Curso aplicado de cimentaciones. Rodriguez Ortiz

ria Rodngm Ortiz JesZU Sma Gesta Cada Oteo Mazo

Primera edición: abril 1982 Segunda edici6n: junio Tercera edición, coneg Zuana edición: noviem Quinta edición, corregida: diciembre 1993 kxta edicicin. corregida: mayo 1995

Después de la interesante experiencia del Curso sobre Control de Calidad en Cimentaciones (COAM, 1980), se pudo apreciar la conveniencia de un recicla- do en los aspectos básicos del tema, impartiendo un Curso algo más extenso y detallado.

Planteado este Curso con un enfoque eminentemente práctico, no por ello se ha querido prescindir del encuadre teórico adecuado al nivel de formación de los Arquitectos Superiores, evitando una exposición tipo receta o formulario, tan al uso en numerosos cursillos.

En este sentido se ha hecho un esfuerzo importante, para elaborar un texto que proporcione a los participantes en el Curso un volumen de informaci6n muy superior al que podría transmitirse oralmente, de modo que puedan disponer posteriormente de un manual de consulta cuyas líneas principales se habrán expuesto a lo largo del Curso.

La información recogida comprende un gran número de tablas, ábacos y f6r- mulas de aplicación directa en el proyecto de cimentaciones y que habitualmente se encuentran dispersas en numerosos libros y artículos, gran parte de los cuales no se han traducido al castellano. Se ha procurado asimismo una presen- tación muy concisa, evitando acumular teorías y explicaciones que, con una in- necesaria erudición, habrían-contribuido a crear confusión respecto a la linea a seguir en un problema dado.

En algunos casos se ha incidido también en determinados aspectos económicos, tema tradicionalmente evitado 'en los textos técnicos, pero que constituye una

informaciones más solicitadas por los

que al elaborar el texto a gran número de Colegiado

ir las lecciones d

ION . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . cimiento del terreno y propiedades de los suelos. ría Rodriguez Ortiz

1. Introducci6n al problema geotécnico . . . . . . . . . . . . . 9 2. E1 Estudio Geotknico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3. Planificación de los reconocimientos . . . . . . . . . . . . . 4. Determinación de propiedades geotécnicas . . . . . . . . 5. El informe geotécnico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 35 -Apéndice: Precios unitarios orientativos para la ejecu-

ción de estudios geotécnicos (1994) . . . . . . . . . . . . . . 39

CAPITULO 2. Cimentaciones superficiales- I - Análisis georécnico. José Maria Rodriguez Ortiz

Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4 1 Bases de diseiio . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 41 Parámetros de cálculo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42 Valores empíricos de las presiones.de trabajo . . . . . 42 Determinacibn de la presión de hundimiento . . . . . 4 4 Problemas especiales de capacidad portante . . . . . . 49 Aplicaciones a los suelos reales . . . . . . . . . . . . . . . . . 56 Presiones admisibles. Coeficientes de seguridad . . . 63 Asientos en las cimentaciones . . . . . . . . . . . . . . . . . . M Cimentaciones en roca . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 75 Apéndice: Tensiones y asientos en el serniespacio elástico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 8 1

CAPITULO 3. Cimentaciones superficiales- - Aspectos estructurales y constructivos. Jesús Serra Gesta 1. Introduccibn . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . - . 2. Tipologia de cimentaciones superficiales . . . . . . . . . . 3. Acciones sobre las cimentaciones . . . . . . . . . . . . . . . . 4. Dimensionado en planta del cimiento . . . . . . . . . . . . . 5. Cálculo estructural del cimiento . . . . . . . . . . . . . . . . . 6. Cimientos serniprofundos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 7. Vigas riostras o de atado . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 8. Aspectos constructivos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

. Cimentaciones superficiales-ill sas de cirnentaci6n. José Maria . Introducci6n y Tipologia ................................... . Cálculo de zapatas corridas , . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Determinación del coeficiente de balasto . . . . . . . . . . . Condiciones de rigidez y problemas de interaccibn

terreno-estructura . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . losas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

e diseño y constructivos . . . . . . . . . . . . . . .

7. Carga de hundimiento del pilote aislado . . . . . . . . . 8. Fórmulas de hinca . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9. Grupo de pilotes -Carga de hundimiento . . . . . . . . .

10. Asientos de pilotes y grupos de pilotes . . . . . . . . . . . 11. Distribución de cargas en grupos de pilotes . . . . . . . 12. Pilotes sometidos a soiicitaciones especiales . . . . . .

. Cimentaciones por taje-ll - Aspectos estmctura constructivos. José Rodriguez Ortiz 1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2. Materiales y diseiIo estructural . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3. Condiciones de ejecución. Control . .'. . . . . . . . . . . . . 4. Otros elementos constructivos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 5. Normativa . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . :. - Apéndice: Características nominales de pilotes co-

merciales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . ITULO 7. Empujes de tierras y estructuras de contencidn.

Carlos Oteo Mazo 1. Introducción . .. . . . ... . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2. Tipos de estructuras de contención . . . . . . . . . . . . . . . 3. El empuje de tierras . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4. El proyecto y construcción de estructuras rígidas:

Muros ....................................... 5. Estructuras flexibles . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 6 . El proyecto de pantallas continuas . . . . . . . . . . . . . . .

CAPITULO 8. Criterios para /a elecci0n de cimentaciones. José Maria Rodríguez Ortiz l . Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2. influencia tipológica entre la cimentación y el edi-

ficio ......................................... 3 . Influencia del tipo de edificio ............................. 4. Condicionantes económicos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 5. Condicionantes impuestos por los edificios próximos 6 . Condicionantes de utilización de los distintos tipos

de cimentación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 7. Influencia del nivel freático . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 8. Cimentaciones en terrenos heterogéneos . . . . . . . . . . 9. Casos especiales de cirnentacih . . . . . . . . . . . . . . . . .

BIBLIOGRAFIA ................................................

tular de Geotecnia y Cimientos de la

Tal como se plantea habitualmente, el problema geot&cnico consiste en proyectar la cimentación de un edificio de la forma más funcional y económica, teniendo en cuenta la naturaleza del terreno, de forma que se consiga una seguridad suficiente y unas deformaciones o asientos compatibles con las tolerancias de la estructura.

Aunque en algunos casos la resolución de una cimentación resulte trivial, en otros muchos da lugar a un proceso relativamente complejo en el que deben in- tegrarse numerosos factores para llegar a una solucibn correcta. Un esquema de dicho proceso se indica en la Fig. l. l .

Informe G e o i i ~ n i c o

compur~amicnlo

Lnicraccibn ron el

squema de las fases usuales e la metodologia geoti'cnica.

Como puede verse existen varias fases diferenciables:

El estudio geotécnico. Partiendo de la información geológica y geotécnica existente así como de los antecedentes de cimentación en la zona, se realiza una campalla de prospección y reconocimiento del terreno, tomando rnues- tras para su ensayo en laboratorio y definiendo los parámetros geotknicos característicos.

La definición de las condiciones de cirnentocián. Una vez conocida la naturaleza y propiedades del terreno se elige la so luc ih de cimentación más adecuada con base en las teorias de la Mecánica del Suelo y la experiencia tecnológica acumulada. Se define tanto el tipo d e cimentación como su nivel de apoyo en el terreno, las presiones de trabajo y los asientos asociados con las mismas, eventuales problemas de ejecución, etc.,

El proyecro de.la cirnentacidn. Se reflejan en planos para construcci6n las dimensiones, armaduras y detalles de las cimentaciones, tomando como bases de cálculo las establecidas en el Estudio Geotécnico y teniendo en cuenta las Instrucciones y Normativas vigentes.

La ejecución y control de la cimentación. Se comprueba si el terreno se ajusta a lo previsto en el proyecto y se controla el comportamiento de las cimentaciones, en especial en loaque se refiere a movimientos y asientos. Un comportamiento anómalo exige una corrección del sistema de cimen- tación o, al menos, aporta una experiencia para obras sucesivas.

El desarrollo de este proceso exige unos conocimientos relativamente especializados pero tiene también mucho de <(arte» en el sentido de combinar la técnica, la experiencia y el ingenio para llegar a las soluciones idóneas.

En el Curso que aquí se presenta hemos de limitarnos necesariamente a los ru- dimentos técnicos, como formación básica para acometer los problemas más complejos de cimentación. Se suponen conocidor los principios de la Mecánica del Suelo y las teorias clásicas de comportamiento del terreno.

2. EL ESTUDIO GEOTECNICO

Ya empieza a estar generalmente admitido el interés de un conocimiento previo de la naturaleza del terreno para las actividades de edificación. Por un lado han existido accidentes graves y costosos motivados por una cimenlacion defi- ciente o inadecuada y , por otro, la importancia dc los edificios es cada vez mayor. justificándose inversiones apreciables en estudios del terreno.

E1.i las viviendas de protección oficial estos estudios se hacen ya de manera sis- temática como consecuencia del Decreto de noviembre de 1971 y está en prepa- ración una Norma Bisica que ampliará su obligatoriedad a todo cipo de edificaciones. Esta Norma hsica, que vendrá a sustituir a la Norma Tecnologica CEG-1975, constituye un documento muy elaborado, adaptado a las condiciones españolas, por lo que recogeremos aqur sus aspecros fundamentales.

Las campañas de reconocimienro se enmarcan dentro de Estudios Ceotécnicos de diferente alcance, debiendo llegarse a un compromiso entre la información necesaria y los costes de las prospecciones y ensayos.

os de estudios geotecnicos

Se consideran los siguientes:

A) ESrudio de eva/uociÓn geotécnica: Sirve para determinar las caracteristicas geotécnicas generales en áreas extensas, detectar eventuales problemas de cirnenracibn y zonificar el territorio respecto a su calidad geotécnica. A su vez comprende dos niveles e reconocimiento.

A. 1 ) Nive! general: ncuadre geol6gico y geomorfológico del área, eventualmente con algunas prospecciones sencillas.

A.2) Nivei de dera!le: econocimiento concentrado en las zonas de ificultad, en función de los usos previos (edificacibn,

zonas deportivas, viales, erc.).

Esrudio geofécnico para construcción: Es el que se reaIiza e un edificio y tiene por objeto

no, necesarias para defi rende tres niveles de reco

.1 ve1 reducido: Consiste en la adaptació positiva, eventualmente! completada con

po econdmico (catas, penetró pequefia entidad (3 o menos

.3 ve1 intenso: Es la ampliación del anterior en casos de especial di- uando se trata de rrenos problemáticos (suelos orgá- sables, expansivos, ársticos, inestables, etc.).

Para el correcto planteamiento y desarrollo del estudio geotécnico debe partirse del m k i m o de información sobre los antecedentes de la zona, estudios ante-

roblemática observada, etc.

La informaci6n uede ordenarse según los aspectos siguientes:

ocumentación oficial publicada

esultan de interés:

- Los mapas geotécnicos y geológicos del Instituto Tecnológico Geominero de España (E: 1/10.000; 1/50.000 y I/200.000).

- Los mapas de Estudios Previos de Terrenos de la D. G. de Carreteras (E: 1/50.000).

- Las publicaciones de tipo hidrogeológico, edafológico, etc.

- La interpretación de fotografias aéreas.

B) Datos básicos

Conviene tenerlos definidos previamente, aunque no suele ser el caso más Fre- cuente. Se pueden señalar como más importantes:

- Plano topográfico del solar.

- Localización de las construcciones previstas y accesos al solar.

- Uso de las mismas.

- Número de plantas sobre y bajo rasante.

- Tipo de estructura (hormig6n, metálica, muros de carga, prefabricada, etc.).

- Disposición estructural en planta.

- Orden de magnitud de las cargas a nive! de cimentación.

- Cotas de solera de la planta inferior y nivel máximo posible de las cirnenta- ciones.

- Tolerancias de la estructura a movimientos totales o diferenciaies y condi-

ventuales vibraciones o efectos térmicos generados en la utilizaci6n de la estructura.

- e tierras (excavaciones o rellenos) previstos en la

e acceso, disponibilidad e agua, etc., que puedan los reconocimientos.

nte sin embargo, qu

la, i i n valiosa

Sta información abarca aspectos muy diversos, como son:,

-- La experiencia local y los antecedentes de cimentacibn, sobre todo si han existido probIem . De especial interés son los usos historia anterior.

- Las condicionantes del entorno, en articular la protección servicios prbximos o medianeros.

---- Los antecedentes geolbgicos como fallas, fracturas, paleocauces, meandros, zonas de erosión, socavación o karstificación, laderas inestables, sismicidad, etc.

- Los datos hidrogeol6gicos, niveles freáticos y artes'ianos, sus oscilaciones, la existencia de pozos o captaciones, etc.

así como cualquier otra in'forrnaci6n que pueda ser de interés para las obras que se proyectan.

La prospección del terreno se puede realizar utilizando una o varias de las téc- nicas siguientes, de modo que se consigan los objetivos del estudio:

a) Catas o pozos

b) Sondeos mecánicos o manuales

C) Pruebas de penetracibn dinámica o estática

d) Métodos geofisicos

e) Pruebas insitu

a) Catas

Se agrupan bajo este nombre genérico las excavaciones de formas diversas (pozos, zanjas, rozas, etc.) que permiten una observacibn directa del terreno, así como la toma de muestras y eventualmente realizar ensayos in situ. Este tipo de reconocimiento puede realizarse con:

- Profundidad de reconocimiento moderada ( < 4 m) y excepcionalmente con profundidades mayores en terrenos que requieran poca entibación.

- Terrenos excavables con pala o manualmente.

- Ausencia de nive1 freático o cuando existan aportaciones de agua moderada en terrenos de baja permeabilidad.

- Terrenos preferentemente cohesivos.

- Terrenos gruesos en los que las perforaciones de pequefio diámetro no serían representativas.

El reconocimiento del terreno mediante catas es adecuado cuando:

- Se puede alcanzar en todos los puntos e¡ firme o substrato de apoyo, con garantías suficientes.

- No es necesario realizar pruebas in situ asociadas a sondeos (p. ej. ensa estándar).

Debe evitarse este método cuando puede deteriorarse el terreno futuras cimentaciones o se creen problemas de inestabilidad próximas.

mismo y, eventualmente realizar ensayos in situ.

b. 1) Sondeos manual

ción está indicada para locali base rocosa próxima ando capas poco resistentes, de inar niveles freáticos ntre sondeos mechicos.

S sondeos manuales en terre extraer el equipo, ni cuando existan

e consideran asimilables a este tipo los realizados mec elicoidal maciza.

Son perforaciones realizadas a presidn (suelos blandos), percusión (gravas, materiales cementados) o rotacidn (rocas, suelos duros), con diámetros habituales entre 65 y 140 mm, y que sirven para la extracción y reconocimiento del terreno (testigos) (fig. 1.2), para la obtención de muestras del terreno mediante úti- les apropiados (tomamuestrm) y para la realización de algunos ensayos in situ.

En suelos no muy duros con cierta cohesi6n, son de interés los sondeos heli- coidales con barrera maciza o hueca. sobre todo cuando hay problemas de agua y s61o se requieren muestras alteradas.

Tubo testigo siinple Tubo resrigo doble rigido

ig. 1.2.-Tubos portarestigas.

cuando el estudio - eriores a las alcanzables con catas o son

- Extraer muestras inalteradas profundas.

ealizar pruebas de deformabilidad o resistencia de tipo presiométrico, molinete,.penetración estándar, etc.

- ~ o m a r muestras de acuiferos profundos o realizar ensayos de permeabili- ad in Síf u.

1 - Parforecton con la t,,rrr,,a

2 - ExWW.Xl0n del cuerpo central

3 Toma de muer tras

Fig. i .X-E.~lrrccibn dc muestras r f r r r i s dc una b:irrcn:i I icl icoidrl (scgiin Pur Hii:tric).

Dentro de los diversos métodos de sondeo mecanicu dispuiiibles deberá elegirse el más adecuado a la naturaleza del terreno y al muesireo o testificación previstos.

En el Cuadro n.' l . 1 se recogen las recomendaciones de utilización de cada r i - po de sondeo, según la práctica habitual.

Deben tenerse en cuenta además las indicaciones siguientes:

- Los sondeos a percusión son preferibles por su calidad, siempre que el terreno pueda atravesarse con la energía disponible y no haya lugar maciones por el ruido asociado al golpeoo metodo

indicado para reconocer suelos granulares gruesos, adaptando el diámetro del sondeo al tamaño de las gravas o bolos a atravesar. Normalmente se emplea tubería de hinca o tornamuestras a percusión. En el caso de suelos granulares finos se uii1izan:cucharas con cierre inferior de chueta.

os sondeos a rotación, erias dobles o es ueden utilizarse en cual terreno, aunque pueden roblemas en ei reconocimienio de suelos granulares finos bajo el ni

a t k0 y en e! .CSO e bolos o gravas gruesas.

--e - --. . CUADRO 1 . 1 . UTILIZACION D E LOS DISSINTOS METOJ ?

AfETODO INWCC. 1)FSCKIPCION

DISPOSITIVO DE DE

DE TIPO DE SUELO EN QUE PEKTORACION TIPO DE SUELO EN QUE DE AVANC t: ES PRACTICABLE

AVANCE AGUA 0 tmm) NO ES PRACTICABLE

Suelos flojos por encima otacibn, Sondeo rna- Barrena espiral, gu- del nivel freliiico. Suelos duros o compactos,

percusibn nual sanillo, cuchara 80 - 200 suelos cohesivos por deba- piedras 0 bolos mayores o presibn cerrada o abierta. jo del nivel frefitico. que 0 /3 . Arenas sueltas.

- -

Todo tipo por encima del Hélice maciza o nivel freliiico (salvo exclu- Suelos duros o cementados.

otacibn B a r r e n a d o hueca, cuchara, 85 -200 siones). Piedras o bolos mayores mec~nico etc, Suelos cohesivos por deba- que 0/3 . jo del nivel frefitico.

otaci Rotacibn

No convencional Tubo simple en seco

Arcillas, timos y arenas ar- suejos duros o cementados. cillosas saturadas o htime- Arenas sueltas. 65 - 150 das. Gravas y bolos mayores Gravas y gravillas arcillosas que < 0 / 3 .

otaci6 Rotacion con Tubo simple No tubo simple

Siielos cohesivos muy con- Suelos granulares. Suelos solidados. Rocas competen- cohesivos blandos. - I S O ies y bloques. Suelos ce- y bolos > 013. Rocas deler- mentados. nables.

otacibn SI Rotación con Tubo doble tubo doble

Suelos con cohesibn compactos, incluso con arena y Suelos granulares sueltos o

65 - 150 gravilla. medios. Limos flojos. Gra- Suelos cementados. vas y bolos sueltos. Rocas de cualquier tipo.

Arcillas Y )irnos de cual- medias a gruesas. Si IZolación COli Tubo doble Con re- 6 j - , j0 cluier otacibn tubo doble tenedor Arenas con algunos finos. Bloques.

- - - ercusibn Cable con dispositi- Arenas, arenas arcillosas y Gravas y bolos gruesos. No Avance por

O percusión . \?os de percusión 150 - 400 suelos de l rans ic ibn Suelos cementados y ar- golpeo (cucharas) ( 4 0 / 3 ) . cillas consolidadas.

Gravas con tamaRo > 0 / 2 Avance por ~ u b o con borde 6 0 . 3 ~ 'On y suelos muy compactos o percusión cortante interior. cementados.

Avance por Tubo con bordc Suelos con tamaiio máximo ravas con tamaño > 0/ ' percusión cortante exterior 60-300 0 1 3 . suelos muy compactos cementados.

-- - - --- - --

Arenas gruesas, gravas. A v a n c e a Tubo con borde Arcillas y limos blandos. Mezclas Pnu la res Con po-

rrsibn Si P e cortante interior. j0 - Arenas finas. cos finos. Arcillas medias a hidrfiulica. duras.

os sondeos con barrena helicoidal pueden ut i l ivse cuando:

1 terreno es relativamente

No existen capas cementadas o de bajo el nivel freático.

e No eS R ~ C ~ S ~ O atravesar o enetrar en rotar;.

No se requiere una precisión superior a s0,50 m en la localización en profundidad de las diferentes capas.

Se puede justificar la calidad de las muestras inalteradas extraídas por el eje hueco de la barrena.

Se subsanen los aspectos negativos anteriores con otro tipo de prospec- '

ciones. - Cuando se conozca suficientemente la naturaleza y propiedades de costras,

capas duras o rocosas intercaladas en el espesor de terreno a reconocer pueden utilizarse métodos destmctivos como la perforaci6n con trépano, martillo de fondo o percusión, y la trituracibn con tricono o corona ciega.

.3) Ensayos en sondeos

Pueden citarse como más frecuentes los siguientes:

- El de penetración estándar (SPT), con c u c h a ~ bipartida (D. -35 X7 milímetros) o puntaza (gravas) (fig. 1.4). Maza d 63 5,kg cayendo;-76 cm. L. --.

Cuerpo zapata (divid~do longr- 3 tudinalmen te e n h

Cabeza I Cuerpo

Puntaza ciega para gravas

Fig. 1.4.-Cuchara del ensayo normal de penetración. SPT (Standard Penetration Test).

- Ensayo de molinete o veiefa («vane les!») (fig. 1.5).

Se emplea para medir !a resistencia al corte sin drenaje de suelos blandos, haciendo girar unas aspas en el terreno y midiendo el par aplicado. Es Ú t i l en suelos blandos (S,, s O,$ kp/cm3. Varilla de D = 20 rnm, aletas de 5 5 x 110 ó 65 x 130 mm.

- Ensayos presio

Se utilizan para del terreno haci el mismo una c6 drica y estableciendo la relación

65 (55) mm.

Fig. 1.5.-Parte inferior d e la sonda d e molinete de olinete metido en su funda.

b) Molinete fuera de su funda.

andmetro

Agujero de sondeo

Fig. 1.6.-Esquema del prcsi6metro de Menard.

TIPO

- Compacidad de

Ensayo de N.' de golpes N para hincar 30 cm suelos granulares penetración un cilindro hueco de dimensiones

estándar normalizadas. Golpeo con maza de (S.P.T.) 63.5 kg cayendo desde 76 cm

A das por encima del S610 es orientativa uj 3 z w z W

Relación presión- . S . -

,. asiento en suelos k granulares B =ancho de la cimentación S - Bo = lado o diametro de la placa

de Medida de los asientos so de una pla- L: - " con placa - Ca rígida cuadrada o circular (habe Coeficiente de ba- - r 30x30 cm? al ir aplicando cargas h t 0 de cualquier - P

KPLAC.4 = 7 - - crecientes, llegando o no a la rotura terreno .d

2

O

del terreno Z i;

C) Pruebas de penetración

Consisten en hacer penetrar en el terreno una puntara de dimensiones normalizadas por aplicación de una energia de impacto fija o una presión estática controlada. Se tienen asi las ruebas de penetración:

(fig. .,) de 16 cm2, maza , e, e, DIN ligero cm' y m* y 50 cm), etc.

para extraccibn

a) Penefrdmetro Borro.

1 1 - DPSH

b) Punfazar normaliradosJjar o perdidos.

1 Con manguito.

CUADRO N." 1 -3.

TIPO DE PRINCIPIO DE PENETRO- FUNCIONA- CAPA- METRO (? M l E M O C'IDAD

SUELO MAS 1M)NEO TERRENO EN QUE ES IMPRACTICABLE

Ligero Arcillas y limos muy blandos. Rocas, bolos, gravas, suelos ce- 23-5 t Arenas finas sueltas. mentados. Arcillas duras. Are-

nas muy compactas. Suelos muy Medición de la resistencia a la pe- Medio Arcillas y iimos blandos o me- ' preconsoiidados.

Estático netraci6n de una 6-10 t dios, arenas finas y medias suel- punta y un vástago tas a medianamente compactas. - Roca, bolos, gravas compactas. mediante presi6n.

hcillaF y limos medios a duros. Suelos cementados. Suelos muy Pesado henas a gniaas com- preconsolidados. > 10t pactas.

Ligero Arenas sueltas a medias. Rocas, bolos, gravas. Suelos cementados. Suelos muy preconso- de la E = a Limos arenosos flojos a medios. Edados.

tencia a la Denetra- 10 m k ~ ción de unapuntara

Dinámico mediante golpeo con Arenas medias a muy compactas. Rocas, bolos, gravas compactas. una energia norma- Pesado Arcillas preconsolidadadas sobre Suelos muy cementados. [izada E. E = 3 0 a el N.F.

50 mkp Gravas arcillosas y arenosas flojas a medias.

" Existen tipos mixto.i cstiticodin&rnicos que emplean la praidn o el golpeo scgiin la resistencia de la capa.

Como método exclusivo d e prospección sólo pueden utilizarse en reconocimientos de nivel reducido.

Debe extremarse el cuidado en la utilizaci6n de los penetrómetros cuando el terreno contenga gravas, bolos o capas cementadas, así como en la definición de niveles de terreno competente (*) a partir de los rechazos obtenidos.

d) Méf odos geo fkicos

Son técnicas que permiten medir determinadas propiedades físicas del terreno a partir de la superficie del mismo o a través de sondeos mecánicos. Estas técni- cas no han sido objeto de normalización en nuestro pais por lo que el autor del estudio geotécnico deberá justificar y elegir el método más apropiado para los fines previstos.

Se recomienda su empleo preferentemente en estudios de evaluación o cuando sea necesario cubrir áreas grandes.

En principio resultan de más directa aplicación los siguientes métodos de superficie

Sondeos eléctricos verticales: Variación en vertical y horizontal de la resistividad eléctrica de las distintas capas del terreno.

Sisrnica de refracción: Variación en la velocidad de propaga- ción de ondas de choque a través de los distintos terrenos.

Cravimetria: edida de anomalías en el campo gra- vitatorio terrestre.

Entre los diversos sponibles, la medida de resistividades eléctricas puede utilizarse pa a r espesores de recubrímientos sobre substratos rocosos o firmes, detectar niveles freáricos y variaciones de

ion de ondas sismicas c

avación de materiales rocosos.

1' ) Se denorninail wrriprterrrrr aquella\ c a p \ del trrirrio que por su rcistetic.iri ?. t-\pe\or pueden \emir de apoyo a las eventuales cintentacionrs.

a construcción no se permite la utilización exchsiva de biendo siempre confrontarse con pros cciones directas (ea-

tas o sondeos).

Para la detección de oquedades, variaciones etc., se pueden utilizar ventajosamente los m métricos.

En los reconocimientos para construcción puede resultar Ú t i l para correlacionar etectar variaciones de propiedades, el empleo de diagrafias de1 tipo

siguiente:

Resistividad eléctrica

Velocidad sismica

Radioactividad natural (y, neutr6n)

edida de temperaturas

edida de diámetros finales de perforación, etc.

Eventualmente pueden utilizarse también medidas geofisicas entre la superficie y un sondeo, o entre dos sondeos.

e) Pruebas in situ

Además de los reconocimientos comentados en apartados anteriores y como complemento de los mismos, siempre que no sea suficiente la información o tenida, deben realizarse todas aquellas pruebas in situ necesarias para determinar adecuadamente las propiedades del terreno.

Entre las pruebas in situ más usuales pueden citarse:

- Ensayos de carga con placa (ver Cuadro 1.2). útiles para establecer la deformabilidad y capacidad portante de suelos y rocas.

- Pruebas de carga de terrenos blandos.

- Ensayos sobre prototipos de cimentaciones.

- Pruebas de permeabilidad, etc.

además de los que pueden realizarse en el interior de catas o sondeos.

. Toma de muestras

Las muestras son porciones representativas del terreno que conservan algunas o la totalidad de las propiedades del mismo y que se extraen para su identifica- ci6n o realizar ensayos de laboratorio.

Según el proceso de extracción seguido se distinguen:

a) Muestras alteradas ( A) - Bolsas de suelo, trozos de testigo, terrones, etc.

esrras inalteradm

- En bloque (MB) - Talladas en catas o excavaciones (fig. 1.9)

eterminación de humedad (

- Para determinación de propiedades geotécnicas ( 1) - Extraídas mediante tomamuestras adecuados (fig. 1.10).

se indican los distintos tipos de to uestras y su utilización.

ada muestra tiene una utilidad especifica respecto a la determinación iedades del terren - uestras altera A) : Esrratigrafia (carn

etc. - uestr

-Válvula de bola

Fig. 1.9.-Tallado de muestras en bloque.

UTILIZAGION DE LOS

DIAh.1. O DIIIIENSION ~ ~ E T O D O CALIDAD DE !.A !PODE ?i.OEA-E RFC.0- DE TIPO DE SUELO IDONEO IIlUESTRA TIPO DE SUELO EN QUE

h''N'''O I I O fltNCA MUESTRAS ,,,m, OUTENIDA NO ES PRACTICABLE mni.

Bloque 150 150 Tallada Suelos cohesivos de consisten- ~~~~l~~~~ Arenas flojas. Suelos disgre- a mano cia media a dura. gable~. Gravas.

Cilindro I SC Percusibn Suelos cohesivos de consisten- Excelente a Arenas sueltas. 250 a mano cia blanda a media. Buena Gravas. Suelos muy compactos.

Suelos arcillosos de consisten- Grava. Abierto de Presibn cia blanda a media. Buena a Arena bajo el nivel frehilco.

pared del- 76 88 O percu- Arenas sobre el nivel freitico Regular Suelos arcillosos de consislencia sibn no muy compactas. compacta o muy compacta.

Suelos estra~ificados gruesos..

Grava. Abierto de .

Como el anlerior con eiemen- Regular a Arenas bajo el nivel frehtico. a r e 76 8% Percusi6n ros gruesos hasta 20 mm. Mediocre Suelos arcillosos de consistencia gruesa (T. compacla o muy compacta.

bipartido) Suelos estratiricados gruesos.

Pisibn, pa- Suelos arcillosos de consisten- Grava. cia muy blanda a media. Buena a '

red delga- 76 76 Arenas compactas. ecanico da Presi'n Suelos sensibles. Arenas muy Regular Arcillas de consistencia compacta

suellas a sueltas. a dura. Suelos de grano grueso.

Pistbn, pa- 76 Suelos arcillosos de consisten- '

red gruesa 88 Presibn cin blanda a muy compücia. Regular Suelos sensibles.

Grava, arena. Arcilla compacta a dura. Suelos de grano grueso.

Bartría de Suelos arcillosos de consislen- Regular a p e r f o r a - 76 100 Rotacibn tia dura. Rocas no delez- Buena (según Gravas* cibn nables. terreno) Arcillas blandas a medias.

Tulm doble Suelos arcillosos de consisten- Regular a Gravas, bolos. arenas. con inlrrior 76 !W Rotacibn cia dura. Rocas blandas o Buena (según Arcillas muy blandas a compac- rerraciil disgregables. erren no) tas.

uestras en bloque ( eso especifico aparente

Resistencia al corte

Compresibilidad

Pemeabilidad

Ademh de las muestras señaladas, el reconocimiento geotécnico debe incluir la muestrm de agua de los distintos acuiferos encontrados, con el fin de

emas de agresividad o contaminacibn. En algu estas muestr para una mejor definicibn de la .hidrogeoIogía

Con las muestras procedentes de la prospeccibn geotécnica se realizan los ensayos de laboratorio, los cuales, según la finalidad del estudio, pueden ser de los . . tipos siguientes:

a) Ensayos de clasificacibn e identificacibn

b) Ensayos de resistencia

c) Ensayos de defomabilidad

d) Otros

CUADRO 1.5. ENSAYOS DE LABORATORIO

PROPIEDAD ENSAYO

a) Estado y clasificación

Humedad natural

Pesos especificas

Cranulometria

Plasticidad

Contenido de humedad

Peso especifico de las partículas Peso especifico aparente Peso especifico aparente del suelo seco

Analisis granulornetrico por tamizado o sedimentación.

Limites de Atterberg (Limite liquido, limite plástico y límite de retracción)

- - - - -- -

b) Resistencia

Resistencia al corte Compresión simple Corte directo Corte triaxial Molinete

c) Cambio de volumen

Deformabilidad Ensayo edométrico

Expansividad Presión de hinchamiento Hinchamiento libre Ensayo Lambe

Colapsabilida Inundacibn en el edómetro

d) Varios

Contenido en sulfatos -,-. . Contenido en carbonatos

Contenido en mat. orgánica

H . sales solubles y elementos cont

De todas las muestras debe hacerse una descripción por personal especializado, detallando aquellos aspectos que no son objeto de ensayo como el color, olor,

gravas o trozos de roca, presencia de escombros o materiales ar- así como eventuales defectos en la calidad de la muestra. .

En el Cuadro n.O 1.5 se indican los ensayos que se consideran a la determinación de las propiedades más usuales. Un tipo especia[ de ensayos lo constituyen los encaminados a caracterizar la densi- ficación de los suelos bajo una determinada energía de compactación. Sirven d e referencia para controlar la compactación de rellenos, terraplenes de apoyo d e viales, etc.

El más usado es el ensayo Proctor N o m l (norma NLT 107158) consistente e n apisonar el suelo en un molde de 1 litro de capacidad, extendiéndole en 3 capas o tongadas y compactando cada una con un pisón de 2,5 Kp de peso y 5 cm, de diá- metro, cayendo desde 303 cm.

Si se realiza el ensayo con distintas humedades se aprecia que existe un valor máximo del peso específico seco (denominado habitualmente «densidad Proctor Nor- mal~). La humedad correspondiente es la «humedad óptima P.N.B. Puede también realizarse el ensayo con una mayor energía de compactación alcanzándose lógi- camente mayores densidades: es el denominado «ensayo Proctor Modificado*.

Suele especificarse la compactación deseada en obra como porcentaje de la densidad Proctor (90 al 100% según el uso final del relleno). El control se hace de modo estadístico determinando la densidad alcanzada in situ (ver el Apart. 9.2).

3. PLANIFICACION DE LOS RECONOCI

Consideramos Únicamente aquellos casos en los que los reconocimientos puntuales tienen un peso importante, es decir,

- el nivel de detalle de los estudios de evaluación y

- el nivel normal de los estudios para construcción.

La planificaci6n de los reconocimientos comprende la definición de

- las técnicas de reconocimiento a emplear

- el número de puntos de prospección y su localización

- la profundidad de investigación

- el muestre0 y ensayos in siru a realizar.

3.1. Estudios de evaluación

Al entrar en el nivel de detalle suele ser necesario emplear un mínimo de prospecciones para definir la estratigrafia del terreno y determinar sus propiedades geotkcnicas. Ai tratarse de áreas grandes, razones econbmicas obligan a limitar el número de reconocimientos pero, al mismo tiempo, se requiere un encuadre geológico adecuado para situarlos correctamente y sacar el mkximo partido de la informacion obtenida.

No debe olvidarse que este tipo de estudios debe concluir en una ronificación georécnica y por tanto las prospecciones deben repartirse entre las distintas zonas previamente detectadas.

A titulo orientativo debe contarse con el número mínimo de reconocimientos que se indica en el Cuadro 1.6. Respecto a la complejidad del terreno pueden hacerse las indicaciones siguientes:

C. baja Terrenos de topografía suave, muy homogéneos en planta dentro del área estudiada y de buena calidad como cimentación (terrenos aptos para cimentaciones superficiales).

rafia movida y/o s condiciones de cimentació

e evidentemente a situaciones inter

COMPLE- SUPERFICIE (Ha)

JIDAD* 1 1 50 100 2 5 1

. * Se entiende tanto la complejidad geotécnica prevista como la topogifica y morfoldgica.

Si en el área estudiada existen zonas de diferente complejidad las condiciones del Cuadro 1.6 se aplicarán por separado a cada una de ellas. Si las condiciones del terreno hicieran aconsejable o aceptable otro tipo de prospección se pueden substituir total o parcialmente los sondeos del Cuadro 1.6 por otras prospecciones, de acuerdo con las equivalencias orientativas siguientes:

1 sondeo @ 1.8 penetrómetros # 2.5 catas

Respecto a la profundidad, muestre0 y demás detalles de estas prospecciones se seguiri lo indicado en los estudios para construcción.

3.2. Estudios'para construcción

a) Densidad de reconocimientos

Son factores fundamentales en la planificación de estos estudios

- el tipo de edificio

- la variabilidad y naturaleza previsible del terreno

Respecto al primer factor puede considerarse la clasificación de los edificios que aparece en el Cuadro 1.7. La division por 4 o 10 plantas puede parecer ar- bitraria y, de hecho, es más importante la relaci6n logitud/altura del edificio que el número de plantas, pero se trata sólo de una clasificación aproximada en la que el proyectista debe encajar su edificio con cierta libertad en funci6n de las características particulares del mismo.

CUADRO 1.7. CLASIFICACION DE LAS ESTRUCTU

TIPO DESCRIPCION

C-1 Edificios de menos de 4 plantas* sin muros de carga, con estructura isostitica o muy flexible y cerrarnientos independizados de la deformac¡ón.de la estructura.

C-2 Edificios de 4 a 10 plantas o que teniendo menos de cuatro plantas no cumplen las condiciones anteriores.

C-3 Edificios de 1 1 a 20 plantas.

C-4 Edificios de carácter monumental o singular, o con las. (Serin objeto de un reconocimiento especial, menos las condiciones ue corresponden a C-3).

* En el nhmero de plantas se incluyen los s6tanos.

A efectos practicas ta dad del reconocimíenr anailisis geotknico pero no necesariamente so peccibn.

En un planteamiento racional la densi

suele partirse de un programa m& o men corrigiendo a medida que se van teniendo

A titulo orientativo pueden considerarse los valores de d- que aparecen en el Cuadro 1.8 y que representan las distancias en las que se pueden esperar riaciones significativas en la naturaleza o propiedades del terreno. En los dios de nivel reducido, y cuando se requiera ar reconocimientos, &tos

ueden situarse con una densidad del orden de s estudios de ni- el normal y para edificios de los tipos C-1 y C reconocimknto

deben situarse como máximo a la distancia d,,,, sal siones del solar. ara otros tipos de edificios los puntos se situaran algo mas pr6ximos. según la.tabla siguiente:

Tipo d do (m)

C-1, C-2 &a 30 C-3 08 d,, 25 e-4 0.7 d,, 20

CUADRO 1.8. DI§

TIPO TIPO DE EDIFICIO , D E D E S C R l P C l O N D E L T E R R E N O

TERRENO C- l C-2 C-3 C-l

T-O -Terrenos de naturaleza desconocida o de los que no se tiene inforrnacion 3 O 3 O 25 25

T- l Terrenos de variabilidad baja

-Sedimentos finos consolidados (margas, arcillas, limos, etc.) con relieve suave y en grandes espesores 60 5 0 45 40

-Vegas y terrazas de grandes rios en su curso medio o bajo 40 3 5 3 O 2 5

-Marismas y albuferas 40 35 3 O 25 -Rocas blandas sedirnentarias (areniscas, argilitas. etc.) 50 45 40 35 -DepOsitos granulares gruesos no fluviales, con finos

(ranas) 45 40 35 3 O

T-2 Terrenos de variubilidad media

-Deltas y estuarios de grandes rios 3 5 -Depbsitos costeros eólicos, dunas 30 -Formaciones encostradas, caliches 25 -Depósitos de pie de ladera, salida de barrancos 30 -Suelos residuales sobre granitos o calizas en la perife-

ria peninsular 35 -Suelos residuales sobre esquistos y otras rocas . 3 O -Coladas basálticas antiguas 3 0 -Rocas blandas no estratificadas 25

T-3 Terrenos de variabilida a(fa o porenciafmente problemáticos

--Cauces, terrazas y deltas de rios rorrenciales 20 15 15 -Antiguas llanuras de inundación de ríos divagantes

(con meandros) 25 20

siendo d, una distancia media a adoptar para el planteamiento inicial campalfa cuando no se dispone de información sobre el tipo de terreno.

