Proyecto-de-adecuacion-del-paso-superior-vehicular-P S V -2-vas-ubicado-en-el-km-085080-de-la-carretera-corredor-del-altiplano-tramo-tula-cd-sahagun

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UNIVERSIDAD NACIONAL AUTÓNOMA 
DE MÉXICO 
 FACULTAD DE ESTUDIOS SUPERIORES 
 ARAGÓN 
 
 
PROYECTO DE ADECUACIÓN DEL PASO SUPERIOR VEHICULAR 
(P.S.V.) 2 VÍAS, UBICADO EN EL KM: 085+080 DE LA CARRETERA 
CORREDOR DEL ALTIPLANO, TRAMO TULA –CD SAHAGÚN 
 
T E S I S 
PARA OBTENER EL GRADO DE: 
INGENIERO CIVIL 
 
 
PRESENTA: 
CÉSAR ALEJANDRO VELÁZQUEZ CANDO 
 
ASESOR: 
ING. VICENTE HERNÁNDEZ SÁNCHEZ 
 
 México 2013 
 
UNAM – Dirección General de Bibliotecas 
Tesis Digitales 
Restricciones de uso 
 
DERECHOS RESERVADOS © 
PROHIBIDA SU REPRODUCCIÓN TOTAL O PARCIAL 
 
Todo el material contenido en esta tesis esta protegido por la Ley Federal 
del Derecho de Autor (LFDA) de los Estados Unidos Mexicanos (México). 
El uso de imágenes, fragmentos de videos, y demás material que sea 
objeto de protección de los derechos de autor, será exclusivamente para 
fines educativos e informativos y deberá citar la fuente donde la obtuvo 
mencionando el autor o autores. Cualquier uso distinto como el lucro, 
reproducción, edición o modificación, será perseguido y sancionado por el 
respectivo titular de los Derechos de Autor. 
 
 
 
 
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CONTENIDO: 
INTRODUCCIÓN 
 .- Objetivos. 
 .- Antecedentes. 
 .- Descripción del problema. 
 
1.- ESTUDIOS PREVIOS 
 1.1.- Estudio de topografía 
 1.2.- Estudio de mecánica de suelos 
 
2.- REVISIÓN DE LA LOSA 
 2.1.- Análisis de Volado 
 2.2.- Análisis de losa entre trabes 
 
3.- REVISIÓN DE TRABE CLARO 2-3 
 3.1.- Propiedades de trabes AASHTO para puentes 
 3.2.- Sección Compuesta 
 3.3.- Cargas 
 3.4.- Carga Viva 
 3.5.- Elementos Mecánicos 
 3.6.- Caculo de Esfuerzos 
 3.7.- Determinación del No. de torones 
 3.8.- Perdidas por presfuerzo 
 3.9.- Revisión de los esfuerzos 
 3.10.- Momento Resistente 
 3.11.- Revisión por Cortante 
 
4.-REVISIÓN DE TRABE CLARO 1-2 
 4.1.- Sección Compuesta 
 4.2.- Cargas 
 4.3.- Carga Viva 
 4.4.- Elementos mecánicos 
 4.5.- Momento Resistente 
 4.6.- Revisión por Cortante 
 
 
5.- REVISIÓN DE PILA 
 5.1.- Revisión de Cabezal 
 5.2.- Revisión de Columna 
 
6.- REVISIÓN DE LA CIMENTACIÓN CABALLETE 1 
 6.1.- Cargas Verticales 
 6.2.- Peso Propio 
 6.3.- Empuje de tierras 
 6.4.- Revisión de los esfuerzos en el desplante 
 6.5.- Revisión de la Zapata 
 
7.- REVISIÓN DE LA CIMENTACIÓN PILA 2 
 7.1.- Cargas Verticales 
 7.2.- Peso Propio 
 7.3.- Revisión de los Esfuerzos en el Desplante 
 7.4.- Revisión de la Zapata 
 
8.- PUENTE SEMI INTEGRAL 
 8.1.- Consideraciones Generales 
 8.2.- Análisis de Cargas 
 8.3.- Calculo de los esfuerzos 
 8.4.- Determinación del No. de torones 
 8.5.- Revisión de la continuidad en el apoyo 
 
9.- EXTENSIÓN DE LOSA EN JUNTAS 
 9.1.- Consideraciones Generales 
 9.2.-Revision Extensión de Losa 
 
CONCLUSIONES 
PLANOS 
BIBLIOGRAFIA 
 
 
 O B J E T I V O. 
 
El presente trabajo de tesis tiene por objetivo presentar soluciones alternativas al diseño convencional de 
puentes isostáticos simplemente apoyados cuya superestructura está formada por tramos de losa de concreto 
reforzado sobre trabes presforzadas generalmente apoyadas sobre apoyos integrales de neopreno. 
Generalmente en este tipo de estructuras, el desgaste de las juntas de calzada requiere un constante 
mantenimiento, además de que el deterioro de estos elementos provoca escurrimientos, desconches y 
corrosión tanto en la losa como en trabes y cabezales de pilas y estribos, además de la incomodidad para los 
vehículos que circulan sobre el puente por el golpeteo al paso sobre las juntas. 
 
La solución utilizando puentes integrales y semi-integrales tiene como beneficio que al darles continuidad a los 
tramos del puente con los estribos y las pilas, ya no se requiera de juntas de calzada además de que esta 
continuidad hace que nuestra estructura sea hiperestática y haya una redistribución de elementos mecánicos en 
el puente. Un inconveniente seria que es más laborioso calcular y diseñar una estructura hiperestática, pero con 
los programas de análisis y diseño disponibles en la actualidad como el SAP 2000 esté inconveniente se ve 
minimizado. 
 
Este trabajo está organizado de la siguiente manera: 
 En los capítulos del 1 al 7 se presenta el diseño convencional para este tipo de estructuras a base de 
tramos isostáticos simplemente apoyados, que es la solución tradicional de muchos despachos de cálculo 
en nuestro país. El capítulo 2 presenta el análisis de la losa entre trabes y volado de losa, el capítulo 3 y 4 
corresponden al diseño de las trabes presforzadas de los tres claros; el capítulo 5 trata de la revisión de 
los cabezales y las pilas; el capítulo 6 y 7 hacen referencia a la revisión de los esfuerzos en el desplante de 
la cimentación de los caballetes y las pilas intermedias respectivamente. 
 En el capítulo 8 se presenta la solución como puente semi-integral, dándole continuidad a los tramos de 
la superestructura mediante el colado monolítico con la losa de un diafragma sobre las pilas centrales. Se 
calculó como estructura continua considerando las diferentes etapas de construcción, primero durante el 
montaje de trabes y colado de losa y diafragmas, se consideraron tramo simplemente apoyados y la 
continuidad solo se tomó en cuenta para cargas muertas adicionales y las cargas vivas. 
 En el capítulo 9 se presenta la solución denominada Extensión de Losa, la cual consiste en mantener y 
diseñar los claros simplemente apoyados dándole continuidad única y exclusivamente a las losas. 
 
Finalmente se presentan las conclusiones y recomendaciones de este trabajo. 
 
 
 A N T E C E D E N T E S 
 
La definición de un puente puede ser simplemente el medio para llegar de un punto a otro librando un obstáculo 
o puede ser considerada toda una obra de arte no solo por la función que realiza, sino por la estética y la imagen 
que pueda dar. Un puente está destinado a salvar obstáculos naturales como ríos, valles, lagos o brazos de mar; y 
obstáculos artificiales como vías férreas o carreteras con el fin de unir caminos de viajeros, animales y 
mercancías. 
 
En México el uso de concreto reforzado para puentes comunes es muy general desde los años 50´s, sin embargo 
el uso pres fuerzo y la prefabricación permite el empleo cada vez mas de vigas presforzadas en puentes 
 
El sistema nacional de carreteras constituye el principal medio para el desplazamiento de personas y bienes a 
través de todo el país, La estadística del transporte carretero troncal, en la agilización de las cadenas de 
producción y distribución de mercancías en el territorio nacional, así como en la atención de las actividades de 
exportación y turismo demuestra que se ha incrementado considerablemente el desarrollo nacional. El programa 
carretero se concentra en la modernización y mantenimiento de carreteras priorizando la red básica nacional y 
la integración de los 10 ejes troncales principales para agilizar la movilización de personas y mercancías. 
 
La estrategiade inversión de carreteras del Gobierno Federal se enfoca a la red Básica, debido a su importancia 
para el crecimiento y desarrollo del país. Dentro de ella, los 10 ejes troncales merecen especial atención. Estos 
ejes están integrados por carreteras que soportan un alto volumen vehicular y por ello, concentran un elevado 
porcentaje de la carga y de los pasajeros que se movilizan entre los centros productores y consumidores del 
país, por lo que tienen una alta jerarquía política y social. 
 
Las acciones de modernización se refieren a la ampliación de la sección trasversal de una vía existente con objeto 
de ampliar su capacidad vehicular, por lo que se refiere a la construcción de obra nueva, de dos o más carriles de 
circulación se trata de desarrollar nuevas opciones de comunicación que mejoren las condiciones de operación y 
reduzcan la distancia y los tiempos de recorrido. Resulta pues, necesario y conveniente, contar con cada vez más 
obras diversas como túneles, puentes y demás puentes accesorias que satisfagan los requerimientos de los ejes 
en cuestión, mismas que deberán ser diseñadas para garantizar las altas especificaciones de una carretera de 
estas condiciones. 
 
 
 
• Sistemas Prefabricados en México 
Los sistemas prefabricados de concreto surgieron en México con el uso de métodos europeos y tecnología 
adaptadas a las técnicas de construcción de nuestro país. Apartar de la Segunda mitad del siglo XX se comenzó a 
dar importancia al uso de prefabricado de concreto dando como inicio la construcción e hincado de pilotes de 
concreto prefabricado, desplazando al sistema de pilotes de madera de las cimentaciones profundas, 
demostrando su eficiencia y calidad, prueba de esto es que hoy en día gran cantidad de edificios de nuestro país 
utilizan pilotes prefabricados de concreto. 
 
La creación de pilotes, vigueta y bovedilla, fueron uno de los inicios de los prefabricados, pero no fueron los 
únicos que demostraron la calidad del prefabricado. Con el pasar de los años el sistema ferroviario nacional 
atrajo con interés la idea de mejorar las vías de transito de ferrocarriles, ya que a mediados del siglo XX seguía 
siendo un primordial sistema de comunicación; y para mejorar la calidad de vías férreas, el costo-beneficio de 
fabricación de durmientes de madera se puso en tela de juicio. 
 
El verdadero auge de la industria de los prefabricados de concreto en México es muy reciente. A partir de la 
década de los 90´s. Con la introducción más frecuente de los sistemas pretensados a la infraestructura urbana y 
carretera se hicieron posibles las aperturas del mercado a los prefabricados. 
 