Un reconocimiento comprenderii como mínimo 3 sondeos. Cuando de las prescripciones anteriores resulte un número mayor y el terreno lo haga aconsejable o admisible, los sondeos se pueden substituir por penetrómetros o en

orcentajes mbimos siguientes:

Tipo de terreno % de suslitucidn

70 so' 30

Con Ias equivalencias indicadas en el apartado 3.1.

Los puntos de reconocimientos deben situarse según esquemas regulares, eventualmente concentrándolos en zonas conflictivas. Conviene cubrir bien el perímetro del solar, con distancias al mismo no superiores a unos 3 m, progre- sando hacia el interior. Como ejemplo se dan los esquemas de la fig. 1.1 1. En el caso de estudios para edificios pr6ximos a constmir simultáneamente puede / aprovecharse la experiencia progresivamente acumulada para reducir la densidad de reconocimientos y extender la información puntual a vanos edificios adyacentes siempre que éstos se encuentren a una distancia igual o inferior a la indicada en el Cuadro 1.8.

b) Profundidad de prospección

Respecto a la profundidad de los reconocimientos, ésta sólo puede fijarse en el caso de los sondeos ya que las catas tienen un alcance limitado por el tipo de excavadora y los ensayos de penetración se llevan hasta rechazo.

Los sondeos deben alcanzar un sustrato firme de suficiente espesor, penetrando en el mismo

d,, 2 2 -t 0.3 p (m)

CUADRO 1.9 RIENTATLVAS INAR DE RECO

TIPO DE PROFUNDIDAD

EDIFICIO (M)

a) Laderas de montalla o terrenos de relieve e, suave sobre Formaciones consolidadas o rocosas.

C* c3

Valles fluviales en zonas altas de rios. c, Zonas urbanas tradicionalmente con cirnenta- ciones directas.

b) Llanuras y valles de rios imponantes. Zonas urbanas de nueva ocupacibn.

c) Zonas de deltas, m d s m a s I

2

1

4 dustriales antiguas. Zonas tradicionalmente con funda.

n = con zona problematiea

b) SOLARES ALARGADOS

n = 8

con pal io interior

. . siendo p el número de planras del edificio. En el caso de substrato rocoso bas- tará con penetrar dSf. en el 30% de los sondeos y un mínimo de 2 m en el resto, si bien cuando el terreno sea conocido y se excluya la existencia de bloques erráticos, bolos, etc. puede admitirse terminar los sondeos al llegar a la roca.

Para la planificacibn preliminar de la carnpafia pueden adoptarse las profundidades medias indicadas en el Cuadro 1.9.

Cuando los dos primeros sondeos realizados en una determinada zona o solar indiquen que se trata de depbsitos muy potentes, en los que no se alcanza el substrato firme dentro de una profundidad razonable ( 5 3 0 m), los sondeos restantes pueden terminatse a la ayor de las profundidades indicadas en el Cuadro 1.10.

(Substrato firme muy profundo)

RESISTENCIA DEL TERRENO EblFlClO PROFUNDIDAD

Muy baja (N < 10, q, < 0,8 kp/cm2)

Baja ( 1 0 1 N s 2 0 , 0 , 8 s q , 5 1,5)

* p = numero de plantas, sin contar sótanos. b =dirnensiOn menor del edificio (definida como el cociente entre la superficie edificada y la ma-

yor distancia entre los puntos medios de cerramienros opuestos).

C) Toma de muestras y ensayos en sondeos

En los sondeos deben tomarse muestras y realizar ensayos in situ para caracterizar el! terreno, debiendo existir una supervisión adecuada para tomar en cada momento la decisión más oportuna, sin dejarlo al albedrío del sondista.

No es necesario muestrear en terrenos de echadizo, ni en la profundidad que se vaya a excavar, salvo que se necesite información geot&xiica para proyectar las excavaciones o las estructuras de contención.

ebe iniciarse a la cota inima previsible de implantación de las cimentaciones (genera e a 1-1,50 m bajo la rasante), continuándole a inter- valos no superiores a vez que aparezca una cap técnico. En edificios uestreo puede espaciarse mitad inferior del so ofundidades indicadas e

ara establecer estas propiedades:

) Estimandolas a artir de datos existentes nos comparables

ererminándolas a par de ensayos de laboratorio o pruebas de correlaciones

De entre las numerosas propiedades de los suelos no todas son igualmente ne - cesarias ya que, según los modelos de calculo a emplear y el tipo de terreno, deben seleccionarse aquellas más apropiadas.

En el Cuadro 1.11 se han señalado aquellas propiedades más usuales en los distintos tipos de problemas geotécnicos. La estimación de parámetros s610 está justificada para anteproyectos o cuando un terreno o formación esta iocalmen- te muy estudiado, como es el caso de los suelos de capitales importantes con gran actividad constructiva, pero no deben hacerse estimaciones para evitar los reconocimientos prescritos en casos normales.

CUADRO 1 .1 1. TUDIO GEOTEC

TIPO D E IDENTIFICA- ESTRUCIURAS D E CON- TERRE- ClON TENCION Y EXCAVA-

NO CIONES

ClXIENTAClONES SUPERFICIALES

CIMENTACIONES PROFUNDAS

Granulometria Peso especifico aparente Compacidad (N, q,, ID) Compacidad (N, q,, 1,) Angulo de rozamiento Angulo de rozamiento inter- Angulo de rozamiento inter-

Suelos Permeabilidad no no. arenosos Deformabilidad (placa. pre-

siómetro. etc.)

Plasticidad Peso específico aparente Resistencia a compresión Resistencia a compresión bfinera!ogia Resistencia a compresibn simple simple

Suelos (Granulom. por simple Resistencia al corte Resistencia al corte arcillosos sedim.1 Resistencia al corte Deformabilidad (edómetro, Deformabilidad (q,)

Humedad natu- Expansividad q,. etc.1 Expansividad ral Expansividad

Suelos de Granulometria Combinación de lo indicado para suelos arenosos y arcillosos, según la proporción relativa de transición Plasticidad cada uno de ellos

Suelos Tarnafio medio Compacidad granula- % de finos Permeabilidad res y Uniformidad gruesos

Deformabilidad Estimar compacidad

Mineralogia Alterabilidad Resistencia a compresión Resistencia a compresión Identificación Expansividad simple simple (posición profunda)

Rocas del material tri- Estructura Deformabilidad (caso de blandas turado Resistencia al corre grandes cargas)

Ripabilidad* Expansividad

Litologia Estructura, en grandes exca- Resistencia a compresión Resistencia a compresión Rocas Estructrura vaciones simple simple (posición piofunda) duras Permeabilidad del macizo

de valores d e m a s i a d o titulo de e jemplo se d

LIMITES DE TIPO DE SUELO GRANULOMETRIA A ~ E R B E ~ G PESO HDAD. PROCTOR DEFOR.MAB(LIDA0 RESISTENCIA PER

<2*0 (Fraccih ~ 0 . 0 4 mm) ESPEClFlCO NATURAL NOR.UAL (2) AL CORTE r-

mm mm WL wp I p Y Ymm w D. sctn w p ~ E, = E0

5 vi v. n n ,e 2 a pj t / d m/s -

Grava <5 <60 - - - 1.60 0.95 5 J.70 8 400 O,@ 34 - 32 2.10"' 1,90 1,05 2 1,90 5 g00 0,40 42 - 35 1.10-2

Grava arenosa con c 5 <60 - - - .2,10 le15 7 2,oO 7 400 0,70 35 - pocos finos

32 1.10-2 2.30 1,35 3 2'2.5 4 1100 0,50 45 - 35 1.10-

Grava arenosa con finos limosos o arcillosos que no 8 20 16 4 2.10 1.15 9 2,10 7 . 460 0,70 35 1 32 1.10-5 alteran la estructura granular 15 45 25 25 2.40 1.45 3 2,35 3 1200 0.50 43 O 35 1.10-8

Mezcla de gravas y arenas 20 20 16 4 2.00 1;OS 13 1,90 10 150 0,W 28 3 22 1.10-@ envueltas por finos 40 50 25 30 2,2S 1.30 5 2 3 5 400 0,70 35 0,s 30 1.10-1"

a) Fina <S 100 - - - 1.60 0,95 22 1,60 15 150 0.75 32 - 30 2.10-4 1,90 1,lO 8 1,75 10 3W O,& 40 -

Arena 32 1.10-3

uniforme b) Gruesa <S 100 - - - 1,60 0,95 16 1.60 13 250 0.70 34 - 30 5.10-1 1.90 1,10 6 1,75 8 700 0;55 42 - 34 2.10-4

Arena bien graduada < S a l - - - 1.80 1.00 11 1.90 10 200 0,70 33 - y arena con grava 32 5.10e4

2,10 1,20 5 2,IS 6 600 0,55 41 - 34 2.1OS

Arena con finos que no 16 4 1.90 1.05 1s 2,00 13 150 0,80 32 1 30 1.10-' alteran la estructura granular 15 25 25 2.25 1.30 4 2.20 7 500 0.65 40 O 32 i.iW7

Arena con finos .que alteran 20 20 16 4 1 ,80 0.90 20 1,70 18 50 0.90 25 5 22 1 .lo-' la estructura granular 40 50 30 30 2.15 1.10 8 2.00 12 250 0.75 32 1 30 1.10.1O

Limo poco plistico 4 1.75 0.95 28 l,60 22 40 0.80 28 2 25 1.10.' >50 :: I I 7.10 1.10 15 1.80 15 110 0.60 35 0.1 30 1.10-a

Limo de plasticidad 35 22 7 1.70 0.85 35 1,55 23 30 0.90 25 3 22 2.10-c media a alta "Oo 50 25 20 2.00 1.05 20 1.75 16 70 0.70 33 1 29 1.10.'

25 15 Arcilla de baja plasticidad >80 100 3s 22 7 1.90 0.95 28 1.65 20 20 1.00 24 6 20 l.10.' 16 2.20 1.20 iJ 1.85 14 50 0.90 32 1.5 28 2.10.'

Turba - - - - - 1.04 0.04 800 3 1.00 25 1.5 - 1 . 1 0 - ~ 1.30 0.30 100 - - 8 1.00 30 0.5 1 .lo-'

Fango - - 100 30 50 1.75 0.25 200 4 1.00 22 2 - l. 10.' 250 80 170 1.60 0.60 50 - 15 0.90 28 0.5 l.lO-s

( 1 ) Según cl GrundbnuXwhenhuch. 3.* cd. 1." Pane. IWI. (2) u., = 0.1 kplcrn2

Último en el Cuadro 1.14 se recogen aigunas propuestas de 11-1 5-74.

Las pruebas in silu constituyen un método de gran utilidad para la derermina- ción de propiedades de suelos difíciles de muestrear, como son los granulares y las arcillas blandas o fisuradas. (Ver Cuadros 1.2 y 1.3).

CUADRO 1.13 CA

VALORES DE CALCULO PESO MODULO DE

E S P E ~ m C O ~ ~ ~ i ~ ~ ~ ~ ~ i ~ final Resistencia C ~ M P R E S I B ~ L ~ D A D inicial

CLASE DE SUELO Emer- Surner- Angulo Cohe- Resistencia gido gido de rozo- sidn o! corte sin

y 7 . s ~ ~ miento C' Clrenaje ES t /m3 t/ma (grados) t/m' e" f /m2

Q' t/m2

Suelos no cohesivos

- Arena suelta, redondeada 1,8 1 ,O 30 - 2.000- 5. - Arena suelta, angulosa 1,8 1,O 32.5 - 4.000- 8. - Arena semidensa redon-

deada 1.9 1.1 32.5 - - 5.000-10.000 - Arena semidensa angulosa 1.9 1,1 35 - - 8.000-15.000 - Grava sin arena 1.6 1.0 37,s - - 10.000-20.000 - Grava gruesa. angulosa 1,8 1.1 40 - - 15 .000-30.

Suelos cohesivos (Valores empiricos para muestras inalteradas de la zona N o r ~ e alemana)

-

- Arcilla semidura 1.9 0,9 25 2.5 5 - 1 0 500- 1.000 - Arcilla difícil de moldear. dura 1.8 0.8 20 2 2.5- 5 250- 500

- Arcilla moldeable. blanda 1.7 0.7 17.5 1 I - 2.5 100- 250 - Marga glacial. s6lida 2.2 1.2 30 2.5 20 -70 3.000-10.000 - Arcilla arenolimosa media 2.1 1.1 27.5 1 S -10 500- 2.000 - Arcilla arenolimosa blanda 1.9 0.9 27.5 - 1 - 2.5 400- 800 - Limo 1.8 0.8 27.5 - 1 - 5 300- 1.000 - Sedimento ligeramente ar-

cilloso. orgánico. blando 1.7 0.7 20 I 1 - 2.5 200- 500 - Sedimento muy arcilloso,

fuertemente orgbnico, blando 1.4 0.4 14 1.5 1 - 2 50- 300

- Turba 1 .1 0.1 15 0.5 - 40- 100 - Turba moderadamente prc-

consolidada 1.3 0.3 15 1 80- 200

TIPO P-\K.-\ U N INOICE DE POROS DE

PARAMETRO 0,45 0,55 O,65 O, 75

" -

COS

W - W, VALORES CARACITRISTICOS PARA UN INDlCE DE POROS e. DE TIPO fL == PARAMETRO

WL - wr 0.45 OJ5 0,6S 0,75 0,85 0,95 1.05

Arenoso t 1 - - - -

0 3 <IL so,75 cH 0,13 0,09 0,06 0.03 - - - 4' 28 26 24 2 1 - - -

Limoso

Arcilloso

CUADRO 1.14 C VALORES NOR ALIZADOS DEL MODULO DE DEFORMACION E (kp/crn2) DE SUELOS ARCILLOSOS

S I O O U L O D E DEFOR;\I,\CION

'TIPO Y O R I G E N NATURr \ I .EZA 1, W - W p P:\K:\ U N IFil>lCE DE P O R O S c. 1)E

Aluvial Arenosa O S fLs0 ,75 - 320 240 160 100 70 - -

O ~ f c S0,25 340 270 220 170 140 110 - 'a

Diluvial Lirnosa 0.25 5 / , ~ 0 . 5 - 320 250 190 140 110 80 - 3 . - L

0,50<1,r0,75 - - - 170 120 80 60 50 m - - L e, OS1tSO,25 - - 280 240 210 180 150 120 - Lacustre : Arciilosa 0,25<Ir1;0,5 - - - 210 180 150 120 90 U O,5<Irr0,75 - - - - 150 120 90 70 VI O

Arenosa O c 1 , ~ 0 , 7 5 - O

330 240 170 110 70 - -

enosa o Arcillosa

correlaciones más com

ático.

n otros capitulas eneralizads.

laboratorio sobre muestras de suelo constituyen la practica tificar los suelos

suelos linos.

pruebas y ensayos debe ser suficiente para o tener una aproxi- maci6n estadística al valor real de cada parámetro en el terreno, siempre dentro

itaciones económicas y de tiempo.

No necesariamente S an todas las muestras extraíd tar con las que s n en el transpone o tallado una vez abiertas, álogas a otras.

En el Cuadro 1-15 se indica un número mínimo orientativo e las pruebas o ensayos a realizar según la propiedad que se pretenda establecer para cada capa de importancia geotécnica. Deberá procurarse que los vaiores se obtengan a . partir de pruebas o muestras correspondientes a puntos diferentes de reconocimiento, una vez que se hayan identificado como pertenecientes a la misma capa-

CUADRO 1.15. N

VARIABILIDAD DE LACAPA

Granulometria ..................................... 3 6 1 O

.......................................... Plasticidad 3 5 8

Deformabilidad .................................... 2 3 5

Resistencia a compresión simple ..................... Suelos muy blandos 4 6 8

................ Suelos blandos a medios 4 5 6 .................. Suelos medios a duros 3 4 5

Resistencia al corte ..................................... Arcillas 3 4 5

Arenas ...................................... 2 2 3

Contenido en sales agresivas ................... 3 4 5

" Se entiende tanto en planta como en profundidad para una su erticie S ~ 2 0 0 0 rnz. Para supert?- cies mayores re multiplicar5n los niimeros de Ia tabla por 46' Los ensayos corresponden a las capas que pueden ser más afectadas por las cimentaciones y de potencia media H 5 5 m.

Para capas mis gruesas se rnultiplicarin los nllmeros de la Tabla por I c0.01 H. redondeando 31

encero superior.

EL número de ensayos indicado en cada caso se considera minimo para edificios C-I 8 C-2. edificios C-3 8 C-4 los valores del cuadro se incremenrarin en un 50%.

ibn y constructiv tuir las conclusiones

En los estudios de evaluación el Informe puede concretarse en una cartografía geotécnica (preferentemente a escala no inferior a 1/25.000 para el nivel general y a l/I0.000 para el nivel de detalle). sta cartografía constituye básica- mente una zonificacidn del área de acuerdo con los factores de mayor inter como soni

ortante o calidad como cimentacibn

roblemas de deformabilidad y asiento

- Condiciones de drenaje y niveles freáticos - orfologia y relieve - - Estabilidad de laderas

uelos y rocas aprovechables como materiales, etc.

La representación de estos factores debe hacerse según las técnicas habituales de la Cartografía Geotécnica, si bien se permite amplia libertad gráfica siempre que la simbología, tramado, etc., resulte clara. En casos complejos puede recurrirse a establecer un mapa básico de condiciones de cimentacidn y reflejar los demás factores en esquemas a otras escalas.

Habitualmente el mapa de síntesis va acompafiado'de una sucinta memoria donde se enumeran los trabajos realizados, se hace un encuadre geológico del área y se describen los aspectos geotecnicos de mayor interés. Como anejos se incluyen fotografías, los eventuales ensayos de laboratorio y los resultados de las prospecciones.

5.2. Estudios para construcción

En ellos el Informe debe ser más explícito y detallado. llegando a los niveles de definición necesarios para proyectar y realizar obras de cimentación.

Como aspectos principales a incluir y tratar pueden citarse los siguientes:

a) DeJinicibn y localización

Se definir& la estructura a construir y se incluiri un plano de situación general (escala nacional o provincial) y otro de detalle del solar a escala no inferior a 1 /500.

b ) Antecedenles e informacidn previa

Se recogerán en forma ordenada todos los antecedentes de la zona, así como la información que se haya podido obtener respecto a lo indicado en el Apartado 2.2.

C) Trabajos realizados

Se indicará el número, tipo y localización en el plano de planta de todos los reconocimientos realizados, incluyendo la toma de muestras y los ensayos in situ.

d) Encuadre geolbgico

El área en estudio se enmarcara en la geología general de la regi6n y en la par- ticutar de la localidad, definiendo las características litológicas, estructurales, geomorfológicas, y sismotect6nicas.

Se prestará especial atención a los osibles niveles freáticos o piezométricos, sus oscilaciones y otras caracteristicas hidrogeológicas.

e) ESfratigrda y naturaleza de! terreno

os más significativos. Se.in- información, en función de los reconocimientos efec-

tuados.

cioncír sobre el tipo

alvo cuando Ia finalidad del estudio sea merament no, el Informe Geot

alternativas de cimentación a considerar. - resiones de trabajo y las cotas de cimentacibn de 1

, así como los asientos asociados a

rofundidades y capacidad ortante de cimentaciones profundas.

-- La zonificación del terreno cuando sean recomenda mentación, o la ocupación de áreas preferenciales.

-- Cualquier indicación de interés para el proyecto y ejecucibn de las cimentaciones y, en su caso,

Otras indicaciones

El estudio geotécnico incluirá además las indicaciones recomendaciones correspondientes a:

- Eventuales problemas de interacción con edificios próximos o de alteración de las condiciones geotécnicas del entorno.

- Facilidad de excavación (o ripabilidad) del terreno, tanto para palas mecáni- cas como para la ejecucibn de pilotajes o perforaciones de pequeño diámetro.

- El análisis de los problemas de inestabilidad detectados y las oportunas rne- didas preventivas o correctoras.

- Medidas de diseno antisismico en las cimentaciones.

- La determinacidn de la agresividad del terreno y del agua freática frente a obras enterradas y las medidas a adoptar.

- El análisis de problemas de interacción con edificios, estructuras u obras pr6ximas.

i) Anejos

Deberán incluirse como anejos del Informe:

- Las columnas de sondeo, catas, pruebas de penetración, etc.

- Los resultados de los ensayos de laboratorio.

- La documentaciOn fotográfica correspondiente al solar, excavaciones. cajas de testigos, etc.

1. Ud. de implantación del equipo necesario de sonda de rotación o helicoidal en el área de trabajo y retirada de la misma junto con su equipo auxiliar (L = distancia

........... adrid o a la sede de la empresa, en km)

2. Ud. de traslado de equipo de sondeo entre puntos de ............................... perforación (según dificultad)

3. MI. de sondeo mecánico en suelos y rellenos hasta 25 m de profundidad y diámetro mínimo 76 mm .............

....................................................... 3. Id. en roca

...................................................... 5. Id. en grava

..................................... 6. MI. de sondeo helicoidal

........... . 7. Ud. de calicata de profundidad mínima 2 m

8. Ud. de muestra en saco ( > 40 kg) y transporte ...... 9. Ud. de muestra inalterada en bloque mínimo

............................................. 0,70x0.20x0,20 m

10. Ud. de toma de muestra inalterada con tornarnuestras ....................................................... tipo Shelby

......................................... 11. Id. bipartido o pistón

12. Ud. de ensayo de penetración standar (SPT) ........... 13. MI. de tubo piezométrico de PVC ranurado ( 0 65 mrn)

............................................ incluida colocación

14. Ud. de tapa metálica de sondeo ............................ .......................... 15. Ud. de toma de muestra de agua

16. Ud. de caja de testigos de cartón encerado ............. 17. Ud. de implantación de penotrórnetro dinámico o esta-

tic0 en el área de trabajo y retirada del mismo junto con ............................................ su personal auxiliar

18. Ud. de emplazamiento de penotrómetro en cada puneo ....................................................... a reconocer

................... ...... l. de penetración estática ...... 1. de penetración dinámica ................................

21. Traslado e implantación de equipo para pruebas de car- a en superficie o en pozo ...................................

.................... lkcrrico vertical ........

Ptas.

O

26 . Apertura y descripción de muestra alterada ............. ...................................... 27 . Preparación de muestras

28 . Ud . determinación de peso especifico ..................... 29 . Ud . determinación de humedad natural ..................

...................................... . . 30 Ud limites de Atterberg

....................................... . . 31 Ud limite de retracción

32 . Ud . análisis granulométrico por tamizado ............... 33 . Ud . análisis granulométrico por sedimentación ........ 34 . Ud . ensayo de presión de hinchamiento ..................

.......................... 35. Ud . ensayo de hinchamiento libre

36 . Ud . ensayo de Lambe ......................................... 37 . Ud . ensayo edométrico ........................................ 38 . Ud . ensayo de corte directo lento .......................... 39 . .U d. ensayo triaxial. tipo:

Ripido sin consolidación ..................................... Rápido con consolidación .................................... Lento con . consolidación ......................................

............. . 40 . Ud ensayo de compresión simple en suelos

.............. . 41 . Ud ensayo de compresion simple en rocas

............ 42 . Ud . determinación de sulfaros y carbonatos

43 . Ud . determinación de materia orginica .................. ............................... . . 44 Ud ensayo CBR. tres puntos

................................. . . 45 Ud ensayo Proctor Normal

.................................... . . 46 Ud análisis mineralogico

............................... . . 47 Ud ensayo químico de aguas

C

... 49 . P.A. Supervisión y dirección de trabajos de campo

...................... 50 . P.A. Redacción Informe Geotécnico

Del orden del 15-20% de los trabajos de cam- PO Del orden del 20-25% de los trabajos de cam- PO-

Bajo la denominacibn de cimentaciones superficiales se engloban las zapatas y losas de cimentacibn, como elementos de transmisibn de cargas al terreno a tra- vés de superficies de apoyo considerablemente más grandes que su canto o di- mensión vertical. En estos elementos pueden producirse flexiones para determinadas condiciones de rigidez.

El nivel de apoyo o implantación suele ser reducido (generalmente inferior a 3 m) en el caso de zapatas, si bien puede resultar considerable en las cimentaciones por losa (caso de edificios con varios sótanos). Por ello el conceQode %erficial se refiere más a suxxtensibn en planta que a la cota -al contrario de lo que sucede en el caso de los pozos o pilotes que, en razón de su penetración en el terreno, reciben el nombre de cimentaciones semiprofundas o profundas.

En este capitulo se tratan los aspectos geotécnicos de las cimentaciones superficiales, en particular e! calculo de su capacidad portante y los asientos previsibles, dejando para los capítulos 3 y 4 la concepción estructural de las zapatas y losas respectivamente.

ASES DE DISEÑO

Para estar correctamente diseñada una cimrn~acion debe cumplir las condiciones siguientes:

- Transmitir al terreno las cargas del edificio con deformaciones (asientos) tolerables, garantizando una seguridad suficiente frente a la rotura o hundimiento.

- Poseer suficiente resistencia como elemento estructural.

- No resultar afectada por la eventual agresividad del terreno.

- Estar suficientemente protegida frente a las modificaciones naturales o artificiales del entorno (helada, cambios de volumen, variaciones del nivel freático, efectos dinámicos, excavaciones próxi- mas, etc.j

La primera cuestión es el objeto fundamental de este capitulo.

abitualmente e1 diseilo se realiza por tanteos ya que no se dispone de métodos para obtener directamente una presión de trabajo a*,, con un coeficiente de seguridad F preestablecido respecto a la presi6n de hundimiento q, (a,, = %/F) que, al mismo tiempo, dé lugar a un asiento admisible S,,,. El procedimiento tra- dicionai comprende,

1. Determinación d e la presidn el terreno (para unas dimensiones de cimentación aproximadas).

o. o admisible, lntro

eajuste, si es necesario, de las

En determinados casos (por ejemplo, suelos arenosos compactos) la seguridad' Frente al hundimiento est i asegurada y el cáiculo se limita a la comprobaci6n e los asientos, pero en general suele ser necesario el proceso completo.

Para el análisis de una cirnentaci6n debe partirse, por supuesto, de un estudio eotécnico (ver cap. 1) que defina

- la naturaleza y estratigrafia del terreno.

- las propiedades de cada capa existente en'la zona de influencia de . las cimentaciones.

- las condiciones del agua freática.

así como los aspectos del entorno que se comentan en el capitulo 1.

Por lo que se refiere a las propiedades de los terrenos más Frecuentes, éstas deben concretarse en los parámetros siguientes:

a) Suelos arcillosos y limosos, cohesivos (+)

- Pero especifico (seco o saturado), y,, y,,

- Humedad natural, w

- Resistencia al corte sin drenaje :(carga rápida) c, (ensayos de compresibn simple en laboratorio o pruebas de molinete, presiométricas o penetro- métricas in silu).

- Resistencia al corte con drenaje (a largo plazo) c', 4 ' (ensayos de corte o triaxiales)

- Deformabilidad E,, (u, = 0,5), E ' , v ' (correlaciones empíricas o pruebas de carga) (o los parámetros deducidos de ensayos edomktricos: E,,. C,, c,)

b) Suelos arenosos, no cohesivos

- Peso especifico correspondiente a la humedad natural

- Grado de compacidad y/o ángulo de rozamiento interno 4' (generalmente deducidos de correlaciones in siru con el ensayo estándar, valores penetrométricos, etc.)

- Deformabilidad E', v' (correlaciones análogas a las anteriores o ensayos de carga con placa)

La utilización de unos u otros parametros depende del tipo de carga y de los métodos teóricos o serniempíricos recomendables en cada caso, según se expo- ne mas adelante.

IRICOS DE LAS

Hasta épocas relativamente recientes las cimentaciones se proyectaban con las presiones de trabajo deducidas de la experiencia local. Estas presiones eran bastante conservadoras y por ello los fracasos no eran muy frecuentes si bien

'siempre existía la incertidumbre de la seguridad respecto a la rotura o hundimiento.

aumentar la altura de los edificios y la importancia de 1 cargas este méto- do empezó a ser muy arriesgado, motivando el desarrollo de unas bases científicas de proyecto.

resiones admisibles suelos, según se recogen Códigos de cons tualmente su uso sólo es aconsejable a nivel de nteo o anteproyecto.

("1 NO se incluyen e expansividad que requieren diferente de Control de Calidad en La c i o n m . Cursillo 2 . Ver también el ap. 9 . 3 ~ de es

Presidn Grupo C i a e Tipo de roca o suelo admisible Observacioner

kp/cmz

1. 1 Rocas igneas o neisicas sanas 100 Roc 2 Calizas y areniscas duras 40 Debe atravesarse la

3 Esquistos y pizarras' 30 parte alterada 4 Argilitas y lutitas duras, arenis-

cas blandas 20 5 Lutitas y argilitas blandas 6-10 6 Cretas y margas 6 7 Calizas y areniscas tableadas - Requieren un es- 8 Rocas muy fracturadas - tudio especial

11. 9 Gravas o mezclas granulares Cimientos de compactas >6 B 2 1 m

Suelos 10 Arenas y gravas de compacidad no media 2-6 Nivel freático a una cohesivos 11 Gravas y arenas flojas €2 profundidad mayor

12 Arena compacta > 3 que B bajo el ci- 13 Arena media 1-3 miento 14 Arena suelta < 1

iII. 15 Arcillas muy duras, event. con grava 3-6 Son de esperar

Suelos 16 Arcillas duras 1.5-3 asientos de consoli- cohesivos 17 Arcillas firmes 0,7S-1.5 dación a largo pla-

18 Arcillas y limos blandos ~ 0 . 7 5 zo 19 Arcillas y limos muy blandos NO aplicable

CUADRO 2.2 RESIONES AD ISIBLES (kp/cm2) SEGUN LA DIN 1054"

f. Suelos no cohesivos - Estructuras sensibles a los asientos

Projundidad de cimen(ación Zapatas corridas de ancho B =

(w 0.5m I m 1,5m 2 r n 2,5m 3 m

II. Suelos no cohesivos - Estmctum poco sensibles a los asientos

T %, z c h de arcilla '. 9 P.. L imo de con arena y / o Limo arcilloso

consistencia grava, con de consistencia A rcilla r i m ~ n t a ~ i ~ n (m) rigida a dura conskrencia Rkida Semidura Dura

de consistenda

veflicd estática y nivel lrcático a una profundida

. D NTO

El hundimiento o failo de una cimentación supone asientos importantes generalmente acompaados de giros o incluso el vuelco de la estructura sustentada.

tmctura y el tipo de terreno, e1 hundimiento puede ser (fig. 2.1):

or rotura general

Se produce una superficie de rotura continua que arranca en la base de la zapata y aflora a un lado de la misma. a una cierta distancia. Aunque la teoría indica una rotura simétrica, pequeños desequilibrios o irregularidades hacen que el fallo se manifieste de modo asimétrico, con giros mas o'menos importantes según las posibilidades de rotación de la superestructura. Esta forma de rotura es típica de las arenas, compactas y de las arcillas blandas a medias en condiciones de carga rápida. sin drenaje.

b) Por punzonamiento

En este caso la cimentación se hunde cortando el terreno en su periferia, con un desplazamiento aproximadamente vertical y afectando poco al terreno adyacente. Se da en materiales muy compresibles y poco resistentes o en zapatas sobre capas delgadas apoyadas en estratos blandos.

c)' Por rotura local

Es una situación intermedia en la que el terreno se plastifica en los bordes de la zapata y bajo la misma, sin que lleguen a formarse superficies continuas de rotura hasta la superficie. Es típica de algunas arcillas y limos blandos y de arenas medias a flojas.

Para los dos primeros casos se han desarrollado diversos modelos teóricos, mientras que para el tercero sólo existen factores empíricos a introducir en el modelo de rotura general.

- SUPERFICIE DE ROTURA

a ) Rotura general. b) Punzonamiento.

e) Rotura local.

Fig. 2.1 .-Formas de hundimiento.

. . os estudios te& s de un mecanis

Siguiendo el desarrollo hist6rico. las primeras soluCiones fueron las encontra- dtl (1920) para zapatas corridas lisas, en terrenos sin peso y co g. 2.2) o con cohesi6n Únicamente (fig. 2.3) (en este Último cas mecanismo hace que el peso no tenga influencia). La deducció

1948) del teorema de los estados correspondientes soluciones para el caso de suelos con rozamiento y

MB = ro rcn (: + t) Tomando momentos respecto a A

M B V AM" k, q, - = 1 9 h --=i-- 2

y- q AE2 + - kp q EC' 2

Fig. 2.2.-Soluci6n de Prandtl para terreno no cohesivo. sin peso.

Posteriormente Terzaghi estudió la zapata rugosa superponiendo el modelo de Prandtl de la fig. 2.3 con uno ligeramente diferente para el terreno con rozamiento (fig. 2.4) y una solución aproximada para el efecto del peso del terreno, llegando a la expresión general de la presión de hundimiento

rotur Ira ter

'a prc 'reno

>puesto cohesivo

B = ancho de la zapata corrida

eso especifico efectivo del terreno bajo el nivel de cimentación

c = cohesión del terreno de cimentación

factores de capacidad de carga, funciones únic rozamiento interno 4 y cuyos valores se indican en el

Fig. 2.4.-blecdsrno de rotura propuesto por Terzaghi.

Fig. 2.5.-Profundidad de implantacibn de las zapatas.

una faja indefinida ducirse factores d e a general (1) para te

ensiondes. De los numerosos valores pr tos en la literatura retendre- os los siguientes, introducidos ya en I

N . A efectos piacticos puede tomarse: se =. 0 , ~ Nc

) Influencia de la inclinacidn de la carga

Cuando la carga aplicada a la zapata tiene una cierta inclinación la figura de rotura varia considerablemente (fig. 2.6) y ello se tiene en cuenta tam- bién mediante coeficientes correctores. La norma DIN 4017 propone los siguientes: - Para bu = O; c, * O

1

siendo vp un coeficiente de seguridad a aplicar a la componente horizontal. con valor de 1 a 1.5. B ', L ' dimensiones reducidas de la cimentación por efecto de la excentricidad de la carga (ver apartado siguiente).

En fase de dirnensionamiento deben elegirse las dimensiones de forma que

- Para 4 f O, c + O

i q = (1-0.7 V + B'L' c ctg 4

e inclinación CY - arc. t

í a )

Fig. 2.6.-Figuras de rotura bajo cargas exckntricas e inclinadas.

C) Influencia de la excentricidad de la carga

Si la carga presenta excentricidades e, y e, según los ejes de la zapata, la solución más sencilla consiste en adoptar como dimensiones efectivas de la misma (fig. 2.7a):

lo cual equivale a suponer que se plastifica una zona centrada con la carga, quedando descargado el resto.

En el caso de zapatas circulares o de otra forma el área efectiva se obtiene como indica la fig. 2.7.

nos

do en la zona de influencia de la cimentación existen tenenos diferentes a no son aplicables los métodos

n procedimiento ap o puede ser combin to obtenid-; para ca apoyo.La combinaci no atravesada por 1 cie de rotura teórica. Esta superficie no se conoce previamente por considerarse la fi

Otro método aproximado es el de la fig. 2.9, donde q,, es la presibn de hundi- 'ento que se obtendría si todo el terreno fuera T,, qh2 análogamente para

Fig. 2.8.-Extensibn dc la superficie de rotura bajo una cirnentaci6n, segitn Schultze. (S610 se ha representado una parte).

btencibn aproximada en e! caso de dos capas de terreno.

Dos estratos arcillosos (fig. 2.1

blando que el inferior

La rotura se produce por extrusi6n lateral del suelo blan cibn.

Considerando condiciones de

q,, = C , Nm + q

siendo c, la cohesibn sin drenaje de la capa superior y N, un coeficiente de . capacidad portante modificado que según Vesié (1970) tiene los valor Cuadro 2.4.

Caso 11: Estrato superior rnds resistente que el inferior

En este caso la rotura se produce por punzonamienio del estrato superior. eyerhof (1969) sugieren tomar

CAPA c, CAPA c, BLANDA @ o DURA $8

CAPA c, DURA 6,

CAPA c, BLANDA @ a

Fig. 2.10.-Zapata sobre dos csrratos.

CUADRO 2.4 AL) D E C A R G A m

a) Zapato recranglilar (L. / B r 5 )

b) Zapata cuodrada o circular ( L /

Arenas o zahorrar compactar sobre aren

Es la situación que se duce cuando se extiend para mejorar la capaci portante de un terreno

El problema ha sido estudiado por Hanna (1981), punzonamiento de la capa sup

pujes pasivos a través de la m ata corrida viene dada por

siendo

K, = coeficiente de resistencia al punzonamiento cuyo valor se da en la

Fig. 2.1 l.-Rotura por piinzonrirnicnro Iqb (según Hanna. 19x1 ). (c) Tctoria

I ( h ) Ensayos

ula puede utilizarse

n ningún caso el valor q, puede ser superior al limite

correspondiente a un terreno homogéneo anáiogo a la capa m& resistent

Dos estratos de diferente naturaleza

Estrato blando sobre un substrato rigido

El caso más delicado es cuando el estrato blando es de tipo arcilloso. JUr- genson fue e1 primero en advertir en 1934, que si el espesor H de la capa blanda era sólo el 0,25 del ancho de una zapata corrida o carga en faja la presión de hundimiento podía reducirse al 78% del valor correspondiente a un estrato indefinido (4 c frente a 5.14 c). Se ha observado que, en estos casos, se producen fenómenos de extrusión y fluencia de borde, con figuras de rotura limitadas por el espesor de1 estrato, quedando un núcleo comprimido en la parte central (fig. 2.13). La rugosidad de la zapata tiene considerable importancia.

ZAPATA 6- 0 --C RUGOSA

L- BASE RIGIOA RUGOSA

Fig. 2.13.-Zapata cobrc un estrato delgado.

El problema ha sido estudiado teóricamente para terrenos con c y I$ por Mandel y Salencon, con los resultados de la fig. 2.14 para el coeficiente N '?.

Los resuitados experimentales parecen confirmar que con valores de jos ( ~ 2 5 " ) y zapatas lisas existe una reduccibn de capacidad portant ' loga a la de los suelos cohesivos. En arenas normales (6 > rar un aumento de capacidad portante sobre el valor tebric definido, si bien con H <O bado disminuciones de capacidad portante, ajo las grandes pre-

nes concentr ir el terreno en los

Capa resistente sobre un terreno blando (e + e arena mis o menos compacta bajo la cual exis- das. La rotura se produce por punzonamiento

udios realizados por Tcheng (1957) dican que si es q,, la pre undimiento del estrato inferior, la conjunto resulta

-e

qhc qh = 2H sen d e -(rrR - <P)W 1- -

B tg(45 + 6/2)

expresión que da resultados fiables para H r 1,5 . Si es J323,SB influencia del estrato blando puede despreciarse. Para situaciones intermedias no existe una relación analítica, aunque cabe una cierta interpelación.

Para el caso general Ves2 (1970) ha dado la expresión

siendo qh? la presión de hundimiento de la cimentación si apoyara sobre el estrato inferior y K = (1-sen2+,)/(1 + sen2d,)

Plano de punzonnrnienro

Fig. 2.l.5.-Rotura por punzonarniento segiin Tchene, (1957).

f (1980). si es qhh la presión de hundimiento de una carga indefinido de arcilla blanda corno la subyacente bajo la a superficial se traduce en un incremento de la

nntenor.

Y i Arci l la blanda ( C z )

a)Tensiones b 1 Figura de rotura

Fig. 2 . lb.

Cuando existen varias zapatas prbximas su interacci6n mejora la capacidad por- andel (1963). Stuart (1962) y otros autores por lo ridad no considerando dicha mejora. La

influencia perjudicial sobre los asientos, por la su- uciéndose giros hacia la parte central rnrís wrgada.

siendo N, y N, factore e capacidad de carga dados en las figs. 2.19 y 2.20. 1 factor de estabilidad del talud N, = yE-I/c, así co-

Fig. ?.\'l.-Factores de capacidad de carca para tin cirnicnio cn la ladcra tlc un ialiid.

I

a para un cimircnto en la coronaci6n

= o

con lo cuai la fór

Como se ve la presión de hundimiento es independiente de 1 la cimentacibn.

En terrenos homogéneos resulta interesante sustituir la expresión (2) por

en la que se tiene en cuenta la resistencia del terreno arcilloso situado por encima del nivel de cimentación, mediante un factor modificado d e capacidad portante N,", función de la profundidad de cimentación. En la fig. 2.21 se dan los valores de N,*, propuestos por Skempton (195 1).

N,"

d lB

Fig. 2.21.-Factores d e capacidad de carga para zapatas en arcilla (según Skempton, 1951).

Si de la presión que a lica la cimentación descontamos la el terreno excavado se obtiene la denominada presión neta sión de hundimiento el valor neto sera

uiente, en terminos e presión admisible.

Cuando la carga se mantiene el tiempo suficien pleta de las sobrepresiones intersticiales, los

los correspondientes a iones efectivas, c ' o , eventuaImente,

ticiales.

etros N,, N,, N, correspon

yc,, es d peso especifico efectivo rreno situado sobre la base ci6n (es decir, húmedo o sat por encima del nivel preático y sumer-

ido por debajo de1 mismo)

y,, es el peso específico efectivo del terreno situado bajo el nivel de cimenta- ción.

i el nivel freatico queda en una posicibn intermedia respecto a la superficie te6- rica de deslizamiento el cálculo s61o puede realizarse de forma aproximada in- terpolando entre las situaciones límites de peso saturado y sumergido. En general la presión de hundimiento a largo plazo suele ser más elevada que a corto plazo, por lo que la situación más critica es la inicial, nada más aplicar la carga. En casos muy complejos la carga se va aplicando gradualmente en funci6n de la mejora progresiva de resistencia que va adquiriendo el suelo, gracias a las cargas previamente aplicadas. Esto exige un control minucioso de la evolución de las presiones intersticiales para establecer la velocidad de carga.

7.2. Cimentaciones en arenas y suelos granulares

En este caso la aplicación de la fórmula general (1) . con c = o , suele dar presiones de hundimiento muy elevadas debido a los grandes valores de N, y N, para los 6, usuales ( > 30"). Sin embargo, no por ello queda asegurado que los asientos sean admisibles para las presiones de trabajo así obtenidas, por lo cual se tiende a fijar dichas presiones en relación con los asientos.

Dada la dificultad del muestre0 y ensayo en laboratorio de estos suelos lo usual es utilizar parámetros de resistencia O deformabilidad deducidos de medidas in situ realizadas con penetrómetros, presibmetros, placas de carga, etc.

El mitodo más antiguo es el de Terzaghi y Peck (1948) que da las expresiones siguientes (fig. 7.77):

esi6n admisible en Kp/cm2 y s el asiento tolerable en pulgadas, se ha fijado como de 1 pulgada (2,54 cm). golpes medio del ensayo de penetración esthn

zona de influencia de la cimentaci6n y B el ancho de la misma. Las expresiones anteriores, que han sido profusamente empleadas, resultan excesivamente conservadoras por lo que ha habido numerosas propuestas de modificaciones, aunque aún no existe ningún otro método universalmente acep- tado.

teriormente Meyerhof (1956) recomend6 aumentar las presiones admisibles s por ~ e r z a ~ h i y Peck en un 50 % y no considerar reducciones en el valor por la presencia del nivel freático, ya que esto quedaba reflejado en el en-

sayo. Sin embargo, Schmertmann comprobó que, en el caso de losas o zapatas de grandes dimensiones, los asientos calculados eran inferiores a los reales. Bazaraa en 1967 propuso emplear la fórmula

siendo N, = valor N corregido por la sobrecarga de tierras u. al nivel de cimen- tación según las exprsiones siguientes

NB = 4N para u. '; 7 t/m2 1 + 0,42 u.

N,, = 4N para u, > 7 t/m2 3,25 + 0,104 o.

y K un factor de corrección cbtenido por la relación entre la tensión vertical a la profundidad B/2 bajo la zapata, en estado seco y la que se produce a la misma profundidad cuando existe nivel freático.

Schultze y Sherif propusieron en 1973 la correlación que aparece en la fig. 2.73. Los autores señalan que el krror de la predicción puede ser de & 40%. Sin embargo, se ha comprobado que los errores pueden ser muy importantes en el caso de cimientos de grandes dimensiones (B > 5 m y/o cuando el espesor de terreno compresible es skperior a 2B.

Fig. 1.73.-Correlaci6n propuesta por Schultze y Sherif (1973).

rnertmann (fig. 2.24) se supone que los asientos quedan iimi- idad de zli, = 2B (zapatas circulares o cuadradas de lado rridas). El asiento se calcula por

siendo

d %/2 - d a d N

d - O - d .a

-3 > - +-- a Ra

u - -0 6 Y

.a-,

O

a .

C, un factor que depende zapata y de valor

I,, un coeficiente de intliiencia que se toma de la fig. 2.24 Ei el módulo de deformabilidad, que según Schmertmann puede esti-

marse por

E = 2,s q, para zapatas cuadradas o circulares

E = 3,5 q, para zapatas corridas

siendo q, la resistencia a la estática con cono. la cual se puede relacionar con el N del ensayo estándar en la forma siguiente:

Tipo de suelo qc/N (Kp/cmZJ

Arcilla blanda. turba 2 Limos 3 Arena fina limosa 3 -4 Arena media 4-5 Arena gruesa 5-8 Grava 8-12

Coef. d a i n f l u e n c i a p a r a asientos d a Zapata Rig ida

< 15) y zapatas superfi m) la presión admisible

¡nada por condiciones de capacidad portante, mientras que en los dem

terreno.

a los demais casos

1 asiento en cm y el lado de la zapata en m.

En la fig. 2.25 se han resumido numerosos resultados experimentales expresan- do, para diversas compacidades de arena, la relación entre el cociente del asien- to y la presión y el ancho de la cimentaci6n.

Ancho B(mi

Fig. 2.3.-Resumen d e diversos criterios y resultados experimentales de asientos d e zapatas d e arena (según Burland et al. 1977).

Se ha intentado frecuentemente relacionar los asientos de 10s de cimentaciones reales. La ley empírica más antigua es la propuesta por Terzaghi:

Fig. 2.76.-Relacibn entre el asentamiento y las dimensiones de la superficie cargada segiin datos recogidos de casos reales (seglln Bjerrurn y Eggestad. 1963 y otros autores).

7.3. Cimentaciones sobre gravas, bolos, etc.

En este caso n o son aplicables los métodos descritos para otros tipos de suelos. Salvo en casos especiales en que puede recurrirse a grandes ensayos de carga con placa, lo normal es que n o se disponga de ningtin parámetro utiii- zable en las fórmulas usuales, por lo que suelen emplearse estimaciones razonables d e las propiedades d e det'orrnabilidad. no siendo necesario preocuparse de la rotura del terreno.

A titulo orientativo pueden utilizarse las estimaciones del Cuadro 2.5.

CUADRO 2.5

ORIE [VOS CI NES S SUE

Módulo de deformación Presión admisible (Kp/cm2)

Terreno" E'(Kp/cm2) v ' Zapafas Losas

Morrenas o bloques mal graduados, con huecos y excavables con relativa facilidad. 450 0.35 1 .S*" i ,O"*

Id. bien graduados, con pocos huecos. 550 0,30 2,o 1 .5

Id. bien graduados y compactos, excavables con dificultad. 750 0,25 3 ,O 1 3

Gravas y gravas arenosas flojas. Fácilmente excavables desmoro- nándose las paredes de las catas en seco. 2

cillosas, bien gra- 2,

. compactas, excavables con cultad.

" Se supone que cl terrcno estfa sumergido o con el nivel freitico profundo. Si \.\¡<re &\SO de qtw ul iiircl I'rei- !ico pucda wender hasta las cimcntaciona los valore de la tabla se rcducirbn al 60%.

c.v Suele resulta ncsawio colosar una capa de regulairación y nivelación de hormig6n pobre.

Los [irnos suelen plantear problemas específicos y generalmente constituyen un mal terreno de cimentación, pues, dan lugar a fenbmenos de colapso, erosicin interna, fluencia lenta, etc.

A falta de una teoría propia se suele recomendar tratar los limos plásticos como suelos cohesivos, analogos a las arcillas, y los limos no plásticos como suelos arenosos finos.

En la concepción tradicional, una vez calculada la presión de hundimiento o rotura de1 terreno se establece la presión de trabajo o presión admisible dividiendo aquella por un coeficiente de seguridad global

Se acostumbra a tomar F = 3, si bien en los casos en que se conoce con preci- sión la resistencia del terreno y las cargas a aplicar, pueden justificarse valores algo menores.

Se han intentado establecer valores diferentes de F según las solicitaciones previsibles. como en el caso de la norma DIN 1054 (noviembre de 1969):

-- -

Caso de carga * 1 2 3

Frente al hundimiento 2 1.5 1,3

Frente al deslizamiento 1.5 1.35 1,2

Frente a la subpresión 1.1 1 . 1 1 ,Oj

Caso 1 : Cargas permanen~cs y sobrccnr~as dc ac~uacion Srrcurnte (incluido el vicnw).

Caso 2: Sobrecargas que actuan ndernis dc las del caso 1. pero ilo de Sornili regular. Cargiis de co~isirucciim.

Caso J: Subrecargas cxiraordinarias suprrpunrai n las del cnio 2. como los rt'rctos sismicos. derrumbe de ins- iahcioncs de obra. etc.

Sin embargo. a partir de 1963, en que apareció el Código Danes de Cimentacio- nes, han comenzado a introducirse coeficientes de seguridad parciales en cada uno de los parametros que sirven para estimar la presi6n admisible, el empuje, etc. En el Cuadro 2.6 se indican los propuestos por el ciiado Código, en su versión de 1978. Esta misma linea es la seguida en el Eurocódigo 7 de próxima entrada en vigor.

COE DE SE DE

f Angulo de rozamiento interno 1.2 1.1

f, Cohesión (estabilidad y empujes) 1.5 1.4

fb Capacidad portante de pilotes:

Símbolo Coeficiente parcial' para Combinación de curgm Normal' Extraordinana3

Los vnlores indicxiv; d t k n mullipliwrsc por 1.3 pxrn o b m de difinl control o en LondiL<on6 dcticienrcs. i PCW propio + wbrec3r~:ts + nieve 0 pcw rmpio + viento.

I establecimiento de coeficientes parciales exige un conocimiento bastante de cada parámetro.

e se indican en los

CV F,f*) Fm,18"

Peso propio <0,1 < 1,l 0,9-1,2 ozamiento de arena 0,1-0,2 1,l-1,3 1.2-1,3

Cohesión de arcillas 0,2-0,3 1,3-1.6 1.5-2.0 ompresibilidad 0,3-0,4 >1,6 - esistencia con drenaje (c y &) - - 1,3-1,s

(*) Con una probabilidad de fallo inferior al 10%. y*) Mínimo a adoptar en un caso concreto.

CUADRO 2.8

TES DE SEGUR

Cimentaciones en arcilla Cimentaciones en arena

(') Coclícimt~- dr variaci0n. ("1 Con ima probribilidad de Idlo inferior al 1 %.

Una moderna tendencia intenta incluir en los coeficientes de seguridad la importancia o coste de la estructura, ya que no resulta lógico adoptar el mismo nivel de riesgo en un rascacielos que en un chalet. Sin embargo, esta problemá- tica no es fácil de cuantificar y se aplica de forma subconsciente o intuitiva al minorar los parametros de cálculo o las presiones d e trabajo.

Otra tendencia se basa en concebir los parámetros geot6cnicos como variables aleatorias susceptibles de tratamiento estadistico. Los modelos de cálculo son combinaciones analíticas de las citadas variables, por lo que en lugar de un resultado iinico se obtiene una distribución probabilística del valor buscado (asiento, presión de hundimiento, etc.).

A pesar de lo atractivo que puede resultar apriori, el método probabilistico, aplicado a problemas expresados en forma de combinaciones de parámetros (como c, qJ y y en la determinaci6n de la ad,) con sus correspondientes coeficientes de variación, puede conducir, por producto de probabilidades, a dedu- cur un riesgo teórico de rotura muy superior a lo que indica la experiencia práctica.

igamos, para terminar, que existen además otros muchos coeficientes de seguridad implícitos en la adopción de hipótesis de cálculo conservadoras, como es el caso de:

espreciar la resistencia el terreno situado por encima el nivel de cimenta- ción.

ormigón-terreno en muros o zapatas.

--Su la carga mayorada de un edificio se aplica brusca sin renaje o consolidación en suelos cohesivos.

'redistribución de esfu car- ctura, ni los reajustes rmi-

Como se ha sellalado anteriormente el disello de una cimentación supone una seguridad razonable respecto a la rotura del terreno y unos asientos admisibles con la presión de trabajo adoptada. Una metodología con estas bases ya se ha expuesto en el apartado 7.2 referente a las zapatas sobre terrenos granulares.

Los suelos son materiales relativamente blandos que.se deforman bajo carga mucho más que los materiales de construccibn usuales, como el hormigón o el acero. Si las deformaciones son excesivas la estructura puede sufrir danos graves, por lo que deben mantenerse dichas deformaciones dentro de limites tolerables. Es un planteamiento que guarda cierta semejanza con el de la limitación de flechas en los forjados metáiicos.

Normalmente las deformaciones que interesa conocer y limitar son las verticales, denominadas asientos o asentarnientos. En algunos terrenos, de tipo expan- sivo, se invierte el signo de las deformaciones y se producen levantamientos o hinchamientos, pero este caso requiere un análisis especial y no se estudia en este lugar.

9.2. Tipos de asientos

En los suelos suelen distinguirse los siguientes tipos de asientos:

a) Asiento inmediafo o instantáneo. Es el producido casi simultáneamente con la aplicación de la carga. En arcillas saturadas corresponde a deformaciones de corte sin drenaje y , por tanto, a volumen constante ( Y = 0,s). En rocas y suelos arenosos compactos la mayor parte de los asientos son de este tipo.

b) Asienro de consolidación. Es consecuencia de las deformaciones volumétri- cas producidas a lo largo del tiempo, según se van disipando por drenaje las presiones transmitidas al agua intersticial por la carga y se reducen los poros del suelo. Es el comportamiento típico de las arcillas saturadas.

C ) Asiento de fluencia lenta (consolidación secundaria). Se produce en algunos suelos después del anterior, sin variación de las presiones efectivas, y se debe a una fluencia viscosa de los contactos entre las partículas de suelo.

Los tres tipos de asientos son típicos de arcillas y limos plásticos saturados, mientras que en el caso de suelos no saturados o cuando se trata de arenas o suelos granulares, en los que las sobrepresiones intersticiales se disipan casi ins- tantaneamente, los asientos son muy ripidos y de tipo predominantemente elástico.

e cálculo de asientos

En la actualidad existen numerosos métodos de calculo que pueden agruparse en la forma siguiente:

a) Los derivados de la teoria de la consolidación unidimensional de Terzaghi (1925), como el de Skempton-Bjerrum (1957), o de la teoría tridimensional de Biot (1941).

b) Los basados en la aplicacibn de trayectorias de tensiones a muestras representativas, como el de Lambe (1964), el de Ladd y Foote (1974), etc.

C ) Los que asimilan el terreno a un medio elástico, eventualmente no lineal o anisótropo, utilizando las numerosas soluciones ya existentes.

d) Los que parten de ecuaciones constitutivas aproximadas del terreno (leyes aplicándolas a modelos matemáticos o de elementos

I modeIo de Cambridge).

i6n de todos estos métodos, nos limitaremos a ex

Estudia el asiento en la hipótesis unidimensional partiendo de los resultados etro. No tiene en cuenta el asiento inmediato pero tiene Ia

aplicar a suelos estratificados. En general n divergencias tanto mayores cuanto más

enen los efectos tridimensionales (fig. 2.27).

Fig. 1.27.-Relaci6n entre el asiento edométrico y el elástico tridimensional de una carga circular (Davis y Pou- los 1968).

El método comprende los pasos siguientes (fig. 2.28):

Toma de muestras representativas de cada estrato (al menos 1 cada 3 m).

Realización de ensayos edométricos. Determinación del índice de compre- sión CL y el índice de poros inicial ea.

Cálculo de las tensiones efectivas iniciales verticales existente en cada punto u,, y de los incrementos de tensión debidos a la carga a aplicar Au,. Para estos cálculos se utilizan soluciones elásticas (ver Anejo).

Obtención del asiento de cada capa por la fórmula:

Obtencih del asiento total por suma de los anteriores

A pesar de los defectos, antes señalados, la teoría unidimensional tiene la ventaja de proporcionar unos resultados de facil aplicación respecto al tiempo necesario para que se produzcan los asientos. un dato que muchas veces tiene gran influencia sobre el proceso constructivo.

Limitándonos al caso de terreno homogéneo, el tiempo de asentamiento viene dado por:

tiempo adimensional, calculado por la teoría en fun- rado de consolidación U. o porcent onsiderar. Sus valores se'dan en el

versos tipos de carga.

spesor de terreno rena hacia las superricies existentes (cara supe r o inferior del estr No tiene por qué coinc.idir con la altura co

lidación deducido e la curva asientos-

Con la expresión anterior y dando distintos valores a T (o a U = s,/s,) se puede obtener la curva asientos-tiempo de la cimentacih o, inversamente, se puede conocer el porcentaje del asiento final que se habrá producido al cabo un tiempo t.

1. Extraccibn de muestras Representativas.

4. Obtención de las tensiones efectivas iniciales y el incremento de tensión producido por la cimentación.

3. Obtención de C, a partir de la curva edomitrica. (En la figura se indica la Construcci6n de Casa- grande para obtcner la presión de preconsolida- ción p..).

S. Cálculo del asiento edométrico

H S = - ! +e0 "o A

Tiempo t. minutos. 6 . Obtención del coeficiente de consolidación. C ,

asientos de la cimentacib

CUADRO 2.

e la ley de sobrepresiones

T Caso 1 Cara 2 Caso 3 Caso 4

Tiene la ventaja de considerar la deformación tridimensional del terreno y ser de muy rápida aplicación. Sin embargo, requiere una cuidadosa determinación de los parámetros elásticos y no permite relacionar los asientos con el tiempo ni estudiar la variación de las presiones intersticiales.

El método supone los pasos siguientes:

1. Determinación del asiento inmediato si, o asiento elástico inicial. tenerse directamente por las solucio s ya publicadas (ver Apéndice), tornan- do como parámetros E, y v, = 0,5. 1 valor de E, (módulo de deformacibn

drenaje) es de dificil estimaci aunque se han propuesto relaciones cipo siguiente:

rror superior a

ormación tangen-

medidas realizadas parecen indicar en de:

% del asiento elástico total en arcillas preconsolida

10 % del asiento elástico total en arcillas

2. Obtención del asiento elástico total S,, con las mismas soluciones antes utilizadas pero adoptando como parámetros E ' y u ' . titulo orientativo puede contarse con los valores dados en el Capítulo 1. Respecto al coe ciente de Poisson pueden suponerse valores del orden siguiente:

Arcillas duras preconsolidadas 0, 15

Arcillas medias 0,30

Arcillas blandas normalmente c. 0,40

Arenas y suelos granulares 0.30

Si se dispone de ensayos edornétricos puede tomarse

C, lag,, [(ore' + A a ' ) / a , ' ] siendo m, = - 1 +e, A u'

3. Puede asimilarse el asiento de consolidación a S, - si determinando entonces los tiempos de asentamiento por alguna de las soluciones tridimensionales existentes (fig. 2.29).

o 5'

20 Z. CORRIDA

O

1

Una vez calculados los asientos debe comprobarse si su magnitud absoluta o diferencial es inferior a unos valores limites prefijados. cisamente en la fijaci6n e estos valores limites, pues de edificio y su estructur la naturaleza del terreno y el miento, debiendo precisar año afecta al aspecto arquite cional o estructural.

Existe además otro problema de fondo referente al origen de las limitaciones, ya que unas veces es la propiedad la que exige ausencia total de grietas o, el contrario, tolera deformaciones apreciables por razones económicas (e cios industria1es);'otras veces es el arquitecto, en su deseo de no arr problemas a largo plazo o garantizar la integridad funcional y estética; po mo pueden ser los organismos oficiales encargados de la normativa de truccibn los que fijen a escala nacional unos criterios que, resultan en ciertos casos demasiado exigentes o tolerantes.

esumiremos aquí algunos de los criterios más utilizados, sin que sea posible, por el momento, llegar a un criterio Único, aplicable sin ambigüedad.

a) Terminojogia utilizada por describir los movimienfos

Burland y Wroth (1974) han sistematizado los movimientos a considerar en un edificio y que se representan en la fig. 2.30.

-Asiento máximo: es el mayor descenso sufrido por los cimientos de un edificio S,,,.

-Asienfo cii/rrenciol: es la diferencia de asiento entre dos puntos 6s.

-Distorsión angular: es la relación entre el asiento diferencial entre dos puntos y la distancia que los separa B = W r . . TambiGn se denomina giro relarivo cuando el asiento diferencial se refiere a la distancia medida según la línea que define la inclinación general del edificio.

1 Smax ' i 3 \ i i

Fiy. 230.-Definici6n gcornétrica d e los movimientos de las cirnenta- ciones.

n el caso de torres o edificios monolíticos se

-Desplome: es Ia istancia entre la proyección de la ro, pilar, etc. y la parte infedor

-lnclinacidn: es el ángulo o o respecto a la vertical, o relaci

Criterios tradicionales

Las. primeras indicaciones sobre asientos mkimos y diferenciales se remontan a las recomendaciones de Terzaghi y Peck en 1948, junto con las de Skempton

cDonald (1956) y las de la norma de la URSS de 1962, anticipadas por in y Tokar en 1957. Estas recomendaciones se recogen en el Cuadro 2.10.

A efectos comparativos se reproducen en el Cuadro 2.1 norma MV-101 y en el Cuadro 2.12 las de la noma TG Oriental.

3 '

Arena A r d l a

Cimentaciones por zapatas Asiento máximo 25-30 mm 65 mm (120)* Asiento diferencial mauimo 20-25 mm 40-50 mm (50)

Cimentaciones por losa Asiento máximo

" Los valores entre partnresis corresponden a una recopilacian realizada por Burlrind ct al. (1977).

CUADRO 2.11

N ASIENTOS

Asiento general, máximo admirible en terrenos:

CaracterlSticas del edif;cio Sin cohesión Coherenres

fmml fmm)

Obras de carácter monumental 12 25

Edificios con estructura de hormighn armado de rigidez 5 50

Edificios con estructura de hormigbn armado de pequeiia rigidez

structuras metlüicas hiperestáticas 50 75

Edificios con muros de fábrica

Estructuras metdicas isostáticas Estructuras de madera

structuras provision

esrructura ni en los cerra- ientos.

adm~ibfe en cm * Terreno granular Terreno

o terreno cohesivo cohesivo de consistencia de consistencia media a dura plástica

eticulada, de ho&ig6n armado o de acero, con an-iostramientos 2.5 4.0

Reticulada hiperestática, o de vigas continuas de hormigbn armado o de acero, sin &os- tramientos 3 ,o

Estructuras isostáticas de hormigbn armado o de acero sin amiostramientos S,? : 8.0

Muros de carga, sin armar 2,s 4.0

Muros de carga con zunchos al nivel de los forjados 3 $0 5 ,o

* En el caso de losas o emparrillados pueden aumentarse los valores en un 25%.

El hecho de establecer criterios diferentes según se trate de arenas o arcillas expresa la menor o mayor facilidad de adaptación de los elementos estructurales a las deformaciones del terreno mediante la redistribución de tensiones y deformaciones reológicas.

En arenas los asientos se producen muy rápidamente, creando condiciones más críticas para la estructura, pero, por el contrario, es más dificil que los asientos residuales o postconstructivos afecten a la tabiqueria o acabados, elementos muy sensibles a los movimientos.

Por otra parte, debe reconocerse que se citan muy pocos casos de edificios en arenas que hayan experimentado asientos importantes o hayan sufrido daños, salvo cuando se han producido fenómenos dinámicos o en la arena existían in- tercalaciones blandas o de tipo orgánico.

A partir de los trabajos de Skempton y MacDonald en 1956 se pudo advertir que más que el asiento diferencial entre dos puntos importaba la relación entre dicho asiento y la distancia entre los puntos, es decir, la denominada distorsión angular P . Los criterios más conocidos se resumen en el Cuadro 2.13. En lineas generales conviene retener Ios valores siguientes:

Crirerio

1 / 5 frente a la fisuración /3 parición de f i su r a en muros y tabiques / 1 suras y dafios en elementos estructurales

inan los asientos rsos de edificios.

Dbtorsibn angular 8 = &/L

So wem ermm Normas Meyerhof (1962) (1963) polacas ( 1 9 v

Límite. peligroso para estructuras isostftticas y muros de conten- ción

Límite de seguridad para estructuras isostáticas y muros

Límite peligroso para estructuras reticuladas de acero u hormigón y respecto al giro de estructuras rígidas elevadas

Limite de seguridad para estructuras reticuladas y respecto al giro de estructuras rígidas 1/400-1/250

Limite peligroso para tabiques de , estructuras reticuladas

Limite de seguridad para tabiques de estructuras reticuladas

Límite peli&oso para la flexión cóncava (-) de muros de carga

Limite de seguridad para la fle- xión cóncava de muros de carga

Limite peligroso para la flexión convexa de muros de carga 1/2.000-1/1 .O00

Limite de seguridad de muros de carga

Estructuras de paneles prefabricados

CUADRO 2.14

Magnitud de [as deformaciones límifes de fa Denominacidn y cimenfaci6n , caroclerkricas de la edificación Deformaciones relativas Asientos absolutos

marirnos y medios, cm

Caso Valor Caso Valor

1. Edificios de varias planta con estructura reticulada de: 1.1. Pórticos de hormigón

armado sin arriostra- Distorsión ienro má- miento angular 2 ximo aboluro

istors angul

ormigón Distorsión iento má- armado arriostrados angular 1 ximo absoluto

las deformacions limites eimenracidn s , , ~

caracf erírricas Asientos absoluros

mhimos y medios,

Caso Va!or Caso Valor

2. Edificios y estntcturas en los que no se producen esfuerzos suplementarios por Distorsi6n Asiento má- asientos diferenciales angular" ximo absoluto 15

3. Edificios de varias plantas con muros de carga de: 3.1. Grandes paneles Flecha relativa2 0,007 iento medio-O

3.2. Bloques o fábrica de ladrillo sin armar Flecha relativa 0,001 Asiento medio 10

3.3. Bloques o fábrica de ladrillo armada y con vigas de atado de h.a. Flecha relativa 0,0012 Asiento medio 15

3.4. Independientemente Inclinación4 del tipo de fábrica transversal 0,005 - -

4. Estructuras rígidas elevadas: 4. l. Estructuras de hormi-

gon armado:

a) Edificios industriales y silos de estructura Inclinación rnonolitica con ci- longitudinal mentación por losa y transversal 0,003 Asiento medio 40

b) Id. de estructura prefabricada Id. 0.003 Asiento medio 30

c) Edificios industria- Inclinación transv. 0,003 les aislados Inclinación longtdal. 0,004 Asiento medio 25

d) Silos aislados, con Inclinación estructura monoliti- longitudina! ca y transversal 0,004 Asiento medio 40

e) Id. con estructura prefabricada Id. 0,004 Asiento medio 30

- 4.2. Chimeneas de altura

H, m:

a ) H S LO0 m [nclinación 0,005 Asiento medio

b) 100 < H 2á 2 Inclinación

Inclinación 1/2H Asiento medio 20

d) H > 3 W m Inclinación 1/2H Asiento medio 10

.3. Todas las estructuras

de altura inclinacion iento medio 20

Relación entre sl asiento diferencial de dos apoyos contiguos y su separación. a La flccha dividida por la longitud de la panc deformada o curvada. ' La media de los asientos de como minimo 3 apoyos, sicmpre que la desviacibn respecto a la media no supere

el 50% dci valor de esta. ' E s el asiento diferencial entre los bordes de una cimenración dividido por el ancho de k misma.

ajos recien ter; sobre rmacioner; de los ed~pcios

odido comprobar que la fisuraci6n de un edificio o un muro (fig. 2.31 iada con unas deformaciones de tracci6n o de corte que son funcidn

de la resistencia de la fábrica. la inercia a flexi6n del elemento. la esbeltez del mismo y la curvatura impuesta por los movimientos diferenciales. Estar defor-

es criticas varían del 0,OS al O % para fábricas de rtero de cemento ,o5 % para estructur

b) Defomacidn cdncava-&F. Cortante.

C) Deformacidn convexa (quebranto)-Flexibn,

Fig. 2.31.-Deformaciones tipicas de un edificio.

Un análisis de distintos casos. relacionando la flecha relativa A/L con la esbeltez L/H. se muestra en la fig. 2.32. tomada de Burland 81 Wroth, 1974. Se puede apreciar que el criterio tradicional p = 1 / 3 0 es aceptable para estructuras reticuladas con deformación cóncava pero es poco seguro para muros de carga. Cuando la deformación es convexa el valor critico puede ser cuatro veces menor. lo cual explica la gravedad de las fisuraciones que se producen en edificios antiguos al abrir excavaciones adyacentes. o en el caso de edificios en terrenos expansivos.

2,O 1 Muros de carga. ~ e f x

ortant

La roca constituye en general un excel te terreno de cimentación, pero pued dar lugar a problemas de excavacibn no todos los tipos de rocas presenta características igualmente favorables.

Para los edificios normales casi todas las rocas aseguran una presión de trabaj suficiente ( 2 3 kp/cm3, pero para edificios altos o fuertes cargas concentradas se requiere un análisis de resistencia y defor abilidad en la mayor parte de 1 rocas.

Para un diseno correcto debe partirse de la identificación de la roca y del conocimiento de la estructura del macizo rocoso.

En casos de carga sencillos sobre macizos homogéneos y potentes puede emplearse directamente valores normativos como los de los Cuadros 2.15 2.16. Este método no es aplicable cuando la roca está alterada, existen buza- mientos de más de 30" o las condiciones geolbgicas son poco claras.

A titulo orientativo sefialemos que los códigos americanos adoptan

siendo q, la resistencia a compresión simple de la roca (definida de forma pare- cida a la resistencia caracteristica de los hormigones). Este criterio es bastante más conservador que el inglés (Cuadro 2.161, que llega a 0,s q,. Debe sefialarse que, incluso en las rocas de mejor calidad, el área de las zapatas no debe ser inferior a unas 4 veces el área del pilar o 1 x 1 m2, para prever excentricidades, concentración de tensiones, defectos constructivos, etc.

CUADRO 2.15

PRESIONES ADMISIBLES EN ROCA (DIN 1054) ( t - l ~ r i x e : -91-a:.z,%JGa-r a , ;?-:-fJ-?>- ',

Estado del macizo Roca sana o poco alterada

Roca qi<ebrudi;a o con huellas de alferaci6n

Homogéneo ...

Errrarificado o divclasado ( 20 Kp/crnz 1 10 Kp/crnZ

CUADRO 2.16

o c a igneas (granitos y Calizas y areniscas duras Esquisros y pizarras

nas cementadas ilitas y lirnolitas blandas zas blandas y porosas

Roca blanda plásrica. Argilitas, limolitas, lutitas.

a) Rotura general.

Diaclasas cerradas muy próximas. Rocas cristalinas y sedimentarias.

C) Rotura tipo Rankine.

Diaclüm muy srparadü,. Areniscas y calizas.

e) Hendimiento.

., . 8 L.--- * - . . o , . *

Roca frágil compresible. Arenisca alterada, jabra. rocas d c á r e a s porosas.

b) Rotura local.

BLOQUES FRACTURADOS

Diaclasas abiertas próximas. Calizas. basal- tos. rocas sedimentarias plegadas.

d) Rotura por cornpresi6n simple.

Calizas y dolomias alteradas.

0 Rotura de puntas rocosas.

Capa rígida frágil sobre rerrgno comprcjible.

siendo N,, N,y N, coeficientes de capacidad de para cimentaciones comidas. Para zapatas de otro t i ~ o

ue se indican en el

CUADRO 2.17

Forma de la Corrección de Cot-reccidn de cimen taci8n N, N,

Cuadrada Rectangular L/B = 2 L/B = 5

Circular

En el caso d) la rotura se produce por compresión de las columnas de roca y, por lo tanto, puede admitirse

Angulo de rozamiento, i

Fig. 2.3.-Valores de los coeficientes de capacidad de carga para rotura según cunas de Rankine.

Relación S/B a) Solución de Bishnoi

Relación S/B b) Solucidn de Goodman para diactasas abiertas

Fig. 2.35.-Valores del Factor N,,.

Relación H/B

Fig. 2.36.-Valores del Factor de corrcccidn J.

Los casos g) y h) corresponden a cimentaciones sobre cosrras o capas rocosas delgadas.

Es un caso frecuente en el Levante español donde las condiciones climáticas fa- vorecieron en épocas pasadas la deposicih de carbonatos en capas porhas próximas a la superficie.

e las costras es su gran variabilidad en resistencia y espesor. Sin embargo, no resulta arriesgado apoyar sobre ellas cuando debajo de las mismas existen capas duras y competentes.

1 hundimiento de las cimentaciones puede producirse por:

-Rotura a flexión e la costra al asentar los estratos blan os subyacentes (caso g).

Fíg. 2.37.-Fallo de'zapata de medianería por excavaci6n en una roca con estratos inclinados desfavorablemente.

FUERTE BUZAMIENTO mmn BUZ~MIENTO JWTO A CORTE

W Y O INCIERTO .POSIBLES MOV. LATEFWEC

Fg. 2.38.-Problemu de apoyo de cirnentacioncr en roca (según Sowers, 1979).

10.2. Asientos

La estimación de los asientos de cimentaciones en roca se hace a través de modelos elásticos. isótropos o anis6tropos. siendo el problema principal la deter- minación de los parámetros elasticos.

En el caso isótropo, el asiento viene dado por:

siendo P = carga total aplicada; A = área de la cimentación; E = módulo de .d:aticidiid del miicin) rocoso: v cocticicntc Poisson: 6, i in c(,cticipntc qilc adopta los valores del Cuadro 2.18. en funcion de las dimensiones L x B de la cimentación.

CUADRO 2.1

En los casos más frecuentes las rocas presentan superficies de discontinuidad lanos de estratificacibn, fracturas, diaclasas, etc.), eventualmente rellenas de

oductos de alteracibn blandos, que les confieren una defo or que la de la roca matriz.

NAS ROCAS*

Mddulo de Coeficien re oca elar~icidad de Pokson EJq,, c

E, (Kp/cm2) 4"

Y lKp/cm2) (O)

Granito 200.000-800.000 0,20 300-600 80-350 45-58 Basalto 150.000-800.000 0,23 200-500 Cuarcita 400.000-800.000 O, 14 2M-500 Gneiss 300.000-800.000 0,22 200-600 Pizarra 25 .OOO-250.OOO 150-600 Esquisto W.000-600.000 0.12 100-700 Arenisca . 6.000-400.000 OJO 100dKX) 45-50 Lutita 100-300.000 O, 10 50-300 1-5 10-25 Caliza 45.000-900.000 0.23 300-600 35-300 37-54 C'onglornerado 15.000-500.000 0.25 - - - 15-250 35-50 " Se consideran rocas sanas o con escasa fracturaci6n y alteraci6n. ' Las rocas suelen presentar una envolvente de resistencia de tipo parabolico por lo que con tcnsiona bajas los

angulos de rozamiento son bastante mayores.

En estos casos la estimación de la deformabilidad es mucho más compleja. En obras importantes puede recurrirse a ensayos de carga con placas de grandes dimensiones, pero en los casos corrientes el problema se resuelve a través de correlaciones con índices de caracterización de la roca, como el RQD1.

En la fig. 2.40 se da un factor de reducción cr para pasar del módulo de la roca sana E, (en t/m2) al del macizo rocoso E,, a partir del RQD y de la rigidez normal de Ias discontinuidades K, (t/m3) que puede estimarse por:

Estado de las diaclasas K, f f / f f 1 3 )

Limpias, cerradas 3 - 5xlOS Limpias, abiertas 1 - 3x10' Rellenas de arena 5 - 10 x lo4 Rellenas de arcilla dura, seca 1 - 5x10' Rellenas de arcilla blanda 2 --IO‘X 10)

O Fic '.41.-Obtencibn del rnOdulo del macizo rocoso a

0 panir del RQD y de E, y K,

se da una aproximación analítica debida a Chappell (1976) don-

erc y que se obtiene como el cociente a 10 cm y la longitud total

. -

La tensión en A es la suma de las debidas a los cuatro rectángulos en que se divide el rectángulo principal.

h a puntos exteriores se sigue el mismo método creando rectlngulos cuya esquina coincida con A:

. Asientos

. CARGA

En el eje (r -. o), -Tensi6n vertical:

a) Tensión vertical o,.

; Asiento JC)L = IP . E

., -- o.>

b) Asientos.

re superficie circular

e/h h a 2 Tensiones o,. 'a p r o .

I 1 Circulo

h/fl ' radio + I -u I ---

I ' 8

1 .lNt!l '

1 .03:1 , 1 .IS!l 1 u : j Cl.912 ; 0 . 7 I i *

I 0 . S!¡:{ ; 0.4iL : : l ! O . L'I2 i 0 . l : 1 O . O t i l ; l.01 ;

O . : j

b) Asientos

orde de la carga circular

I I Faja Inf ini ta

m - -

Tabla construida con lar II .mulas de STEINBRENNER por J. Lahuena. f

Aslento S en m verrice de b mqo

i

Volar de f Dora Y =O, 3 vendo o .

. -

1 2 S 1 0 1 m

O O O ' o ;o --- .----- L-+-. 0,083 o,oe2 qoel 10,079 jq079

! A+-3P ; A = siendo X = - E v E X + P (1 + ~ ) ( 1 - 2 4 Y P = 2 ( l + ~ )

. Carga uniforme

Presión o, = P

2(l -$.y 7%- AsientoJ', = - (1 - v 2 ) (ver también A.2b) 2 . E

Giro 9 = 3 M (1 - Y*) 4E a3

Presión a, = 3 1 r (o c - e 1) 4 a- a3

a

F....

i- a rectangular rígida.

n este capitulo se tratan los aspectos estructurales y constructivos de las ci- . mentaciones superficiales, tales como dimensionado, armado, etc., así como

endaciones más significativas para el diseíío y cálculo de las mismas.

Las cimentaciones superficiales se pueden clasificar en tipos, atendiendo a distintos conceptos: por su forma de trabajo, por su morfologia, por su forma en planta, etc.

En las figuras 3.1 y 3.2 se recogen los tipos más frecuentes.

Por su forma de trabajo, figura 3.1 :

a) aislada b) combinada C ) continua bajo pilares d) continua bajo muro e) arriostradas o atadas

a ) recta b) escalonada ) ataluzada . . ) aligerada o newadas '

Por su forma en planta:

a) rectangular b) cuadrada C) circular d) anular - e ) poligonal (octogonal, hexagonal.. .)

Independiente de estos tipos más usuales se han construido zapatas de diversas formas más o menos complejas como con forma de paraboloide hiperbólico, piramida1 invertida, etc.

3. ACCIONES SOBRE LAS CIMENTACIONES

Las acciones que recibe un elemento de cimentación y que debe transmitir al terreno son:

-Debidas a la estructura figura 3.3:

a) Esfuerzo normal N.

b) Momentos. En una o dos direcciones M,, M,.

C ) Esfuerzos cortantes. En una o dos direcciones V,, V,.

Stas acciones, por traslado vectorial a efectos de cálculo reducidas a:

omentos

siendo h el canto.de la zapata.