Sistemas que en Europa y Asia hacía ya muchos años habían sido puestos a prueba con grandes resultados 
fueron traídos a México para aplicarlos a la construcción de infraestructura industrial y urbana. Actualmente en 
México se pueden construir naves, parques industriales, tiendas de autoservicio, hoteles, oficinas corporativas, 
entre otros. Los proyectos de alta producción de línea son aquellos que por la demanda se han convertido en 
piezas indispensable en el proceso constructivo: Trabes AASHTO, Trabes cajón, etc. 
 
 
• Conceptos básicos de prefabricados. 
Los elementos prefabricados de concreto engloban dos tipos de sistema que son lo: Pretensados y los 
Postensados. 
Los elementos precolados de concreto van desde el concreto reforzado convencional a los elementos 
presforzados, y requieren cumplir con ciertas características geométricas o de armados de refuerzo y/o 
presfuerzo 
 
El presfuerzo en una estructura, es la aplicación de cargas de diseño requerías realizado de tal forma que mejore 
su comportamiento general en el cual, han sido introducido esfuerzos internos de tal magnitud y distribución de 
esfuerzos resultantes definidos por las cargas externas que equilibren hasta el grado deseado por el proyectista. 
 
1.-El presfuerzo trasformara al concreto en un material elástico: aquí se considera que le concreto es un 
material elástico debido a la precompreción que se le suministra al ser tensado el acero de presfuerzo. El 
concreto es susceptible a esfuerzos de tensión, de hecho se le considera 10 veces menos que su capacidad a la 
compresión. Regularmente se cree que si no hay esfuerzos a la tensión en concreto se le presentan grietas, 
además el concreto no es un material frágil, si no que se convierte en un material elástico capaz de soportar 
esfuerzo a la tensión tal como se muestra a continuación. 
 
 
 
 
 
Para ello el concreto estará sujeto a dos sistemas de fuerza: la aplicación del presfuerzo interno y la carga 
externa. En la Figura se observa como los esfuerzos de tensión producidos por la carga externa se equilibran 
con los esfuerzos de compresión originados por el presfuerzo sin que se origine agrietamiento en la pieza. El 
concreto presforzado requiere de una pre deformación para satisfacer las cargas en las que será sometido, 
teniendo en cuenta que ese elemento se acortara, esto quiere decir que mientras no suceda esto no estará 
presforzado 
 
2.- La combinación de acero y concreto de alta resistencia: este concepto considera al concreto presforzado 
como una combinación de acero y concreto muy similar a la del concreto reforzado, teniendo al acero 
absorbido a la tensión y el concreto a la compresión, teniendo como consecuencia un par resistente del 
elemento presforzado, con un brazo de palanca entre ellos contra el momento exterior. 
 
Si el acero de alta resistencia simplemente se ahogara dentro del concreto, como es el caso del refuerzo 
ordinario, producirá agrietamiento alrededor del presfuerzo, antes de desarrollar su resistencia total. En el 
caso del concreto presforzado se utiliza acero de alta resistencia el cual se deberá de alongar 
considerablemente una longitud para poder utilizar el total de su resistencia. Es necesario pre-estirar y anclar 
el cero contra el concreto, proporcionando que le elemento tenga los esfuerzos y deformaciones de tensión en 
Viga simplemente reforzada Viga presforzada
 
el acero, obteniendo una acción combinada en el ejemplo seguro de los materiales y consiguiendo las 
propiedades mecánicas al máximo del mismo elemento. 
3.-Presforzando se obtiene un balance de cargas: en esta parte se visualiza un intento de balance de cargas en 
el elemento, equilibrando las cargas de gravedad con las internas, para que así no esté sujeto a esfuerzos de 
flexión excesivos, permitiendo trasformar un elemento flexionado en un elemento de esfuerzo directo f = P / 
A simplificando su análisis y diseño. 
 
Para la aplicación del concepto se requiere tomar al concreto como un cuerpo libre y remplazar los tendones con 
fuerzas que actúan sobre el concreto 
 
 
 
 
 
 
La influencia de fuerzas opuestas a las que producen las cargas de trabajo, son proporcionadas mediante los 
tendones o cables de acero de alta resistencia, que al ser tensados proporcionan un empuje de la fuerza interna 
en el sentido contrario a las cargas sobre el elemento, anulando los esfuerzos que se sean ocasionados por 
acciones de la gravedad. 
 
El pretensado se usa para describir la forma de presfuerzo en el cual los tendones se tensan antes de colar el 
concreto. Se requiere de moldes o muertos según sea el diseño del elemento (bloque de concreto enterrados en 
el suelo) que sean capaces de soportar el total de fuerza de presfuerzo durante el colado curado del concreto 
antes de cortar los tendones para que la fuerza pueda ser transmitida al elemento . Este tipo de elementos 
presforzados se fabrican en serie dentro de plantas con instalaciones adecuadas para trasferir presfuerzo en 
una sola operación a varios elementos. El postensado es otra forma de presfuerzo que consiste en tensar los 
tendones y anclarlos en los extremos de los elementos después de que el concreto ha fraguado y alcanzado su 
resistencia necesaria.Antes del colado del concreto se dejan una serie de ductos perfectamente fijos con la 
trayectoria adecuada. Lo que permite variar la excentricidad dentro del elemento a lo largo del mismo para 
lograr las flechas y esfuerzos deseados. Los ductos serán rellenados con mortero o lechada una vez que el acero 
de presfuerzo haya sido tensado y anclado. Las funciones primordiales del mortero son las de proteger el 
presfuerzo de la corrosión y evitar movimientos relativos entre los torones durante cargas dinámicas. En le 
postensado la acción del presfuerzo se ejerce externamente y los tendones se anclan al concreto con 
Viga presforzada
Fuerza uniforme
 
dispositivos mecánicos especiales (anclajes), generalmente colocados en los extremos del tendón. El sistema 
postensado se utiliza ya cada vez en un sistema de puentes con grandes claros y algunos elementos 
prefabricados, su eficiencia de trabajo no se relaciona con el proceso de presfuerzo a la flecha arroja buenos 
resultados en otras de infraestructura en sitios de difícil acceso. 
 
En el postensado la tensión de cables se lleva acabo después de que el concreto se ha vaciado, fraguado y 
alcanzado la resistencia a la compresión mínima (f´ci), la que es capaz de resistir la aplicación de las fuerzas 
opuestas a las de servicio; aplicando la fuerza tensora por medio de gastos hacia el mismo elemento . Aquí se 
utiliza el principio de la no-adherencia de los torones de los torones al usar los tendones educados. Actualmente 
los sistemas pretensados tienen su propio esquema de análisis y diseño para adaptación de sistema en obra. Pero 
las dos vertientes del sistema de presfuerzo tienen sus diferencias, mientras un pretensado se ejecuta en una 
planta de prefabricados en condiciones óptimas debido a que sus tendones son previamente colocados antes del 
colocado del concreto y a que su tensado se retira hasta que el concreto adquiere determinada resistencia, los 
elementos postensados aplican el presfuerzo con tendones que se colocan después de la fabricación y el 
tensado de estos se ejecuta una vez que el concreto ha fraguado y alcanzado su resistencia suficiente ( este 
sistema es recomendable para utilizarse en zonas de difícil acceso como el caso de trabes postenadas de 
puentes). 
 
Los elementos postensados y pretensados son recomendables pero las ventajas que tiene el pretensado sobre el 
postensado se verá mejor en el control de calidad que da una planta de pretensados. 
 
 
• Presfuerzo para Puentes 
Se sabe de las bondades del uso de presfuerzo para puentes de claros pequeños y medianos donde se producen 
en elementos en serie. Para diversas condiciones y problemáticas se tiene una gama de posibilidades en 
presfuerzo: 
•Losas extruidas o alveolares pretensadas con losa colada en sitio. 
•Vigas “T ” , “ I” o cajón con losa colada en sitio 
•Vigas postensadas con losa, ambas coladas en sitio 
 
Vigas de sección cajón, de una sola pieza o en dovelas, pretensadas o postensadas. 
 
Las losas extruidas o alveolares pueden ser utilizadas en claros cortos, menores que 8m, aunque tiene una gran 
desventaja, al no tener acero de refuerzo, puede presentar una falla frágil por cortante ante cargas 
 
extraordinarias. Por ello deben considerarse factores de carga mucho mayores para evitar que una vez que se 
rebase el cortante resistente del concreto ocurra la falla del puente. 
Al igual que para las losas extruidas prefabricadas, sobre las superestructuras, formadas por vigas pretensadas T 
, I AASHTO o cajón, se cuela en sitio la losa. Para claros cortos, menores que 25m, la sección T es muy efectiva, y 
para claros mayores, las secciones I o cajón con aletas son más eficientes. La trabe cajón con aletas debe su gran 
eficiencia a tres factores principales: (1) mayor rigidez torsional que evita, en la mayoría de los casos, el uso de 
diafragmas intermedios; (2) ancho inferior para albergar más torones y así proporcionar mayor excentricidad al 
presfuerzo aumentando los esfuerzos y el momento resistente de la sección; (3) la presencia de las aletas elimina 
el uso de la cimbra para colar la losa y permite el empleo de un menor peralte de la misma (15cm) comparado 
con el requerido para una viga I (18 cm). 
 
 
 
 
 
 
 
• Clasificación de puentes 
Para determinar los alcances es bueno clasificar los puentes, los puentes se pueden clasificar por su tamaño, tipo 
estructural, importancia, resistencia lateral y geometría. En función de la longitud del claro L se pueden clasificar 
como: 
Alcantarillas L ≤ 6m 
Puentes de claro medio 6m < L ≤ 60m 
Puentes de grandes claros L > 60m 
Los puentes a los que nos referimos en este manual son los de claros medios y las alcantarillas. 
 