Los esfuerzos cortantes en la base de la zapata, en general son acciones horí- zontales que deben ser absorbidas por rozamiento entre terreno y zapata o por otro mecanismo.

Las acciones antes indicadas se toman 7-

éficientes deseguuda-_'ecesariou~ma minacion de la tensión admisible o, .,,. c- - -- ----- - . - -. . . --- Esta prescripción queda recogida en la instrucción EH-91 en el articulo 58.2 que establece entre otras cosas:

((En el dimensionado de los elementos de cimentación, y a efectos de compro- bación de que la carga unitaria sobre el terreno o las reacciones sobre los pilotes, no superan los valores admisibles, ,-considerará como carga-actuante-la combinación pésima de las solicitaciones transmitidas por el soporte más.el-pe- ---- -. so . . . propio det'elemento de cimentación y el del terreno que descansa.sohre él: todos ellos sin mayorar, es decir. con sus valores característicos.»

,---. - - - - -. . . Normalmente el cálculo de la estructura da los valores de las solicitaciones en cimentación ponderados, es decir, afectados de los coeficientes de mayora- ción y,, que para las acciones se hayan tomado. Por ello es-,necesario, para el calculo de las cimentaciones, .-. desafectarlos .- -. . . . . de dichos coeficientes para-obtener 12s .v.alves caracteristicos.-. ... . - - - Si para la ponderación de todas las acciones se ha adoptado el mismo coeficiente y, bastara con dividir los valores de cAlculo de las solicitaciones por dicho coeficiente y,. Si por el contrario se han adoptado distintos coeficientes según las acciones (gravitatorias, viento. etc.) el problema es casi irresoluble. pues, el cilculo de la estructura da como resultado unas solicitaciones producidas por la cornbinacibn pésima de acciones. En este caso puede trabaiarse a e f e c t c z s d e c n l ~ u i o ~ . d e ~ - c i ~ . i ~ ~ c ~ n !os- Iloces mayo cabos, [email protected]~sta_ck- cunstancia presente para fijar el valor de la tensión admisible del terreno. ---

El dimensionado de la superficie de cimentación, O superficie de contacto cimiento o zapata con el terreno, depende de la distribución de presiones en dicha superficie.

Como se ha visto en el capitulo aneerior la distribución real de presiones y asientos en el terreno es muy variable, según la rigidez de la zapata y el tipo de terreno.

Esta variabilidad en la forma de $js~r-i.bucign-de..~<esione y asientos, puede s i r n p l ~ ~ ~ s i n excesivo .. -_.. error, en zapatas aisladas utilizado para su cálculo y eitüdio Ün-diagrama. _d_istribuciÓn d~pcesipipne> lineal. @.cimientos o zapatas con t i n g-o~-cili-ÍicaCs,' a simplificación puede"conducir a errores importanfes'y

estudio aproximarse a modelos de distribución de presiones y ásajustadosalos reales. - Q ' ~ , L ,1 iL,- 'd-"- . r

zapata, considerando el caso de car ana, con sección rec-

unto A con una

trica una distribución d e presiones, no uniforme, sino trapezoidal o triangular, figura 3.4 b) y c), según sea menor o mayor la excentricidad.

Para excentricidades grandes, fig. 3.4 d) la tensión máxima o tensión de pico, puede llegar a sobrepasar el valor de la tensión admisible del terreno, dando lugar a la rotura o plastificacibn del mismo, bajo una zona más o menos amplia de la zapata.

-b En algunos casos o situaciones limites puede calcularse la zapata considerando que el terreno reacciona plastificándose bajo un área eficaz cuyo centro de nra- vedad coincida con el punto de aplicación de la carga. -1

x' i 1 . ..

apatas rectangulares. Caso general I

Como se ha expuesto en el apartado 3 el caso más general de carga, teniendo ya en cuenta el peso de la zapata y de las tierras que descansan sobre ella, corresponde a una carga vertical y momentos en dos direcciones.

En general, cuando se va a realizar el dimensionado en planta del cimiento todavía no esta determinado el canto «h» de la zapata, por ello y con el fin de -- simplificar el cálculo, se puede tomar, en casos normales, como peso propio de .-- - - -..- la zapata un tanto por ctento de la carga N. -- *---. - --- .------- -- -.--_

La sección a ' x b ' de la planta de la zapata esta sometida a flexión compuesta.

Las tensiones en cada punto, vendrán dadas por la ecuación de la flexión compuesta:

llamando

las tensiones extremas son:

expresión en que cada uno de los términos corresponde a los diagramas b), c) y d) de la figura 3.5.

La distribución de tensiones resultante de la suma de los tres términos responde al esquema de la figura 3.5 e).

La ecuación anterior puede escribirse de la siguiente forma:

La Norma NBE-AE-88 ((Acciones en la edificacibn)) en el apartado

uando la actuación de cargas sobre el ci- duzca, por su excentricidad, presiones no un rmes sobre el ter

es un aumento del 25 yo en 1 resión en el centro de grave de la superficie

apoyo no exceda de la presión admisible.))

siempre que

Si alguno de los valores de las tensiones extremas, se hiciese negativo implicaría que se producen tracciones entre la zapata y el terreno, lo cual con independencia de que se admite que el terreno no es capaz de absorber tracciones, daría lugar a una separación entre zapata y terreno. Esta limitación acota el campo de validez de la ecuación de la flexión compuesta.

Para que sea aplicable ia ecuación de la flexión compuesta, la carga tiene que estar situada dentro del núcleo central de inercia, figura 3.6.

Fig. 3.6.

Los valores de las excentricidades e, y e." respecto a los dos ejes tienen que cumplir:

siendo e , y e, los valores absolutos de las excentricidades.

En este caso toda el área de la zapata es activa.

Cuando la carga se encuentra fuera del núcleo central de inercia, es decir, cuando los valores absolutos de las excentricidades cumplan:

no es aplicable la ecuación e la flexión compuesta. ara distintas posiciones de la carga N,, cuyas excentricidades cumplan la desigualdad anterior, existirá una zona de la zapata inactiva.

Las reacciones del ter no responderán a los esquemas a), b) o c) 3.7, segun la posición

ario plantear el esiones del terre-

no.

anteamiento analitico rio es sencillo cuando la c ero complejo para

Para estos casos, se han obtenido soluciones gráficamente que se dan en forma de tablas o ábacos (Hahn 1946, Dunham 1962, Plock 1963).

Para resolver los casos posibles se divide la zapata en tres zonas, figura 3.8.

Zona I

Carga dentro del núcleo central e inercia. ES ja ecuación xión compuesta, la cuña de presiones es del tipo de la figura 3.5 e).

l e , I C I e F - I

Fig. 3.9. 1- a' 1 -t

siendo - .

se tiene:

Zona

Para el c&lculo de la tensión máxima y de ITposición de la línea de tensiones a continuacibn se dan los abacos de las figuras y 3.12 de H. J.

I I I l i i , , . , , , , , j 0 0.04 0.08 0.1 2 0.16 0.20 0 .25

c e<;. Fig. 3.11. C

r '

Fig. 3.12.

RESUMEN

Se estudia el problema de la obtención de la presión máxi- na del terreno bajo zapatas rectangulares rígidas sometidas a carga biexcéntrica, habitual en cimentaciones de puentes, wves industriales y edificios comerciales. Se supone que la iistribución de presiones es plana con un posible despegue parcial en la zona de tracciones. El problema ha recibido un amplio tratamiento en la bibliografia. Las soluciones conoci-

3 explícitas, recurren a algoritmos numéricos iterativos 1," suficientemente explicados. El método propuesto reduce el problema a otro de excentricidad en una sola dirección, de olución explícita. La precisión del método es suficiente:

:mor medio y desviación tipica inferiores al 0,6 por 100.

This priper clenls ir*itlr ~Jie niaxirnunr soil stress under a rec- rangrilarfooting subniitterl to a biexcentric load, as is uszial/y !he case infootings of bl-idges, indrrstrinl and comercial buil- 'ings. The stress distribirtion is linear bu!, as letrsion stresses nnnot exist, a zone of tlie footing reninins inactive. Tlle pro-

'den1 has been íreated in the literatrire. Clnssicnl soliitions,

El cálculo de las presiones del terreno bajo zapatas aisladas rígidas se suele realizar partiendo de dos hipótesis simplificativas: por una parte, se admite una distribución plana de presiones; por otra, se desprecian las presiones de tracción. El caso más frecuente en la práctica es el de zapatas rectangulares con carga biexcéntrica. Si bien en pórticos de edificación las excentricidades suelen ser de escasa importancia, no sucede lo mismo en zapatas de pilas de puentes, de naves industriales y de edificios comerciales.

El problema de la obtención de la distribiición de presiones en estas condiciones no es trivial. Es conocido que, dependiendo de la situación de la resultante (Figura 1). pueden darse distintas distribuciones. Las resultantes situadas en la zona 1 (nlicleo cenrml de la zapata) producen una distribución en la que toda la zapata esta comprimida: la línea neutra de presiones no corta a la zapata. En este caso se pueden calcular las presiones en las cuatro esquinas mediante una fórmula simple:

siendo:

ot explicit, are bnsed on not sz@cieritly explained rtiitnel-ical rl,, = M, / (N. a ) = excentricidad relativa en la dirección de

.erntii.*e algorithms. The proposed rnetlrod reduces tlie pro- la dimensión a; Y- ) one of atz irnin~inl e.~ceriiric loacl, wlrose sollrtion is

- d. I fs appro.riniation is siiflcient: its nilerage error atid q,, = M, / (N - b) = excentricidad relativa en la dirección ' nnhrd deviafior~ are botli less than 0.6 N J 100. la dimensión b;

Cálculo aproximado de la presión máxima del terre

N = carga vertical resultante en la base de la zapata, incluyendo su peso y el del terreno sobre la misma;

M, = momento de la resultante Npara el cual el canto es a;

Afb = momento de la resultante Npara el cual el canto es b;

a, b = dimensiones en planta de la zapata.

También puede resolverse el problema directamente en caso de carga con excentricidad en una sola dirección situada en la zona 111:

Cuando la resultante de las cargas actúa con excentricidades relativas situadas en las zonas 11, 111 y IV (Figura 1), la tarea de encontrar la situación de la fibra neutra de presiones, necesaria para averiguar las presiones bajo las esquinas, es simple pero tediosa. Es un problen~a clásico al que se le han 'dado tres tipos de soluciones:

a) Soluciones grdficas, como las de Hahn (1936) -citado en Guernn-(1963)-, Teng (1 962) -citado en Calavera (1 986)-, Jiménez Montoya y otros (1973), Hackman (1977), García Gainallo (1986) etc.

b) Soluciones analiticas cerradas, como la de Irles e Irles (1992).

c) Soluciones nuniéricas, en forma de algoritinos iterativos incorporados a programas de ordenador, como las de (1966, 1989), Peck y otros (1982).

Las soluciones gráficas se presentan para su uso en forn~a de ábacos de lectura imprecisa y propensa a errores. Las soluciones analiticas dan lugar a formulaciones muy coin- plicadas para alguna de las zonas de la Figura 1, en especial para la zona 11, en la que es necesario resolver una ecuación algebraica completa de octavo grado cuyos coeficientes son expresiones relativamente complejas de las variables del problema. Esta ecuación no puede resolverse por i~iétodos analíticos cerrados, con lo que se recae en la necesidad de aplicar algoritmos numéricos iterativos para su resolucih. Los algoritmos iterativos no han sido publicados y por tanto no pueden considerarse suficientemente conocidos y contras- tados.

Lo anterior hace que el problen~a no pueda considerarse resuelto satisfactoriamente en la práctica, iii6xime teniendo en cuenta que la comprobación de zapatas de pilas de puentes o pilares de naves es una tarea que debe repetirse bajo un elevii- do número de hipótesis de carga.

: Zonas y posibles distribuciones de presiones del terreno bajo una zapata iedangular

UCCIÓN A UNA EXCENTRIC

- 5 &todo propuesto para el cálculo aproximado de la pre- ,a máxima parte de la idea de reducir la excentricidad bia-

xial a una excentricidrid equivcrlente en una sola dirección. I s t a excentricidad equivalente es aquélla que produciría la ~iisma presión máxima del terreno, es decir, la misma presión

bajo la esquina más comprimida de la zapata.

Esta tkcnica es similar a la que se usa en las fórmulas apro- Amadas para el dimensionamiento de secciones de hormigón armado sometidas a flexocompresión esviada -véase por jemplo Jiménez Montoya y Morán (1991-.

Existen dos tipos de expresiones de la excentricidad equi- -.alente. La primera es la que s e basa en una aproximación xta o lineal:

pr-" E F ~ &."

La aproximación por el método de la hiperelipse, al contra- '-"

rio de lo que sucede con la de la recta, suele quedar del lado de la inseguridad.

onr' 7', 2 TI,, y B es un coeficiente que viene dado por:

iendo (Figura 2) q4' y qi las excentricidades diagonal y iinia- ial correspondientes a una misma curva equirresistente.

Dicha curva es, en este caso, el lugar de los puntos tales que na resultante iinitaria aplicada sobre ellos produce la misma resión máxima en la esquina más coniprimida de la zapata.

Mediante la aproxiinación recta se sustituye la curva eqiiirre- ~istente por la cuerda (Figura 2), por lo cual esta aproximación

ueda siempre del lado de la seguridad en el supuesto de que ,1 valor del coeficiente P usado sea correcto. Más adelante

En todo caso, la posibilidad de dar una fórmula que permi- ta reducir las dos excentricidades a una equivalente actuando en tina sola dirección exige conocer o estimar el valor del coeficiente j3 en fiinción de los datos de partida, que son las dos excentricidades relativas. Esta estimación se consigue estudiando la distribución de presiones bajo zapatas con resultantes situadas en la diagonal, y conduce a las fórniulas del siguiente apartado.

3. FOR~VIULACIÓN DEL ~VII?TODO APROSIRlADO

?'f. a) S e obtienen, en primer lugar, las excentricidades relativas va y qh de la carga (apartado 1). Por la bisimetria d e la zapata puede suponerse que ambas son positivas.

ceniricidad equivalente. Metodos

F. Morán

b) Por la misma razón, se supone que 77, es la mayor (si no fuera así, se intercambian entre si).

c) Si fuera Q, = O (excentricidad en una sola dirección) o si fuera q, + q, S 1/6 (resultante en el núcleo central, zona 1 de la Figura l), el problema estaría resuelto, puesto que la excentricidad equivalente valdría simplemente:

Tl = 17" + Tlh

y la presión máxima se obtendría con una de las expresiones dadas en el apartado 1.

d) En caso contrario (zonas 11, 111 y IV), se procedería a calcular el coeficiente b mediante las expresiones:

e) Se obtienen las excentricidades equivalentes recta e hiperelipse:

f ) Se toma como excentricidad equivalente en una sola dirección el valor:

g ) Por Último, con esta excentricidad se obtiene la presión máxima:

Se ha realizado un estudio de los errores que presenta el método aplicándolo, mediante un programa de ordenador, al estudio de los siguientes casos:

Excentricidad mayor: rl, = O con paso 0,01 hasta 0,43

Excentricidad menor: q, = O con paso 0,01 hasta q, (diagonal)

Se han descartado los casos en los que la presión rnAxitna, obte9idamediante un programa basado en un algoritnio iterativo, resuiiaba mayor de 10 veces la presión media N/(a - b), por considerar que estos casos deben evitarse en el proyecto,

- ya que en ellos se producen elevadas lesiones en la esquina más comprimida y, además;: &S aumentos de los

- . , . " - - -< ..t. ::>- ; : - . ' - - . . - * l . ' , -

Cálculo aproximado de la presión máxima del terreno

momentos flectores dan lugar a grandes incrementos en ]a compresión máxima, según Calavera (86).

. .

EI número total de casos considerados en el estudio ha sido de 754. En cada uno de ellos se ha calculado el error porcen- tual mediante la expresión:

siendo o, el valor aproximado de la presión maxima obtenido por el método propuesto y o, el valor exacto obtenido por el algoritmo iterativo.

El error medio obtenido en el estudio ha sido del 0,55 por 100 (del lado de la seguridad) y su desviación tipica del O,% por 100. Estos valores se consideran suficientemente bajos para validar el tiso del método en las aplicaciones prácticas.

Calavera, J. ( 1 986): Cálcdo de esmtctums de cinierrtación, 3" Edición. Editado por INTEMAC. Madrid, 1973.

Garcia Gamallo, A. (1986): Mecdnica del sirelo y citnetzta- ciones. Utridad didáctica 3, TEdición. Editado por Escuela de la Edificación. Madrid, 1986.

Guerrin, A. ( 1 963): Puité de béton uniré. Tollte Ir[: Lesfon- dations. Ed. Dunod. Paris, 1963.

/ Hackman, M. ( 1 977): Benring presst~re on bridge footings.

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massif de foridatioir r-ectangirlnire so~rrrris N des clrrrrges excentl.ées. Circular 2-1 6 del ITPBP. París, octubre 1946.

Irles, R. e Irles, E (1992): Alterxativa analificu a la detei- niiiiacíón de tensiones bajo zapatas recrnt7gidnre.s coir.fíexi\-iórr biarily despeg~repurciul. Informes de la Construcción vol. 44 no 419, inayo/junio 1992.

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Jiinénez Montoya, P. y Morán, F. (1987): Nuevas fórmrrlas upro.rintadas para e[ din~ensionarr~ieizto de secciones de hor- migón armado. Hormigón y Acero no 164, 1987.

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Moran, F. (1989): ZAPATA: Progranla pam el ccilcdo eiz

ordenador de zapatos de pilas de puentes (sin publicar).

E. y Thornburn, T.H. (1982): Inge- niería de cinienfaciones. Ed. Liinusa. México, 1982.

C. (1962): Fotlndation Design. Ed. Prentice-I-Iall. New Jersey, 1962.

ento en una sola

Cuando exiite momento en una sola dir eneral anterior, cuan

-Carga fuera del núcleo central de inercia figura 3.13.

Fig. 3.14.-Valores de C, y K. Rg. 3.13.

El diagrama de tensiones tiene sección triangular. ara que exista equilibrio la resultante de las tensiones R debe ser igual y estar alineada con N,.

Puede ser práctica la utilización de la tabla ,de la 'fig. 3. con la cual se o tiene el valor de la tensión máxima y la posición de la Iíne e tensiones

N 1 uniu = K -- = K u,.,,, a ' b '

arga vertical centrada

Cuando la carga vertical es centrada, y no existen momentos en ninguna direc- ción, es el caso particular más sencillo dentro del general, o sea con

.La distribución de tensiones es uniforme y con un valor

En general, y en la edificación habitual, la zapata con carga vertical centrada es el caso más frecuente, aunque suelen existir momentos y cortantes, sus valores son muy pequefios y su influencia sobre el centrado de la carga es mínima.

Fig. 3.15.

Para determinar las dimensiones a ' , b ', considerando, como se ha dicho, el peso propio de la zapata más el de las tierras que apoyan sobre ella, como un tanto por ciento de la carga N, de la expresión anterior se obtiene:

apatas cuadradas:

En el caso de zapatas rectangut?res, _nn_a a' = 2b'. Caso contrario, debe proyectars el trabajo del conjunto, por ej

ra 3.16, bien en 1

Fig. 3.16.

tanta no rectangular

En edificación, las zapatas que normalmente se construyen son cuadradas o rectangulares; no obstante. puede ser necesario, bien por razones constructivas bien de disefio, proyectar zapatas con otra forma:

El cálculo de las mismas, se realiza. siguiendo los mismos criterios expuestos para zapatas rectangulares.

En el cuadro de la figura 3.17 se dan los valores del área de la base. momento de inercia y posición del núcleo central de inercia para distintas secciones:

Siti i~ción Arra de la Momento de rirl tzticleo

FORMA DE LA BASE base inercia cenrral de A z f.w inerciu

c.v

n CLRCULAR 0,785d2 0,049d4 O, I ZSd

ULA

ea de la base, momento e inercia y situacidn del necleo central. Los valores CN son los del radio del circulo inscrito.

Zapata circular

Fig. 3.19.-Valores de C, y K para valores e/d.

alas octogonal y onal

ata anular

Fig. 3.21

N 1 u,., = K - A z

A, = x(d: - di) 4

Además de la comprobacibn o c&lculo de las dimensiones de la base de la zapata, es aconsejabIe realizar las comprobaciones a deslizamiento v vuelco, cuando las acciones horizontaIes o los momentos son importantes. En las zapatas de muros de contención de tierras, en todo caso, deben realizarse ambas comprobaciones.

Es frecuente que por razones constructivas, de cálculo o superposicibn de la superficie de zapatas sea necesario utilizar un solo cimiento o zapata para dos o más pilares, los casos m& Frecuentes son:

ilares próximos: cuando dos o más pilares están muy próximos o su carga es muy,Fuerte, puede ocurrir o que las zapatas aisladas para cada uno de ellos se solapen o queden muy próximas, siendo necesario entonces proyectar una única zapata para los dos o más pilares. Un caso frecuente se da en los núcleos de escaleras o ascensores.

b) Pilar de medianeria: la distribución de pilares por condicionantes constructivos O de disefio, obliga en muchos casos a que una o varias de las lineas de pilares coincida.con la linea de medianeria o de Fachada del solar. Las zapatas correspondientes a estos pilares quedan cargadas exckntricamente. En la mayor parte de las ocasiones no es posible proyectar una zapata para un solo pilar, siendo necesario recurrir a combinar la cimentación del mismo con la del pilar contiguo de la alineación interior, bien proyectando una sola zapata para los dos o haciendo trabajar el conjunto de las zapatas de los dos pilares como un único mecanismo, uniéndolas por medio de una viga ((centradoran, cuyo nombre viene de que su misión es centrar la carga del pilar de medianeria.

4.6.1 . Zapata comUn a varios pilares

El cálculo de la zapata común a dos o más pilares, puede abordarse de forma sencilla como zapata cargada con la resultante de las cargas o de manera más compleja, pero mas rigurosa teniendo en cuenta la deformabilidad del terreno bajo cada uno de los pilares en base a la rigidez de la zapata común o losa.

Para suponer que la distribución de tensiones bajo la zapata es plana, hay que admitir que ésta es suficientemente rígida. (Ver capitulo siguiente).

El procedimiento de cálculo consiste, en esquema, en determinar el punto de aplicación de la resultante de las solicitaciones de los dos o más pilares. Cono- cido el punto de aplicación de la resultante, el problema se reduce a proyectar, según lo ya visto, una zapata cuyas dimensiones garanticen que las tensiones transmitidas al terreno son admisibles.

a figura 3.23 la resultante N = N, + N, + N3 estará situada en un punto A. Para deter inar el punto A basta con tornar momentos respecto a

or ejemplo, los X e V.

En el ejemplo de la figura 3.23 para zapata rectangular centrada seria (figura 3.24):

N,+ N,+ N, u = a ' b ' + -YA. h u,. ,,,.

Fig. 3.24.

En el caso general, sea cual sea la forma de la zapata y cuyo centro de grave- ad no coincide con e1 punto de aplicación de la carga, se aplicaría ia fórmula

de la flexión compuesta

- ura

a' 4- Fig. 3.25.

siendo:

y* = peso especifico del hormigón según la Insirucción EH-91 (artículo 28.2).

Hormigón en masa = y, = 2,3 t/m3.

WomigcSn armado = y, = 2,5 t/m3.

Fijando una de las dimensiones

-Descentrada (figura 3 .S6).

Se determina el punto A de aplicación de la resultante.

Se estima el peso de la zapata W. en un tanto por ciento de N, + N,.

La excentricidad de la carga total N +

Fig. 3.26.

ucen las dimensiones aconsejable proceder

siones es unifor

Para N, > N, figura 3.27.

rando igual, los la

--Descentrada; no es factible de cálculo seria:

eterminación de los extremos del núcleo Central de inercia

2. Si la excentricidad e S cNi es aplicable la ecuación de la flexión compuesta.

3. S i e B cNi es necesario plantar el equilibrio de la cuña de presiones con la resultante de las acciones.

Zapata en T (figura 3.29)

La excentricidad e = o

Las dimensiones de la zapata son:

b l , = N + W z - a ' , . b', a ' , . ~ a',

Si la carga total está hacia el lado ancho de la zapata y e ' s c .,

Si la carga está hacia el lado estrecho de la zapata y e ' r ., e'(a' - n, - m)

U,., = (N + Wz) 1 1 1

U,;. = (N + W,) e'(n, + m)

11,

Si la carga está fuera del núcleo central de inercia. es necesario operar planteando el equilibrio de la <(cuila» de reacciones y las acciones.

4.6.2. Zapatas de medianería

La zapata de medianeria es un caso muy frecuente en edificación. El cálculo como zapata aislada se resuelve por el procedimiento ya expuesto para zapatas con carga excéntrica (ver 4.2), pero normalmente la tensión de pico U, supera con mucho la tensión admisible del terreno, con independencia de los posibles problemas diasientos y giros a que puede dar lugar, figura 3.30.

1 problema se puede resolver haciendo una otro pilar prdximo, con cualquiera

ara centrar más la se puede aumentar el tando SU tamailo O iendo un dado de ho 6n en masa bajo

lo cual se aumenta consi

Fig. 3.31. 4 C

La tensión f, s. fe, = f,," 1,s Y*

soluciones

Fig. 3.33.

Según los esquemas de la figura 3.34 se establece el equilibrio de fuerzas y rno- mentos

Fig. 3.34.

De las expresiones (1) y (2) se deduce q . ha aumentado respecto a la que tendri rio, la reacción correspondiente al

nforme con este lanteamiento, e1 procedimiento de cálculo es el siguiente:

1. las zapatas 1 y 2 como si las cargas N, y Nz fue aproximadamente la 1 y en un

nsibn a',, y siendo a, el canto del pilar 1, se calcula la ex-

e = - ' (a', - a 3 2

. Los valores de las reacciones serán:

4. Las tensiones del terreno bajo cada una de las zapatas serán:

En caso de no ser a, y/o u, menor que la a,...,. se corrigen los calculos desde el punto 2, aumentando las dimensiones necesarias.

5 . Los momentos y cortantes en el conjunto siendo:

se calculan como viga isostática.

Para el cálculo de la viga centradora se calculan los cortantes V, = V, y los momentos flectores M, y M,, figura 3.35.

e Ias figuras 3.36 a) y b) dan irectamente lo; "alores de servicio

Si en los pilares, además de la carga vertical N, y N,, existiesen planteamiento es similar, sumando algebraicamente los momentos existentes al establecer el equilibrio de momentos.

a tensión en et terreno será:

N a J = -

a ' b '

La viga o el forjado deberá dimensionarse con la combinacibn pía m& la tracción T.

El soporte en la sección 11 debe dimensionarse ropias acciones un momento adicional de valor

mismo resultado se llega planteando e1 problema a partir de las deformaciones del pilar, zapata y terreno, y admitiendo el comportamiento elástico del terreno según el mitodo del «coeficiente de balas*--

atas continuas o eo

Bajo una Enea de pilares puede proyectarse una zapata continua o corrida co- mún para todos los pilares. Asimismo, cuando el elemento estructural es lineal, muro de fábrica de ladrillo o mampostería, la zapata bajo el mismo es continua.

No obstante, el planteamiento del cálculo difiere sustancialmente, debido a que el comportamiento del terreno frente a cada una de las solicitaciones es toral- mente distinto.

En e1 caso de zapata continua bajo una línea de pilares, no es válido admitir como norma general la reacción uniforme del terreno. Para el cálculo de este tipo de zapatas es necesario plantear el problema elástico de forma más rigurosa, buscándose modelos matemáticos del suelo, de los cuales el más conocido y difundido por su sencillez es el modelo de WINKLER, que conduce al llamado método del ((coeficiente del balaston, que parte de la hipótesis básica de suponer que, en cualquier punto, el asiento es proporcional a la presión que en él se desarrolla. Con este planteamiento se estudia la cimentación por zapatas corridas en el supuesto de que su forma de trabajo sea la correspondiente a una viga; es el cálculo como ((viga flotante)), que se trata en el Capitulo siguiente.

Cuando la zapata corrida recibe un muro, el problema puede abordarse, de forma más sencilla, estudiándola a fiexión en el sentido transversal al muro o zapata, y con distribución uniforme de tensiones en el sentido Iongitudinal. En general bajo muros de fábrica se suelen hacer. zapatas de hormigón en masa de gran canto, figura 3.38 a) o bien soluciones del tipo de la figura 3.38 b).

NTO

Hasta ahora se han expuesto las posibles soluciones para determinar las dimensiones de la superficie de contacto cimiento-terreno, en función de las distint solicitaciones que pueden transmitir los soportes, que deben corresponder a la combinación pésima de solicitaciones. Como se ha visto, para nada ha influido el material con que fuese a ser construido el cimiento, pues, cualquiera que sea, se admite que, en todo caso, tiene mayor resistencia que e1 terreno.

En la actualidad, y salvo casos muy 'singulares que requerirían un tratamiento aparte, las cimentaciones se construyen en hormigón, en masa o armado.

El cimiento como elemento estructural, debe dimensionarse y en su caso armarse, considerando los valores ponderados de las solicitaciones debidas a las reacciones del terreno, obtenidas como se ha visto en los apartados anteriores.

La Instrucción EH-91 (art. 58.2) establece que para el cálculo de las solicitaciones que actúan sobre el elemento de cimentación, se deduzcan los valores ponderados de las solicitaciones debidas al peso propio del elemento de cirnen- tación y al del terreno que descansa sobre él. Esta consideración se basa en admitir que51 hormigón fragua en condiciones hidrostáticas sin absorber es€- a e el relleno de tierras es de peso despreciable. Esta hipótesis en gran parte de los casos puede ser cierta. No obstante, el deducir el peso propio de la zapata de las tierras, complica el cálculo, reduce el coeficiente de seguridad y, en general, puede decirse que va en contra de seguridad. Por el10,~consideran como solicitaciones a efectos del cálculo del elemento de cimentación las reacciones o tensione5 - cii el terreno, obtcnidas.conformc a los apartados anteriores &ctados del cocfi-

ciente de ponderación de las acciones: '~~ .. - lart. 31. instrucción EH-91). - -2

Puede admitir~e para simplificación del cálculo que las tensiones en el terreno \on uniformes, con valor o,, igual al valor maximo de las tensiones calculada.z por el coeficiente de ponderacih y,, cometiéndose con ello pequeños errores pero siempre a favor de seguridad.

Sin perjuicio de lo anterior, y cuando se requieren cálculos exactos, se tomarán como solicitaciones del elemento de cirnentacih las tensiones reales obtenidas, deduciendo el peso propio del cimiento y de las tierras que descansan sobre él. multiplicadas por el coeficiente 7, .

Las proporciones de las zapatas, y su forma de trabajar como elemento Único hacen que su estudio no sea equiparable a los modelos habituales. ~ i n embargo, considerando cada sección por separado permite calcularlas como mSnsulas solicitadas por la reacción del terreno (figura 3.39). -ci_-- - . . ._- -- -.- __.___-_ __---p. -...- -.. - -

Fig. 3.39.

la zapara, admitiendo su comporrámie uir Las.de hormigón'en

e mucho o poco canto en relación con el vu

r / -la mitad de la

1 acero

\-el doble del espesor de la placa de apoyo de acero.

El canto total h de esta sección de referencia SI se tomará igual al canto total de la seccion paralela a la S, situada en la cara del soporte o muro.

Como se ha dicho, para el cálculo del momento flector, las secciones más desfavorables son las 1-1 y 2-2, actuando en ellas los momentos que producen las tensiones o, en las áreas A y respectivamente de la figura 3.

La flexión produce unas tensiones de compresión y tracción en la sección de hormigón. Los valores máximos de estas tensiones son:

En la sección 1 - 1.

En la sección 2-2.

e las tensiones mhimas de compresión y tracción, tienen que ser resistidos por el hormigón. La resistencia del hqrmigón a tracción es menor

a resistencia a compresión, por ello la limitación a las tensiones máximas a impuesta porque la tensión de tra que la m i ~ ~ e n c i a de o del hormigón en masa a tracción. e la 1nstrucciÓn'EH-

e cálculo del horm

Sustituyendo en las ecuaciones (3) y (4) los valores (1) y (2). respectiva igualando a ( 5 ) se obtiene:

se puede admitir que v: > vg

h El ábaco de la figura 3.41 permite calcular directamente la relación en . ve

función de la tensión admisible en el terreno y para distintos valores de la resistencia característica del hormigón. Las curvas de trazo discOntinuo se han obtenido para nivel de control reducido con y. = 1.7 y, = 1.8 y las de trazo continuo. para nivel de control nomal con y.. = 1.5 y, = 1.6.

Fig. 3.41. bis.

El valor del cortante, será en el caso de soportes o muros no rnet5licos sobre placa de reparto:

a seceibn resistente es:

comprobacidn o cálculo a punzonamiento se realizará en una seccibn pen- metrd figura 3.42 situada a una distancia de las caras del soporte no menor que la mitad del canto total de la zapata.

1 esfueno que produce el unzonamiento y e1 área resistente son:

' -(a+ h)(b S- h)]

' -(a + h) (b + h)] r,

La tensi6n tangencid será:

V d - 7 , = - u[a ' .b ' - (a S- h) (b + h)] y, A 2 ( a + b c 2 h ) h

b'

Fig. 3.42.

Esta tensión tendrá que ser menor o igual a 2f,,.d, según la EK-91 (art. 58.7).

O se cumpliese alguna de las dos condiciones cortante y a punzonamiento, habría que aumentar el canto total h.

Conforme con Io nterior, cuando el vuelo medido en las del canto total, no es necesario e

de comprobación ni a cortante ni a punzonamiento.

recigo construir ci -: ,

. .

ice la transmi-

ra fábricas de mam osteria recibidas con monero de cal figura 3. tomarse:

ara fábricas recibí as con mortero de cemento, puede reducirse algo la altura, tomando

Los cimientos construidos con hormigón ciclópeo, pueden asimilarse a este últi- mo caso de fábricas recibidas con mortero de cemento. Si el mortero es de mu buena calidad, puede reducirse algo la altura, pudiendo llegarse a relaciones

El cimiento puede escalonarse, figura 3.43 b), siempre que el escalonamiento se mantenga exterior a la línea AB.

1 .

patas de poco canto en relación con el vuelo. es decir, e e1 canto, se puede ver claramente el mecan. ste una zona central trabajando como bielas rabajando a flexión, figura 3.

zapata de mucho canto en relación con el vuelo. la zona c flexión. se reduce o anula. queda trabajando como bielas en abanico,

ZONA NO /acr?--

ma diferente los tipos ones, aunque somera

guiendo los criterios antes expuestos, clasificándolas asimismo

El apartado 58.3 de la Instrucción ]iI-91 clasifica las zapatas segGn vuelo-canto en tres tipos 1, I I y 111 conforme se indica en Ia figura

Tipo I

0.5 h S V,,, S 2 h.

Tipo I I

Las zapatas Tipo 11, es decir, aquellas cuyo canto es mayor que dos veces el vuelo rnkirno, según el apartado 58.5 de la Instrucción EK-91 «...se diseilarán de acuerdo con el articulo 6 1 ~ .

El lo 61 desarrolla el cáiculo de las ménsulas cortas. Aplicando los criterios qu mismo se exponen, resulta que con vuelos v,, < 0,s h no son necesarias armaduras para las zapatas cuyas reacciones del terreno sean u S 4 Kg/cm2, dis- poniéndose entonces la minima que prescribe dicho articulo: A, = 0, que b es el ancho de la ménsula (aquí zapata). Es decir, que salvo para casos singulares, se puede afirmar que las zapatas Tipo 11 en las que v,, c 0.5 h, son zapatas de hormigón en masa.

Las zapatas Tipo 1 y 111 reciben en la Instrucción EH-91 un tratamiento casi idén- tico, excepto en lo que se ~ e k r e - á f cálculo a cortante y punzonamiento.

5.2.1. Zapatas rkidas de hormigdn armado V S l-7

Se consideran zapatas rígidas, como ya se ha dicho, aquellas en que el vuelo es menor o igual que el canto, en las dos direcciones. En caso de que según una dirección fuese el vuelo mayor que el canto habría que calcularla como flexible.

Como se ve en la figura 3.46, las bielas de compresión siguen con bastante exacti- tud la dirección de las isostáticas de compresión, de ahí que se pueda calcular la tensión máxima de tracción que se produce.

El cálculo de la tracción que se produce al nivel de la armadura inferior se estudia de acuerdo con la teoría de las bielas de M. Lebelle, siendo d , el canto Útil.

1 BIELAS D E COMPRESION ICOSTATICAS t & Fig. 3.46.

Siendo a,. la reacción del terreno sobre la superficie de apoyo de la zapata, su- puesta uniforme. La acción sobre un elemento diferencial de dicha superficie es a,, dx. dy., que se descompone en dos: El esfuerzo sobre la biela de compresión d Nr y un esfuerzo radial d Ns, que se descompone en la dirección de las armaduras d N,, y d N,,.

En la figura 3.47:

(direcciones de las ar

Fig. 3.47.

El máximo esfuerzo de tracción en una banda de ancho dy paralela al eje X es:

n ' /Z a1 -. 01

X. dx. dy = - . a,. a l 2 OB

x. dx = - 06 8. O6

. dy

El esfuerzo total según el eje X será:

O: N, tiene:

las áreas de acero necesarias a colocar uniformemente ' y a ' respectivamente.

e la carga del soporte se transmite íntegramente al terreno a través e compresibn formadas en el hormigón de la zapata, no tiene senti- exión, ni en consecuencia de esfuerzo conante, por lo que no es necesaria comprobación alguna a esfuerzo cortante.

ltado del obtenid; se llega, por el siguiente método aproximado, estableciendo la semejan= de triángulos, figura 3.48 a).

Fig. 3.48.

No obstante, el error es mínimo si se toma como Única di diente al plano de contacto de las dos armaduras. figura 3.

Las armaduras deben anclarse en la longitud l b , necesaria según el articulo 40 de ebiendo en ningGn caso cortarse al borde

ormigdn armado Y > L Como ya se ha dicho, se consideran zapatas flexibles aquellas en que el vuelo es mayor que el canto. Su forma de trabajo es similar al de una ménsula invertid cargada con la reac.ción del terreno, trabajando a flexión.

En consecuencia, como cualquier elemento que trabaje a flexión es necesario di- mensionar y armar la sección para que resista los momentos y esfuerzos cortantes que se producen. Además, es preciso comprobar la adherencia de las armaduras y la seguridad a punzonamie'nto del conjunto.

5.2.2.1. Cálculo a flexión

Para el cálculo a flexión se considera como sección más desfavorable, la sección de referencia S,, figura 3.49, que es plana. paralela a la cara del soporte y situada

S, b) Soporte nirtilico.

S~ a ) Soporte o muro de hormig0n.

oporte o muro de hormigón

oporte o muro de mampostería

Si el soporte fuese metálico sobre placa de reparto de acero se tomará como sec- ción de referencia la más cercana a la cara del soporte de las dos siguientes:

-La seccibn situada a la mitad de la distancia entre la cara del soporte y el borde

-La sección situada a una distancia 2e de la cara del soporte siendo e el espesor de la placa de reparto. :

El canto útil de la sección de referencia se tomará igual al canto Útil de la sección paralela a la S,, y situada en la cara del soporte o muro.

---

Fig. 3.50.

I.1) impone una Iimitacion al canto Út i l edera de l , j veces el vuelo v de la zapata

perpendicularmente a esta sección; si ocurries lo contrario, el canto Ú t i l se tomará iguat a 1,s v>>, figura

o r sec- , se

omento de servicio si no se han mayorado las u10 de la seccibn

1 a' - a Mr= - ~ b ' . 1 2 1 =- i -0 , lSa 2 2

Fig. 3.51.

e igual manera se calcula el momento ector según la otra dirección. mento fiector que debe resistir una sección de referenci no será menor que la

momento que puede resistir la secciOn e referencia ortogonal

. 'P. '. '.

! yt * P. ESP T lERRAi

l D r h * ? ESP. HORMIGON

i

En la figura 3.52: 1 1 1 /VI, = momento de las reacciones = - a,. c. b '. - c = - a,. b '. c2 2 3 6

M, = momento del p.p. zapata y tierras =

2 d , se colocará armadura en la cara superior para soportar el momen- to diferencia M,, - M,,.

-Cálculo de la armadura:

Ei cálculo de la armadura necesaria en cada una de las direcciones debe hacerse conforme con Ios principios generales de secciones sometidas a solicitaciones normales.

En genera1 en zapatas y salvo casos muy singulares no se coloca armadura de compresión, por lo cual, el canto de la zapata debe ser el necesario para que los esfuerzos de compresión puedan ser absorbidos por el hormigón.

De no disponer de tablas o ábacos de armado, es practico utiiizar las formulas del método de cálculo simplificado del momento tope (Anejo 7 de la fnstrucción EH- 911, paro flexion simple sin armadura de comprensión, que se dan a continuación.

según la sección re.

ura necesaria será:

Independiente de Io anterior, las áreas de acero deben cumplir las limitaciones de cuantias mínimas que establece la Instrucción E -91. Si la armadura de tracción dada por el cálculo A,, ., es

se dispondrá como armadura de tracción la menor de las dos siguientes:

Asimismo la cuantía geomktrica mínima de la armadura longitudinal Wg. no sc- r5 infcrior en ningún caso al 1,4%r. debiendo scr ridctniis mayor que los siguicnics valores para los distintos tipos dc acero:

Aceros iipo AE 215 L w, 1 2.0 O/,

Aceros tipo AEH 400 N Ó AEH 400F w, r 1,8O/,

Aceros con f, > 4.100 Kp/crnZ %"S 2 1.8 - 4.100 o,m f e

f. se expresará en Kp/cmZ.

La cuantía geométrica, para el caso de sólo armadura de tracción es:

o más general

donde:

e la sección de la armadura de tracción.

A,, = Area de la sección de la armadura de compresión.

A,, = Arca dc la sección de la armadura en caras laterales.

A, = Area de la sección e hormigón ortogonal a las armaduras.

e las limitaciones anteriores, las ra no se separan a

siones anteriores se esté estudiando.

--Colocación de las armaduras:

Como se ha visto (ap. 5.2) una parte de las compresiones transmitidas por el ilar o soporte, se distribuyen en el interior de la zapata por medio de un siste-

ma de bielas de compresión en abanico. Por ello, la armadura calculada para la sección de referencia SI, no debe escalonarse, extendiéndose sin reducir su sección de un extremo a otro de la zapata. Además, para garantizar el debido anclaje, deben doblarse en los extremos en ángulo recto, o soldar barras transversales (mallas electrosoldadas). No deben dejarse las barras rectas sin doblar en el borde de la zapata, figura 3.53 a).

~ r m a d u r a perimetral

Fig. 3.53

-En zapatas correspondientes a cargas importantes, es recomendable disponer una armadura perimetral de tracción que zunche el perímetro de la base del tronco de cono o de pirrimide de las bielas de compresión, figura 3.53 b).

-En zapatas cuadradas, se debe distribuir uniformemente la armadura necesaria, paralelamente a los lados de la base de la zapata. Si la diferencia de armado segUn las dos direcciones no es excesiva, es recomendable colocar igual armadura en las dos direcciones, siendo de gran utilidad las mallas electrosoldadas.

-En zapatas rectangulares Ia armadura paraIela al lado mayor a ' distribuida uniformemente en todo el ancho b' de la base de la zapata, Figura 3.54 a).

ela al lado menor área total de acero necesario, en una banda central de ancho c, se disponga la

(fig. h

Fig. 3.54.

El ancho c de la banda central será la mayor de las dos siguientes dimensiones:

c = b '

c = a + 2 h

siendo:

a = lado del soporte paralelo al lado mayor de la zapata

h = canto total de la zapata.

Por razones construcrivas y para simplificar la colocación de las armaduras paralelas al lado menor b ' de la zapata, se puede distribuir uniformemente e n todo el largo a ' de la zapata un área de acero ficticia, mayor de la necesaria,

A,,;, = As.a' (figura 3.54 c) en la que A, es el área de acero necesaria según a ' + C

cálculo y c la dimensibn definida en el párrafo anterior.

probación de la adherencia de las armaduras

eterminada la armadura e la zapata, es necesario, co rantizada la adherencia suficiente entre

ra etlo la tensi6n reduce el esfuerzo cor- de calculo en cad istencia de caIcul0 para

adherencia rh.

d = canto Ú t i l de la sección.

" = " 0 O de barras. Por u n i m de longi(ud. = & = Perhetro de cada barra.

= resistencia de cáfcu~o p a a la adherencia.

E' va'or de Ja resistencia de cálcu[o para la

Tk, = 80

en la que Tb, Y están expresadas en En no deben emplearse barrar li

Para el cálculo del esfuerzo cortante, se distinguen dos tipos de zapatas según la relación entre sus dimensiones. .

--Zapatas cortas: son aquellas en que la relación entre sus lados es menor que figura 3.56 a).

-Zapatas alargadas: son aquellas en que la relacihn entre sus lados es igual o mayor que 2, figura 3.56 b):

a ' 2 2 b '

-Zapatas cortas.

Puede asimilarse el cálculo a cortante y punzonarniento.

Se toma como sección de referencia la S,, figura 3.57. situada a una sistcincici

d de medio canto útil desde la cara del soporte o muro o desde el punto rne-

dio de la cara del sopone y el borde de la placa de apoyo. en metdicos apoyados en placas de reparto de acero.

Se considera como se cia de dimensiones b,

2 = b + d y no mayor que e1 ancho

El canto de la sección d,. es el canto útil de dicha sección, con la limitación que no sea mayor que vez y media el Suelo de la zapata medido desde la sección de referencia S,.

El esfuerzo cortante que debe resistir dicha sección se considera la suma de las reacciones en el terreno actuantes en el área B. rayada en la figura 3.57.

Según la Instrucción EH-91 la «resistencia del hormigón a punzonamiento» fp es doble de la resistencia virtual de cálculo del hormigón a esfuerzo cortante

f.. = 0,5J?, (art. 39.1.3.2.2. EH-91)

En consecuencia deberá cumplirse:

Esta comprobación a esfuerzo cortante-punzonamiento debe hacerse para la combinación pésima de valores Vd, y A,.

Cuando no se vaya a disponer. caso general, armadura para esfuerzo cortante, esta última condición (1). debe servir para el dimensionado del canto de la zapata.

-Zapatas alargadas

En este tipo de zapatas en que la relación de lados es a ' r 2 b ' es necesario dife- renciar el cálculo a esfuerzo cortante como elemento lineal y a punzonameint como elemento plano con acción en dos direcciones.

Cálculo a cortante: la sección de referencia S2 a efectos del cálculo a cortante, se sitúa a una distancia igual al canto útil (d) medida desde la cara de soporte muro, o desde el punto medio de la cara del soporte al borde de la placa de apoyo, en el caso de soportes metálicos apoyados en placas de reparto de acero.

La sección resistente es el área total de dicha secci6n de referencia S,.

El esfuerzo que debe resistir dicha sección V,, es la suma de las reacciones del terreno actuantes en el área rayada B de la figura 3.58, para tensión uniforme:

Cálculo a punzonamiento

Para el cálculo a punzonamiento se considera una sección resistente perimetral S,, formada por el conjunto de secciones verticales y concéntricas con el soporte o muro y situada a una distancia del mismo igual a la mitad del canto úti

d - (figura 3.59) 2

El área de la sección resistente S3 es:

El esfuerzo V d , que debe resistir dicha sección es para el caso de distribución d e tensiones uniforme

V,,, = o [a ' . b ' - (a + d) (b + d)] y,

En consecuencia la tension en dicha seccion será:

Al igual que en zapatas cortas, si no interesa disponer armaduras para cortante o punzonamiento, de las condiciones anteriores, la más restrictiva fijará el can- to de la zapata.

Si el canto estuviese prefijado por cualquier razón, constructiva, de diseño, etc. y no se cumpliese alguna de las condiciones de resistencia del hormigón a cortante y a punzonamiento es necesario disponer armaduras para resistir los esfuerzos de cortante. Aunque se disponga armadura la tensión en el hormigón no debe sobrepasar el valor de 4f,,.

La armadura de punzonamiento puede ser a base de barras dobladas y/o cercos.

1 cálculo estructural de las zapatas combinadas, para ás pilares, se res- liza siguiendo los mismos criterios expuestos para zapatas aisladas.

A efectos del cálculo a exión se considera la direcciones principales, reacción del [erren

. e ponderación y,, consi

a c robarse en La sec- 6 n e momento flector.

. . se debe realizar co

Cuando el terreno apto para cimentar. se encuentra a una profundidad m. pueden adoptarse varias soluciones para la cimentación

-Cimentación por pozos.

imentación con pedestales intermedios.

Si el terreno permite realizar la excavación necesaria sin entibar o bien entibán- dolo si fuera preciso, se realiza un pozo de las dimensiones p m i s a y que ade- más permitan realizar la excavación.

La solución representada en la figura 3.60 es prácticamente una zapata de hor- migón en masa de gran canto. Las dimensiones a ' x b' deben obtener para la carga N más el peso S de la zapata que es importante. La solución de la figura 3.61 consiste en construir una zapata de hormigón armado de dimensiones a ', x b ', x h, sobre un dado de hormigón en mara.

La zapata de hormigón armado se dimensiona y arma para que las tensiones que transmita al dado de hormigón, no superen la resistencia de cálculo a compresibn del hormigón.

Las dimensiones en planta del dado, con independencia los condicionantes constructivos, se calculan para que las tensiones en la bas omo resultantes de la carga N, el peso de la zapata de hormigón armado, de do y de las tierras, no superen Ia tensión admisible del terreno.

Cuando la carga no es centrada, e! cálculo del cimien ás complejo, pues al aparecer momentos, se moviliza o empuje activo o en el terreno contiguo a1 cimiento "', figura 3.62.

6.2. Cimentación con pedestales intermedios

Cuando, como en el caso anterior, el estrato apto para cimentar se encuentra a una cierta profundidad, puede contruirse la zapata necesaria al nivel del estrato firme y desde la zapata hasta la superficie del terreno construir un pedestal o (cenano».

La zapata se proyectar5 conforme a lo ya expuesto, teniendo presente que recibe la carga N del pilar más el peso del pedestal W, y las tierras W,. figura 3.63.

El' pedestal se calcula como un soporte, elemento sometido a compresión simple o compuesta. Ademas como consecuencia de la acción localizada del soporte sobre el pedestal, en este se ducen unas tensiones transversales responden al esquema de la figura 3

Las dimensiones del pedestal están limitadas en f que puede actuar sobre la superficie del pilar. Sie y fcd = resistencia de cálculo del hormigbn, se tiene:

siempre que la altura del pedestal sea (figura 3.

Ac, Ac

Según el esquema de tensiones de la figura 3.64 a) por debajo del nivel superior del pedestal y a una profundidad aproximadamente igual a 0.1 a, se producen unas tracciones transversales en las dos disecciones a y b.

Considerando que las areas del soporte y pedestal son regulares y concéntricas de dimensiones

A,, = a,. b,

A, = a . b

y si no se realiza un cálculo exacto de la distribución de tensiones transversales de tracción, deben disponerse armaduras con las siguientes capacidades mecanicas

Fig. 3.63.

en senti mente entre

a)

7. VIGAS RIOST AS O DE ATAD

Las vigas riostras, de atado o de arriostramiento, son piezas o elementos estructurales generalmente de hormigón armado o de cualquier elemento que pueda resistir tracciones, que unen dos o más cimientos o zapatas, figura 3.66.

La finalidad de las vigas riostras es absorber las posibles acciones horizontales que pueden recibir los cimientos bien de la estructura bien del propio terreno. evitando de esta forma el desplazamiento horizontal relativo de uno respecto a otro.

Por su posición, frecuentemente. se usan tambiin para apoyar sobre ellas muros o elementos de cerramientos.

Fig. 3.67.

Para tracción simple, siendo: N, el esfuerzo normal de tracción rnayorado, y ,, las capacidades mecánicas de las arrnadurasserán:

Para tracción compuesta, es decir, cuando la sección además de soportar un esfuerzo normal de tracción, esta sometida a flexión, que puede producir la carga de un cerramiento, las armaduras no son iguales, pues una se encuentra mis traccionada que la otra. Si el valor de cáiculo del momento flector es M,, las capacidades mecanicas de las armaduras son:

M, U,, = - d - d 2

M., Uaz = N,, - - d - dz

Los recubrimientos de las armaduras, al ser elementos generalmente enterrados, no deben ser menor de 5 cm.

Cuando no se dispongan de datos exactos de cálculo, podrá tomarse como esfuerzo axil de tracción del orden del 3 % de la suma de la cargas verticales de los pilares que ata la viga de arriostramiento, asimismo debe tomarse una sobrecarga vertical de servicio no menor que 1 t/m.

Las dimensiones de la viga riostra deben tener un ancho mínimo de 30 cm y un canto del orden de 1/12 de la distancia entre zapatas con un minimo de 35 cm.

Las recomendaciones constructivas para zapatas, dado que son, generalmente, elementos de hormigón en masa o armado, son las generales de dicho material. No obstante, por su situación, normalmente enterradas tienen unas características peculiares, de las cuales se resumen a continuación las más importantes

freático. Es recomendable cota más baja previsible de! n

o del cjmiento se vea afectado por po- pesos específicos, etc.

Es muy importante, tener presente en el proyecto y cálculo de las zapatas y cimentaciones en general, las obras que vayan a realizarse junto a eIlas, tales como soleras, arquetas de pie de pilar, saneamiento general, etc., dado que con ellas pueden alterarse las condiciones de trabajo o bien da r lugar, por posibles fugas, a vías de agua que produzcan lavados del terreno con el posible descalzo del cimiento.

-Situación relativa entre zapatas

Cuando sea necesario, bien por razones de proyecto o del terreno, escalonar. situando a distintonivel zapatas próximas. deben proyectarse de tal forma que la zona de influencia de una no afecte a la otra.

La distancia D entre planos de apoyos, figura 3.69. debe ser menor que la rni- tad de la distancia entre los bordes de las zapatas.

Fig. 3.69.

Las zapatas próximas y situadas al mismo nivel, deben proyectarse de forma que sea posible su construcción, para ello, además de comprobar que no se su- perponen los efectos de las mismas, la separación d , figura 3.70, debe ser tal que al realizar la excavación, el terreno entre ambas permanezca estable y no se

neral no será menor de 50 cm. En cualquier caso, es aconse- mero una de ellas, por ejemplo, la zapata 1, hormigonarla

la excavación y hormigonado

ones agresiv

io, tratamiento y auciones a tomar en ci agresivos o con pr cia de agua, que a su ve

cias potencialmente agresivas en disolución requeriría un capit cimentaciones en medios agresivos á tratada ampliamente en

De forma somera, se resume a continuación los controles a realizar cer la agresividad del medio:

-Determinación del nivel frdtico y movimientos u oscilaciones del mismo.

-Análisis del agua: Debe determinarse el valor del pH, dureza, contenido de ácido carbónico total y cqmbinado con cal: residuos no evaporables y contenido de iones sulfato (SO;'), magnesio (Mg'-), cloro (C1'), amonio (NW*), sul- furo (S") y nitrato (NO;).

-Análisis del suelo: Si el nivel superior del acuifero es inferior al del cimiento, las sustancias agresivas del suelo no podrán atacar al hormigón y armaduras, no obstante, si es previsible que por cualquier causa pueda llegar a él el agua, debe hacerse un análisis del suelo determinando el contenido en materia orgánica, el valor del pH y contenido de iones SOi2 y agua.

En las Tablas 1 y 2 se dan, según la norma DIN 4030, los limites para calificar la agresividad de las aguas o de los suelos. Los valores están expresados en mg/l o mg/kg.

TABLA 1

A CALIFICAR LA AGRESIVIDAD DE LAS AGUAS NATURALES

Curácter Agresión débil

1 PH 6,s a 5.5 2 CO, agresivo para la cal, en mg COZ/[

s e g h Heyer 15 a 30 3 Amonio mg (NH3/1 15 a 30 4 Magnesio mg (niIg2')/ 1 100 a 300 5 Sulfato mg (so:-)/I 200 a 600

Agresión fuerte

5.5 a 4.5

30 a 60 30 a 60

300 a 1.500 600 a 3.000

Agresión muy fuerte

Menor de 4,s

Más de 60 Más de 60

Más de 1.500 Más de 3 . 0

TABLA 2

Carricter Agresión dibi/ Agresión fuerte

1 Grado de acidez según Baurmann-Gully - Sulfato mg(so:-)/kg suelo seco al aire as de 5 .

ara rasantear cuan

duras que se coloquen sobre el ndo de la zapata, de- mortero rico que sirven

En ningún caso, se deben apoyar las armaduras sobre ates,, o camillas metá- licas que después del hormigonado queden en contacto con Ias superficies de

ues constituirían un punto fácil e entrada a la oxidación de las armaduras.

Los espaciadores deben colocarse formando cuadros de lado 15 a 20 veces e diámetro de la armadura.

Es conveniente colocar tambien espaciadores en la parte vertical de ganchos patillas para evitar el movimiento horizontal de la parrilla de fondo.

-Hormigonado de zapatas:

El hormigonado' por fases no debe realizarse nunca en zapatas aisladas; para el1 debe organizarse la obra de forma que puedan hormigonarse de una sola vez.

En zapatas corridas pueden realizarse juntas, en general en puntos alejados d e zonas rígidas como pilares y muros de esquina, disponikndolas en puntos situados en los tercios de la distancia entre pilares.

Las zapatas corridas son cimentaciones de gran longitud comparada con su di- mensión transversal y que se utilizan como base de muros o alineaciones de pilares (fig. 4.1). En algunos casos se combinan mediante riostra5 diversas zapatas corridas, constituyendo un emparrillado sobre el que apoya el forjado de la planta inferior (fig. 4.2).

Las losas o placas (fíg. 4.3) son elementos de cimentación cuyas dimensiones e n planta son muy grandes comparadas con su espesor y que, en general, definen un plano sobre el que apoyan los pilares o muros de un edificio.

Fig. 4.2.-Combinnci6n de zapatas corridas.

Fig. 4.1 .-Zapatas corridas.

Fig. 4.3.-Losa de cimentacibn.

Las cimentaciones superficiales por Iosa o zapata corrida sirven de ele colaboración de cargas muy diversas, planteando un complej eracción y compatibilidad entre el terreno y la estructura.

Las condiciones de rigidez son más dificiles de establecer que en el caso y el cálculo de esfuerzos y asientos se complica, prog e las piezas lineales, tipo zapatas corridas, a las bidimensiona-

les, tipo losa. Ello obliga a considerables simplificaciones de cálculo y a aproxi- maciones semiempíricas cuyo grado de validez es objeto de continua discusión.

xpuesto en el Capitulo 8, las zapatas corridas están indicadas cuando:

-Se trata de cimentar un elemento continuo como un mbro.

-Se quieren homogeneizar los asientos de una alineación de pilares, siwiendo de arriostramiento.

-Interesa reducir 1 . presiones de trabajo, combinando una serie de zapatas alineadas.

-Se quieren puentear eventuales defectos o heterogeneidades del terreno.

-Se busca una mayor facilidad constructiva en grupos de zapatas, etc.

La cimentación por losa está especialmente indicada cuando:

-El área de zapatas ocuparía más del 50010 de la planta del edificio, para la presión admisible del terreno. Es un caso frecuente en edificios altos ( > 10 plantas) y/o en terrenos de capacidad portante baja ( 1,5 Kp/cmZ).

-Se requiere un sótano estanco, bajo el nivel freático.

-Se desea reducir los asientos diferenciales en terrenos heterogeneos o con inclusiones o defectos erráticos.

-Interesa conseguir una mayor presión de trabajo aprovechando la descarga producida por la excavación de sótanos. Este es el fundamento de las deno- mi nadas cimentaciones compensadas.

En la mayor parte de los casos la facilidad constructiva aconseja realizar losas de canfo constante (fig. 4.4 a). A veces se combinan losas de diversos cantos para cimentar zonas de edificios con cargas muy diferentes (fig. 4.5).

e a . .

s . . .

han utilizado en cierta frecuencia losas regruesadas en base b, c, d) con objeto de mejorar la resistencia al punzona

io para depósitos subterrlneos, paso de conductos, etc. particular de esta solución son los llamados emparrillados unidos forjado (fig. 4.6).

En el caso de grandes esfuerzos de flexión y cuando se quieren reducir ca re a losas aligeradas (fig. 4. creando huecos con encofrados eneralmente tubos) o recuper

Fig. 4.6.-Emparrillado de zapatas corridas.

Fig. 4.5.-Loca de canto variable bajo un edificio con cargas muy diversas.

. . . . \ \ ~ n i t n i -

c l d l

oluciones de losa bajo el nivel Ire2rico

Cuando la losa queda bajo el nivel freático se combina nomalmente con pantalla para crear un recinto estanco (fig. 4.7 a).

En bsos de terreno muy blando de gran espesor, la losa puede combina ilotes flotantes para reducir los asientos (fig. 4.7 b).

Si las subpresiones de agua son fuertes puede ser necesario anclar la losa (fig. 4.7 c) o disponer una instalación permanente de drenaje y bombeo (mala solucidin la servidumbre que supone) (fig. 4.7 d).

El análisis geoticnico es el desarrollado en .el CapituIo 2 para cimentaciones en faja, por lo que aquí nos limitaremos a su consideracibn como elemento estructural cuyos esfuerzos y deformaciones interesa conocer con vistas a su dimensionamiento y armado.

Partiendo del caso mis simple, la zapata rígida, estudiaremos a continuación la soluci6n general como pieza elástica de longitud infinita para pasar finalmente a la's zapatas reales de longitud finita.

atas rígidas

En el Capítulo 3 ya se ha comentado el caso de las zapatas combinadas, el cual se puede generalizar a un número cualquiera de cargas o pilares.

Más adelante veremos las condiciones de inercia que debe poseer la zapata para poderla considerar rigida, con una distribución lineal de asientos.

La obtención de las presiones de contacto es inmediata por la fórmula de cornpresi6n compuesta (fig. -!.S), deduciéndose luego los cortantes y momentos por consideraciones estáticas.

En algunos casos se ha propuesto utilizar una distribución de presiones algo mayorada en las zonas de actuación de las cargas (fig. 4.8 h ) cumpliendo la condición C p - b = TQ. Sin embargo, no existe una justificación clara de este procedimiento salvo en zapatas sobre terrenos muy duros.

La inseguridad de este método tan simplificado suele compensarse colocando la misma armadura longítudinal en las caras superior e inferior de la zapata corrida.

Q b = ancho de la

C zapata

ncs modificada

1-11;, 4.h.-Zapata corrida rigida.

fuerzas verticaies

La integración de esta ecuación sólo es posible si se encuentra la forma de eli- funciones incógnita w(x) o

Fig. 4.9.-Viga flexible sobre apoyo elistico.

La solución más antigua y más sencilla corresponde al rnodrlo de Winkler (1.867) que supone que e1 asiento o defíexión del terreno w en un punto cualquiera de la superficie cargada es proporcional a la presión q aplicada en ese punto, e independiente de las presiones aplicadas en los demás puntos, es decir:

q (x) = K - W(X)

1 factor de proporcionalidad se denomina coeficiente balasto y tiene dimensiones de t/rn3. En el apartado 3 se explica la forma de determinarlo.

e visualizar como un conjunto de muelles independientes comprimen cuando están cargados directamente eficiente aproximación a la realidad ya que sabe-

o cargados también asientan por la influencia de los car- otras soluciones elásticas (fig. 4.10 b). Sin embargo, las

soluciones obtenidas pueden resultar suficientes en muchos casos.

* Considerando, por ejemplo, el seniespacio elástico e isótropo de

, V . la relación entre w(x) y q(x) viene dada por la expresión

X siendo 1 la longitud de la zapata, b su ancho y E una abscisa unitaria E = -. 1

Como puede verse la complejidad de la relación (4) hace casi imposible la in- tegración directa de la ecuación (1) para un caso concreto y ello ha ilevado a introducir diversas simplificaciones.

Así, por ejemplo, Borowicka desarrolla en series potenciales de x las expresiones de w(x), q(x) y p(x) estableciendo la necesaria compatibilidad; Sinitsyn supone que el contacto de la zapata con el terreno es de tipo discontinuo efe- tuándose a través de bielas biarticuladas; Ohde expresa la identidad de la pendiente de la deformada de la zapata y del semiespacio elástico en una serie de puntos discretos, etc.

siento tos (nulos fuera de la sup. cargado)

a ) .Llétodo del coeficiente de balasto K (hip. de Winkler).

cube ta de asientos 9 s Isc extiende f uera dc la

superficie cargada 1

b) Metodo elistico (E).

Fie. 4.10. --Modelos para el calculo de cimentaciones sobre apoyo elástico.

Seilalemos por Último los metodos que consideran una variación lineal o para- bólica de E o K con la profundidad. Entre ellos resulta interesante el modelo de Repnikov que consigue una variación lineal combinando el modelo elástico y el de Winkler (fig. 4.11).

Volviendo pues inkler, la ecuación (1) queda:

dx4 ( 5 )

La integración de esta ecuación permite haltar la deformada

Kg. 4.1 1 .-ltIode!o que combina el coeficiente de balasto y el rn6dulo de elasticidad.

y una vez conocidos los asientos de la zapata, el resto tienen fácilmente:

resiones

Giros

Esfuerzos cortantes

La ecuación (S) se ha integrado para condiciones de carga tiendo publicadas numerosas soldciones. De ellas recogerem a puntual P:

P L2 P L2 (D = - e-e. sen E = -

4 E1 4 E1 " 72

- - - P L ' e"€ (COS E - sen %) = - P L 4 4

.'74

siendo E = x/L, la abscisa relativa o unitaria y L la denominada longifud elásri- ca

que engloba la rigidez de la zapata, su ancho B y el coeficiente de balasto del terreno, con dimensiones de metros.

Los coeficientes q , a q4 se dan en la fig. 4.12 y en el Cuadro 4.1, indicándose los valores de las correspondientes líneas de influencia para E positivas, con la carga P en el origen.

Como puede observarse las funciones w y M son simétricas respecto al origen, mientras que las cp y Q son antirnétricas, por lo que cambian de signo para [<O.

Para el caso de un momento exterior,.b¿en el origen la solución es:

siendo ahora antirnétricas las funciones w y

c loi coeficientes q , a 1,.

r superposicibn de cargas puntuales se encuentra la so ión para.el caso de largas alineaciones ta común, resultando

X s interesante observar < - = 1,57# fpA = 2

resión es uniforme y, por tanto, la zapata resulta rígida.

l.'¡$. 4. l.;. -Coeficientes d e influencia para zapata corrida bajo infinitos pilarcs rqui- disrnntcs (scgiin Vrrdeycn).

apatas corridas de longitud finita

Las zapatas que se construyen en la práctica no son de lontitud infinita, por lo que, para su cálculo, no, son directamente aplicables las soluciones del apartado anterior. Habría que integrar la ecuación (S), imponiendo las oportunas condiciones de borde (fig. J.14), lo cual reviste una cierta dificultad por lo que se prefiere aplicar el método de Timoshenko-Hetenyi consistente en considerar la zapata como infinita, con las cargas reales, determinando unas acciones

, que aplicadas en los puntos correspondientes a los bordes de la zapata h i t a den lugar a que en éstos se produzcan las condiciones reales (fig. 4.15).

uy laborioso cuando las cargas no son simétricas, por lo que, en muchos casos se suele recurri condiciones de borde se consiguen mediante

as abscisas unitarias I Y * - "' , coinci- 4

I .-Zapata real.

2.-Zapata ficticia con acciones ficticias que produzcan las condiciones de borde en A y B.

Fig. 4.14.-Ejemplos de distintas condiciones de borde. Fíg. 4.15.-Mitodo de Timoshenko.

y análogamente para Q,. M, y M,. obteniéndose 4 ecuaciones de donde se de- ducen F,, F,, F, 'y F,.

El cálculo se simplifica bastante en casos de simetría (F, = F, y F, = F,) y al despreciar la influencia de las fuerzas situadas a [ > 3 L del punto considerado.

Algunas soluciones particulares:

a) Zapata de (ongitudfinira con un pi!ar central

En la fig. 4.17 se indican los coefícienres de in uencia a e siones:

resiones son unifo

valor la e sentido

Fig. 4.17.-Coeficientes d e influencia para zapata finita bajo carga puntual (según Verdeyen).

b) Zapata de longitud finita con dos pilares de borde

Con los coeficientes de la fig. 4.18 se tiene:

X 7í La zapata resulta rígida hasta 6 .c - = 0,78. Hasta 6 S - = 1,57, los mo-

4 2

rnentos flectores pueden calcularse como si la zapata fuera rigida resultando:

Flexible

ntcs de influencia p as en sus extremos (S

En el Apartado 4.1 se comentan con más amplitud los resultados de zapata.

En las figs. 4-19 a 4.25 se reproducen diversos casos de carga tomados de Grasshoff (1973) que proporcionan las leyes de presiones y momentos flectores para distintas condiciones de rigidez expresadas en longitudes elásticas.

En las mismas figuras se dan los resultados correspondientes al cálculo por el mitodo elástico, en función del parámetro de rigidez

'

siendo h el canto de la zapata corrida. En el Apartado 4 se comenta e1 signifi- cado y la relación entre los índices de rigidez.

Como puede verse las diferencias son notables, tanto en las leyes de presiones como en los valores de los momentos. Más adelante comentaremos los casos en que puede estar indicado apIicar uno u otro método.

Es importante setialar que todas las cargas se suponen libres o articuladas sobre la zapata. En los casos reales los pilares de borde, solidarios de una estructura relativamente rígida, pueden proporcionar un cierto empotramiento que modi- fique apreciablemente los momentos flectores de la cimentación (fig. 4.26).

En todas las figuras 4.19 a 4.3

a) Presiones (b l~ todo del coef. de balasto).

b) Momentos flectores (Met. del coef. de balasto).

C) Presiones (Metodo de mbdulo de elasticidad).

d) ivlomentos flectores (Met. del mod. de elasticidad).

1 Anchode la zapata b = - I 10

Sobrecargas q = q , + q,

q , = 0.8 q

ql= 0 2 q

Sp = Distribuci6n de presiones uniforme.

Fig. i. 19.

Fig. 4 . 3 . Fig. 4.3.

Place empotreda en los bordes

NACION DEL C 0

El coeficiente de balasto para una pequeiia superficie cargada en terreno horno- géneo se deduce directamente de la pendiente de la curva presión-asiento en un ensayo de carga con placa (fig. 4.27).

S Fig. 4.27.

Sin embargo, al aumentar la superficie cargada los asientos serán mayores para la misma presión (la carga afecta a un mayor volumen de terreno; ver Capitulo 2) y, por tanto, K disminuir&

Esto plantea el problema de que el coeficiente de balasto no es una constante del terreno, sino que depende del nivel de presiones alcanzado y de las dirnen- siones del área cargada. Existe, por tanto, una clara desventaja frente a los modelos elásticos, ya que los parámetros E y v si constituyen características del terreno independientes del área cargada (*). A pesar de ello la sencillez de las formulaciones en el espacio de Winkler ha llevado a análisis detallados del campo de variación del coeficiente de balasto en terrenos y problemas concre- tos.

3.1. Coeficiente de balasto para placas de 0.30 x 0.30 mZ (K,,)

Es lo que se puede denominar un valor de referencia, sobre el que existen bastantes datos ya que es el tamaño usual de los ensayos de carga con placa.

Los primeros valores estimativos fueron dados por Terzaghi en 1955 y se exponen en el Cuadro 4.2.

En ei Cuadro 4.3 se han recogido otros valores citados en la literatura por dive- ros autores. En el caso de suelos arcillosos tiene gran importancia la consolida- ción por lo que la relación presión-asiento debe deducirse de ensayos de carga lenta.

CUADRO 4.2. CUADRO 4.3.

Arena seca o húmeda -Suelta 0,64-1,92 (1,3)* -Media 1,92-9,6O (4,O) -Compacta 9,60-32 (16,O)

Arena sumergida -Suelta (o&

@,SO) -Compacta

-. - (10,O) Arcilla ' <,:. .'J.'&' .c- o - ~ / L ~ . I ~

,- : q$= 1-2 Kp/cm2 '-q, = 2-4 Kp/crnZ q. > 4 Kp/cmz > 6,4 (10)

" Entre p;irtntcsis los valores medio.; propuestos.

Arena fina de playa Arena floja, seca o húmeda Arena media, seca o húmeda Arena compacta, seca o húmeda Gravilla arenosa floja Gravilla arenosa compacta Grava arenosa floja Grava arenosa compacta

argas arcillosas Rocas blandas O algo altera Rocas sanas

los casos normales ya que -1 terreno puede sticas, etc. no reproducibtes con modelos se

uadradas de ancho b (m) Terzaghi (1955) sugirió ante las expresiones siguientes:

- - 30 (suelos granulares

Sin embargo. como se ha visto en el Caoitulo 2. estas reIacíones son uoco fiables po;lÓ que conviene hacer una deteiminaci6n directa de los asientos de la cimentacibn real por otros m é t o d o s ~ l elástico.

En el Apartado 5.3 se verán otros procedimientos de extrapolación para el caso de losas.

3.3. Correlaciones con otros parámetros

Entre las numerosas correlaciones propuestas pueden destacarse las siguientes:

-Con los parámetros elásticos del terreno E,. v.:

I K = 0.65 E. [ 2;-b14] fi (Vesic, Barden, etc.)

b ( l - v?)

la cual se reduce a K = Ea para zapatas corridas suficientemente b ( l - v?)

largas (l/b > 10).

Woinowsky-Krieger proponen

Vogt: Carga circular de área A = 1,392 - E, V A

Carga rectangular

xtensión sobre un estrato compresible de espesor H.

- - " de diámetro

En el analisis de las zapatas corridas se definía una fongitu L = . ? J ~ E I / B K que englobaba las características del terreno y de la cimenta- ción, obsewándose que según la longitud real I fuera un múltipio pequeilio o grande de L variaban considerablemente las presiones de contacto y los momentos flectores. Para ilustrar esto se muestra en la fig. 4.28 un ejemplo de zapata combinada bajo dos pilares, donde se ha tomado como parámetro la inversa de la longitud elktica

(según va disminuyendo el canto de la zapata y por tanto 1, menor se hace L y mayor A).

3 la)

Fig. 4.3.-Momentos y asientos e n una zapata combinada, segiin la rigidez d e la misma (Bowles, l975)..

.3Q puede observarse la drástica reducción de momentos conse- X más grande (menor canto), si bien ello da lugar a un aumento

considerable de los asientos (y, por tanto, de las presiones) de borde.

royecto esto tiene las siguientes implicaciones:

-Una cimentación (tflexible)) es más delgada y más barata or tener que resistir menores momentos flectores, pero puede tener asientos diferenciales importantes.

-Una cimentación «rigi ura asientos casi uniformes fuertes momentos flect or tanto, es más cara.

Es importante seaalar ue en los índices propuestos I esola longitud total de cimentacibn y n o la luz entre pilares como erróneamente suponen algunos textos.

Generalizando los resultados del ejemplo de la fig. 4 recogiendo las p e diversos autores, pueden establecerse el crit e rigidez siguient

Cimentaci6n rígida Cimentación semirígida Cimentación semiflexible Cimentación flexible

La correlación teórica entre el método elástico y el del coeficiente de balasto, s e obtiene comparando los asientos de una misma cimentaci6n calculados p o r ambos métodos.

Conviene tener en cuenta que, en la rigidez del sistema cimiento-terreno, inter- viene tanto el canto o inercia de la cimentaci6n como la deformabilidad del suelo en que apoya y que pueden conseguirse rigideces del mismo orden con una cimentación de gran canto sobre un terreno duro que con una cimentación de pequeño canto sobre terreno blando.

Esto se ilustra en la fig. 4.29. Puede advertirse que la mayoría de las cimentaciones que se construyen, con relaciones h/l entre 0.05 y 0.1 y en terrenos n o excesivamente blandos (ya que en ese caso haría falta otro tipo d e cimentación), corresponden a sistemas flexibles.

Zone f l rx ib i i~

Compresibilidad del terreno E,

a cimiento-estructura

Una cimentación relativamente delgada puede comportarse como rígida si está unida a un núcleo de escalera, pantallas de hormigón, vigas-pared de sótano, etc.

Una estructura reticulada e gran algura también refuerza la rigidez global Ia cimentación, aunque localmente, entre pilares, ésta pueda ser relativamente flexible.

diendo utilizarse la siguiente

siendo:

, : el número de plantas.

n. : el número de vanos en la dirección considerada.

e los arriostramientos, de ventanas, etc.

n conjunto se tendrá:

Como orientacibn puede indicarse que una estructura reticulada de 13 plantas con luces de 4 m tiene la misma rigidez que una losa de 33 m de longitud y. 1,20 m de canto.

Puede verse que al duplicar E1 en la expresión de la longitud elástica ésta s610 aumenta en un 18 % por lo cual, salvo en casos de estructuras muy rígidas, suele.estar justificado prescindir de la cooperaci6n de la estructura del edificio.

El modelo de cálculo debe aproximar lo más posible la distribución real de presiones bajo la cimentación, ya que de ella dependen los esfuerzos finales produ-

' cidos. Sin embargo, las distribuciones reales no son conocidas con precisión, ya que son relativamente escasas las medidas realizadas y resulta dudosa la extra- polación de unos casos a otros. A pesar de ello se han podido definir unos comportamientos generales que pueden servir de orientación.

Tal como se deduce de La teoría de la elasticidad y han confirmado las medidas en casos reales, una cimentación rígida produce elevadas concentraciones de presiones en los bordes (fig. 4.30 a), las cuales pueden ser 2 6 3 veces mayores que las existentes en la parte central.

. 4.30.-Vanacibn de las presiones de contacto, se- grin e¡ tipo de terreno.

Sin embargo, para que puedan mantenerse tales tensiones es necesario que el terreno posea una considerable resistencia. Este caso se da, por ejemplo, en cimentaciones superficiales sobre arena floja a media, la cual fluye lateralmente (fig. 4.30 b), producikndose una redistribución de presiones hacia un repa más homogkneo. Un fenómeno semejante se produce en arcillas blandas a cualquier profundidad.

Una situación algo diferente se produce en arcillas fisuradas o de rotura frágil cuya resistencia desciende casi a cero bruscamente, concentrándose las tensiones en la parte central de la cimentación donde existe una gran resistenc por efecto del confinamiento (fig. 4.30 c).

Dado que el modelo de Winkler tiende a suavizar las presiones de borde, Ile- vando en cimentaciones flexibles a distribuciones convexas (presiones mayores en el centro), su utilización estará indicada en los casos de cimentaciones rígidas superficiales sobre arenas flojas a medias o cimentaciones flexibles a cualquier profundidad en terrenos granulares o cohesivos.

Por el contrario, el modelo elástico es más apropiado en cimentaciones a profundidad en suelos granulares o en cimentaciones rígidas sobre suelos cohesivos. También en aquellos casos en que por laexistencia de fuertes cargas de borde sea previsible una distribución de presiones cóncava hacia abajo.

Para apreciar la influencia del método de cálculo se muestra en la fig. 4.31 un ejemplo de una losa de 18,30 x 45,73 rn2 con una carga total de 13.1 10 t.

Según se considere una distribución convexa o cóncava, con variaciones en los bordes respecto a la uniforme del orden del 20%, se llega a momentos 8 veces mayores en el centro de la losa. El ejemplo puede ser excesivamente desfavorable, pero no por ello merece menos atención.