 
• Tipo estructural 
De acuerdo a su comportamiento elástico los puentes se pueden clasificar como 
•Simplemente apoyados 
•Continuos 
Losa colada in situ
Vigas Cajon con aletasVigas I AASHTO
 
Los segundos incluyen desde puentes de claros medianos, con continuidad solamente en la 
superestructura, hasta puentes colgantes, atirantados y empujados. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 En los puentes continuos se reduce la magnitud del momento flexionante positivo al centro del claro, por lo que 
se pueden obtener claros más largos con el mismo peralte de las trabes. Las principales ventajas de los puentes 
continuos son: 
 
· Menor peralte que los puentes simplemente apoyados 
· Se requiere un menor número de apoyos 
· Menos juntas constructivas, con la ventaja evidente de lograr una superficie de rodamiento sin interrupciones 
· La deflexión y la vibración son menores 
 
 
Al mismo tiempo, los puentes continuos tienen las siguientes desventajas: 
· Los asentamientos diferenciales pueden causar efectos importantes en toda la estructura, por lo que su uso no 
se recomienda en estructuras sobre suelos blandos 
· La colocación del refuerzo es más complicada 
· El análisis y diseño son más complejos 
PUENTES TIPO GERBER
Mayor claro
PUENTES SIMPLEMENTE APOYADOS
Requiere junta de expancion
Requiere
pilas anchas
Requiere
dos apoyos
PUENTES CONTINUOS
Solo necesita
un apoyo
Pila menos
 ancha
 
Una combinación eficiente de ambos tipos de estructuración es la solución tipo Gerber. En esta solución se coloca 
una trabe central simplemente apoyada justo en los sitios correspondientes a los puntos de inflexión, momento 
igual a cero, de una viga continua. Este es un sistema adecuado para usar elementos pretensados en esa viga 
central y otros con las mismas características, ya sean también pretensados, reforzados o postensados colados en 
sitio, formando el voladizo o cantiliver. 
 
 
◘ Estructuración de Puentes 
La estructura de un puente está compuesta fundamentalmente por dos partes: subestructura y superestructura. 
SUPERESTRUCTURA: La superestructura comprende todos los componentes que se encuentran por encima de los 
elementos de soporte. 
 
· Superficie de rodamiento, sobre la cual circulan los vehículos. Puede ser de asfalto o de concreto. 
· Losa, cuya función principal es distribuir las cargas transversal y longitudinalmente en toda la longitud del 
puente. 
· Vigas. Las vigas son los miembros principales del puente y se diseñan para resistir el trabajo a flexión. 
 
SUBESTRUCTURA La subestructura está formada por todos los elementos que requiere la superestructura para 
sustentarse, como son apoyos, columnas, pilas, estribos y cabezales Su función es la de transmitir eficientemente 
las cargas de la superestructura a la cimentación. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
◘ Puentes INTEGRALES y SEMI-INTEGRALES 
 
Un puente integral es aquel que no dispone de aparatos de apoyo ni juntas de dilatación tanto en pilas como en 
estribos. El concepto sirve para cualquier tipología de tablero, tanto in situ como prefabricado, de concreto o 
mixto.Si se disponen apoyos de neopreno en los estribos sin juntas de dilatación y las pilas están empotradas en 
el tablero se conoce como puente semi-integral. El concepto no es nuevo, muy al contrario, hasta el siglo XIX 
todos los puentes eran integrales, con el desarrollo de los puentes metálicos y de concreto surge la necesidad de 
absorber los movimientos del tablero de origen térmico y reológico y con ello se generalizó el uso de juntas de 
dilatación y apoyos. 
 
 
 
 
 
PUENTE INTEGRAL SIN JUNTAS, SIN APOYOS MÓVILES, 
COLUMNAS Y ESTRIBOS EMPOTRADAS EN EL TABLERO 
 
El auge de los puentes isostáticos de vigas prefabricadas desde los años 60 conlleva el uso de numerosos apoyos 
de neopreno bajo los extremos de las vigas y de juntas de dilatación intermedias entre ellas. En las últimas 
décadas se desarrollan puentes continuos de concreto pretensado y mixtos que eliminan las juntas intermedias 
entre claros pero requieren de apoyos de neopreno de mayor altura y juntas con mayor recorrido. Lo mismo 
sucede con los puentes prefabricados en los que se tiende a eliminar parcial o totalmente las juntas intermedias 
dando continuidad a la losa de compresión y más recientemente se desarrollan soluciones prefabricadas con 
continuidad posterior mediante pretensados. Es decir, la evolución en los últimos 100 años en la concepción de 
puentes parte del uso generalizado de tableros isostáticos con numerosas juntas y apoyos hacia la progresiva 
eliminación de las juntas intermedias y reducción en el número de apoyos. 
 
 
 
 
PUENTE SEMI–INTEGRAL, SIN JUNTAS 
CONSERVA APOYOS MÓVILES 
 
 
 Ventajas e Inconvenientes: 
 
 El desarrollo de grandes infraestructuras de transporte especialmente por carretera ha tenido un gran auge en 
el siglo XX, especialmente en su segunda mitad, este hecho unido a los importantes avances en el desarrollo de 
nuevos materiales y tecnologías de construcción ha incrementado exponencialmente el número de puentes 
existentes en el mundo y sus diversas tipologías. 
En el diseño de los puentes tradicionalmente solo se pensaba en producir estructuras con un adecuado grado de 
funcionalidad y resistencia sin tener en cuenta la vida útil de la estructura ni su durabilidad. 
Recientemente la preocupación por la durabilidad de los puentes es muy importante en todos los países 
desarrollados, tanto en la ampliación de su vida útil reparando los defectos existentes como en la preocupación 
por la mayor durabilidad de las nuevas estructuras a construir. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
DETERIORO DE JUNTAS DE DILATACIÓN EN TABLEROS ISOSTÁTICOS 
(Foto otorgada por la SCT) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
EL MANTENIMIENTO Y CONSERVACIÓN DE ESTE TIPO DE ESTRUCTURAS 
 SE VUELVE MUY FRECUENTE Y COSTOSO. MUCHOS DE LOS PROBLEMAS SE ORIGINAN POR LA FILTRACIÓN 
DE AGUA Y MATERIAL ENTRE LAS JUNTAS DE EXPANSIÓN 
(Foto otorgada por la SCT) 
 
 
En los países desarrollados los costes de mantenimiento de los puentes se han desbordado en los últimos años, 
empezando por Estados Unidos que posee la red más extensa y con mayor cantidad de puentes con una cierta 
antigüedad, sirva como ejemplo que en el año 2003 en Estados Unidos había 160,570 puentes funcionalmente 
obsoletos o estructuralmente deficientes (el 27% del total), lo que supone un coste estimado de 9.4 billones de 
dólares anuales para los próximos 20 años. En Europa los primeros países en tomar medidas para mejorar la 
durabilidad de los puentes han sido Alemania y el Reino Unido. 
 
En México a la necesidad de conservar el patrimonio existente se puede y se debe desde el punto de vista del 
proyectista procurar concebir estructuras que reduzcan las necesidades futuras de conservación, para un país que 
adolece de conservación en la mayoría de sus obras civiles, este punto es primordial. 
 
La tendencia mostrada por los países que ya se han enfrentado con estos problemas se traduce entre otras 
medidas en la reducción en el uso, siempre que sea técnicamente posible y aconsejable, de los elementos que 
con mayor frecuencia exigen operaciones de mantenimiento y conservación y que pueden afectan a la 
 
durabilidad de otros elementos estructurales, es decir los apoyos y juntas, que poseen una vida útil muy inferior a 
la de los puentes y que por tanto requieren de operaciones de inspección, mantenimiento y sustitución 
periódicas. 
Entre las medidas propuestas en Estados Unidos para reducir las necesidades de mantenimiento de los puentes 
se cita en el reciente Informe realizado por The American Society of Civil Engineers' en 2005 titulado “Report Card 
for America's Infrastructure” usar la tecnología más reciente y la que mejor experiencia ha producido en el país. 
Los puentes integrales se vienen realizando en los Estados Unidos desde los años 50 por algunos estados y con 
gran profusión por las autoridades de transporte de la mayoría de los estados en las 3 últimas décadas, existiendo 
numerosas publicaciones, congresos y guías de detalles editados por sus departamentos de transporte y por las 
universidades norteamericanas. 
En el Reino Unido el interés por los puentes integrales se ha producido en los últimos 20 años, con numerosos 
ejemplos de aplicación y publicaciones especializadas como la SCI-P- 163 Integral Steel Bridges — Design guidance 
o la guía CIRIA C543 publicada en 2001 por el Construction Industry Research and Information Association por 
encargo de la Quality Services Civil Engineering Division of the Highway Agency, dedicada a divulgar detalles y 
prácticas constructivas encaminadas a reducir los problemas de durabilidad, que dedica un capítulo a la 
concepción de puentes integrales. Recientemente se ha publicado en el Reino Unido la normativa de diseño 
“Design for Durability” BA & BD 57/01 y BA 42/96 “The Design of Integral Bridges”. 
 
Como resumen se puede decir que los puentes integrales son más económicos que los puentes convencionales 
tanto desde el punto de vista de la construcción como del mantenimiento. Los aparatos de apoyo y juntas son 
caros de adquirir, instalar, mantener, reparar y sustituir. Los problemas de corrosión más frecuentes se producen 
por el paso de agua con sales desde la calzada a través de juntas a los extremos de los tableros (resulta 
especialmente problemático en vigas de hormigón y metálicas), a los apoyos y a la infraestructura. Las juntas se 
colmatan con suciedad, piedras y basura pudiendo perder sus funciones. 
En Estados Unidos los mayores costos de mantenimiento en puentes son debidos a problemas originados por 
juntas en mal estado. Las juntas están sometidas al paso continuo de tráfico y al fuerte impacto de cargas cíclicas 
así como a los movimientos de expansión y contracción causados por los cambios de temperatura, retracción, 
fluencia y movimientos diferidos causados por posibles asientos diferenciales y movimientos de los estribos 
debidos al empuje del terreno (Un estudio de 1985 de la FHWA norteamericana en 580 estribos detectó que el 
75% de ellos había experimentado movimientos horizontales y mayormente verticales). 
La otra gran ventaja de los puentes integrales se refiere a la mejora en la transición entre el terraplén de acceso y 
la estructura, que debido a los asientos de los terraplenes y a las difíciles compactaciones tras los estribos pueden 
producir escalones, que no solamente provocan incomodidad a los conductores sino que se pueden producir 
accidentes a grandes velocidades y efectos dinámicos importantes, especialmente en puentes de ferrocarril y 
puentes situados en zonas sísmicas. Reparar dichos escalones es costoso y requiere cortes de tráfico. 
En los puentes integrales se optimiza esta transición por las siguientes razones: 
 
 • La losa al tener continuidad con el tablero se configura como un elemento de transición entre el firme de la 
calzada y el pavimento del puente, evitando que se pueda producir un escalón yfavoreciendo la seguridad y 
comodidad del tráfico. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ESQUEMA DE PUENTE INTEGRAL EN EL ESTRIBO, 
LA LOSA, PILA Y LOSA DE ACCESOS SE HACEN CONTINUOS 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
PUENTE SEMI-INTEGRAL, 
 SIN JUNTA PERO CON APOYO MÓVIL 
 
 
Losa
Viga
Pila
Losa de
 acceso
Arriostramiento
Cabezal
Sin junta
Viga
Pila
Losa de
 acceso
Apoyo
movil Cabezal
 
 
 • No es necesaria la realización de cuña de transición ya que al no tener un estribo convencional la 
compactación del terraplén se realiza en dos fases, una primera hasta el plano de apoyo del estribo integral, 
posteriormente se realizan los pilotes del estribo, se ejecuta éste y se termina de rellenar y compactar 
manualmente en una altura pequeña, el posible asiento de éste modo será menor y no se percibirá gracias a la 
losa de transición, que al no disponer de junta evita la filtración de agua al terraplén y evita que se deteriore su 
comportamiento. 
La compactación manual es menor en este tipo de estribos que en los convencionales. 
 • Otra posibilidad que brindan los puentes integrales se produce en la sustitución de estructuras, ya que los 
estribos integrales pueden ser construidos alrededor de las cimentaciones existentes sin requerir su demolición 
completa. 
 