Resulta interesante advertir que la práctica usual de adoptar una distribución uniforme o lineal de presiones, proporciona unos esfuerzos intermedios entre soluciones tan dispares.

bl Presiones

5 0 J d flectores

Fig. J..: I . -Cornprirricibn enr

La losa constituye una extrapolación a tres dimensiones del problema de la zapata corrida. Sin embargo, en muchos casos, las losas suelen presentar una di- rección predominante de flexibn, resultando ngidizadas en la otra por muros, luces más corras, etc., con lo que es aplicable Io expuesto para las zapatas corridas. Unicamente en el caso de losas flexibles, de planta cuadrada o de lados comparables y con condiciones no preferenciales de rigidízación, es necesario considerar el comportamiento conjunto en planta.

Examinaremos aquí aquellos aspectos que dan lugar a un tratamiento especifico en el caso de las losas.

5.1. Losas rígidas

La hip6tesis habitual, es la de reparto uniforme de presiones o , en el caso de cargas desiguales o desigualmente dispuestas, una variación lineal de presiones, considerando la losa como una gran zapata.

La variaci6n de presiones de un extremo a otro no debe ser muy grande, evitando disefios en los que la resultante de las cargas caiga fuera del nÚcIeo central de la losa, dando lugar a despegues o trabajo en ménsula de la misma.

En el caso normal las presiones de esquina que definen toda la ley de presiones son (fig. 4.32):

Una vez conocidas las presiones, los momentos fle~tores y .esfuerzos cortantes en una sección dada se obtienen por las fórmulas habituales de la estática:

eneral, no se considera en estos cálculos el rter el hormigón fresco se establece un equi

no, quedando la losa sin esfuerzos residuales al fraguar.

Como se ha indic

terreno hace esperar u'na distribución de presiones del tipo de1 de la fig. 4.30 a), conviene tantear leyes de presiones con máximos en los b

uilibrio estático). Como orientación puede adoptarse

i-,P =f(b') 4 ' = Angulo de rozamiento efectivo en 1 ,S B.

Fig. 4.33.-Método aproximado para definir distribuciones no uniformes de presiones (según Seiffert, 1973).

5.2. Losas de rigidez intermedia

Las losas usuales en la practica no suelen ser totalmente rígidas, ya que ello llevaría a costes prohibitivos, por lo cual se busca un compromiso entre una deformabilidad que reduzca a niveles tolerables los asientos diferenciales y un canto que evite colocar armaduras de cortante. En algunos casos es determi- nante el conseguir la impermeabilidad, o contrarrestar la subpresión.

Para el calculo de este tipo de losas existen mktodos muy diversos:

a) Cálculo como losas rígidas

Es admisible el empleo del método del Apartado 5.1 cuando:

-Las cargas de los pilares no difieren en más del 20%.

-Las luces entre pilares son muy semejantes.

-La superestructura es bastante rigida.

-La resultante de las cargas cae dentro del núcleo central.

b) Cálculo por vigas independientes

Cuando no se dan las condiciones anteriores puede dividirse la losa en franjas, con eje en las alineaciones de pilares, estudiándolas como vigas elksticas independientes. La carga de un mismo pilar se repartira, por tanto, entre las dos vigas que se cruzan bajo el mismo, de forma que exista compatibilidad de deformaciones verticales.

ropuesto un método ue, aunque no garantiza el equili ni la compatibilidad de deformaciones, puede considerarse suficientemente aproximado cuando la malla de pilares no es muy irregular:

a malla entre cuatro pilares por interseccibn e las alineaciones ue coinciden en cada pilar (fig. 4.

e sustituye la losa

Fig. 4.34. Fig. 4.35.

En casos de geometría muy regular puede tornarse bb = a lb siendo a el valor dado'en la fig. 4.36.

'b' 'a

Fig. 4.36.-Franja de reparto en hinción dc las luce,.

3 . Se reparle la carga de cada pilar P. según las dos direcciones, mediante la relación

P,, = Ih.bh

1- b. + I, b, P,

Normalmente se tornan anchos b. y b. promedio de los obtenidos para los dos vanos adyacentes cada pilar en la operación A veces, el reparro se hace respecto a las inercias en cada sentido. con:

Fig. 4.37.

. La armadura así calculada se reparte en un ancho

el pilar y h el canto de la losa (fig. 4.38),

6. Los paneIes centrales se arman con armadura simétrica y como placas empotradas a 0,20 w.

C) CálcÜ70 como emparrillados

La losa puede dividirse en vigas. uniendo la base de pilares, por un sistema análogo al del apartado anterior creando un emparrillado del tipo de la fig. 4.6. De acuerdo con el modelo de Winkler, el apoyo en el terreno se sustituye por una serie de bielas elásticas biarticuladas verticales colocadas en cada nudo (o también en puntos intermedios de los vanos si Estos son muy grandes).

A Si es A el área de influencia de una biela (rayada en la fig. 3.39) el coeficiente de balasto efectivo K se halla por las formulas del apartado 3.2, con B =

. 4.39.-Sustituci6n de la losa por un ernpnrri- Ilado.

resión de contacto p, el asiento de las vigas sería:

Si la biela tiene una longitud L y una sección R, la fuerza il que producirá el

A, luego en definitiva las bielas deberfin dimensionarse de forma que:

pudiendo elegirse arbitrariamente R o L.

La estructura reticulada, así formada, puede calcularse con los programas usuales de pórticos tridimensionales. El armado se hace para los momentos flectores resultantes, extendiendo la misma armadura a las zonas entre vigas.

d) Métodos basados en la teoría de loses sobre medios elásticos

Se aprovecha en estos métodos la aplicabilidad del principio de superposicih, utilizando las soluciones existentes para cargas concentradas sobre losas de ex- tensión infinita. Los efectos de estas cargas se amortiguan muy rápidamente y, por ello, los errores introducidos suelen ser pequefios. Cuando las cargas están próximas a los bordes. es necesario introducir correcciones respecto a las soluciones generales.

El método más conocido es el propuesto en 1955 por el Comité 436 del Ameri- can Concrete Institute (ACI), basado en las soluciones dadas por Hetenyi, en 1946.

El metodo supone los pasos siguientes:

1. Se fija el espesor de la losa 1 por resistencia al punzonarniento en los puntos más críticos.

2. Se deduce el coeficiente de balasto efectivo de la losa K (ver Apartado 5.3 a).

3. Se calcula la rigidez a tlexión de la losa

siendo E,, v , los parametros elásticos del hormigón de la losa.

4. Se obtiene el radio e rigidez efectiva L por la fórmula:

e una carga de pilar viene a ser aproximadamente de 2,5 a 4 L.

5. Los momentos flectores radiales y tangenciales y el asiento se obtienen

siendo P = carga del pilar; E = r/L; , (E) son funciones c yos valores se indican en la fig. 4.40.

. Los momentos flectores se e la [osa se obtienen combinando los anteriores

siendo d, el ángulo polar.

1 cortante por unidad de ancho de losa se obtiene por:

8. Si en el radio de influencia de una carga queda comprendido un borde, se calculan los momentos y cortantes en el borde suponiendo la losa infinita. Se estudia después la losa real aplicando como exteriores momentos y cortantes iguales y de signo contrario a los antes hallados. Para este c&cuIo se sigue el método de la viga elástica finita.

. Si existe un muro en el borde de la losa; puede sustituirse por una carga lineal aplicada en el borde de vigas elásticas transversales al muro. Los momentos correspondientes se suman en cada punto a los producidos por las cargas interiores.

. -Valores de las funciones relativas a cortantes. momentos asientos (según Wetenyi, 1946).

La superposicibn de soluciones elásticas es el método desarrollado por Gorbu- nov-Posadov (19591, recogido, por ejemplo, en el libro de Selvadurai. método el radio de influencia se define por:

,, V , los parámetros elásticos del suelo.

Los asientos, presiones, momentos flectores y cortantes en cada punto se obtienen por superposición de los valores de influencia de los pilares que le ro- dean. Estos valores, tabulados en forma adimensional se han obtenido por la teoría de losas infinitas sobre apoyo elástico. .

En la base de pilares cuadrados de lado S, con carga P, se llega a los valores siguientes:

= [O, 1 123 - 0,0928 log, (da)] P.

Para los pilares próximos a los bordes se utilizan soluciones de la losa semiinfi- nita con diversos factores de corrección.

5.3. Losas flexibles

Las losas perfectamente flexibles suelen utilizarse muy poco, ya que dan lugar a asientos diferenciaies considerables en cuanto el terreno es blando.

Para el cálculo puede hacerse un reparto a 45' de las cargas hasta la base de la losa, calculando los asientos de estas cargas repartidas por métodos elásticos (fig. 1.41). El diseno será aceptable si la estructura es capaz de resistir los asientos diferenciales resultantes.

Fig. 4.41.-Asientos bajo una losa flexible.

Los momentos flecrores ueden calcularse a partir del radio de curvatura perfil de asientos.

Un caso más frecuente es el de las losas se i f l ev ib í~ en las que se consigue un e presiones en el entorno de cada mur o pilar, pero sin llegar

a la interacción entre las presiones de distintos pilares. ueden considerarse dos casos:

Vlexibles con grandes luces entre

1. Se halla un valor inici artir de las fórmulas (7) u (8) para za cuadradas, tomando igual a la luz media entre pilares.

gidez de la losa por la teoría

tes elásticas del hormigbn y h el canto de la losa.

111. Se toma como radio de influencia de cada pilar sulta un cuadrado equivalente de lado

0,I B la aproximacibn es suficiente. Si no, se repite el proceso sucesivamente hasta la precisión requerida.

b) Losas semifraibles con pequeiias luces entre pilares

En ellas se solapan las zonas de influencia de los pilares (fig. 4.42 b) consi- guiéndose a una cierta profundidad unas presiones verticales casi uniformes. A partir de esa profundidad los asientos también serían uniformes de acuerdo con

inkler, por lo que no seria necesario tenerlos en cuenta a efectos de flexiones de Ia losa, y podría tomarse un radio de influencia menor de 2,510. A este respecto Terzaghi (1955). recomienda tomar como radio de influencia a cada lado de un pilar la mitad de la luz correspondiente y lo mismo en el caso de muros de carga o vigas pared (fig. 4.43).

..-.-,..- , . . . . . . . . . . . . . . . . (3 O ;:. ,.o: '.:* . . . . . .'.'

L..,.. , . r . i . i . : _ <

O 0 : o : l. - ........... a) Careas concentradas

Fig. J.J7.-Inreraccioncs en losas flexibles.

b) Cargas lineales (muros de carga)

Fig. 4.43.-Franjas de influencia.

as losas flexibles son es en edi-ficación ya que asientos imponantes d r el contrario, las losasd hornogenizan notablemente los asientos, resultan muy costosas. La solución es evidentemente de tipo internedio.

roxi~ación al canta h ideal r co~diciones de rigidez puede obtenerse el índice

siendo 1 = Ia longitud o mayor dimension de la losa.

El valor resultante debe compararse con el deducido de la condición de punzonamiento.

q . y( (A-B) r 4.10.h (a+ h) d fLd

siendo A el area de reparto de presiones correspondientes a cada pilar y B el área encerrada por el perímetro critico de punzonamiento (lado = del pilar + canto h), ambas en mqfig. 4.44). es decir B = (a + h)? y q = presich media sobre el terreno (en t/m2).

La relacion anterior se resuelve en forma adimensional en la fig. 4.45 (sirve para las f,, usuales de 175-200 kp/cm2).

La condición de punzonamiento suele resultar muy desfavorable, sobre todo al no tener en cuenta el terreno de apoyo, por lo que es usual aplicar reducciones de canlo del 10-ljoio sobre los valores obtenidos por .dicha coridición.

n o O

Fig. 4.44.-Ares consideradas en la cornprohacion de punzonamiento.

En general no deben construirse losas de gran longitud (> 30-30 m) sin dispo- nfr juntas intermedias.

Debe procurarse que la planta de las losas sea bastante regular evitando entran- tes, ángulos agudos, etc. que darían lugar a torsiones y solicitaciones anóma- las.

Conviene que las luces entre pilares no sean muy diferentes y que las cargas no varien en mas del 50% de unos pilares a otros.

Si en un edificio hay zonas muy desigualmente cargadas las losas deben separarse mediante juntas.

Las losas suelen llevar una cuantía de armaduras del 1.4 al 2O/, que viene a equivaler a 35-60 kg acero/m3.

Las armaduras no eben ser de diámetro inferior a 1 mm procurando que no queden vanos entr ellas de m& de 30 cm. ara ello se coloca armadura por ambas caras y una mal1 e piel en las caras laterales, reforzando las esquinas con mayor cuantia.

Sobre la excavación se col se disponen las armaduras

Et hormigonado debe hacerse, a ser posible, sin interrupciones que puedan dar lugar a planos de debilidad En caso necesario, las juntas jarse en zonas de cortantes ajos, lejos de los pilares.

Carga del pilar P ( t )

Fig. J .JS . -Gri t i co parti la detcrminaciljn del canto necesario por punzon;imicnto.

Actualmente existe la Norma Tecnológica NTE-CSL 1984 «Losas>, que tiene una aplicación muy limitada ya que exige que la losa vuele como mínimo I m de los pilares de borde, esté empotrada en el terreno de 1.3 a 6 m según el número de plantas, las cargas de pilares sean sensiblemente iguales. etc. Resultan útiles. sin embargo, las indicaciones de tipo constmctivo, armado. etc., así como a nivel de anteproyecto.

Pueden consultarse también las Nomas Tecnológicas CSV-1982 «Vigas flotantes), y CSC-1984 <(Zapatas corridas». En estas normas se dan resueltos numerosos casos de configuración sencilla.

JosÉ M . V O D R ~ G U E Z ORTIZ

Los pilotes son elementos de cimentación de gran longitud, comparada con su sección transversal, que se hincan o se construyen en una cavidad previamente abierta en e1 terreno.

Los pilotes son tan antiguos como la Arquitectura y quizá encontraron su primera aplicación en los palafitos prehistóricos. Vitrubio ya habla de la utiliza- ción de estacas y pilotes hincados hasta el firme para cimentar en suelos blandos.

, Las primeras reglas de diseno parecen ser las recogidas por L. B. Alberti (1485), especificando longitudes superiores a 1/8 de altura del muro soportado y un diámetro superior a 1/12 de la longitud. Reglas similares fueron propuestas por Palladio (1570). En la reconstrucción del Puente de Rialto en Venecia por A. da Ponte se especificó hincar los pilotes hasta una penetración de ((2 de- dos con 24 golpes)). Fontana (1543-1607) construyó una amplia base pilotada para el obelisco vaticano. Bullet (1691) rebajó la esbeltez de los pilotes a 1/16 ó 1/18 de su longitud.

El primer tratado sobre pilotes parece deberse a Perronet (1708-1794) quien indica que la hinca debe hacerse hasta un rechazo de 1-4 mm en la última anda- nada de 25-30 golpes. La primera fórmula de hinca fue propuesta en 1851 ini- ciándose los estudios modernos en los que destacan los nombres de Hiley, De Beer, Meyerhof, Caquot-Kerisel, Mindlin, Poulos, Whitaker, Vesic, etc.

Aunque en la Edad Media ya existían máquinas para hinca de pilotes, las primeras máquinas a vapor fueron utilizadas por Nasmyth en 1845. Los pilotes metálicos de fundición comenzaron a usarse hacia 1818 y en 1900 se introduje- ron los perfiles laminados. En 1897 Raymond patentó el pilote que lleva su nombre. Los pilotes de hormigón comenzaron a usarse en Suecia en 1939.

Actualmente los pilotes alcanzan profundidades de 50 m o superiores y diámetros de 2 a 4 m, con cargas por encima de las 2000 toneladas.

Aunque antiguamente todos los pilotes eran de madera, en la actualidad sólo se utilizan pilotes de hormigón y, más raramente, metálicos.

Los tipos más usados en edificación y en nuestro país son:

1. Pilotes hincados prefabricados (fig. 5.1)

in silu

-De hormigón (fig. 5.2). -Metálicos (perfiles laminados, tubos huecos o rellenos,

etcétera) (fig. 5.3). -Tubulares de hormigón armado o pretensado (fig.

-Hinca de una eniubación recuperable con un azuche o tapón perdido en la punta. Hormigón vertido o apisonado (fig. 5.5).

---Perforados con cuchar lice, cabeza rotativa, etcéte- ra al abrigo o no de tubación recuperable. Wor-

os, introduciendo un morte hélice que extrae el terreno

Fig. 5.1.-Secciones de pilotes de hormigón armado.

Fig. 5.3.-Pilotes metiticos.

Fig. 5.4.-Pilote de hormigón pretensado (tipo Raymond).

Fig. 5.2.-Pilote de hinca de hormigón armado.

6~ DELTAP~N. HINCA DE IA TUBE Do Y EL PILOTE TERMINADO. - DE TIJBER~A.

Eg. 5.5.-Piiote apisonado. I

P\VAidCE DE LA TclbENA CON EL TREP,kNO.

AVANCE DE LA HOWIGOWDO DEL PEPFOPAUON P l LOTE

b) CON HELICE.

Fig. 5.6.-Pilotes perforados.

Mucho menos utilizados son los pilotes de sección variable o telescópica, los roscados al terreno, los de camisa perdida para protección del hormigbn, los hincados en agujeros preexcavados, etc.

La hinca puede hacerse por golpeo, vibración, a presibn, etc. eventualmente ayudada con lanza de agua. Los pilotes ejecutados excavando el terreno se de- nominan de extraccidn mientras que los hincados son de desplazamiento, pro- duciéndose en este caso una cierta compactación del terreno (suelos arenosos) o un levantamiento del mismo (suelos arcillosos).

S TIPOS DE CI NTACION PROFUNDA '

Pueden citarse:

-Los cajones y pozos indios.

-Los paneles de pantalla, simples o combinados en forma de +, H, T, etc.

-Los micropilotes, o pilotes de diámetro inferior a unos 30 cm.

-Los piquetes, o «picots», elementos de forma troncocónica en los que el hormigbn se comprime contra el terreno por la misma pieza que, hincada, sirvió para abrir el hueco hormigonado en el terreno.

-Los pilotes de base ensanchada o acampanada (zapilotes), o con bulbos a lo largo del fuste.

-Las columnas de grava o de terreno inyectado, estabilizado, etc.

Las cimentaciones por pilotaje se utilizan cuando:

-No existe firme en una profundidad alcanzable con zapatas o pozos (D 2: 5 m).

-Se quieren reducir o limitar los asientos del edificio.

-La permeabilidad u otras condiciones del terreno impiden la ejecución de cimentaciones superficiales.

-Las cargas son muy fuertes y concentradas (caso de torres sobre pocos pilares).

Si eI estrato firme está muy profundo (> 25 m) deberán estudiarse otras alternativas (por ejemplo, la mejora y consolidación del terreno, cimentaciones compensadas, etc.). Lo mismo cuando se trata de áreas extensas poco cargadas (naves, almacenes, etc.).

La utilización de uno u otro tipo de pilote requiere la ponderación de diversos factores dependientes del terreno, tipo y tamafío de obra, condiciones del nivel freático, etc. En el Capitulo 8 se hacen unas detalladas recomendaciones al respecto. '

El pilote es un elemento de transmisión de cargas al terreno, distinguiéndose dos formas fundamentdes de trabajo:

a) Piiotes flotantes, inmersos en terrenos e resistencia media a baja y que transmiten la mayor parte de la carga por rozamiento a través del fuste.

b) Pilotes columna, apoyados o empotrados en una base mucho más resistente que el terreno superior y que trabajan predominantemente por punta.

ir aumentando la cada vez llega a la punta un porcentaje mayo la plastificación de un bulbo de terreno ropuesto hipótesis muy diversas sobre la

En la cimentacibn de un edificio los pilotes estarhn sometidos predominantemente a cargas verticales, pero en algunos casos deben tenerse en cuenta otros tipos de solicitaciones como son:

-Cargas hon'zontdes debidas d viento, empujes de arcos o muros, etc.

-Rozamiento negativo al producirse el asiento del terreno en torno a pilotes columna por haber extendido rellenos o sobrecargas, rebajar el nivel freático o tratarse de suelos blandos aún en proceso de consolidacibn.

exiones por deformacibn lateral de capas blandas bajo cargas aplicadas en superficie.

-Esfuerzos de corte, cuando los pilotes atraviesan superficies de deslizamiento de taludes.

En el Apartado 12 se comenta la forma de considerar en el proyecto estas solicitaciones.

T E R Z A G H ~ MEYERHOF BERE ZANTIEV Fig. 5.8.-Formas de rotura del terreno bajo un pilote, segitn diversos autores.

6. CALCULO DE L

Una vez seleccionado el tipo de pilote y los posibles diámetros, el cálculo comprende las fases siguientes:

a) Determinación de la carga de hundimiento del pilote aislado para diversas longitudes de implantación, hasta lograr un aprovechamiento adecuado de la resistencia nominal.

Estimación de los asientos correspondientes a la carga admisible o de trabajo.

stimación de la carga ad de los pilotes en grupo y de los asientos asociados.

) lementos auxiliares como encepados, vigas riostras, et-

= &-ea de la punta ,

A, = área del fuste r, = resistencia unitaria en la punta r, = resistencia unitaria por el fuste.

Si el pilote atraviesa i estratos distintos se tomara como resistencia t0ta1'~or el ius t e C A,, r,,.

ueden considerarse los casos siguientes:

a) Pilotes hincados

Suelen utilizarse los datos de penetrómetros dinámicos o del ensayo estándar. La carga de hundimiento se obtiene por:

Siendo N la resistencia a la penetración estándar en [a punta v i;Y' C I valor medio de la misma a lo largo del fuste (Ap y A 1 deben ponerse en m2). El coeficiente 40 debe reducirse a 30 en el caso de Iimos arenosos y a 20 en el de timos algo arcillosos.

El cálculo de la carga de hundimiento puede hacerse por las teorías de capacidad portante:

siendo

4 = tensi6n efectiva vertical al nivel de la Dunta del pilote. N, = coeficiente de capacidad de carga q;e se toma de la figura 5.9 con

@n = + 12' 400. K, = cieficiente de empUje que depende de la forma de instalación del

pilote. Yo = tensión efectiva vercical media a lo largo del fuste. 6 = ángulo de rozamiento terrenolpilote.

Puede tomarse:

K, tg 6 = 0,18 arena floja. (N < 10) = 0.40 arena compacta. (N > 45)

IOM 1 1 1 1 I I I I r I

1 1 I 1 1 1

Cuando el terreno es de giava, donde no es posible obtener muestras ni ejecutar el S.P.T., pueden tomarse como resistencias unitarias:

Gravas limpias (GW, GP) 36" 200 Kpfcm2 10 t/m2 ' Gravas arenosas (GS) 34" 120 Kpfm2 8 tfrn2

Gravas arcillosas o limosas (GC, GM) 32" 60 Kpfm2 5 t/m2

Para asegurar estas resistencias el pilote deberá penetrar en las arenas o gravas de 8 '

(compacidad media a baja) a 5 diámetros (compacidad alta), quedando bajo la punta unos 6 diámetros de terreno análogo. Los valores de resistencia indicados deben reducirse linealmente para penetraciones menores, hasta Uegar al 50% de los mismos cuando el pilote apoye en la parte superior de la capa.

Sobre el valor de Qh así calculado suele tomarse F - 2,s a 3 para hallar Qsdm.

otes en terrenos cohesivos

En el caso de arcillas normalmente consolidadas las condiciones críticas se dan cuando la velocidad de puesta en carga no permite el drenaje, con lo cual la expre- sión general queda:

donde:

c, = cohesión aparente sin drenaje = mitad de la resistencia a compresión simple.

N, = coeficiente de capacidad portante que puede tomarse igual a 9 para una penetración 2 4 diámetros en el estrato de apoyo.

c, = adherencia desarrollada en el fuste del pilote que puede tomarse de la figura 5.10 para pilotes hincados. En el caso de pilotes perforados las relaciones cJcu varían de 0,7 (arcillas blandas) a 0,2 (arcillas duras), con un valor medio típico de 0,45. Normal- mente no deben adoptarse valores de c, superiores a 10 tfm2.

Fig. 5.10.-Adherencia de pilotes hincados en arcilla.

En el caso de arciilas duras (q, > 3 kp/cm2), preconsolidadas, margas, peñuelas, etc., la adherencia c, es prácticamente nula y suele realizarse el cálculo en tensiones efectivas con:

fórmula análoga a la de los pilotes perforados en arena. El producto K, tg 6 adopta valores del orden siguiente:

a) Pilotes hincados:

K, tg S = 1,s K, tp @'

con

I& = (1 - sen @') m OCR = razón de sobreconsolidaci6n o relación entre la presión de tierras

geostáticas y la de preconsolidación.

b) Pilotes perforados:

K, = (0,7 a 1,O) K o

con los siguientes valores de 6: Cp' = 20" $' = 30"

Pilotes cortos (L S 15 m) 0,25 0,30 Pilotes largos (L a 30 m) 0.15 025

Para el coeficiente NCp pueden adoptarse los valores siguientes:

otes con la punta en roca

Si el pilote está apoyado, sin entrar en la roca, se contará con una resistencia unitaria

Si el pilote está empotrado en la roca, la mayor arte de la resistencia se moviliza el fuste, en la parte empotrada, pudiendo adoptarse

Para poder contar además con 1 del agujero y el buen contacto

Para conseguir el empotramiento de la punta igual o superior a

Aunque suele ser difícil empotrar el pilote en roca, pues, ello requiere el empleo de trépano, coronas rotativas, etc., debe conseguirse tal empotramiento cuando el terreno superior sea flojo, el substrato de apoyo estt inclinado o exista riesgo de acciones horizontales. En pilotes hincados el agarre de la punta puede conseguirse con un punzbn de acero especia1 ,(punta de Oslo) (fig. 5.1 1) que penetra con facilidad algunos centímetros incluso en 1 Como resistencia dc punta se toma en este caso A,.,,,, x 4 x tencia a compresibn simple de la roca.

Fig. 5.1 !.-Punta de Oslo.

Para poder contar con la resistencia completa de la roca el espesor e de la misma debe asegurar que no existe riesgo de punzonamiento, es decir

Si no fuera así, debe considerarse que Ia roca actGa como una Iosa sobre el estrato inferior, con toda la carga del pilotaje. Se comprobará entonces la resistencia y asientos de dicho estrato, admitiendo un reparto de 30' desde la cara superior a la roca.

Una comprobación ansoga deberá hacerse, por el método de la zapata equivalente (ver Ap. 10). cuando existan capas blandas bajo el estrato de apoyo de la punta de los pilotes.

Para pilotes columna en roca el coejkienfe de seguridad usual es 3 .

ULAS DE HINCA

Desde la aparición en 1893 de la fbrrnula del ((Engineering News)) han sido muy numerosos los intentos de relacionar la energía de caída de una masa sobre la cabeza de un pilote con e1 asiento experimentado por éste y, en definitiva, con la carga de hundimiento.

En general estas fórmulas empíricas adolecen de una gran imprecisión derivada de la dificultad de conocer la energia realmente aplicada en el impacto, su va- riación con el tiempo y la dispersión introducida por los elementos mecánicos respecto a los valores nominales. Todo ello ha llevado a adoptar coeficientes de seguridad muy altos, del orden'de F = 6 y a utilizar cada vez con más preven- ción este método de diseno. En la actualidad se tiende a emplear los registros de hinca Unicamente como un mitodo de control etectar cambios en la naturaleza del terreno, la even-

llegada al substrato firme de apoyo.

A titulo informativo recordemos a1

a = una constante que vale 2,54 en el caso de martinetes de caída libre y 0,254 1 de martinetes de doble efecto

donde:

P, y P, son los pesos de la maza y del pilote respectivamente

q = coeficiente de rendimiento del martinete 0,8 a 1,O

e = coeficiente de restitución del impacto. Es función del tipo de.sombrerete co- locado sobre la cabeza del pilote. e z 0,25 a 0J.

6,, S., y S., son las deformaciones elásticas del sombrerete, del pilote y del terreno respectivamente. Se puede tomar

siendo L = longitud del pilote en centimetros, a su irea (cm2) y E el módu- lo de elasticidad del material del pilote en Kp/cm2. La expresión queda im- .plícita en Q , , , debiendo despejarse el valor correspondiente.

Es la adoptada en la Norma Tecnolbgica de Pilotes Prefabricados CPP-1978. Esta fórmula permite especificar el rechazo necesario para que el pilote trabaje a una tensión admisible u. ( = /3 fe,,, ver Cap. 6 , Ap. 2).

Con X = PJP, (en general 0,7 s X 5 1,5), E - 350.000 Kp/cmZ y un coeficiente de seguridad F = 3 respecto al hundimiento, queda

S = 0,09 XZ H L 3 u, L -- 2 E

(mrn/IO golpes) u. (0,75 X + 0,15)

(L y H en metros y a. en Kp/cm2)

OS DE PILOTES-CARGA

Frecuentemente los pilotes se colocan agrupados, con separación entre ejes no inferior a 2,5 diámetros ni superior a unos 4 diámetros. La proximidad da lugar a fenómenos de interacción cuyo efecto, positivo o negativo, depende del tipo de pilote y terreno.

a) Pilotes en arena

La hinca de pilotes compacta el terreno y la resistencia del grupo es la suma de resistencias de los pilotes aislados. El efecto es máximo con separa-

e unos 3,5 diámetros. Sin embargo, se queda del lado de la seguridad tomando

o la resistencia

rupo o «eficiencia» es en este caso

muy juntos (S S 2 ncepado apoya en el terreno, puede producirse la llam a «rotura en bloque» del conjunto como si fuera una zapata profunda, co ciencias de 0,6 o menores.

Resulta conveniente, por tanto, separar los pilotes como mínimo 2,s d en cuyo caso la eficiencia puede estimarse por diversas fórmulas empíricas (Feld, Con- verse-Labarre, etc.). La mejor aproximación parece conse uirse con la fórmula de Acci6n de Grupo de Los Angeles:

siendo:

2s d + = arc. cotg - = arc. tg - d 2s

m = número de pilotes por fila y n = número de pilotes por columna

c) Pilotes apoyados en roca

Si se trata de pilotes de extración puede llegarse a S = 1,5 d sin reducción en las cargas admisibles.

10. ASIENTOS DE PILOTES Y GRUPOS DE PILOTES

Estos asientos resultan muy dificiles de calcular, siendo el mejor método la re- alizaci6n de pruebas de carga. Sin embargo, éstas son muy costosas por lo que en obras normales hay que contentarse con estimaciones, como las que se indican a continuación.

Como todo elemento cargado los pilotes sufren una a'ejormacidn efástica de valor

siendo Q la carga aplicada, L la longitud del pilote, A el área del mismo y E e1 m6dulo de elasticidad del material que compone el pilote.

Además de esta deformación, que suele ser muy pequeiía, 10s pilotes asientan en el proceso de transmisión de cargas al terreno: ..

a) Pilotes en arena

Para pilotes hincados a niveles de carga normales el

ton,

También puede utilizarse la fórmula

siendo:

p = presibn neta sobre el grupo en Kp/cm2

B = ancho del grupo en m

N = Resistencia media a la penetrackn estándar en una profundidad B bajo la punta de los pilotes.

En el caso de arenas limosas el asiento del grupo puede ser el doble del valor indicado por la fórmula anterior.

b) Pilofes en arcilla

El pilote nirlndo <diotante» es una mala solución que da l u g r a asientos apreciables. Estos pueden estimarse por soluciones elásticas del tipo

siendo 9 la carga aplicada al pilote, E, el módulo del terreno, e 1, un factor que se da cn la fig. 5.12 a en función de la relación Vd (longitudldiámetro). Rh es un factor cuyo valor aparece en la fig. 5.13 b y que depende de la profundidad del firme h respecto n In longitud L.. -

Fig. 5.12 a.-Factor 1,.

h .'L 0. 5 L/h O

Fig. 5.12 b.-Factor R,.

Para los grupos de pilofes suele recurrirse a equivalente)) cuyos asientos se calculan por tas (elástico, edométrico, etc.

res de a pueden tomarse

En otras teorías se supone la zapata equivalente, con el lotaje, colocada a e la punta nerzaghi).

Fig. 5.13.-Concepto de zapata equivalente.

Cuando la carga vertical transmitida por el pilar P coincide con el centro de gravedad de los n pilotes agrupados bajo un encepado de suficiente rigidez, puede admitirse que cada pilote recibe una carga

Existen bastantes casos, sin embargo, en que el pilar transmite al encepado ademh de la carga vertical P, un esfuerzo cortante o carga horizontal Q y un momento M. Bajo estas solicitaciones el encepado sufre desplazamientos y giros de los que resultan cargas desiguales en los pilotes, llegando istos, en algunos casos, a trabajar a tracci6n.

Para determinar los esfuerzos en cada pilote pueden seguirse tres métodos:

a) Ignorar la presencia del terreno, descomponiendo por métodos estáticos las acciones exteriores según las direcciones de los pilotes, suponiendo estos articulados en el encepado.

b) Sustituir las reacciones horizontales del terreno sobre los pilotes por un empotramiento ficticio a una cierta profundidad, determinando luego los esfuerzos mediante un programa de cálculo de estructuras.

c) Suponer los pilotes embebidos en un medio elástico continuo al que se aplican las condiciones de equiIibrio y compatibilidad de deformaciones.

El más sencillo es evidentemente el primero, el cual resulta suficientemente aproximado cuando los pilotes son relativamente largos y esbeltos y de la misma longitud.

1 caso más frecuente es el del gmpo pílo f es paralelos:

a los ejes del ence

a vertical total, incluyend

e Steiner y despreciando la inercia de la sección de cada pilote resulta:

e ser todos los pilotes e igual sección A, queda finalmente

Si aiguna de las cargas P, resultara negativa (es decir, de tracción), puede admitirse si es del mismo orden del peso del pilote. Si es superior puede aumentarse el peso del encepado (io cual suele ser antieconómico) o mejorar la inercia del grupo (mayor Cyt2 6 Ex?), separando más los pilotes.

En determinados casos se llega a hacer trabajar los pilotes a tracción aumentando su longitud y disponiendo una armadura adecuada.

Fig. 5.14.-Grupo de pilotes paralelos.

El sistema de cargas, reducido al centro de gravedad del encepado, cómprende una carga vertical P,, una carga horizontal Q y un momento de mayor inercia.del encepado y despreciando el momento e nal). Dicho sistema pue reducirse a una resultante incIinada R, actuando con excentricidad e respecto eje del encepado.

Normalmente los pilotes no sobrepasan los 1.5'- vertical y no suelen combinarse más pado.

Fig. 5.15.-Aplicaci6n del método gráfico de Culman.

Otro método aproximado es el grafo-analítico que aparece en la fig.15.16 y que comprende los pasos siguientes:

1. Se calculan las componentes verticales de la carga de cada pilote por la fór- mula de flexión compuesta

2. Se dibuja un polígono de fuerzas a partir de P, y Q dividiendo P, propor- cionalmente a V,. Las fuerzas en los pilotes se obtienen trazando paralelas a las direcciones de los mismos hasta cortar las particiones anteriores.

3. Si el polígono no cierra, quedando una fuerza horizontal sin compensar Q., ésta puede repartirse a partes iguales entre todos los pilotes o corregir las inclinaciones de los mismos hasta Q. = 0.

Fig. 5.16.-Mttodo grárico-analítico.

En el caso de pilotes de la misma longitud y seccibn dispuestos según dos direc- » y «b» se obtiene:

R. P., = - R M - r , Y P, ,=-_o+- n. nb Cr12

siendo:

,, = las componentes de R según las direcciones «a» y c(b»

n., n, = el número de pilotes pertenecientes a cada dirección

rr = el brazo o distancia del pilote al eje que pasa el centro elástico (con signo positivo o negativo según quede del lado en que el momento ((comprime)) o <<tira» de los pilotes).

Fig. 5.17.-Merodo del centro elastico.

Con pilotes y encepados de suficiente rigidez pueden considerarse los pilotes como empotrados en cabeza. Si además poseen una longitud apreciable cabe admitir que, a partir de una cierta profundidad los giros y desplazamientos son despreciables. es decir, existen condiciones de empotramiento. Por otra parte. el terreno que rodea los pilotes ofrece resistencia a su desplazamiento horizontal por lo que éstos se deforman como si tuvieran una longitud de flexión bastante inferior a la real (fig. 5.18). Esta longitud reducida puede estimarse (Oteo, 1973) por:

E /3 (arcillas de módulo E = cte)

(arenas y suelos preconsolidados con módulo E, en ca- L f = 1.2 f l= beza dei pilote y EL en la punta)

EJ3 siendo E, 1, la rigidez del pilote y f un coeficiente que vale

EJE,

O 1.70 0,5 180

Sustituyendo el pilotaje por un pórtico con los pilotes e fundidad L' los esfuerzos pueden obtenerse por los método ruc- turas.

1 sección y longitud (fig. 5 - 1 9 , a 10s es- órmula (4) deben sumarse !os ocasiona-

Los pilotes presentarán un punto de inflexión a la mitad de su altura y el encepado sufrirá un pequeno giro para contrarrestar por esfuerzos axiles de compresibn y tracción los momentos de empotramiento.

Si los pilotes estuvieran articulados en el encepado MQi = HQ,.L1. Losmomen- tos M,, obtenidos son reales en el encepado pero no en el empotramiento ficticio en el terreno, pudiendo adoptarse en este caso un valor reducido M, = 0,45

Qi.

'--- ETIDOS A SOLICITACIONES ESPECIALES

ai como se sefialaba en el apartado 5 los pilotes pueden estar sometidos a acciones diferentes de las derivadas de las cargas de una estructura, las cuales pueden tener efectos muy perjudiciales si no se han previsto adecuadamente. Comentaremos aquí algunos de los casos más frecuentes (fig. 5.20).

Fig. 5.19.-Pilotaje sometido a empuje horizontal.

Fig. 5.20 a) Rozamiento negativo. Fig. 5.20 b) Cargas horizontales.

oliciracioncs cspsciales de los pilotes.

or consolidaci6n natural, en el caso de rellenos recientes. - rovocada al colocar un terraplenad* sobre un terreno

or descenso del nivel freático.

En estos casos ei terreno se «colgará» del pilote, transmitiéndole esfuerzos tangenciales hasta como máximo el valor de la adherencia pilote-terreno, salvo que antes se haya producido la rotura del pilote a compresi6n.

. . Se tendra por tanto:

Q,,,, = c, A, (tensiones totales) o

L

Qn.mar = A al, .EG.tg 6 dz = 0,25 s u: dz (tensiones efectivas)

con los si&ificados del apartado 7.

En el caso de pilotes en grupo con separacih S, Q,,,, no podra superar el peso de la columna de terreno que rodea cada pilote (incluyendo las eventuales sobrecargas), es decir (fig. 5.21):

De hecho, una parte 6 del peso total anterior se transmitirá a los pilotes y otra parte (1-fl) llegará al substrato firme, dependiendo la proporci6n entre ellas de la esbeltez de los pilotes y de su separación.

a) Tensiones verticales

Fig. 5.21.-Método de Jimenez Salas para evaluar el rozamiento negativo.

r Estabieciendo la igualdad entre Q, y la parte de peso transmitida a los pilotes se llega a:

r L Q, = 0,25 -K DL (p, + -) jl 2

Los valores de P han sido calculados por Jiménez Saias y se indican en la Tabla 5.2.

A cfuucidn

io considerarlas.

absorben 10s pilotes a

ilotes inclinados, anclajes,

Para el caso intermedio existen diversas soluciones teóricas. Supondremos los pilotes empotrados en el encepado, lo cual es admisible en estructuras de hor- migón con encepados arriostrados. Si 10s pilotes son cortos se comportan rígidamente, rompiendo el terreno lateralmente. roms (1964) ha propuesto 1 fórmulas siguientes:

a) Suelos granulares (fig . 5.22)

I-í,,, = i ,5 r L2 D Kp

-<Y

2 = - H,, L 3

b) Suelos cohesivos (fig. 5.23)

H,., = 9c, D (L - 1.5 D)

M,, = H,,,(0,5 L + 0,75 D)

siendo:

H,, = la carga horizontal máxima que aguanta el terreno. Sobre ella debe adoptarse un coeficiente de seguridad F r 2,5

Y = peso específico efectivo del suelo

L = longitud del pilote

D = diámetro del pilote

4 K, = coeficiente de empuje pasivo de Rankine = tg2 (45 + -) 2

c, = resistencia al corte sin drenaje

,, se produce Iógicarnente en el empotrarniento en el encepado. En el caso de pilotes de longitud intermedia el M,, se alcanza a una profundidad f pero antes se ha producido la rotura en el empotramiento con un momento

Id,, . L (suelos granulares)

(suelos cohesivos)

Mmax PDI Mmax

Mmax . . M max t S = *

Fig. 5.22.-Pilotes en suelos granulares. a) Cortos, b) Intermedios c) Largos.

Fig. 5.23.-Pilotes en suelos cohesivos. a) Cortos, b) Intermedios c) Largos.

A titulo orientativo pueden darse los siguientes valores:

a) Arcillas medias a duras

K,= - K,, D

b) Arenas y arcil~as blanda

Suelta Compacta

10-32 1 0

attlock y Reese han calculado el momento y el desplazamiento a cualquier de un pilote sometido a una carga W en cabeza:

' siendo F, y Fa coeficientes adimensionales que aparecen en la figura 5.24. Una vez conocido el momento m k i m o y la armadura correspondiente, ésta se dispone en el 50-60 % de la longitud del pilote.

1 ara desplazamienros y momentos en

Si en las proximidades de un pilotaje se aplica una sobrecarga(por ejemplo se construye un edificio con cimentaci6n superficial) y en el terreno existen blandas, estas pueden actuar como un fluido viscoso y transmitir empujes horizontales a los pilotes.

Por el contrario, estos fen6menos no suelen darse en terrenos granulares o cuando la presión transmitida a las capas blandas cohesivas es inferior a 1,5 q..

En el caso general los empujes valdrán:

siendo p. la presión vertical en la parte superior del estraro blando (normalmente se adopta un reparto a 30' de las presiones en superficie (fig. 5.25)).

Sobre cada pilote actuará una carga por unidad de longitud igual al menor valor de los siguientes:

phr = PA 'S

Phr = ph'3D

Ph* = pk'If

siendo S =separación entre ejes de pilote; D = diámetro del pilote y H = espesor'del estrato blando.

Para filas siguientes de pilotes (situadas más alejadas de la sobrecarga) se to- mará: . - . . . : . S & . . . * . 1 . .

- . . S . . . .

y así sucesivamente.

Una vez calculada p,. se obtiec-n los momentos Rectores en los pilotes como en una viga suponiendo. según los casos, las siguientes condiciones de borde (fig. 5.26):

Fig. 5.25.-Empujes horizontales producidos por cargas superficiales.

Fig. 5.26.-Condiciones de apoyo para el cálculo de esfuerzos en los pilotes (según J. Salas).

En este Capitulo se desarrollan los aspectos relacionados con el diseno del pilote como elemento estructural y con la puesta en obra o ejecución de este tipo de cimentaciones. Se comentan también los detalles más importantes de los encepados, vigas riostras, etc.

Una vez asegurada la capacidad portante del pilotaje y que los asientos son admisibles, debe comprobarse que el material del pilote resiste las cargas aplicadas.

Por tratarse de piezas enterradas la resistencia de cálculo se obtiene aplicando coeficientes de seguridad grandes (3 a 4) respecto a la resistencia característica. La reducción es máxima en los hormigonados bajo el nivel freático y mínima en los prefabricados.

Los piiores de madera suelen hacerse trabajar a unos 45 Kp/cm2, como rná- ximo.

Por lo que se refiere a los pilotes de hormigdn y a nivel de anteproyecto, las tensiones nominales de trabajo (carga total dividida por la sección) suelen ser de:

70 -lOOKp/cmZ Pilotes prefabricados.

30 - 35 Kp/cmZ Pilotes hormigonados in situ (bajo agua).

35 - 40 Kp/cmZ Id. en seco.

Por el riesgo de flexiones, excentricidad, etc. dichas tensiones se reducirán al 75 % si hay un solo pilote bajo un pilar y al 85 % si sólo hay dos pilotes.

El <<tope estructural» o m x i m a carga a aplicar a un pilote puede obtenerse por:

ormig6n y camisa metálica de1 pilote

las resistencias características de los materiales. A efectos ndrán valores superiores a los siguientes:

Perfiles laminados

a, P , x , coeficientes que se indican en el cuadro siguiente:

- --

-Prefabricados metálicos Perfiles 0,35 Tubulares, rellenas 0,40 0,25 0,35

-Prefabricados de hormigón - 0,40 0'25 -Hormigonados in situ*

Con camisa perdida 0,40 0,25 0,35 Con entubación recuperable 0,35 . 0,2Z En seco, sin entubación 0,35 0,20 Bajo lodos bentoniticos 0,32 0,20 A través de barrena 0,30 0,30

* De forma continua. por iuberia.

En el área de la camisa S, se descontarán las posibles pérdidas por cor ros ih . A titulo orientativo puede contarse con pérdidas de orden siguiente:

Terrenos poco corrosivos S 0,01 mm/año

' Terrenos medios 0,03 mm/año

Terrenos muy corrosivos 2 O, 10 mm/aiio

Los pilotes prefabricados suelen llevar hormigones de resistencia característica superior a 400 Kp/cm2 y una cuantia de acero no inferior al 1,25 % de la sec- ción de hormigón (min. 6 (6 12). La armadura transversal debe ser superior al 0,2070 del volumen de hormigón = 6 mm). La cuantía será doble en la cabeza y punta, en una longitud no inferior a 3 diámetros. Recubrimiento minimo 2,5 cm. Eventualmente pueden llevar angulares, azuches o placas de refuerzo en los extremos para soportar los impactos de la hinca.

Estos pilotes deben también armarse teniendo en cuenta las condiciones de ma- nejo y suspensión (trabajos a flexión) en su presentacijn para la hinca.

Los pilotes cortos a medios (L S 10 m) se suspenden a-0,29 L de la cabeza, Ile- vando la punta apoyada en el terreno. armándolos entonces para un momento flector máximo M = p L2/24 siendop su peso metro lineal.

Los pilotes largos se suspenden de dos o mas puntos. Cuando son dos se sitúan a 0,20 L de los extremos, resultando M = p L2/50, frente al p L2/8 que se pro- duciri de suspenderlos por los extremos.

Para los pilotes hormigonados in situ se debe exigir una resistencia caracteristica mínima de 175 Kp/cmZ y mejor de 225 Kp/cm2. La dosificacibn de cemento suele variar de 350 a 400 Kg/m3 (mayor cuando se hormigona bajo agua) y el tamaño máximo del arido suele limitarse a 25 mm (rodado) o a 20 mm (de machaqueo). Deben emplearse cementos resistentes a las eventuales condiciones de agresividad del terreno, .llegando a colocarse una camisa perdida si éstas son muy fuertes.

La consistencia del hormig6.1 medida en el cono de Abrams debe ser de 10- 15 cm. Cuando el hormigonado se hace bajo el agua o al amparo de Iodos, el asiento del cono puede aumentar de 16 a 20 cm. En pilotes apisonados, con ta- pón de grava se emplean hormigones muy secos, con cono de l a 5 cm.

Si los pilotes trabajaran a compresión centrada no necesitarían armadura, salvo algunas barras en la parte superior para unión al encepado. La longitud de estas barras suele fijarse entre 5,50 m y 9 a 6 diámetros (según la resistencia del terreno), dejando además un minimo de 0,50 m para empotrar en el encepado.

Sin embargo, de hecho siempre existen esfuerzos de flexión o r excentricidad, cciones horizontales, etc., por lo que se recomienda colocar una

Las prescripciones barrenados en los

En la práctica usual se consideran mínimas las armaduras siguientes:

Diámetro (m) 0,45 , 0,55 0,65 0,85 1 ,m 1,25

Armadura 12 6 4 16 7 16 9 4 1 6 1 0 4 2 0

Normalmente se colocan cercos o espirales 4 6 ó 4 8 con separación o paso de 20 a 25 cm.

No se deben introducir reducciones por el hecho de pasar de barras lisas a corrugadas, debiendo asegurarse un minimo de 6 barras de diámetro superior a 12 mm por pilote.

La distancia minima entre barras debe ser superior a 35 mm y el recubrimiento del orden de 4 cm.

La armadura longitudinal debe poder absorber las flexiones derivadas de excentricidades en la ejecución.

Se consideran tolerancias usuales:

En inclinacidn: 5 3 % En posicidn:

Para un solo pilote 8 cm o el 10 Ola de1 diámetro Para dos pilotes

según la línea de centros 15 cm o el 15 VO del diámetro .L a la línea de centros Como un solo pilote

Para 3 b más pilotes 20 % del diámetro

3 CONDICIONES DE EJECUCION -CONTROL

En los pilotes de hinca debe controlarse la relación entre la energía de la machi- na y el peso del pilote así como la calidad y comportamiento de los elementos interpuestos para el golpeo. Puede servir de orientación la norma CPP-78.

Debe asegurarse que se alcanza el rechazo especificado y que se han alcanzado las cotas de apoyo previstas, sin daños estructurales en el pilote. Para ello se llevarán los oportunos partes de hinca.

El orden de hinca debe estar preestablecido de forma que no se produzcan levantamientos o deformaciones en pilotes ya hincados o se compacte excesivamente el terreno de forma que sea imposible continuar la hinca. Es conveniente hincar los pilotes desde el interior hacia el exterior.

Los pilotes se descabezaran en una longitud del orden de 1 m quedando descu- biertos unos SO cm de armaduras y asegurando una entrega minima en el encepado de 5 cm.

Debe prestarse especial atención a las vibraciones y efectos nocivos y ambientales derivados de la hinca.

Existen numerosos métodos de control postconstructivo (sondeo sónico o me: cánico, impedancia, etc.) si bien el más usual es la prueba d e carga hasta valores del 150 al 200% de la carga de trabajo prevista. El número de pilotes a en- sayar depende mucho de la importancia de la obra y de la incertidumbre sobre el comportamiento de la cimentación. Puede contarse con una prueba cada 50- 80 pilotes, con un mínimo de 2.

En los pilotes hormigonados in situ la entubación se introducirá en el terreno acompafiando la excavación y siempre por delante de la misma, salvo en el caso qtie haya que atravesar capas intermedias que obliguen el uso de trepano. Se tomaran las precauciones necesarias para evitar el desprendimiento de las paredes y se cuidará especialmente la Iimpieza del fondo de la excavación, termi- nando esta inmediatamente antes del vertido. En terrenos muy blandos o susceptibles de sifonamiento, durante la excavación se mantendrá el nivel del agua en el'interior de la entubación un metro por encima

En todo tipo de pilotaje deben controlarse las dimensiones, armaduras y cali- dades de los materiales empleados así como el ajuste, de la ejecución a las tolerancias especificadas.

i Se debe prestar la mayor atencibn a la limpie&de la perforaci6n antes de colocar las armaduras y hormigonar el pilote.

Las armaduras longitudinales deben colgarse a una cota que asegure su recubrimiento por el extremo inferior del pilote y disponerlas bien centradas y sujetas, con ayuda de separadores a varias alturas si fuera preciso, para garantizar su situación en planta. La sujeción en cabeza debe ser tal que garantice que las armaduras no se levanten durante el hormigonado.

En el hormigonado de los pilotes debe ponerse' el mayor cuidado en conseguir que el pilote quede, en toda su longitud, con su sección completa, sin huecos, bolsadas de aire o agua, coqueras, cortes, ni estrangulamientos. También se debe evitar el deslavado y segregación del hormigón fresco.

En el caso de los pilotes con entubaciones recuperables, el hormigonado se realiza preferentemente en seco de forma continua o discontinua, extrayendo la entubación de manera que siempre quede hormigón dentro de ella en una longitud mínima igual a dos veces el diámetro del pilote, a efectos de impedir la entrada de agua por la parte inferior de la entubación. En todo caso, la columna de hormigón dentro de la entubación debe ser suficiente para garantizar que no se sifonalel mismo y no tan grande como para que al levantar la entubación se vea arrastrado y se produzcan cortes en la masa de hormigón.

Si se emplean Iodos tixotrópicos, el horrnigonado se realiza de modo continuo bajo los Iodos, de modo que al inyectar el hormigón en el fondo, éstos se desplacen hacia arriba. La tubería que vierte el hormigón debe ir dentro de él una longitud de 1 a 4 m, como mínimo, en función del diámetro del pilote.

En los pilotes barrenados sin entubación el hormigonado se realiza en seco y de forma continua. Sin embargo, en los barrenados con hormigonado por el tubo central de la barrena puede hacerse en seco o bajo agua, aunque siempre de forma continua, manteniendo siempre el hormigón bombeado en contacto con el extremo inferior de la barrena; una vez terminado el hormigonado, se introduce la armadura en el hormigón fresco.

Si el hormigonado se efectúa en seco, y en un momento dado penetra el agua en el interior de la entubacibn, el pilote se considera defectuoso. Si esto se repite, o bien, desde el principio si el terreno es permeable y acuífero, es preferible llenar la entubación de agua al mismo nivel que la capa freática, efectuando el hormigonado sumergido.

El hormigonado de un pilote debe hacerse, en todo caso, sin interrupción, de modo que, entre la introducción de dos masas sucesivas, no pase tiempo suficiente para la iniciación del fraguado. En el hormigonado discontinuo la altura máxima de vertido es de unos 100 cm.

ebe permitirse la hinca con desplazamiento de pilotes o entibaciones en un radio de 3 m alrededor de un pilote horrnigonado, con entubación recuperada, hasta que el hormigón haya adquirido una resistencia mínima de 30 kp/crn2 se- gún ensayos previos. Tampoco se permitirá la perforación con extracción, durante ese mismo plazo, en un radio de 3,5 D a partir del centro del pilote.

Las pruebas de carga en estos pilotes son muy costosas en razón de las altas cargas a aplicar por lo que sólo se efectúan en obras muy importantes.

unen las cabezas

ue: por razones de ret e categoría no superior

La resistencia caracteri r pilotes in situ, d e

El arido máximo .a emplear será inferior a 40 mm y el asiento en el cono de Abrams será: a) De 3 a 5 cm para hormigón de consistencia plástica, a compactar por vibrado. b) De 10 a 15 cm para hormigcin de consistencia fiuida, a compactar mediante picado con barra.

Los encepados se construirán sobre un hormigón de limpieza de 50 kp/cm2 de resistencia característica, con 150 kg de cemento por metro cúbico como mínimo. . .

,Las armaduras serán de acero A42, y se situarán con un recubrimiento minimo de 15 cm sobre el hormigón de limpieza y de 10 cm a los paramentos verticales. La entrega del hormigón del pilote en el encepado será de 5 a 7,s cm.

Debido a su gran canto, el dimensionamiento se hace por métodos semiempírícos, siendo el más utilizado el denominado ((método de las bielas» que imagina la transmisión de las cargas del pilar a los pilotes a través de unas <<bielas» de hormigcin. En general no es necesario tener en cuenta el peso propio del encepado.

La norma tecnológica CPE-1978 especifica las dimensiones y armaduras de los encepados tipo, pero en general resulta excesivamente conservadora, por lo cual se discute su empleo entre los constructores de pilotes.

La situación no ha mejorado con la aparición de las EH-82 a EH-91, las cuales establecen que el canto del encepado no deberi ser inferior a 1,5 veces el diámetro de los pilotes, ni la distancia entre el contorno de los pilotes y las caras verticales del encepado inferior a 25 cm O 0,5 diámetros. Sin embargo, estas prescripciones suelen dar lugar a encepados desmesurados con mal aprovechamiento del hor- migón.

Por otra parte la Instrucción da lugar a considerable confusionismo empleando, por un lado, el método de las bielas y, por otro, calculando los encepados como zapatas flexibles, o como ménsulas cortas, según los casos. Distingue los tres tipos siguientes (fig. 6.1).

1 0,5 h S v,,, S 1,5 h (semirígido)

11 v,., < O S h (rígido)

111 v,,,>1,5h (flexible)

Fig. 6. l .-Vuelo y canto de los encepados.

En general conviene que los encepados sean lo mi s rígidos posible, dentro de unas limitaciones económicas, por io que el tipo más normal es el 1 y , a veces,

. El tipo 111 suele darse muy rara vez en edificación, siendo más propio de los grandes encepados de pilas de puentes, instaIaciones industriafes, etc.

El encepado para un solo iiote puede calcularse a partir de las cargas puntuales sobre macizos pero, en general, se coloca una armadura del tipo de la indicada en la fig. 6.2. Este caso sólo es aplicable cuando el encepado está conve- nientemente arriostrado en dos direcciones.

.3) resulta como tracción rior

Fig. 6.2.-Encepado sobre un pilote. Fig. 6.3.-Bielas en el encepado sobre 2 pilotes.

Si en la base del pilar actúa un momento, puede suponerse que da lugar a una tracción adicional

La armadura necesaria para resistir esta tracci6n debe disponerse, sin reduc- ción, en toda la longitud del encepado, levantando las barras en su extremo, para asegurar el anclaje de las mismas (fig. 6.4).

Se aconseja tomar como canto Ú t i l

a d 2 0,7 (L - -) 2

Las condiciones de resistencia a compresión de las bielas son:

siendo S, el área

ebe aplicársele el correspondiente coeficiente de ma

ara mejorar la resisfencía a rorsión del encepado (a la que también ayudan riostras) debe colocarse en la cara superior una armadura de 1/8 a 1/5 de la

or (segÚn la EW-82 r: 1/10), as cercos verticales y horizontales

siendo b ' = ancho del encepado en cm 0, i6 h/2) y t = abertura de Ia malla de cercos en cm. Conviene aproximar los cercos verticales en la zona de anclaje de la armadura principal, para zunchado de las bielas (fig. 6.5). Como orientaci6n suelen colocarse cercos q5 10 a 10 cm para pilares con carga

a) Armadura de piel

Sección A-A

Cercos de zunchado en zona de anclaje

b) Cercos

Fig. 6.5.

Para encepados sobre un número mayor de pilores el cálculo es análogo, partiendo, en cada caso, de la geometría de las posibles bielas. A efectos prácticos pueden utilizarse las expresiones simplificadas y las capacidades mecánicas que se indican en el Cuadro 6.1.

El armado puede hacerse finicamente con una armadura de zunchado perimetral N, (en la cara inferior del encepado) junto con un mallazo inferior, o mediante una armadura perimetral algo menor completada con unas bandas de armadura N, (cada una de ellas) uniendo cada dos pilotes y cruzando el encepado.

La EH-9 1 recomienda además colocar unos cercos de suspensión de la arrnadu- ra principal, en el centro de la distancia entre pilotes o repartida entre ellos (pilotes muy separados) (fig. 6.6). La tracción a resistir por esta armadura se fija en P / 1,5 n. siendo n el número de pilotes.

En el caso de encepados flexibles o de forma alargada y randes vuelos debe cerse un calculo detallado comprobando la resistencia a cortante y punzonamien- to en las secciones críticas, tal como se indica en la EH-91.

CUADRO 6.1 .-AR ADO DE ENCE . . '2 ' ..

ENCEPADO.

NO j E

mui ERE co ii P PQBAC¡&

En general debe evitarse colocar un.solo pilote bajo un pilar, ya que cualquier excentricidad constructiva introduciría esfuerzos de flexi6n no previstos. Cuan- do se emplee esta solución deben colocarse vigas riostras en dos direcciones or- togonales, uniendo los distintos encepados.

Lo mismo debe hacerse en encepados sobre dos pilotes, arriostrando en el sentido de la menor inercia.

EventuaImente podrá prescindirse de las riostras cuando 'los encepados estén unidos por una iosa continua de hormigón armado de espesor L 20 cm, o el diámetro de los pilotes sea superior a 1 m.

Las vigas riostras tendrán un ancho mínimo de 30 cm y un canto de orden de 1/12 de la distancia entre encepados, con un mínimo de 35 cm. Para el cálculo se tendrá en cuenta:

-El peso propio y los elementos que descansen sobre la riostra (tabiques, forjados, etc.). Como mínimo se considerará una sobrecarga de servicio de 1 t/m2 actuando en un ancho B (ancho de la riostra) + 0,60 m.

-Una carga axil de tracción del orden del 3 % de la carga total vertical de los pilotes que arriostra, o como mínimo de 15 t.

-Los momentos transmitidos por los encepados por excentricidad, previsión de asientos diferenciales, etc.

Como dimensionados típicos pueden darse los siguientes:

Distancia entre encepados (m) 3,50 4,OO 5,OO 6,OO 8,OO

Base de la riostra (m) 0,30. 0,30 0,35 0,35 0,40

Canto de la riostra (m) 0,35 0,40 0,45 0,50 0,70

Armadura superior e inferior 4$12 5412 4416 5416 6416

Cercos 4 8 a 20 cm .

En nuestro país existen las siguientes normas sobre pilotes:

-Norma Tecnológica NTE-CPI/1977: ((Cimentaciones. Pilotes: In Situ)). Or- den de 25-1 1-1977 y B.O.E. núm. 295 y 301 de diciembre 1977.

-Norma Tecnológica NTE-CPP/1978: ((Cimentaciones. Pilotes prefabrica- d o s ~ . B.O.E. núms. 180 y 186 de julio y agosto de 1978.

-Norma Tecnológica NTE-CPEí1978: t&ncepndos». B.O.E. núm. 284 de 28- 11-1978.

(Las resistencias nominales son las máximas admisibles suponiendo que se cuenta con un terreno suficientemente resistente y poco deformable).

a ) Pilores prefabricados

Tipo «TERRA»

Denominación T-235 T-270 T-300

Sección (cm2) 552 729 Lado a (cm)

900 233 27,O 30,O

Armadura L 4 @ 16 4 @ 20 Armadura T 4 6 a 1 6 c m

4 20

Carga vertical admisible (t) 65 90 110

Tipo «KERKULES»

Denominación HK-420 HK-600 HK-800 HK-1300

Sección (cm2) 420 600 800 1300 Lado a (cm) (hexagonales) 12,7 15,2 17,6 22,4 Armadura L - 6416 6 4 16 6 4 16 6420 Armadura T 4 5 a 10cm Carga vertical admisible (t) 40-50 70-80 100-1 10 160-170

b) Pilotes convencionales, perforados a rotación o con cuchara y hormigonados in situ *

Sección (m2) 0,159 0,238 0,332 0,568 0,785 1,227 1,767 2,545 Armadura L 6412 7412 6416 7416 9416 12420 15420 18420. Armadura T 4 6 a 20 $8 a 20 4 8 a 25 Carga vertical

admisible (t) 60 90 120 220 350 530 750 1000

" Pueden hacerse sin entubaci6n. con entubación recuperable, con Iodos bentoniticos o con camisa perdida.

c ) Pilotes apisonados

Diámetro (mm) 357-400 436-500 500-550 560-600

Sección (m3 O, 110 0,174 0,217 0,264 Armadura L 6 4 12 6 4 12 66 16 6 6 16 Armadura T ( 5 8 a 2 0 9 8 a 2 0 ( 5 8 a 2 0 4 8 a 2 0 Carga vertical admisible (t) 5 5 85 110 130

d ) Piiotes barrenados

Sección (m3 0,096 0,159 Armadura L Armadura T (56 a 20 Carga verticai admisible 125

Dicirnetro (mm)

e) Pilotes semirrectangulares (paneles de pantalla)

Dimensiones (m) I,80x 0.45 1,80~0,65 1 , 8 0 ~ 0.80 I , 8 0 ~ 1,OO 2 . 5 0 ~ O,8O

Sección (m3 0,766 1,080 1,303 1,650 2,000 Armadura L 14416 16416 18416 18616 22416 Armadura T 4 8 a 2 0 4 8 a 2 0 (b8a20 +¿la20 4 8 a 2 0 Carga vertical admisible (E) 300 440 550 750 1100 - -- ~ ~ & e n combinaciones en + , H, etc.

fj Micropilotes

Sección (cm2) Armadura L* Carga vertical admisible (t)

" Pueden ir armados con tubo de acero. con lo cual aumenta considerablemente la carga admisible.

CIOS ORIENTATIVOS (1

El precio de una obra de pilotaje se establece por combinación de diversas partidas:

a) Implantación y retirada de equipos (P.A.)-Influye la distancia a la obra

Micropilotes ................. 475.000 pesetas Pilotes barrenados ........ 800.000 pesetas Pilotes a rotación .......... 900.000 pesetas Pilotes con lodo ............ 1.200.000 pesetas Pilotes con entubación ... 800.000 pesetas a 1.500.000, según diametro Pilotes hincados ........... 700.000 pesetas

Para que la repercusión del equipo no sea muy fuerte se requiere que la obra comprenda como mínimo unos 500 m lineales de pilote.

b) Perforación y extracción del terreno

Influye mucho el tener o no que entubar.

c) Hormigón y armaduras

Se valoran aparte, a precios de mercado (= 8.000 ptas./m3 de horrnig0n.y 100 ptas./kg de acero ferrallado) cobrando una pequeña partida por colo- cación.

Combinando estas partidas y teniendo en cuenta las variaciones de precios en el mercado (generalmente asociadas con la calidad de la ejecución) puede contarse, para una obra normal (P, L 500 m.1.) con el siguiente orden de precios finales:

Tipo Ptas. m/ i con Ptas. m / l con Precio m/ l lodos enrubación

230 x 230 mm Hincado 6.500 300 x 300 mm Hincado 7.500

350 mm Barrenado 3.500 650 mm renado 4.500

450-650 mm tacion 6.500 9.000 12.000 850 mrn Rotacion 7.500 12.000 18.000

1.000 mm Cuchara 10.000 17.000 25.000 2.000 mm Cuchara 38.000 65.000

120-150 mm blicropilote con - 8.000 120-150 mrn " con 12.000

" En Los micropilotes se supone la admision de mortero teorica + 10%. Si e! terreno admite mucha lechada o mortero. se factura aparte

-:3.:TaF. i; . . , , Cuando el hombre trata de insertar sus obras en el terreno es h a 6 w x q i e se encuentre con el problema de establecer dos niveles geornétricos de S&&& a.

&+..S c - .. distinta cota, aunque inmediatamente prdximos. Para conseguir'este d d y g e n .,*l. e1 terreno puede acudirse a establecer una transición más o menos sirav=!me-'

'-*-4*c; diante un talud, o puede llevarse a cabo mediante un cambio muy bniccq-10 m& parecido posible a discontinuidad en vertical. Esta segunda soluci&ti'&-2 a

." r 7 . . menudo, obligada por la pérdida de espacio que el talud supone o por condiciones de seguridad respecto a obras situadas en el nivel de cota superior, '.; '

. - . En el ámbito urbano es claró que la segunda solución se impone, por razones de funcionalidad y economia, al excavar sótanos, aparcamientos subterr&neos, etc.

Sin embargo, el terreno superficial no sueie tener, en muchas ocasiones, resistencia suficiente como para soportar un talud en vertical; por lo que es necesario encajar -en esa transición entre los dos niveles de servicio- una obra de fábrica que, en condiciones debidas, ayude a asegurar el cambio de cota. Ello lleva a la utilización de estructuras de contención, cuya misión es soportar adecuadamente las acciones provinentes del terreno -y de1 exterior-, motivadas por el hecho de que el suelo no tiene entidad propia para facilitar el cambio de nivel tan bruscamente como se desea.

La estructura de contención, por lo tanto, estará sometida.en su trasdós a los empujes del terreno que sostiene, E,, a posibles fuerzas exteriores, A,, y a su propio peso, W, conjunto de acciones que han de ser soportadas, y transmitidas, al terreno situado al pie y en la base del muro (fig. 7.1). Por lo tanto la estructura &.~ntenci_qn habesef_~fqxectada p-ara.:

- S o p _ o r ~ ~ . l s . . j e s ~ e l terreno y,~rga~-.exter:iores. con integridad d ~ ~ ~ ~ ~ ~ ~ ~ a ! a ~ s - ! a . c 9 ~ s t i t ~ ~ e .

- Transmitir a las zonas de terreno situadas por debajo del nivel de servicio mas bajo -o de excavación, en su caso- las acciones an- . . . - - - t ~ ~ e . ~ u ~ a ~ ~ ~ ~ ~ c ~ ~ n ~ ~ a c ~ p ~ a b ~ ~ ~ . ,para .el eopmer reno .

. - E, = Empuje en ci irasd6s A, = Acciones exteriores W = Peso propio de la estructura E, = Reacción en el pie Rr = Reacción en la base

Dado que la estructura de contención está sometida a unas acciones importantes y que se apoya en un material relativamente blando -el suelo- expenmen-

erie de movimiento Iizarse una cierta reac-

tradicional de muro- serán las que aparecen en la fig. 7.1.

Desde el punto de vista geotkcnico, una vez conocido el tipo de terreno situado en el entorno de la estructura de contención, se trata de averiguar cuáies son los empujes del terreno en su trasdós y las reacciones -o empujes, hablando con más generaiidad- en el intradós, a fin de comprobar si el dimensionamiento previsto de la estructura es adecuado según diversas condiciones (integridad estructural, reacción del terreno que no produzca su rotura, equilibrio estático, etc.). ,.. .

En primer lugar deben distinguirse dos tipos de estmcturas de contención: - Las rígidas, que son aquellas que por sus dimensiones, materiales y

Constitución morfológica, cumplen Micam_camhiarardefer- ma, al experimentar las acciones .. . ya enumeradas. - Ello implica que sus moyimi-entos serán prácticamente .&gi-~q..y.-de.sp!-azamiee-dsl conju.nta, sin que aparezcan deformaciones apreciables de flexión o acortamiento. Pertenecen a este grupo la mayoría de los tradicionalmente llamados muros.

-*&S flexibles, que son aquellas en que por sus dimensiones y morfología cumpl~~~~~funci.~~exp~~i~e~ntan~d,o.~deformacio.aes apreciabies..de. flexión. Pertenecen a este grupo l o ~ 4 k ~ a d o . j las . . . pantallas . . . . . . . . ...- . . e co,ntinuas . . . . . . . . - -. de . - . h-ormig6n armado,

También cabe añadir, a estas definiciones -como luego se verá- que en las estructuras rigidas los posibles cambios de forma (aunque no apreciables) no influyen en la magnitud o distribución de los empujes del terreno, sin embargo, en -__ las flexibles I_._ ,_._ los . _ cambios _ _ _ _ _ . de forma .. pueden , inflÜir ..._ --C.-...._-_ claramente ..._ en. l.? d i z o u - ~ ~ - . ~ ~ a g ? l i r ~ b ~ - d e . ~ L ~ h o s ,e!!WesL. Entre los tipos de estructuras rigidas pueden distinguirse (fig. 7.2):

a) Marnposteria

Conrrafuertes

b) Hormigón en masa

- Amadura

0 Muro jaula g) Tierra armada h) Suelo reforzado

.-Tipos de estnicturas rigidas.

uros de mampostería (con o

e contrafuertes, ali

a) Tablestaca en voladizo b) Tablestaca anclada

d) Pantalla <<in situ>) preiensada e) Pilotes tangentes

) iMicropilotes h) Paneles prefabricados

C) Pantalla «in situ» armada y anclada

1) Pilotcs independientes

a) Tablestacados

b) Pantalla continuas «in situ» b-1) De paneles armados b-2) De paneles pretensados b-3) De pilotes tangentes o secantes

C) Pantalla discontinuas «in situ» (Pilotes independientes y micropilotes)

d) Pantallas de aneles prefabricados

e) Entibaciones, con vanos niveles de apoyo.

En estas estructuras flexibles, por lo general, se introduce el elemento artificial en el terreno, por debajo del nivel fina1 de excavacih, en una longitud tal que la reacción o empuje en el intradós sea importante y comparable con el empuje

que se generan en la

a) En voladizo b) Un anclaje C) Varios anclajes

Fig. 7.4.-Sistemas de soporte lateral de pantallas.

Apuntalada

Más adelante se analizarán las caracteristicas propias de cada una de estas estructuras y su forma de calculo global, ya que -para ello- hemos de analizar previamente la naturaleza, magnitud y distribución de los empujes de tierras.

El empuje sobre una estructura como las viene del desequi niveles de diferente cota que definen la altura del muro.

uperficie

a) Estado inicial b) Estado activo C) Estado pasivo

Fig. 7.5.-Estados activos y pasivos idealizados.

Si se analiza la variación de las tensiones horizontales en un punto, en relación a los movimientos que podrían experimentar la línea AA', se obtendría la fig. 7.6. Existen, pues, dos estado~!kmites. activo v pasivo, correspondientes a excavación y a reacción del terreof~enteaunao~imie'to de Ix~antaJ!aha& el suelo, los cuales representan los dos extremos de las tensiones que el terreno puede tener junto a un muro, es decir, los empujes mínimos y miximos del terreno hacia una estructura de contención.

Movimiento hacia la excavaci6n

Movimiento hacia el terreno

.-Influencia de los movimientos en los empujes.

3s decir, en definitiva, interesa conocer la distribucih de tensiones o em~uies ', puestoque son los -- que podemos suponer que actuarán sobr

-u integración proporcionará el empuje total buscado.

Yo debe olvidarse el estado inicial -o de r e p m u e se harnr_kdo. Para' legar a los otros-estados son necesarios movimientos adecuados, muchodayo- - :es en el caso déi pasivo aue del _elagtko. Una idea de estos movimientos la da la Guiente tabla que indica el moirimiento horizontal, 6,. en cabeza de un muro, iuponiendo que éste gira al nivel del fondo de la excavación de profundida K, para llegar a dichos estados.

Movimiento 6JH Tipo de suelo

Estado Activo Estado Pasivo

Arena densa 0,0005 a 0,001 0,002 Arena floja 0,001 a 0,002 0,006 Arcilla firme 0,004 a 0,01 0,02 Arcilla blanda 0 , m

Si .la.estmctura es .muy-rígida, y SU. bw_eiap~yo-m-.y res~ste$,-q$-sg~qpla- zamiento-~ajmpedido, como es el caso de un muro de s6tano unido a los forjados de un edificio, el muro puede no expellmentarapenasmwimientos, por lo que @S em~uies uueden_cdif_er_n.cia~e apenas de los correspondientes al e&<lode reposo.. Sin embargo, si el movimiento hacia. la excavac~k5nespmsj>le, el empggdisminuye ......... hasta .- el estado ......... activo, .-. lo cuál es conveniente puesto que dicho valof es menor,qucel ~nicial.

Como acabamos de indicar, se ha supuesto que sólo existen movimientos horizontales de la línea AA9. En estas condiciones se ha partido de un estado tal que las tensiones principales son verticales y horizontales.

Más adelante veremos que, en realidad, en el caso de un muro esto no es más que una aproximaci6n. De todas formas ello lleva a suponer que la tensión h9- rizontal inicial o empuje-en. reposo, a'Hol puede escribirse, como es habitual:

. . . . . . . - ........ U I ; ( ~ = K ~ . ~ ' '

. . . . . . . . .L- I en que Ko es el coeficie-ntg-de..emp.uje.-en -reposo. Su determinaci6n es muy, dificil, aunque, en la práctica puede tomarse como: K = 1 - sen p'j -a ----. - (p' = ángulo de rozamiento interno del terreno), para suelos gen-u&re~.y,ar= cillosos normalmente consolidados. ___-.-.~____-C_-..

Las tensioneshoi.zcmtaies correspondientes a los estados límites se pueden escribir, por analogía:

-- - . l alHa = Ka a'"

= Kp u: 1 En este casoKp-y, se denominarán coeficientes..de empuje activo y pasiv.0, respectivamente. como quedará determinada por la densidad efectival-la

__.

bastará..determi.na~ .e! coeccLe.nte dg_gmpu- je correspondiente .........._............ paraconocer - ...... las acciones del terreno .... sobre - el -- muro. ....

ca, los movimientos que experimenta una estructura de contención da son suficientes como para considerar que el empuje

d6s será de tipo activo, lo que resulta más económico que el consi tuación inicial o de reposo. - -

ne el propio trasdds del muro, por ser un material de diferente n formabilidad, con lo que s e induce, por rozamiento, una cierta - .--- -.-- en el trasdbs. Es decir, el empuje sobre el muro no s61o tendrá -- te normal al muro debido a la acción de contencibn, sino que te ponente paralela al muro por el rozamiento mencionado.

O sea. el_lpui_gi_ra. con respecto a la perpendicglar al trasdbs, d e s d a ~ - - ~ - ~ ~ i - ción inicial predominantemente ~erpendicular al-muro, a una posicion - - ---- .________ . -- rna un. anguioT-rozamiento __.__--_ . .-.---- tierras-Fábrica-con .dicha-perpend'ic_u!ar, Dicho, anG¡o viene a tener un valor del orden de 1/3 a 2/3 del de rozamiento i n i o -- del terreno. -_ -- - - .,.. . .

Por Io general, est~~.~~~~e@o~ene~seniida.~~s~ti~~~y~s~fav.orab~.ea b.:esrabili- Z&id muro, aunque si el terreno situado en trasdós es de muy esc-a compacZ2 di?iJo3iisieñtos propios del terreno pueden ser grandes y originar un rozamiento inverso, desfavorableal muro. . r. . . . _ _ . .

-7 -'

En la prhctica, es muy corriente tomar 6 =9, en el caso de-que en la corona- ___ --,- _ -_-- - --- _- -- cibn del terreno .seaho_ri2~tal9-Io cu-ii está -del lado de&$g&ri_d - ---- . . En un sentido estricto, las fuerzas que intervienen en el equilibrio del muro, considerando el estado limite activo (Formación de una cuña de terreno que ori- gina el empuje), serían las que aparecen en la fig. 7.7.a. Ello equivale a suponer que esa cuña es la responsable del empuje, o sea, la de rotura del terreno cuando el muro se cae. La idea nació de la observación de lo ocurrido en diversos muros derrumbados o destruidos, lo que dio pie a Coulomb a elaborar esta teoría en 1779.

Si OA es la cuila responsable del empuje total E,, podríamos aislar dicha cuila, como muestra la fig. 7.7.b. Si no existe cohesión en el terreno, las fuerzas actuantes en dicha cuña seriin: -E, (reacción del muro sobre el terreno), R (rozamiento cuña-terreno, que forma un ángulo igual al de rozamiento interno, p, respecto a la normal a la cuiia) y W, (peso propio de la cuña). Estas tres fuerzas han de estar en equilibrio, por lo que puede deducirse el valor de E, y conocer el empuje total sobre el muro (fig. 7.7.c).

a) Empuje sobre el muro uiiibrio de fuerzas en la euiia C) Deducci6n del valor

e Coulomb para determinar el empuje activo.

uce a una expresión

,- specifico del terreno, H la altura del muro y&>l coeficiente , cuya expresión (ver fig. 7.7.a) es la si

sen (4' + 6) + sen ((D + 6) sen (p. \ L - sen

-\ -

-------c-- 1

,. rC, - E,=-- ~II*- - %

2 sen ($+@ ,- e.