Estructuralmente los puentes integrales son más seguros en casos de catástrofe, debido a su elevado 
iperestatismo. Las juntas constituyen un potencial mecanismo de colapso en la estructura. Los estribos integrales 
eliminan la causa de daño más frecuente en caso de sismo, falta de apoyo del tablero (especialmente en puentes 
de vigas). En Estados Unidos se ha comprobado que en caso de sismo los puentes integrales han funcionado 
mejor que aquellos que tenían juntas y apoyos, que han sufrido daños en estos elementos que han debido ser 
reparados. La administración federal de autopistas de Washington (FHWA), por ejemplo, recomienda el uso de 
puentes integrales en zonas de alto grado sísmico. 
Otro problema que se minimiza con los puentes integrales es el de las tolerancias que se requieren en puentes 
con apoyos y juntas. 
 
 Limitaciones e Inconvenientes: 
Las principales limitaciones para el uso de puentes integrales y sus principales inconvenientes son los siguientes: 
 •Limitación de longitud: Tradicionalmente se ha considerado como claros máximos admisibles para la 
realización de puentes integrales entre 80 y 100 m dependiendo de los países y estados de Estados Unidos donde 
se construyen. La mayoría de los puentes que se construyen en el mundo (aproximadamente el 80%) tienen 
longitudes inferiores a 100 m y por tanto serían susceptibles de adoptar esta tipología. En Estados Unidos se 
realizan puentes integrales de concreto (generalmente de vigas prefabricadas) hasta 240 m y metálicos hasta 120 
m, aunque en casos excepcionales se han realizado puentes integrales de mayor longitud. 
 •Limitación de esviaje:. El problema del esviaje es debido a la fuerza necesaria para estabilizar la rotación del 
estribo, según el estudio “Integral abutments for steel bridges” encargado por el departamento de transportes de 
Tennessee para un esviaje de 30º se necesita movilizar el 50% del empuje pasivo del trasdós del estribo y para un 
esviaje de 45º el 70%, estos valores exceden la resistencia por rozamiento del relleno contra el estribo o la 
 
resistencia al corte del relleno, por lo que en casos de gran esviaje sería necesario realizar tacones pasivos o 
utilizar la solución semi-integral con apoyos de neopreno en los estribos. 
 • Limitación de radio de curvatura en puentes curvos: el radio se suele limitar a 10 veces la anchura del tablero 
y el ángulo de apertura a 40°. 
 • En terrenos rocosos o muy deformables no resulta adecuada la solución de puente integral, siendo más 
recomendable la tipología de puente semi-integral. 
 • Limitación de asientos máximos admisibles: no se recomiendan en terraplenes muy elevados y en obras 
asentadas sobre terrenos muy deformables. 
 • El mayor problema del dimensionamiento de los puentes integrales consiste en las incertidumbres que se 
plantean tanto en la determinación de los desplazamientos horizontales a los que va a estar sometido el estribo 
como en la interacción del terreno de asiento del estribo-estructura y asiento de la calzada de acceso. Esta 
incertidumbre sólo podrá reducirse con la experiencia obtenida de los puentes ejecutados y de los trabajos de 
investigación que se realicen, igual que se está haciendo en las distintas administraciones estatales de los Estados 
Unidos y de Inglaterra y Escocia, donde además de la instrumentación de puentes se está trabajando en las 
universidades en la creación de modelos numéricos más reales que simulan la interacción terreno-estructura, 
como la tesis doctoral de Cheng Yi Pik, del departamento de Ingeniería Civil de la Universidad de Ciencia y 
cnología de Hong Kong, que investiga especialmente los efectos de la densificación del terreno y el rozamiento 
estribo-terreno. 
 
 
Los puentes integrales no son aplicables en todas las estructuras, como ya se ha indicado en el apartado anterior, 
el planteamiento de esta solución dependerá inicialmente de la longitud total de la estructura, de la tipología del 
tablero y los movimientos horizontales esperables, del esviaje necesario y de la altura de pilas. La solución más 
habitual para cimentación consiste en realizar una hilera de pilotes metálicos hincados muy flexibles, compatibles 
con los desplazamientos horizontales del tablero y que transmiten las cargas verticales al terreno. Los perfiles 
más utilizados son los de sección tubular. También se pueden realizar pilotes de hormigón tanto in-situ como 
prefabricados, siempre que trabajen en rango elástico, y soluciones mixtas con perfiles embebidos en hormigón 
cuando los terrenos presentan una baja capacidad portante o una baja deformabilidad, utilizando el perfil sin 
hormigón en la parte superior para conseguir la flexibilidad necesaria y mixto o de hormigón en la inferior para 
tener mayor superficie y por tanto resistencia por fuste. También es posible realizar la cimentación del estribo 
con una zapata convencional con apoyos de neopreno cuando la deformabilidad horizontal del terreno es baja, la 
deformabilidad vertical es alta o no es posible realizar la hinca de los perfiles al tratarse de terrenos rocosos o 
muy compactos. 
 La longitud de los claros extremos de la estructura viene condicionada por tanto por la solución que se adopte 
para los estribos, con pilotes hincados o perforados o con zapatas, en el caso de puentes situados con la vía 
inferior en desmonte y la superior en terraplén se puede realizar una estructura más económica educiendo la 
 
longitud de los claros extremos utilizando soluciones semi-integrales con estribos cerrados con apoyos de 
neopreno. 
En los puentes integrales y semi-integrales la losa de transición se suele empotrar en un extremo en el tablero, 
disponiendo en el otro extremo una junta con el pavimento de la calzada que permite absorber los movimientos 
horizontales. Bajo dicho encuentro se suele disponer un durmiente de hormigón armado que impide el 
desplazamiento vertical en el extremo de la losa pero permite el desplazamiento horizontal al disponer entre 
ambas una banda asfáltica. La junta se realiza con material elástico sellada. 
El terreno del trasdós del estribo debe ser granular para acomodarse a los movimientos de contracción y 
expansión. El trasdós de estribo y aleros deben impermeabilizarse y colocar un geo textil drenante así como un 
tubo dren que conduzcan el agua evitando que se produzca empuje hidrostático y arrastre de finos. Algunos 
puentes en Estados Unidos y el Reino Unido han tenido problemas debido a los ciclos de expansión y contracción 
que modificaban la interacción terreno-estribo, que se han solucionado utilizando geo textiles realizados con 
materialcompresible que se adapta a los movimientos del estribo. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
D E S C R I P C I Ó N D E L P R O B L E M A. 
 
Se proyectará por parte de la SCT la construcción de un P.S.V. para el cruce de la carretera Tula-cd. Sahagún con 
la finalidad de dar suficiencia a esta importante arteria de circulación, La zona donde se proyectara la estructura 
se aprecia de ser una región de cultivo y relativamente plana, de infraestructura cuenta solo con la carretera que 
circula de Ciudad Sahagún a Jaltepec México. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
UBICACIÓN DEL P.S.V. 
 
 
Esta carretera hacia Jaltepec México. Tiene un crucero con vías de FFCC. a 136.75 m de distancia a partir del cruce 
con el eje de trazo principal (autopista). 
El cadenamiento real de cruce es KM 85+078.062 
Probablemente no interfiera con el proyecto del puente, sin embargo es recomendable tenerlo presente. 
P.S.V. km: 085+080 
 
El proyecto del PSV, consideraba en un principio que fuera la circulación en ambos sentidos, y posteriormente en 
una segunda etapa se construiría un segundo PSV, separados de eje a eje 20,0 m., y para que en su momento se 
“convirtieran” cada cuerpo de un solo sentido de circulación. 
 
La adecuación aplica a un cuerpo ya que se contaba con proyecto previo, en dicha adecuación se reduce el ancho 
de corona a 10.50 m. quedando en la zona de la estructura de 11.56 m. el proyecto del segundo cuerpo se 
considera a 17.00 m. eje a eje y con dimensiones iguales a la del primer cuerpo. 
 
Tanto la adecuación como el proyecto del PSV conserva el planteamiento original, tres claros, en extremos de 
10.00 m. y en la parte central de 15.00 m. y con el trazo horizontal esviajado en el sentido derecho con un ángulo 
de 22º 07’ 49” 
 
 
 
 
 
ELEVACIÓN DE LA ESTRUCTURA 
 
Superestructura: la superficie de rodamiento estará conformada por una losa de concreto colada in situ y una losa 
prefabricada de 15 y 7 cm. de espesor respectivamente, cabe hacer mención no se colocara carpeta asfáltica por 
tal se considera el espesor de 22 cm. para la losa (losa y losa prefabricada). Se apoyara trabes AASTHO separadas a 
1.60 m. en un ancho tributario de 9.60 m. por lo que los volados en extremos son pequeños de acuerdo a esta 
descripción. 
 
Únicamente para el claro tramo central se colocara el diafragma intermedio mientras que sus extremos se 
considera el diafragma de concreto. Como ya se ha mencionado, las trabes son AASHTO TIPO III (1,15 m de 
peralte) separadas a 1.60 m. Centro a centro, en tramos extremos serán de concreto reforzado y para el tramo 
central será de concreto pretensado, las cuales siguen las especificaciones de AASHTO (American Association of 
State Highway and Transportation Officials). 
 
1 2 43
10 15 10
ELAVACION DE LA ESTRUCTURA
 
Las trabes serán apoyadas sobre placas de neopreno de sección 30x40x4.1 para apoyo fijo y 30x40x5.7 para apoyo 
móvil. 
En los caballetes, el cabezal, quien recibe las trabes, para transmitir sus reacciones a la cimentación, es una trabe 
sobre apoyos (columnas), de sección rectangular variable, en los costado se ubican un alero y en la parte posterior 
un diafragma. 
La pila, constituida por un cabezal de concreto reforzado apoyado sobre columnas de sección circular de concreto 
reforzado y diámetro de 1.20 m. 
 
Para ambos tipos de apoyos se desplantarán a base de cimentación superficial (zapatas corridas de concreto 
reforzado) 
 
 
 
◘ Análisis de la estructura. 
 
Para realizar el trabajo, se dividió en el análisis de cada uno de los elementos de forma individual: 
 Losa. 
 Trabes. 
 Cabezal. 
 Pilas. 
 Cimentación. 
 
 
 
 Grupos de Cargas 
 
Los elementos de la estructura o de la cimentación sobre la que se apoye, se diseñaran para resistir, en 
condiciones de seguridad, todos los grupos de carga que sean aplicables al tipo de estructuras y a las condiciones 
particulares del sitio en donde esta se ubique, considerando lo siguiente: 
 
Cada grupo de carga se integra por la combinación de cargas permanentes, variables y eventuales que sean 
aplicadas. 
 
 Combinación de carga permanentes ETCMCP ETCMN 
 Combinación de carga variable FCIVCV FCVN 
 Combinación de carga eventual 
SPPLTCAFLSVCVVECE SPPLACTFLSVCVVEN 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 Concepto 
CM Carga muerta 
ET Empuje de tierra 
V Carga Viva 
I Impacto 
FC Fuerza centrifuga 
VE Viento sobre la estructura 
VCV Viento sobre la carga viva 
S Sismo 
FL Franje 
A Acotamiento de arcos 
C Efecto de la contracción por fraguado 
T Efecto de temperatura 
PL Empuje dinámico del agua 
SP Supresión 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Grupo 
Coeficiente para cargas 
Fa
ct
o
e 
d
e 
ca
rg
a 
Fa
ct
o
r 
d
e 
 
in
cr
em
en
to
 
d
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es
fu
er
zo
s 
Perma- 
nentes 
Variables Eventuales 
CM ET V FC VE VCV S FL ACT PL SP FEA 
C
ar
ga
s 
d
e
 t
ra
b
aj
o
 
I 1 1 1 0 0 0 0 0 1 1 1 
II 0 0 0 1 0 0 0 0 1 1 1.25 
III 1 1 1 0.3 1 0 1 0 1 1 1.25 
IV 1 1 1 0 0 0 0 1 1 1 1.25 
V 1 0 0 1 0 0 0 1 1 1 1.4 
VI 1 1 1 0.3 1 0 1 1 1 1 1.4 
VII 1 0 0 0 0 1 0 0 1 1 1.33 
Fa
ct
o
re
s 
d
e
 C
ar
ga
s 
I 1.5 1 0 0 0 0 0 1 1 1.3 
II 0 0 1 0 0 0 0 1 1 1.3 
III 1.2 1 0.3 1 0 1 0 1 1 1.3 
IV 1.2 1 0 0 0 0 1 1 1 1.25 
V 0 0 1 0 0 0 1 1 1 1.25 
VI 1.2 1 0.3 1 0 1 1 1 1 1.25 
VII 0 0 0 0 1 0 0 1 1 1.3 
 
 
 
◘ Materiales especificados. 
 
Las características de los materiales empleados en la construcción, se obtuvieron de los Planos Estructurales y 
Memoria de Cálculo original proporcionados, ref.1. Los cuales se anexan al presente documento. Los valores no 
especificados en la referencia, se suponen como mínimos de acuerdo a las especificaciones de la NTC. 
 
 El acero de refuerzo corrugado con forme a la norma ASTM A615 Gr 60, con un esfuerzo mínimo a la 
fluencia de 24200 cm
kg
Fy . 
 Acero de presfuerzo con una resistencia ultima mínima de 219000 cm
kg
Fu . 
 
 
Acero. 
 22039000 cm
kg
Ea 
 
Tabla de Resistencias y Observaciones del Concreto 
Elementos 
Resistencia 
 
f'c (
kg
/cm
2
) 
Módulo de 
elasticidad 
Ec (
kg
/cm
2
) 
Revenimiento 
 
(cm) 
Observaciones 
Losas 250 221360 4 
Trabes 350 262000 14 Aditivo para bomba 
Cabezal 250 221360 14 
Pilas 250 221360 18 
Cimentación 250 221360 14 
Se recomienda 
Incluir Impermeabilizante 
Integral 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
1. E S T U D I O S P R E V I O S 
 
 
1.1.- Estudio de topografía 
 
Descripción del levantamiento topográfico. 
PROYECTO: Libramiento Norte de la Ciudad de México. 
UBICACIÓN: PSV Sahagún - Jaltepec 
TRAMO: Tula – Sanctorum KM 85+080 
 
Levantamiento Topográfico Planimétrico 
De acuerdo al cadenamiento y las coordenadas geográficas se procedió a localizar el crucero, y definir la zona de 
200m por 100m a levantar. 
Una vez localizado, a partir de dos estaciones de poligonal de apoyo, se procedió a levantar los elementos 
constructivos existentes como El eje del trazo principal 500m, el camino secundario 300m. 
Levantamiento Topográfico Altimétrico. 
Este se realizó tomando como base el seccionamiento en los cadenamientos @20.00m del trazo del eje principal, 
con puntos equidistantes de aproximadamente 20m entre estos, a criterio según lo requería la configuración del 
terreno.. 
Dicho levantamiento se realizó también a partir de la poligonal de apoyo con la Estación Total. 
Tomas Fotográficas de la zona levantada, con cámara digital. 
Proceso de la información (gabinete). 
 
El equipo utilizado en el levantamiento (estación total) guardar la información en su memoria por lo tanto está, 
de forma electrónica es trasladada a la computadora, los datos son valores de “X, Y, Z”, de cada punto levantado. 
Finalmente se procede a elaborar los planos con ayuda del software AUTOCAD y CIVILCAD. 
 
 
Para elproceso de la información fotográfica, que también es electrónica se utiliza además el software EXCEL. 
 
 
VISTA DE LA CARRETERA A CIUDAD SAHAGÚN. 
(Foto otorgada por la SCT) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
METODOLOGÍA. 
 
Localización y reconocimiento de la zona a levantar; esta se realiza con los datos del cadenamiento del eje 
de trazo principal, las coordenadas UTM: y el croquis de localización. 
 
Una vez reconocida la zona, en este caso se considera desarrollar una poligonal de apoyo de tres vértices. 
 
A partir de dichos vértices de la poligonal se realiza el levantamiento por el Método de Radiaciones, el cual 
consiste en tomar ángulos horizontales, verticales y distancias de cada punto levantado. 
 
Los vértices de la poligonal de apoyo tienen valores de “X; Y y Z”, por lo tanto la estación total cuenta con 
un programa que calcula para cada punto estos valores (X; Y; Z), que son los datos electrónicos que se 
trasladan a la computadora, para el proceso de los planos. 
 
En este caso no es necesario ejecutar algún cálculo de ajustes de poligonal de apoyo, ya que solo son dos 
Vértices. Además el equipo mismo tiene una precisión en distancias 5mm. + 2ppm. (Ver especificaciones) 
 
Todo el levantamiento se realiza con estación total 
 
RELACIÓN DE PERSONAL Y EQUIPO. 
Personal: 
Ing. Topógrafo. 
Auxiliar 
Cadenero 
Dibujante técnico. 
Equipo: 
 
Estación total leica (TC-407) 
 
 
 
ESPECIFICACIONES: 
CON LAS SIGUINTES CARACTERISTICAS TECNICAS: 
-Aumentos: 30x 
-Lectura Mínima: 1" 
-Precisión Angular: 7" 
-Precisión en distancias: 5mm + 2 ppm 
-Alcance con un Prisma: Hasta 3500 Mts 
-Memoria Interna de hasta 10.000 puntos 
-Plomada Láser con Puntero 
-Doble Compensador Electrónico Vertical 
-Doble Pantalla con Teclado Alfanumérico 
 Programas internos de topografía 
-Levantamiento y Orientación, Estación Libre, Replanteo, Distancia entre Puntos, Arrastre de Cotas, 
Calculo de Superficies, Alturas Remotas. 
 
Equipo de oficina: 
Computadora equipada con los paquetes correspondientes, AutoCAD, Civilcad, Word, Excel. 
 
Equipo menor 
 
 
 
 La zona levantada son terrenos de cultivo y relativamente plana, de infraestructura cuenta solo con la carretera 
que circula de Ciudad Sahagún a Jaltepec México. 
 
Esta carretera hacia Jaltepec México. Tiene un crucero con vías de FFCC. a 136.75 m de distancia a partir del cruce 
con el eje de trazo principal (autopista). 
El cadenamiento real de cruce es KM 85+078.062 
Probablemente no interfiera con el proyecto del puente, sin embargo es recomendable tenerlo presente. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 1.2.- Estudio de mecánica de suelos 
 
La Secretaría de Comunicaciones y Transportes, por conducto de la Dirección General de Carreteras Federales, 
realiza los trabajos correspondientes a estudios, proyectos y construcción de las estructuras requeridas en la 
Carretera Libramiento Norte de la Ciudad de México, en el Tramo Tula-Cd. Sahagún, entre las que se encuentra el 
PASO SUPERIOR VEHICULAR, DE DOS VIAS, “SAHAGUN-JALTEPEC”, localizado en el Km 85+080. 
Cabe señalar que inicialmente el proyecto de la carretera contemplaba un solo cuerpo, y posteriormente se amplió a 
dos. En este sentido, se contaba ya con un estudio geotécnico para el Cuerpo Derecho, pero con la finalidad de 
establecer las condiciones estratigráficas en los apoyos extremos de la estructura del Cuerpo Izquierdo, y con ello 
definir el tipo de cimentación más apropiada para la futura estructura, se realizó un estudio de mecánica de 
suelos complementario. 
 
El sitio del cruce tiene la siguiente localización: 
NOMBRE : PSV (2V) “SAHAGUN-JALTEPEC” 
CARRETERA : LIBRAMIENTO NORTE DE LA CIUDAD DE MÉXICO 
TRAMO : TULA-CIUDAD SAHAGÚN 
KM : 85+080 
 
 
 
 OBJETIVO Y ALCANCE DEL ESTUDIO 
El presente estudio tiene como objetivo determinar las características del subsuelo en el sitio donde se 
proyecta la construcción del PSV “Sahagún-Jaltepec”, localizado en el Km 85+080 de la Carretera 
Libramiento Norte de la Ciudad de México, a fin de establecer el tipo de cimentación más conveniente para 
la estructura. 
 
Los aspectos que se cubren en el estudio, como parte de su alcance, son los siguientes: 
 
• Descripción de los trabajos de campo y de los ensayes de laboratorio efectuados, así como la 
presentación de sus resultados. 
 
• Solución de cimentación. 
 
• Cálculo de capacidad de carga. 
 
• Análisis de asentamientos. 
 
• Estabilidad taludes en excavaciones y terraplenes de acceso. 
 
• Empujes horizontales sobre elementos de retención. 
 
• Conclusiones y recomendaciones. 
 
En los Anexos 1 y 2 se consigan tabular y gráficamente los resultados obtenidos en los trabajos de campo y 
laboratorio, así como de la ingeniería geotécnica desarrollada para el proyecto en cuestión, mientras que 
en el Anexo 3 se presenta el Perfil del Suelo sobre el eje de proyecto. En el Anexo 4 se muestran algunas 
fotografías que fueron tomadas durante la ejecución de los trabajos de campo; los registros de los trabajos 
de campo efectuados para el presente proyecto se presentan en el Anexo 5, y la relación de equipo, 
materiales y personal se consignan en los Anexos 6 y 7. 
 
 
 
 
 TRABAJOS DE CAMPO 
 
La exploración del subsuelo tuvo la finalidad de determinar las características y las condiciones 
estratigráficas en el área de desplante de los apoyos extremos de la estructura en el Cuerpo Izquierdo. 
Teniendo en cuenta el tipo y la magnitud de la estructura proyectada, así como el conocimiento 
aproximado del subsuelo de la zona, se llevó a cabo la siguiente exploración geotécnica: 
 
• Dos sondeos profundos, del tipo de penetración estándar, a profundidades entre 8.80 y 17.10 m. 
 
En la Fig. 1 se presenta la localización de los sondeos ejecutados, situados a 20.0 m a la izquierda del cruce 
de proyecto (dirección Sanctorum), sobre el eje del Cuerpo Izquierdo, tratando con ello de ubicarlos lo más 
cercano posible a los sitios de los apoyos extremos de la futura estructura, de acuerdo a los espacios 
disponibles en campo. 
La exploración geotécnica llevada a cabo mediante el sondeo profundo se realizó con un equipo rotatorio 
de perforación, y se efectuó el 21 de Abril del 2006, según se aprecia en la Tabla 1. 
 
El muestreo efectuado en los sondeos realizados fue del tipo continuo, con la obtención exclusiva de 
muestras representativas del subsuelo (obtenidas con el tubo partido del penetrómetro estándar, ASTM-
D1586-83 Ref. 1). 
 
Para la ejecución de los sondeos exploratorios se empleó un equipo completo constituido por una 
perforadora rotatoria montada sobre camión, de la marca Mobile Drill, modelo B-53, así como las 
herramientas accesorias tales como barras de perforación, ademe metálico, swivel, cables, llaves steelson, 
etc. Este equipo fue operado por una brigada de perforación constituida por un operador, 2 ayudantes y un 
ingeniero supervisor; el ingeniero supervisor fue un especialista en mecánica de suelos y tuvo a su cargo la 
ejecución de las siguientes actividades: 
 
• Supervisar que se utilizara la correcta técnica de perforación y muestreo. 
 
• La clasificación de todas las muestras de suelo obtenidas siguiendo los lineamientos del Sistema 
Unificado de Clasificación de Suelos, SUCS. 
 
• La elaboración de los registros de campo de los sondeos. 
 
• La supervisión del correcto almacenamiento, manejo e identificación de las muestras de suelo. 
 
En la Tabla 1 se observa que los trabajos de perforación y muestreo con equipo rotatorio implicaron un 
total de 25.90 m de perforación, con la obtención de 43 muestras de suelo, todas ellas de tipo 
representativo. 
 
Los trabajos de campo efectuados con equipo rotatorio se apegaron estrictamente a lo especificado en la 
Ref. 2. 
 
 ENSAYES DE LABORATORIO 
 
Sobre las muestras de sueloextraídas de los sondeos realizados se practicaron ensayes de tipo índice, los 
fueron encaminados a la correcta clasificación de los materiales del subsuelo, así como para conocer en 
forma cualitativa sus propiedades mecánicas, y entre los cuales podemos señalar: 
 
• Clasificación visual y manual, en húmedo y en seco, de acuerdo al Sistema Unificado de Clasificación de 
Suelos (SUCS). 
 
• Determinación del contenido natural de agua. 
 
• Granulometría por mallas y/o determinación de finos por lavado. 
 
• Límites de plasticidad; líquido y plástico. 
 
En las Tablas 2 y 3 se presenta un resumen detallado de los resultados de los ensayes de laboratorio de tipo 
índice efectuados sobre las muestras obtenidas en los sondeos; estos mismos resultados se consignan en 
las Figs. 2 a 10. 
 
Todos los ensayes de laboratorio efectuados sobre las muestras de suelo se realizaron atendiendo a lo que 
se especifica en la Ref. 2. 
 
 ESTRATIGRAFÍA Y PROPIEDADES DEL SUBSUELO 
 
De acuerdo con los sondeos efectuados, la secuencia estratigráfica en el cruce de proyecto, hasta la 
máxima profundidad explorada, es la siguiente (Figs. 2 y 3, Plano de Perfil Estratigráfico, Anexo 3): 
 
a) Superficialmente, con un espesor entre 1.65 y 2.25 m, se encuentra un estrato arcillo arenoso, de color 
café obscuro, de baja plasticidad y consistencia firme a muy firme (9 a 23 golpes en la prueba de 
penetración estándar), con raíces en la parte superficial; cabe señalar que en el sitio del sondeo SPE-2 
se detectó una fracción de consistencia blanda (3 golpes), entre 1.20 y 1.80 m. Mediante ensayes de 
laboratorio se obtuvieron las siguientes propiedades índice: 
 
Contenido de agua, w = 15.9 a 32.0% 
Porcentaje de finos, F = 72 a 91% 
Límite líquido, LL = 37 a 42% 
Indice de Plasticidad = 15 a 23% 
Clasificación SUCS = CL 
 
b) Continua, con un espesor de 1.35 a 1.95 m, una arena limosa, de color café claro, de compacidad muy 
densa (más de 50 golpes), cementada, con grava aislada y grumos de carbonato de calcio. A partir de 
ensayes de laboratorio practicados sobre muestras representativas del material se obtuvieron las 
siguientes determinaciones: 
 
Contenido de agua, w = 29.2 a 43.9% 
Porcentaje de finos, F = 19 a 36% 
Límite líquido, LL = 37 a 46% 
Indice de Plasticidad = 9 a 18% 
Clasificación SUCS = SM 
 
c) A profundidades entre 3.00 y 4.20 m, alcanzando un espesor que varía de 1.20 a 1.80 m, se detecta 
un estrato conformado por una arena fina limosa, de origen volcánico, de color negro, altamente 
cementada, con una compacidad muy densa (más de 50 golpes). En ensayes de laboratorio de tipo 
índice se obtuvieron las siguientes determinaciones: 
 
Contenido de agua, w = 24.4 a 37.4% 
Porcentaje de finos, F = 28 a 30% 
Clasificación SUCS = SM 
 
d) Le subyace, extendiéndose hasta una profundidad de 9.60 m (SPE-1), un estrato limo arenoso, de color 
café con tonos amarillento y rojizo, de baja plasticidad y consistencia muy firme a dura (20 a más de 
50 golpes), con aspecto de toba cementada a ligeramente cementada. Mediante ensayes de 
laboratorio se obtuvieron las siguientes propiedades índice: 
 
Contenido de agua, w = 22.1 a 35.8% 
Porcentaje de finos, F = 53 a 60% 
Límite líquido, LL = 26 a 39% 
Indice de Plasticidad = 4 a 6% 
Clasificación SUCS = ML 
 
Cabe señalar que en el sitio del sondeo SPE-2, a una profundidad de 7.20 m y con espesor de 0.40 m, 
se detectó una lente de grava-arena, poco limosa (GM conforme al SUCS), de color café claro, de 
compacidad muy densa (más de 50 golpes). 
 
e) De 9.60 a 14.40 m de profundidad, se encuentra una arena limosa, de color café amarillento, de 
compacidad media a densa (29 a 43 golpes), con importante grado de cementación. A partir de 
ensayes de laboratorio practicados sobre muestras representativas del estrato se obtuvieron las 
siguientes determinaciones: 
 
Contenido de agua, w = 18.1 a 28.7% 
Porcentaje de finos, F = 34 a 42% 
Límite líquido, LL = 24 a 32% 
Indice de Plasticidad = 3 a 5% 
Clasificación SUCS = SM 
 
f) Inferiormente y hasta la máxima profundidad explorada, de 17.10 m (SPE-2), se detecta un estrato 
limo arenoso, de baja plasticidad y consistencia dura (más de 50 golpes), con aspecto de toba 
cementada, de color café amarillento. Mediante ensayes de laboratorio se obtuvieron las siguientes 
propiedades índice: 
 
Contenido de agua, w = 22.3 a 29.1% 
Porcentaje de finos, F = 54% 
Límite líquido, LL = 31% 
Indice de Plasticidad = 6% 
Clasificación SUCS = ML 
 
Durante la ejecución de los trabajos de campo no se detectó el nivel de aguas freáticas dentro de la 
máxima profundidad de exploración. 
 
Finalmente, atendiendo a los resultados obtenidos en los sondeos realizados, donde la secuencia 
estratigráfica de la zona está conformada predominantemente por materiales altamente resistentes (más 
de 50 golpes en la prueba de penetración estándar), el terreno del sitio para fines de análisis sísmicos se 
puede clasificar como Tipo I (alta rigidez). En este sentido, con base en la carta de Regionalización Sísmica 
de la República Mexicana, el área de estudio se ubica dentro de la Zona B, por lo que el coeficiente sísmico 
básico resulta de 0.14, de acuerdo con el Manual de C.F.E. (Ref. 3). 
 
 
 
 
 
 
 
SOLUCIÓN DE LA CIMENTACIÓN 
 
Teniendo en cuenta el tipo y las magnitud de la estructura proyectada, así como las condiciones del subsuelo de 
la zona, se concluye que la cimentación del PSV “Sahún-Jaltepec” puede resolverse mediante elementos 
superficiales, constituidos por zapatas de concreto reforzado, desplantadas a una profundidad de 2.00 m respecto 
al nivel actual del terreno, dentro de un estrato areno limoso, de color café claro, de compacidad muy densa. 
 
Considerando la magnitud de la estructura proyectada, se analizaron anchos de zapatas entre 2.50 y 4.50 m. 
Cabe resaltar que la geometría definitiva de la cimentación deberá ser establecida por el estructurista en función 
de las magnitudes de carga que transmitan los apoyos de la estructura, en condiciones estáticas y sísmicas al 
nivel de desplante. 
En los siguientes subcapítulos se describen los análisis geotécnicos que fueron realizados para la alternativa de 
cimentación superficial expuesta anteriormente. 
 
 
CALCULO DE CAPACIDAD DE CARGA 
 
La capacidad de carga última del terreno para los elementos de cimentación superficiales desplantados dentro del 
estrato areno limoso, se determinó aplicando la teoría de K. Terzaghi (Ref. 4) para suelos con comportamiento 
“puramente cohesivo”, considerando el grado de cementación que presenta este material, descrita por la 
expresión siguiente: 
 
qúllt = c Nc + gDf 
 
dónde: 
c = cohesión del material de desplante de la cimentación, en Ton/m2. 
Nc = factor de capacidad de carga, adimensional e igual a 5.7. 
gDf = esfuerzo efectivo al nivel de desplante de la cimentación, en Ton/m2. 
 
 
La capacidad de carga admisible, ante acciones estáticas, se obtuvo dividiendo la capacidad de carga última del 
terreno entre un factor de seguridad de 4; la capacidad de carga admisible del terreno ante acciones eventuales 
se determinó multiplicando la capacidad de carga recomendada ante acciones estáticas por un factor de 1.30. 
Los resultados obtenidos en estos análisis se presentan en la Tabla 4, mediante la cual se puede apreciar que la 
capacidad de carga admisible para las zapatas se obtuvo de 39.8 Ton/m2 para los diferentes anchos analizados 
 
 
 
 
ANÁLISIS DE ASENTAMIENTOS 
Teniendo en cuenta las características del subsuelo bajo el nivel de desplante propuesto para la cimentación, las 
deformaciones de la masa de suelo serán de tipo elásticas, es decir, inmediatas. La magnitud de los 
asentamientos probables se determinó aplicando el criterio elástico definido por Steinbrenner (Ref. 5), mediante 
el empleo de la siguiente expresión: 
 
d = Ds (2B)[ (1 – m2) / Es ] Iw 
 
donde: 
d = magnitud del asentamiento de tipo elástico, en cm. 
Ds = magnitud del esfuerzo vertical aplicado sobre el elemento de cimentación, en Ton/m2. 
 
2B = ancho del elemento de cimentación, en m. 
m = relación de Poisson media del material de apoyo, adimensional. 
Es = módulo elástico en compresión medio de los materiales del subsuelo afectadas por el 
elemento de cimentación, en Ton/m2 
Iw = factor de forma, adimensional 
 
 
En la Tabla 4 se presentan los resultados obtenidos en estos análisis, para los elementos de cimentación 
propuestos, en donde se puede apreciar que el asentamiento estimado resultó entre 2.72 y 3.92 cm. 
En el diseño estructural de los elementos de cimentación deberá considerarse no únicamente la capacidad de 
carga admisible del terreno, la cual fue mencionada en el Subcapítulo 6.2, sino además la magnitud de los 
asentamientos que pudieran generarse; para tal efecto deberán tomarse en cuenta los valores del módulo de 
reacción vertical del terreno, los cuales se presentan en la última columna de la Tabla 4. 
 
 
ESTABILIDAD DE LAS EXCAVACIONES 
Como parte del proyecto se deberán efectuar una serie de excavaciones temporales, con el objeto de construir 
los elementos de cimentación de la estructura. Tomando en cuenta lo anterior, se decidió efectuar un análisis 
que permitiera determinar las condiciones de estabilidad de las excavaciones programadas; todos estos análisis 
se efectuaron considerando una sobrecarga uniformemente distribuida sobre el hombro de la excavación de 
1.50 Ton/m2. Dado que las excavaciones serán temporales, se optó por analizar un talud vertical para una 
profundidad de hasta 2.00 m; además, no se realizó ninguna consideración sobre fuerzas de inercia originadas 
durante un evento sísmico. 
 
Para el análisis se utilizó un procedimiento perteneciente al grupo de los denominados de equilibrio al límite, en 
este caso debido a Janbu (Ref. 6). De acuerdo a este procedimiento se determina el factor de seguridad mínimo y 
las características de la superficie de falla cilíndrica, haciendo intervenir las condiciones geométricas del talud y 
las propiedades de resistencia al esfuerzo cortante de los materiales involucrados. Aplicando este procedimiento 
se obtuvo que para las excavaciones profundizadas hasta 2.00 m, mediante cortes verticales, el factor de 
seguridad resultó de 1.73, el cual resulta mayor al mínimo recomendado por la práctica profesional, de 1.50, por 
lo que puede llegarse a la conclusión de que las excavaciones hasta 2.00 m de profundidad pueden realizarse 
mediante cortes verticales. 
 
 
TERRAPLENES DE ACCESO 
Para efectuar los análisis geotécnicos en los terraplenes de acceso se hizo la consideración de que estos estarán 
conformados por un material de banco, de tipo inerte (limo arenoso o arena limosa), compactado en capas de 
0.20 m de espesor terminado, al 95% de su peso volumétrico seco máximo (PVSM) respecto al patrón de prueba 
Proctor estándar. 
 
 
 
 
ANÁLISIS DE ASENTAMIENTOS 
En estos análisis se empleó de igual manera la teoría de Steinbrenner, descrita anteriormente en el subcapítulo 
6.3, considerando una altura máxima del terraplén de 10.0 m, con una presión de contacto de 18.0 Ton/m2. 
Bajo estas condiciones la magnitud del asentamiento máximo resultó de 3.91 cm. 
 
 
 
 
ESTABILIDAD DE TALUDES 
La estabilidad de taludes en terraplenes de acceso se realizó considerando una altura máxima de 10.0 m, con un 
talud de inclinación 1.7:1.0 (hor:ver) y una sobrecarga uniforme, de 1.50 Ton/m2. Para revisar la estabilidad de 
los taludes se empleó el procedimiento debido a Fellenius, conocido comúnmente como el método de las 
dovelas, el cual se encuentra descrito detalladamente dentro de la Ref. 7 e implementado en un programa de 
computadora. 
 
Los resultados de los análisis de estabilidad se presentan en la Fig. 11, a partir de los cuales se puede concluir que 
el talud considerado resulta estable puesto que el factor de seguridad mínimo resultó de 1.77, el cual es mayor al 
establecido por la práctica profesional, de 1.50. 
 
 
EMPUJES HORIZONTALES SOBRE LOS ESTRIBOS 
Para evaluar la magnitud de los empujes de tierra actuantes sobre los elementos de retención (estribos), se 
empleó la teoría de Rankine considerando que el suelo a largo plazo alcanzará una condición en reposo. Además 
de los empujes horizontales del suelo, se consideró la acción de una sobrecarga uniformemente distribuida 
sobre la superficie del terreno, estimada con una magnitud de 1.50 Ton/m2, así como el empuje debido a la 
acción del sismo; para este caso se consideró un coeficiente sísmico básico, c, de 0.14 conforme a lo establecido 
en la Ref. 3. 
La determinación de cada uno de los empujes actuantes sobre los elementos de retención se realizó mediante un 
programa de computadora. 
En la Fig. 12 se muestra la distribución de presiones horizontales y la magnitud de los empujes resultantes que se 
recomiendan emplear para el diseño de elementos de retención. 
 
Para muros de altura menores a la analizada podrán utilizarse las porciones correspondientes de los diagramas de 
presiones horizontales, a fin de calcular la magnitud de los empujes resultantes. 
 
 
 
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 
Con base en los resultados obtenidos en los trabajos de campo, laboratorio y de los análisis efectuados se llegó a 
las siguientes conclusiones para el diseño de la cimentación de la estructura del proyecto, así como a las 
recomendaciones para su correcta construcción desde el punto de vista de mecánica de suelos: 
 
a) Teniendo en cuenta el tipo y la magnitud de la estructura proyectada, así como las propiedades del 
subsuelo de la zona, la cimentación más recomendable para los apoyos del PSV resulta de tipo 
superficial, constituida por zapatas de concreto reforzado, desplantadas a 2.00 m de profundidad 
respecto al nivel actual del terreno, dentro de un estrato areno limoso, de compacidad muy densa. 
b) Aplicando la teoría de K. Terzaghi y considerando un factor de seguridad de 4, se determinó que la 
capacidad de carga admisible del terreno para las zapatas propuestas es de 39.8 Ton/m2. 
c) Tomando en cuenta la propiedades del subsuelo bajo el desplante de las zapatas, se ha considerado 
que los asentamientos del subsuelo serán de tipo elásticos. Empleando la teoría de Steinbrenner se 
estimó un asentamiento máximo entre 2.72 y 3.92 cm para los diferentes anchos de zapatas 
analizadas (Tabla 4). 
d) Las paredes de las excavaciones para alojar los elementos de cimentación de la estructura podrán 
efectuarse mediante cortes verticales. De acuerdo con el criterio empleado en el análisis de 
estabilidad de taludes, el factor de seguridad ante deslizamiento para una excavación de hasta 2.00 m 
de altura resultó de 1.73, el cual es mayor al mínimo recomendado por la práctica profesional, de 1.50. 
Estas excavaciones deberán permanecer abiertas el tiempo mínimo compatible con las actividades 
constructivas; una vez alcanzado el nivel de desplante se deberá proceder a colocar una plantilla de 
concreto simple, de 5.0 cm de espesor, con f’c de 100 kg/cm2 para evitar la intemperización del 
material descubierto. 
e) Dado que durante la ejecución de los trabajos de campo el nivel de aguas freáticas no se detectó 
dentro de la máxima profundidad explorada, de 17.10 m, no se considera necesario la previsión de 
bombas para el manejo de agua del subsuelo, a menos que estas se realicen en época de lluvias. 
f) De acuerdo con los análisis de estabilidad efectuados para los terraplenes de acceso se llegaron a las 
siguientes conclusiones: 
• La magnitud del asentamiento máximo bajo el cuerpo del terraplén resultó de 3.91 cm, el cual 
se considera aceptable. 
• El talud de inclinación 1.7:1.0 (hor:ver) es estable puesto que el factor de seguridad mínimo resultóde 1.77 el cual es mayor al mínimo recomendado, de 1.50 (Fig. 11). 
 
g) Para el diseño de los elementos de retención (estribos) se recomiendan emplear los diagramas de 
empujes mostrados en la Fig. 
h) Se recomienda que durante la fase de construcción de cimentaciones se cuente con la supervisión de 
un ingeniero especialista en geotecnia, quien pueda resolver de manera adecuada cualquier 
imprevisto surgido durante la construcción; asimismo deberá observar que se cumplan las 
recomendaciones contenidas en este informe. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
PERSONAL DE CAMPO REALIZANDO UNA PRUEBA DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR 
EN EL SITIO DONDE SE LLEVÓ ACABO EL SONDEO 
(Foto otorgada por la SCT) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
OBTENCIÓN DE UNA MUESTRA REPRESENTATIVA EN EL SITIO DEL SONDEO SPE-2, DESPUÉS DE LA 
REALIZACIÓN DE UNA PRUEBA DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR 
PSV “SAHAGUN-JALTEPEC” KM 85+080 
(Foto otorgada por la SCT) 
 
 
ANEXO 1
 
REGISTRO DE CAMPO
Proyecto: PSV "SAHAGUN-JALTEPEC" Sondeo No. SPE-1 N.A.F. ND
Ubicación: KM 85+080 .- LIBRAMIENTO NORTE DE LA CIUDAD DE MEXICO Fecha de inicio: 21-abr-06
Perforadora: MOBILE DRILL, MODELO B-53 Fecha de terminación: 21-abr-06
Bomba: MOYNO 3L6 
Longitud Tipo de
Mta. de Herra-
No. Avance mienta
m
1 0.00 0.60 0.60 16 27 5 23 17 TP Arcilla arenosa café obscuro, con raíces.
2 0.60 1.20 0.60 20 33 4 14 8 TP Arcilla arenosa café obscuro.
3 1.20 1.80 0.60 36 60 3 19 50 TP PS Arcilla arenosa café obscuro PI Arena limosa café claro, con grava aislada.
4 1.80 1.89 0.09 4 44 50/09 TP Arena limosa café claro, cementada, con grava aislada y grumos de carbonato de calcio.
- 1.89 2.40 0.51 -- -- AVANCE BT
5 2.40 2.48 0.08 8 100 50/0/8 TP "
- 2.48 3.00 0.52 -- -- AVANCE BT
6 3.00 3.09 0.09 9 100 50/09 TP Arena fina limosa negra, de origen volcánico, altamente cementada.
- 3.09 3.60 0.51 -- -- AVANCE BT
S/R 3.60 3.66 0.06 0 0 50/06 TP "
- 3.66 4.20 0.54 -- -- AVANCE BT
7 4.20 4.29 0.09 7 78 50/09 TP "
- 4.29 4.80 0.51 -- -- AVANCE BT
8 4.80 5.18 0.38 9 24 30 50/23 TP Limo arenoso café amarillento.
- 5.18 5.40 0.22 -- -- AVANCE BT
9 5.40 6.00 0.60 10 17 18 40 19 TP "
10 6.00 6.60 0.60 -- -- 10 21 9 TP "
11 6.60 7.20 0.60 12 20 7 20 6 TP "
12 7.20 7.60 0.40 24 60 7 50/25 Grava-arena, poco limosa, café claro.
- 7.60 7.80 0.20 -- -- AVANCE BT
13 7.80 8.40 0.60 5 8 20 34 24 TP Limo arenoso café amarillento.
14 8.40 9.00 0.60 9 15 15 42 38 TP "
15 9.00 9.60 0.60 50 83 12 23 18 TP "
16 9.60 10.20 0.60 36 60 13 29 19 TP Arena limosa café amarillento, cementada.
17 10.20 10.80 0.60 47 78 11 30 17 TP "
18 10.80 11.40 0.60 40 67 14 34 19 TP "
19 11.40 12.00 0.60 33 55 11 33 18 TP "
20 12.00 12.60 0.60 29 48 16 39 13 TP "
21 12.60 13.20 0.60 19 32 17 43 22 TP "
22 13.20 13.80 0.60 21 35 20 36 19 TP "
23 13.80 14.40 0.60 34 57 13 27 23 TP "
24 14.40 14.80 0.40 17 42 18 50/25 TP Limo arenoso café amarillento, muy cementado.
Operador:
Supervisor:
Observaciones:
De
Número de Golpes
15 cm 30 cm 15 cmA
Profundidad
(m)
Descripción
Recuperación
(cm) (%)
ANEXO 2
 
REGISTRO DE CAMPO
Proyecto: PSV "SAHAGUN-JALTEPEC" Sondeo No. SPE-1 N.A.F. ND
Ubicación: KM 85+080 .- LIBRAMIENTO NORTE DE LA CIUDAD DE MEXICO Fecha de inicio: 21-abr-06
Perforadora: MOBILE DRILL, MODELO B-53 Fecha de terminación: 21-abr-06
Bomba: MOYNO 3L6 
Longitud Tipo de
Mta. de Herra-
No. Avance mienta
m
- 14.80 15.00 0.20 -- -- AVANCE BT
25 15.00 15.45 0.45 6 13 17 50/30 TP Limo arenoso café amarillento, muy cementado.
- 15.45 15.60 0.15 -- -- AVANCE BT
26 15.60 16.00 0.40 11 28 14 50/25 TP "
- 16.00 16.20 0.20 -- -- AVANCE BT
27 16.20 16.65 0.45 17 38 19 50/30 TP "
- 16.65 16.80 0.15 -- -- AVANCE BT
28 16.80 17.10 0.30 10 33 22 50/15 TP "
Operador:
Supervisor:
A
Profundidad
(m)
Descripción
Recuperación
(cm) (%)
Observaciones:
De
Número de Golpes
15 cm 30 cm 15 cm
ANEXO 3
 
REGISTRO DE CAMPO
Proyecto: PSV "SAHAGUN-JALTEPEC" Sondeo No. SPE-2 N.A.F. ND
Ubicación: KM 85+080 .- LIBRAMIENTO NORTE DE LA CIUDAD DE MEXICO Fecha de inicio: 21-abr-06
Perforadora: MOBILE DRILL, MODELO B-53 Fecha de terminación: 21-abr-06
Bomba: MOYNO 3L6 
Longitud Tipo de
Mta. de Herra-
No. Avance mienta
m
1 0.00 0.60 0.60 8 13 7 16 3 TP Arcilla arenosa café obscuro, con raíces.
2 0.60 1.20 0.60 41 68 4 9 5 TP Arcilla arenosa café obscuro.
3 1.20 1.80 0.60 22 37 3 3 2 TP "
4 1.80 2.40 0.60 53 88 4 16 50 TP PS Arcilla arenosa café obscuro PI Arena limosa café claro, con grava aislada.
5 2.40 2.53 0.13 13 100 50/13 TP Arena limosa café claro, cementada, con grava aislada y grumos de carbonato de calcio.
- 2.53 3.00 0.47 -- -- AVANCE BT 
6 3.00 3.34 0.34 31 91 41 50/19 TP "
- 3.34 3.60 0.26 -- -- AVANCE BT 
7 3.60 3.75 0.15 13 87 50/15 TP "
- 3.75 4.20 0.45 -- -- AVANCE BT 
8 4.20 4.59 0.39 33 85 19 50/24 TP Arena fina limosa negra, de origen volcánico, altamente cementada.
- 4.59 4.80 0.21 -- -- AVANCE BT
9 4.80 4.84 0.04 2 50 50/04 TP "
- 4.84 5.40 0.56 -- -- AVANCE BT 
10 5.40 5.55 0.15 11 73 50/15 TP Limo arenoso café amarillento y café rojizo, cementado.
- 5.55 6.00 0.45 -- -- AVANCE BT
11 6.00 6.43 0.43 21 49 30 50/28 TP "
- 6.43 6.60 0.17 -- -- AVANCE BT
12 6.60 7.05 0.45 37 82 28 50/30 TP "
- 7.05 7.20 0.15 -- -- AVANCE BT
13 7.20 7.65 0.45 17 38 25 50/30 TP "
- 7.65 7.80 0.15 -- -- AVANCE BT
14 7.80 8.23 0.43 35 81 17 50/28 TP "
- 8.23 8.40 0.17 -- -- AVANCE BT
15 8.40 8.80 0.40 30 75 19 50/25 TP "
Operador:
Supervisor:
A
Profundidad
(m)
Descripción
Recuperación
(cm) (%)
Observaciones:
De
Número de Golpes
15 cm 30 cm 15 cm
Revisión de Losa
2.- R E V I S I Ó N D E L O S A
2.1.- Análisis del volado
Datos :
Losa e = cm
Pavimento = cm
f´c losa = kg/cm 2
c. a. c. = m
Ag = m 2
w parapeto tipo : ton/m
AASHTO Tipo:
CONFIGURACIÓN VOLADO
metro de ancho unitario
pilastra = Aguarnicion * g= 1.0* 0.24 * 2.4 =
parapetos=
Losa = vol * g 1.0 * 0.73 * 0.18 * 2.4 =
Asfalto = vol * g 1.0 * 0.20 *0.12 * 2.2 =
S=
* CV + I
x= m
I= 15.24 / ( 0 + 38.1 ) =
0
0.30SEPARACIÓN DE RUEDA 
SEGÚN AASHTO PARA 
CORTANTE
0.24
18
12
Momento
ton*m
brazo
0.500
0.075
1.6
250
0.288
w
ton m
III
1.019 S= 0.446
(cortante) w*brazo
0.365
0.100
0.576
0.075
0.315
0.053
0.115
0.005
0.0380.500
Carga Muerta 
Calculamos el peso del volado, su brazo a su centroide, y el momento, que sabemos que es igual a una carga por un brazo 
de palanca. 
11
5
56
93
73
18
53
10
50
36.5
12
30 Según las normas AASHTO para el volado la rueda actúa a 30cm del paño de 
guarnición 
para este caso la rueda cae directo dentro de la trabe por tanto, no produce 
momento (distancia*w) la distancia "x = 0" 
𝐼 =
15.24
𝑥 + 38.1
≤ 0.30 
AASHTO, limita la longitud del volado a 1.80m o 0.5 S (separación de las vigas) . Asimismo, AASHTO limita la longitud 
de la calzada del volado a 0.91 m. 
Distancia de la carga de la rueda al borde de la losa 
Para el diseño de las losas, la línea de acción de la carga de la rueda se asume a 0.30m. de la cara del guardarruedas o 
bordillo, si la losa no tiene bordillo la carga se localiza a 0.30 m. de la cara de la baranda. En el diseño de andenes, losas y 
elementos de soporte, la carga de la rueda se localiza sobre el andén, a 0.30m, de la cara de la baranda. 
Revisión de Losa
influencia de la rueda: E= 0.8 * x + 1.143 » formula
E= 0.8*0 + 1.143 =
Momento :
P= de AASHTO
M= 7.26 * (1+0.3) * 0 / 1.143 = ton*m
Cortante :
ILUSTRACION DE "E" Y "x"
SOBRE RUEDAS Cv= 7.26 *(1+0.3) / 1.14 = ton
*Cortante de Diseño : CM+CV = 1.02 + 8.26 = ton
*Momento de diseño CM+CV = 0.45 + 0 = ton
**Revisión del Peralte con la sig formula (TEORIA PLASTICA )
calculo de k
0.5*fy ≈ fs ≈ kg/cm 2 » teoría elástica
R= 1 / ( 1 + ( 2000/(9.21*100)) )= n= 2039000/ ( 14000* √ 250) =
fc= 0.4* f´c
j= 1 - 0.315 / 3 = fc= 0.4 * 250 = kg/cm 2
k= 0.5 * fc * R * j 
k= 0.5 * 100