/' El caefiaente ~ J ~ u e d e ve= tabulado en hm:9. -

B - r B - e2 B'CP ft CP 8 - 0 (pn UJCP <p 6 - 0 e2 a.8 CP (p Cwlquie valor

15' 523 480 489 U 9 589 552 542 524 835 20' 417 378 387 348 482 446 U 5 418 763 2 9 330 295 286 270 388 3 d Y 5 329 675

0.2 30. x7 m 221 m7 JMI 278 270 258 587 35' 198 175 169 158 237 214 2W 195 4% 40' 148 132 12ü 118 178 160 155 ldg 406 4s' 108 sa 93 86 .ras t i 6 102 95 3 m 15' 556 S10 499 475 627 587 576 556 883 m' 454 LW 397 376 526 485 473 4u 822 25' 568 327 316 296 434 396 384 365 747 30. 295 260 2M 233 363 319 309 291 666

0.1 35" 234 205 lS3 ,181 282 253 245 22E YUI U1' 182 159 152 140 220 197 190 176 492 45' 139 121 116 108 , 168 149 140 132 405 1" 588 U8 524 5m 665 621 609 587 953 20' 490 U0 4Z8 401 569 523 510 486 883 25' 408 359 345 322 482 436 423 400 E24

O U)" 333. 291 279 257 402 360 334 326 750 3 5 271 235 224 m u 0 293 m x 2 672 40' 218 187 185 161 267 235 226 7 587 4 9 172 148 145 1 s 210 185 177 160 MO

15' 619 ó64 549 521 701 654 640 615 S33 M' 525 469 453 424 612 561 545 S18 948 25- 443 589 373 345 529 477 461 434 900

-0.1 30" 372 321 306 280 452 402 387 359 839 35' 309 264 0 1 2%3 381 335 318 246 768 40" 254 216 X)4 180 316 275 mJ 237 689 4s' m7 174 1 143 257 223 212 I B ~ 60s 15' 648 588 571 541 737 B&< 669 B42 1036 M' E 9 495 477 444 654 5% 579 598 1016

-0.2 25' 479 416 S 8 385 576 516 498 465 982 30' 409 348 332 299 M 2 442 424 330 933 35' 347 292 275 244 432 376 360 323 872 40' 292 143 Z¶ 197 367 316 MO 265 800 45' 243 Z00 186 157 307 262 247 213 720

OA = W, = Peso cuila 1 - A B = 11 Línea 1 E. = Max. empuje (ernp. activo)

Fig. 7.8.-Método de Culmann.

Fig. 7.9.-Coeficientes de empuje activo horizontal.

Carga lineal Q,

COS Q e , = = & - y . 2 c &. A--------- . _ . ..- _- __.

puje con variací6n lineal alor constante, que es fu oeficiente de empuje activo, , . . .

- -----. (sin sobrecarga) = . = @&&O - -1 (a

+<- 2

(con sobrecarga) e, = FK. -f- pK, = (y2 +

Este coeficiente de Rankine es muy utilizado en Ia práctica, por la sencillez de cálculo, en las condiciones ya enumeradas.

En el caso de exi-" -S pueden usarse las expresiones de - -- - - - - - la fig. 7.11.

PARA m > 0,4 :

ESULTANTE F

a) Carga lineal

. Carga puntual Q,

PARA m 2 0,4 :

t i 2 0 , 2 8 n2 o-,., (-1 =

Pp (0 ,16+nZ13

PARA m > 0,4 :

~2 l . i i m ' n 2 O- t - ) =

Q p t m Z + n 2 ) 3

b) Carga puntual

Fig. 7.1 1 .-Empujes horizontales en muros debidos a cargas superficiales.

Empuje agua Empuje suelo Empuje agua (con su inclinacibn Empuje suelo ' correspondiente) (con su inclinacibn)

, ,

a) Nivel freático en coronacibn b) Nivel frdtico intermedio

Fig. 7.12.-Efecto del agua.

De acuerdo con esto el empuje unitario-.:inlM, teniendo en cuenta, por ejemplo, la teoría de Rankine, seria:

ez = WK. -2c fi w i r s e la grieta la profuncdad-ho seria tal que en ella el empuje seria nulo, por lo que.:, h o _= 2c/y A partir de esta profundidad el empuje crecérá 11- nealmente, actuando el terreno superior como una sobrecarga, por lo que los empujes serán los que aparecen en la fig. 7.13.

a) Estado inicial de empujes b) Apertura de grietas y estado final

Fig. 7.13.-Efecto de la cohesiun.

problemas importantes a medio y largo plazo.

adecuados.

O - 0.1 - 0.2 - 0.3 - 0.4 - 0.5 - 0.6 - 0.7 - 0.8 - 0.9 - I .o -- c o i 8,

oeEcientes de empuje pasivo,

minar empujes en el trasdós como reacciones en el resto de su superficie. ente se necesita conocer el peso especifico aparente del suelo, y (o el

sumergido, y ", en su caso), la cohesión, c, y el ángulo de rozamiento, (o. Si existen varias capas de terreno, o un terreno natural y un relleno, será necesario conocer estos datos para cada tipo de material.

Con dichgs datos y los condicionantes de estructuras prbximas (sobrecargas de entaciones próximas, etc.) se dete mpujes debidos a:

- El propio terreno del trasdós

- El terreno del pie de1 muro

-- El agua

- Las sobrecargas próximas

Con este conjunto de acciones;fijadas en magnitud y posición y un predimen- sionamiento del muro se ha de comprobar la seguridad de1 muro según diferentes causas de fallo (fig. 7.15):

CTO

LOCALlZAClON DE LA RESULTANTE '

NTOS RESPECTO AL PIE

SVPONIENDO Pp: O

EGURIDAD A L VUELCO

ESlSTENClA FRENTE A L ESLIZAMIENTO:

t o n <S = ROZAMIRJX) SUELO-BASE

W

O Y CONTRAFUERR

e al defizamiento. Se determina por la reIaci6n que 7.15, siendo a la adherencia uni

e seguridad debe s

uridad frente al hundimiento del terreno bajo el apoy A tal efecto, &-base del murme considera e ~ t e n t con carga excéntrica.y'se cdcuIa el coeficiente de S

de las f6mulas-dadas en el capitulo correspondiente, Este ----- coeficiente - ha de ser superior a 2& Usualmente basta que la excentricidad,qde la resultante sea inferior a 1/6 la anchura de la base deLmuro2L,4 :-

....., ,-2. .- -. ,. ... - .... .. . . . - - . -- . - ..,v.-.. 7- ...-""*h ..;-: -. . ,., L, .E;..' - ~s tbb i~ id=d geieraf, según un esDug&ade rotura s i m & ~ a I e t&u~_es-.~~g,-7.16). El coeficiente de

unque se recomienda que sea r 13 . . _. ._ . .

L = Longitud de la superficie de deslizamiento.

c = Cohesión terreno

a) Deslizamiento general en terreno uniforme

. .

Superficie de deslizamiento

T, = Resistencia al corte en la base

L = Long. de la superficie de desliz.

b) Caso de capa blanda pr6xima

Fig. 7.16.-Comprobaci6n de la seguridad frente al deslizamiento general.

n general, aunque resulta conveniente que la cota de apoyo del muro esté 1-1,5 m por debajo del nivel de excavacibn, no suekcont~rse_con la resistencia lpasiva en el pie, salvo casos especiales en que puede garantizarse la continuidad del terreno'en eSa zona.

de estas comprobaciones de tipo geotécnico, es necesario proceder al muro, comprobando si las tensiones a que se ve sometido

fiando adecuadamente la armadura, anclajes, armando contra Esuración, etc.

'ambién existe una colección de muros normalizada oficialmente en España 1979). que considera únicame los muros de hormigón

se esquematiza en la fig. 7.17. e w o de muros en T in- ertida tiene la ventaja de e las tierras del trasdb 1 muro actúan como pe-

lxplanada superior

'uste 1 ' 1 ; :xplarmda interior I I

'lana de apoya --

Fig. 7.17.-Muro tipo de la NTE-CCM 1979 (con base inclinada u horizontal).

3 cáiculo de este tipo de muros se basa, en general, en suponer un estado Ran- ;ine en el terreno, añadiendo diversas consideraciones simplificativas de tipo :mpirico. Entrar en el detalle de estos métodos seria muy largo. En el libro de I . A. Jiménez Salas y otros ((Geotécnia y Cimientos 11)) (Ed. Rueda, 1976) ~uede verse el método de Hairsine para el proyecto de estos muros y una idea ie las proporciones adecuadas para estos muros se indica en la fig. 7.18.

r- ( Fig. 7.l8.-Proporcionei orientativa en muros en T invertida.

anular, para qu mas de drenaje i

de finos sea inferior al 15%. En

Las posibilidades confieren a esta so tes.

. . -. ENTE '

-. . - - . - - N MACIZO EXENTO . . . . Y POCO EMPUJE.'.. . .

Fig. 7.19.-Proporciones orientativas en muros de tierra armada.

. Detalles constructivos

Además de las comp!obaciones ya sefialadas, es necesario tener en cuenta una serie de detalles que puedan hacer posible todo lo anterior. Enumeraremos sblo los mas imortantes. .remitiendo al lector -para mayor información- a la men- cionada norma NTE-CCM 79.

- El hormigonado seguirá las normas de uena práctica propias de este material, debiendo proscribirse los hormigones ciclópeos y el empleo de piedras, dejadas caer sobre.el hormigón fresco,para asegurar I i . adherencia entre juntas de trabajo.

- Los recubrimientos deberán ser menores lugar - e n zonas traccionadas- a fisur que suponga un paso ácil a la corrosión..

- Se dispondrán mechinales, drenes de trasdós, etc., que pe que los .empujes del agua no super

Sstos dos últimos puntos son muy importantes, puesto que gran parte de los e construyen se trasdosan con un relleno y se calculan sin empujes nsese que el empuje del agua es netamente superior al terreno se- e su presencia inesperada puede originar el fallo de Ia estructura.

Por eso, es muy corriente disponer rellenos granulares relativamente perme- ibles, con elementos de drenaje que permitan asegurar que lo previsto en pro- recto se cumplirá en la práctica. En la hg. 7.20 pueden verse diversos tipos de

ndo seaalarse que los mechinales o tubos de salida no suponen ia si no se disponen verdaderos drenes en el trasd6s.

a ) Unicamente tubos d e sa l ida b ) bos da solido con bol m a t e r i a l pe rmeab le

cl Drenes con t inuos d C a p a con t inua

e ) Dren inciinado f 1 Disposicioci contra g ) Relleno expansiva congelaciOn

1) Dren continuo horizontal uniendo 10% tubos de salida con drenes verticales en el respaldo dispuestos entre los tubos.

:2) Dren continuo horizontal con descarga lateral, en vez de tubos de salida. Puede tener drenes verricales intermedios.

Fig. 7.20.-Tipos de drenaje de t~adbs de muros.

dos bentoniticos.

tecnología de construccid

Las pantallas in situ se construyen perforando en el terreno zanjas profundas y alargadas, que se mantienen abiertas bien por su propia resistencia o con ayuda de lodos bentoniticos con que se llenan. Las zccnjas se ejecutan por ba@ches que se van hormigonando (previa colocación de la armadura) hasta conseguir una pantaíh «continua» en que las junt entre paneles introducen una tinuidad de segundo orden.

. . a su ejecución (fig. 7..21) se constmyen, inicialmente, unos hormigón armado, con separacibn igual al espesor de las

5 cm, a efectos tanto de guiar la máquina de excavaci6n. como para coIabo& en la estabilidad general del terreno m& superficial. SueIen tener una qchura

cm y una altura mayor de 70 cm. . ,.. . , ,:. . . . ..,. . . - ' - d . :l..:,.;-

Lodo tixotrbpico

Fig. 7 . 2 1 .-Panel de pantalla.

A continuación se procede a perforar la pantalla, previo desvío de las conducciones áereas, que afectan al área de trabajo, y eliminación de los elementos enterrados próximos (conducciones, restos de cimentaciones, etc.), a efectos de evitar problemas de estabilidad en el terreno más superficial.

La perforación de cada panel -de unos 2,s a 15 m de longitud y 0,45 a I,20 m de anchura- se debe realizar -con medios mecánico-hidráulicos apropiados se- gtin un orden previamente adoptado (fig. 7.22). En el caso de que la naturaleza del terreno lo requiera, a medida que se extrae el suelo del interior de la zanja, se deben aportar Iodos tixotrópicos que deben permanecer, durante toda la ex- cavación, por encima de la cota inferior del murete-guía. La excavación debe alcanzar unos 20 cm más que la longitud prevista para la armadura, para evitar que &a se apoye en las esquinas de la zanja, en la que la limpieza de sedimen-

a. Se Ilega a alcanzar profundídades de unos 35 m con te convencional.

iene colocar en los van a moldear las ntes y den continuidad

m j a ni en el fondo ni en juntas horizontales. El tubo debe estar siempre ido en la masa de hormigón de 3 a 5 m, según se hormigone en seco o bajo, 3 (fig. 7.22). Los Iodos se evacuan durante este proceso, que se continúa LY ta que el homig6n rebase en unos 30 cm la cota teórica superior de la pan- a. Este hormigbn superior -el primero que se vertib y, por lo tanto, conta-

ción se construye, normal- \a-

de esta viga se deben enla- 4

I en excavación Panel hormigonado

Fig. 7.22.-Excavaciijri de pariclch altcrnos.

Barras verticales Barras

-1 / Cercos

Fig. 7.23.-Jaula de armaduras.

,'-- - .Ganchos para &vacibn

ÚItimo, se extraen los elementos dejados para moldear las juntas, después e1 hormigón haya alcanzado la resistencia suficiente para mantener su for-

paneles se van construyendo alternadamente, como muestra la fig. 7.22.

odo tixotr6pico a emplear deberá cumplir los siguientes requisitos: a) pH e 8,5 y 11. b) Peso especifico adecuado para soportar la zanja (normalmen- ntre 4,05 y 1,2). c) Viscosidad, medida en el cono de Marsh, entre 32 y 35 indos, salvo durante el hormigonado en que puede variar entre estos valo- y 45 segundos.

e la pantalla será tal que su asiento en el con Su dosificacibn neo no será inferior del árido será de si es rodado y 20 m

esviaciain inferior al 1,570.

- Sobreespesores: inferiores a 10 cm.

En cuanto a las se consigue su constmcci6n hincando sucesivamente el e poca anchura (20 a 30 cm), de sec- ción transversal constante,' cuyos extremos tienen Formas especiales para que cada elemento pueda quedar unido al siguiente y sirva de guía durante su hin-

plamiento es posible mediante el deslizamiento de un elemento con contiguo, a lo stituyen sus extremos

. Estos elementos

1 X 2 e 1

. . . . . .-. . evo. a) Larssen. Perfil I a nu . b) Hoesch. Perfil 111.

, . - Sentido de hinca

C) Krupp, Perfil K 111. d) Peiner, Perfil S00 S.

- ,?-m -

Fig. 7.24.-Perfiles de tablestacas.

La hinca de estos elementos -o tablestacas-.es generalmente vertical, mediante mazas o vibradores, permitiéndose, en ocasiones, .pequeñas inclinaciones. Las pantallas que se consigue crear después de la hinca pueden constituir recin- tos de eiievada impermeabilidad, gracias a que el paso del agua es dificil a tra- vés de las juntas. Pueden realizarse pantallas continuas de desarro110 lineal, elementos rectangulares o circulares en planta, etc., utilizándose elementos de madera, iiorrnigón armado o acero. Sin embargo, las tabiestacas metálicas son las que han alcanzado mayor difusi6n.

o, debido principalmente al costo utiiizaci6n está muy extendida por

rotección de elementos ero- les de oxidación,

ga duración, por el e puede suponer dicho fenómeno, el vitax los efectos de esta corrosi6n se

r resistencia mecá-

estáticos que se inducirh durante el servicio de la obra. A tal efecto, suelen utilizarse aceros que tengan contenidos de carbono entre el 0,10 y 0.24%. con límites elásticos no muy elevados y que tengan ductilidad y una reserva de plas-

Anteriormente se ha indicado que se hincan por golpeo y vibración, tendikndo- cia esta Última variedad de hinca, puesto que el mismo vi se, postenormente, para extraer y recuperar la tablestaca. cedimientos se ayudan con lanza de agua al pie

que se hinca, para disgregar el suelo y facilitar la penetración. bikn pueden hincarse a presión con atos hidráulicos.

En algunos casos, las pantallas continuas de hormigón in situ o de tablestacas para trabajar en voladizo, sin ningún sistema d e soporte later

contrarrestar los empujes del trasdós que Ia resistencia pasiva movilizada en la zona enterrada de la pantalla.

Pero en muchos casos este sistema es costoso o da lugar a movimientos importantes en cabeza de la pantalla, inadmisibles para edificios o instalaciones pró- ximas. Por ello se acude a aliadir diferentes sistemas de soporte lateral adicional que contrarrestan parcialmente el empuje del trasdbs, disminuyen la luz libre de la pantalla (y por tanto los momentos Electores), amortiguan los desplazamientos de la pantalla, etc.

En la fig. 7.25 pueden apreciarse algunos tipos de soporte lateral: Anclajes al terreno, puntales provisionales, banquetas de terreno, e! propio forjado del edificio a construir (utilizando el sistema ascendente-descendente), etc. En cada caso debe estudiarse cuál es el sistema más adecuado, en funcibn de la distancia entre pantallas enfrentadas, dimensiones en planta (que a veces permiten entibar mediante marcos quasi-circulares antifuniculares), etc.

a) Anclaje b) Puntales C) Banqueta

Pilar metálico

Pantalla Vigas metAlicas y forjados

l

Fase 1 Fase 2

d) Sistema ascendente-descmdenle

istemas de soporte lateral.

Pretensado inicial de los anclajes: mT

a) Influencia del pretensado de los anclajes

Desplazamiento de la entibacibn

1 2 c m 8 4 O 8 c m 4 O 8 c m 4 O 8 m 4 O

4 anciajnl i rnciajes y 1 2 anciajer y S

punrales I puntal

b) Influencia de los anclajes y los puntales

. 7.27.-Influencia de diversas medidas constmctivas e n los desplazamientos de la pantalla (Breth y Stroh 1976). (Los movimientos dibujados corresponden a excavaciones de 12, 16 y 20 m).

Anteriormente se ha sefialado que las estructuras flexibles son aquellas en que su propia deformabilidad puede desempefiar una influencia clara en el valor final de los empujes que recibe.

En la fig. 7.6 se mostro la relación de los movimientos de la estructura y los. empujes. En una estructura flexible, en la que su deformabilidad propia, en uno u otro sentido, es apreciable, puede estarse, en cada profundidad, en un punto cualquiera del diagrama de la fig. 7.6. - .. Generalmente las estructuras flexibles se disefian para trabajar a fiexi6n. esen- cialmente, y para aprovechar apreciablemente la resistencia pasiva en su zona enterrada. Ello conduce, en un primer intento, a reducir su espesor al mínimo imprescindible y a prolongar su parte enterrada mucho más que en un muro. Si se piensa en una estructura de hormigón armado, en un terreno de calidad media, la longitud en voladizo seria del orden de magnitud de la longitud que se necesita enterrar para que los empujes activos del trasd6s sean compensados por la reacción pasiva de la zona enterrada, en la cual no se llegan a movilizar todos los empujes pasivos, salvo deformaciones muy grandes.

En la fig. 7.28 se sefialan los estados de empujes que se movilizarán en dos puntos de una pantalla flexible en voladizo. En ia parte superior puede alcan- zarse fácilmente el estado activo, pero difícilmente se llega a desarrollar el pasivo totalmente en la zona enterrada.

Fig. 7.28.-Estado de empujes en una pantalla flexible en voladizo.

ia existen méto éricos que tienen en cuenta el diagrama amiento-empuje, iones reales tensi6n-deformacibn (método de

elementos finitos). Sin embargo su uso necesita importantes programas de or- or lo que se reservan para analizar casos especiales.

la práctica habitual ue introducen, en neral, la hipbtesís de de la pantalla o e ficientemente grande ta hipbtesis suele co

p x h e t r o s del terreno

-- Repercusiones posibles en edificios o instalaciones próximas, tanto por los movimientos verticales como horizontales que acompaiían a la excavación que pueden no ser admisibles por las estructur cercanas.

e cáiculo, deberá comprobarse: - tabilidad de pantalla frente a los empujes del terreno. A tal efec-

las cargas previstas en los sistemas de soporte y la reacción pasiva de la zona enterrada deberán equilibr -con un margen de seguridad- el empuje en trasdbs. : .. .

. ... - .. . - La estabilidad de conjunto frente a una rotura general del- terreno (análoga a la ya comentada al hablar de muros).

. . : .d.. i .-..--: .

La estabilidad dtz!os :elementos de los.sistemas de soporte (punta- .. .::: les, anclajes), cw un coeficiente&-seguridad sóbre la máxima car-.

. . 1:-. '.:' gá d e trabajo prevista. . : .,....... .,L.wi 5'. ' *.,,*l .Y... -.

. .... . . . - . _ V. . . .. . . - , - ,

No es frecuente la' evduaci6n de movimiento; para comprobk posibles daiíos en edificios prbximos. Es m& habitual disponer de sistemas que 10s minimicen (anclajes, puntales, etc.,;'ver fig. 7.25). a efectos de trabajar con adecuadas' garantías de seguridad. Una indicación sobre' los movimientos máximos que pueden inducirse en el terreno Qunto a la cabeza de la pantalla) se da a conti- nuación, en función de la altura, H. de la excavación:

Tipo de suelo Nov. horizontal/H Asient o / H

Arcilla blanda 1-2% 1-2,5%

Arcilla rígida O,!% 0,15%

Arena floja y gravas O, 1-0,5%, 0,5%

Limos orgánicos 0.5-1% 1-1.5%

Estos valores dependen mucho del tipo de pantalla, de la calidad de ejecución, tipo de soporte lateral, etc. (fig. 7.25).

antallas en voladizo

Como ya se ha indicado, el equilibrio estático de empujes ha de verificarse contrarrestando los empujes activos con los pasivos movilizados en la parte enterrada. Se supone que se alcanzan los estados limites y que la reaxihu-de-la parte final de-la pan~aga se concentra en una fuerza R (fig. 7.29). Evaluando previamente los empujes activos en Lrasd6s y los pasivos en intradós hasta una profundidad incógnita t , tomando momentos en ese punto O puede determinarse esta incógnita. La profundidad total de empotramiento, L, se toma como 1,2 t.

Generalmente, se supone nulo el rozamiento tierras-pantalla, los empujes se calculan por la teoría de ankine y se reduce el empuje pasivo a 2/3 del valor máximo, como seguridad adicional. - - --------. -- -- --

ientos y reducción de gasb tiB&:-, hr- s se dispone un apoyo oLC CM ~ t r c . - ' c n G , r n ~ ~ + ,

próximo a la coronación de Ia pantalla. En ese caso puede desearse que la parte ?

.-.,5J~C... :t +&. enterrada tenga poca lonnitud, con 10 a u ~ o s desplazamientos y-girosdela les en el fondo de la excavación (pantalla c(arriculada» o

P

3 P u c r . L - &GLC se coartar estos movimientos y % %4@.?Ll

Punto nuIo

Punto de M = O Jo . , . - . . -

Momentos

PROF . MOMENTO_.MAX. ( -zm,,) CORTI\NTS NULO : Q Z = 0

1 1 M Z = - Y K ~ ( H+z,)~ - - Y K ~

1 6 6

Fig. 7.29.-Pantalla en voladizo.

- Deformada

Empujes Momentos

las defbnnaciones reaI&'que si pantallas más flexibles (coaccionadas i el terreno es arenoso, puede produ-

s empujes en la zona excavada,

a) Presiones de cSculo b) Deformada

Ya hace unos treinta años, que Rowe estudió este efecto mediante ensayos en modelo relativamente grandes. Los resultados Ie

en esencia consiste en:

-. Se calcula la longitud de pantalla enterrada y la reaccion en el so- do de «base libre» o «base articu

- O y reduciendo en 1/3 el empuje pasivo,

e determina el momento maximo, correspondiente.

- Se determina un factor, Q, que da idea de la flexibilidad relativa de . la pantalla. Este factor es igual, a: Q = H4

dez a flexión de Ia propia pantalla, por u

- En fu&ión del v d o r Q Y con eP gráfico d e la fi factor de reducción r, del momento máximo. .

o de diseao a adoptar, tenien = rMebfmax.

m 2 (- 1

K P Fig. 7.32.-Factor de reducci6n de Rowe.

anaallas con varios a

Cuando se disponen varios apoyos o anclajes, el grado de hiperestatismo de la estructura aumenta y el problema teórico se complica extraordinariamente.

or eso, se recurre a simplificaciones importantes del lado de la seguridad.

Un sistema sencillo es el .33, en que la pantalla se calcula como una viga continua con varios trada- que ei momento es nul

roblema se reduce, al final, a base empotrada, aunque, en este caso, la viga superior es una viga continua con cargas y -. logitud c o n g a s .

diense de Cimentaciones recomienda calcular este caso en sute- . 7.34).. En la primera etapa se considera Ia excavacibn hasta el

2 . O apoyo y s61o actuando el primero. Se determina la carga en el anclaje supo- talla (sometida a empujes y y momentos entre la rexción en el

Fig. 7.34.-Pantalla con varios apoyos. Calculada por fases sucesivas.

global del conjunto pantalla-anclaje

Como antes se ha indicado. ha de comprobarse la estabilidad global del conjunto pantalla-terreno circundante. E n especial. cuando se trata de pantallas ancladas.

Ello puede realizarse suponiendo el esquema de rotura de la fig. 7.35, con lo que puede deducirse la fuerza T, en el anclaje que originaria el deslizamiento del conjunto. Su relación con la tensión de trabajo del anclaje T, nos da el coeficiente de seguridad frente al deslizamiento, que debe ser superior a 1,5. Para determinar T, basta calcular el empuje activo, EA, en la línea vertical OA y el opuesto a E: sobre CB, admitiéndose que este empuje activo equilibra las componentes horizontales de T y E,. Las citadas fuerzas, junto con el peso, deben ser equilibradas en rotura por la carga limite del anclaje, T,. y el rozamiento, R,, a lo largo del

Zona inyectada

o transferir las tensiones de la zona del bulbo

la.

La fig. 7.36 muestra, en base a esta idea, la zona en la que no deben situarse bulbos. Además, estos deben separarse, en planta, una distanc veces la anchura previsible de la zona inyectada, a fin de que 'entre ellos.

Base de la excavaci6n

/ "1

Fig. 7.36.-Disposici6n de anclajes.

En muchos casos las pantallas continuas se transforman en auténticas entibaciones, bien por el elevado número de apoyos, bien porque.se ejecutan de forma diferente a la descrita. Por ejemplo, los denominados rnurgs anclados van eje- cutándose hormigonando paneles verticales in situ, después de haber excavado un batache a cielo abierto,'^ anclando inmediatamente el paramento vertical conseguido.

Fig. 7.37.-Entibaci6n realizada con el método berlinés.

Codal (Q, 12-14 cm)

V

a) Zanja con apuntalamiento b) Pozo ancho con apuntalamiento de madera. A- - - A - - -

/ Puntal melaico

168 - . - w . r a la maquinaria de hinca . ,-*\

Fig. 7.39.-Entibaciones escalonadas.

Todos estos sistemas conducen a pantallas más o menos discontinuas y flexibles con un gran número de apoyos, en los que se ha comprobado que la distribución de empujes no es la de tipo lineal admitida para pantallas continuas como las que se han considerado anteriormente.

Por ello, en el caso de estas entibaciones apuntaladas -generalmente provisionales- se utilizan diferentes criterios sobre las distribuciones de empujes, de tipo empírico.

En la fig. 7.40 se han reproducido las recomendaciones más recientes de Peck, presentadas en el Congreso Internacional de Mecánica del Suelo de Mkjico (1969) para suelos arenosos y arcillosos de diferente consistencia. Para deducir los empujes en puntales y analizar la entibacibn puede seguirse el sistema simplificado de la fig. 7.41.

a) Aren - b) Arcillas blandas a fi

: _. . . . -.;rr; . Reacciones . . +

Fig. 7.41.-Análisis simplificado para deducir los empujes'en puntales y analizar la entibaci6n.

Cuando es necesario agotar agua en el interior de la excavación, por presencia de un nivel freático por encima del fondo de la excavación, se crea una filtra- ción hacia esta zona.

Si la presión intersticial crece hasta igualar a la total, se produciría e! sifonamiento del terreno del fondo, con la consecuente pérdida de resistencia, por anularse la tensión efectiva.

Esta situación equivale a suponer que se ha alcanzado un ((nradiente critico». - ic , cuyo valor es: i, = (y,,,/y,)-l. Dado que no se desea que se alcance esta si- tuación se suele adoptar un gradiente admisible, aplicando al crítico coeficiente de seguridad del orden de 1,5-2,O.

El gradiente real debe calcularse por medio de la red de filtracan, aunque existen soluciones prácticas, como puede ser la incluida en la fig. 7.42, que permite calcular el gradiente de salida y el caudal unitario de filtración, en función de los coeficientes de permeabilidad, K, y K,, de las posibles capas de terreno situadas bajo el fondo de la excavación.

b) Gradiente en el punto de emergencia, i tg K t = ( E Fig. 7.42.-Flujo a través de un sistema bicapa, bajo una pantalla (Poiurarinova-

Kotchina).

6.9. Seguridad frente al levantamiento de fondo

Cuando el fondo es arcilloso, el fondo puede presentar riesgos de rotura, como resultado de excesivas tensiones tangenciales en las zonas laterales. En ese caso, el coeficiente de seguridad, F,, frente a este fenómeno puede determinarse con la expresi6n:

Fondo circular o cuadrado 1

la cohesi6n sin dr y N, es un facto la excavacibn (fig. 7.43).

endable que se apr

arcillas blandas prbximas a Ia base de la fondo pueden ser muy grandes y el profund portantes. Sin embargo, si ésta se constmye

efecto si se vuelve apreciable. . . . . . - : ; A , . . .

e., ..,: '. .

"" ' . . . j:;.-.- . - - - .. . Como se ha visto anteriomente,'en e l caso de pan'tailas continÜ& ho das in situ; con varios puntos de apoyo, los cálculos y cornprobi&oii suponer un apreciable esfuerzo, aunque no compli'cado.

e normalizar el proy&to de antailas continuas en condicionantes geomktricos on muy similares en c

de establecer una guía de buena práctica para los proyecti Obras Pública4 y Urbanismo español elaboró una Norma Tecnológica sobre este . tipo de estructuras de contencion.

En dicha Norma se distinguen nueve tipos de terrenos, a fin de considerar los que más habitualmente se presentan en España. a saber:

- 1 Gravas limpias (GW 6 GP). Arenas muy densas.

- 11 Gravas arenosas (CS). Arenas densas.

- 111 Gravas arcillosas o limosas (GC 6 GM): Arenas medias.

- IV Arenas sueltas. Relleno.

- V Margas duras.

- VI Arcillas duras.

- VI¡ Arcillas muy compactadas.

- VI11 Arcillas compactadas.

- IX Arcillas medias. Considerando que el terreno es homogéneo. se contempla en dicha Noma los casos en que la excavación vaya a servir para realizar 1.2 ó 3 sótanos. En cada nivel de sótano habrá un apoyo (que puede haber sido inicialmente un anclaje y finalmente un forjado, por ejemplo), suponiéndose que .las distancias entre apoyos pueden ser normalizadas, puesto que en la práctica varían escasamente. Con estas condiciones y contemplando el doble caso de que la pantalla esté junto a una media- nena o junto a unos viales, la Norma facilita las dimensiones de las pantallas, las reacciones en los apoyos, armaduras, etc.

Como dato indicativo, se reproducen en las figs. y 7.45 parte de esos resultados, ~oncretamenle las reacciones en apoyos los casos de uno, dos y tres sbtanos, tanto para la hip6tesis de medianería prbxirna como para la de viales cercaos, para cada tipo de terreno seleccionado en la Norma. Estas reacciones permitirian proyectar debidamente los anclajes, puntales o forjados de soporte lateral. Como se aprecia en dichas figuras, para un mismo terreno, el

!- L..

untates en pantalla pr6ximac a viales con hasta

Una vez conocida la naturaleza del terreno se plantea el problema de elegir l a ' cimentación más adecuada, tanto desde el punto de vista geotécnico y estructural como económico, estando este último punto muy ligado a la mayor o me- nor facilidad constructiva.

Si el estudio geotécnico está bien realizado y lo redacta un especialista en cimentaciones, las conclusiones del mismo deben definir la cimentacibn más aconsejable o como mucho proponer dos alternativas en función de otros factores no dependientes del terreno.

Sin embargo, en la realidad son escasos los estudios verdaderamente conclu- yentes, que permiten pasar directamente a la fase de proyecto, bien por no definir las profundidades de cimentación o las presiones de trabajo, bien por ofrecer tal abanico de soluciones que hacen muy difícil la decisión del proyectista. De estos defectos no siempre se debe culpar al autor del estudio ya que la contratación ua la baja» o las excesivas limitaciones presupuestarias pueden haberle obligado a reducir los reconocimientos y ensayos por debajo del míni- mo necesario para una correcta definición del terreno.

Por otra parte son frecuentes los casos en que un estudio ambiguo o insuficien- te deja abierta la puerta a las reformas del proyecto, proponiendo el contratista costosas cimentaciones bajo el pretexto de una mayor seguridad o para cubrir aspectos no previstos en el estudio geotécnico.

Todo ello da idea de que la adopción de una determinada solución de cimenta- ción no es la conclusión de un proceso matemático sino más bien un arte en el que queda mucho lugar a la experiencia y a la valoración simultánea de nurne- rosos factores. Por ello, en este capitulo sólo se darán criterios orientativos para los casos más frecuentes en la práctica, pero sin pretender fijar reglas ina- movibles, lo cual sería, por otra parte, ilusorio dada la gran variedad de situaciones que pueden encontrarse en la realidad.

En la práctica habitual un edificio se proyecta sobre bases funcionales y estéti- cas, encajando después una solución estructural y, en último lugar, eligiendo una cimentación más o menos convencional.

En algún caso la estructura hace valer su peso en el proceso arquitectónico como cuando se trata de cubiertas de grandes luces o edificios de gran altura, pero muy rara vez se cuenta con la cimentación como factor influyente en el di- seño.

te modus operandi es licito y correcto en muchos casos, pero no cabe admi- ara todas las situaciones. Igual e en determinadas zonas se imponen las de diseiio antisis s tipos de terrenos es necesario partir

unas bases geotécnicas

en !a Arquileclura ha esta

El arte griego, de gran solidez y peso, fue posible gracias al excelente terreno de cimentación y a la abundancia de mármoles y calizas. En la Edad Media las cúpulas fracasaron con frecuencia por tratarse de un sistema constructivo muy exigente respecto a la deformabilidad del terreno, siendo un notable ejemplo el caso de Santa Sofía.

Algo semejante ocurri6 con los arcos románicos y g6ticos que, incluso con la mejora de las transmisión de cargas al terreno mediante arbotantes, conocieron numerosos problemas como el hundimiento de la Abadia de Cluny 111 en 1125 o los inverosímiles desplomes de Santa María la Real del Sar en Santiago. La arquitectura militar holandesa tuvo que recurrir a murallas de wave talud por la deticiencia del terreno mientras que los castillos franceses y españoles osten- taban muros verticales, permitidos por la cimentación sobre roca. Y así multi- tud de casos, desde los rascacielos de Nueva York, cimentados sobre granito, a las viviendas ((flotantes» de la ciudad de Méjico.

En el desarrollo hist6rico la evolucí6n de los sistemas constructivos ha estado jalonada de los inevitables fracasos que supone la investigación empírica. En el momento actual los' conocimientos técnicos y las exigencias sociales hacen in- justificable esta forma de actuar.

La concepcibn estructural del edificio debe hacerse previendo la respuesta del terreno a las futuras cargas. En un terreno con problemas de asentamiento una estructura rígida, de hormig6n armado, puede sufrir daños considerables, mientras que una estructura metálica flexible se acomodará cgn mayor facilidad a los movimientos del terreno. Lo mismo puede decirse de los forjados, cerramiento~, etc.

Esta interacción funcional ha llegado a su máxima expresión en el caso de la ((construcción dividida)) (splif construction) empleada en terrenos expansivos o en el sistema CLASP utilizado en zonas de subsidencia minera.

Sin llegar a tales extremos pueden conseguirse encajar cimentaciones poco costosas, sin riesgos apreciables, recurriendo a diseños cuidadosos respecto al peso y rigidez de las fábricas, disposición de juntas, atado de la estructura, refuerzo y limitacibn de huecos o partes débiles, etc.

Un factor importante es la existencia o no de sdtanos. Su número no debe fijarse con independencia de las condiciones del terreno, sino, de preferencia, en función de éstas. A titulo de ejemplo pueden citarse las situaciones siguientes:

- Roca a escasa profundidad, requiriendo voladuras o costosas obras de excavaci6n.

- Firme a 4-5 m, fácilmente alcanzable d e m e r o com- -ndo la cimentaci6n si el edificio no lo lleva.

- Edificio sobre terreno blando cuyo peso puede compensarse con la excavación de s6tanbs (1 sótano equivale a unas 6 plantas de supe- res tructura).

- Un segundo o tercer sótano bajo el nivel freático puede obligar a realizar todos los sótanos superiores al cobijo de pantallas, mientras que, en su ausencia, podría bastar con muros convencionales.

- Un estrato firme, de espesor limitado, puede ser eliminado para excavar un sótano, obligando a cimentar el edificio sobre pilotes a considerable profundidad.

Seiialemos, por último, que la cimentacibn constituye una <(condición de borde)) de la estructura y que no siempre puede suponerse un empotramiento per- fecto entre ambas. La rigidez de la cimentación y sus posibilidades de giro o movimiento influyen sobre la distribución de esfuerzos en la estructura, con una incidencia importante en el caso de cubiertas laminares, arcos y clipulas hi- perestáticas, etc. El pr ctista debe conocer o imponer los rados de libertad de la transmisibn de c s al terreno, los cuales varían co iderablemente de unas situaciones a otras.

En edificios singulares o en aquellos cuya finalidad O ubicación en terrenos problemáticos exigen una sofisticada infraestructura puede llegarse a porcenta- jes de hasta el 20070 pero 'estos casos no pueden considerarse significativos.

Dentro de estos planteamientos la deducción inmediata es que los edificios de escasa importancia, ligeros, de pocas plantas, etc., deben intentarse cimentar de forma barata, es decir, superficial, mediante zapatas o , como mucho, pozos.

Los edificios de altura admiten con relativa facilidad la repercusión de cimentaciones más costosas como losas o pilotajes, soluciones que, por otra parte, se hacen inevitables en cuanto el terreno es de resistencia media a baja.

Los edificios muy esbeltos y de gran altura como torres o rascacielos están sometidos a fuertes empujes horizontales de viento y en muchos casos deben tambien proyectarse para resistir acciones sismicas. Los momentos de vuelco transmitidos a la base del edificio dan lugar a fuertes tensiones de borde, unas de tracción y otras de compresión que, en terrenos deformables pueden producir giros o inclinaciones irreversibles. Las soluciones usuales consisten en:

- Reducir la deformabilidad del terreno, consolidándolo o inyectán- dolo.

- Transmitir las cargas a pilotajes profundos, con niveles de asientos muy reducidos.

- Reducir las tensiones de apoyo recurriendo a grandes losas de ci- mentación, cuyo peso sirve también para centrar la resultante de las cargas.

- Construir cimentaciones profundamente empotradas en el terreno de forma que los esfuerzos horizontales y los momentos sean con- trarrestados por la resistencia pasiva del terreno en la superficie lateral y en el fondo.

Es importante comprobar que no existen zonas de diferente compresibilidad que puedan inducir asientos diferenciales en las losas de cimentación de estos edificios.

Si la resistencia del terreno es baja, una solución habitual consiste en recurrir a una cirnenlacibn compensada, intentando que el peso de las tierras excavadas para la ejecución de sótanos equivalga al peso del edificio, resultando por tanto una carga neta muy pequefia o nula. Si las cargas del edificio no son homogé- neas, por existir cuerpos de distintas alturas, los sótanos suelen escalonarse para conseguir la misma carga neta en toda la superficie.

En casos de resistencia muy baja y terrenos compresibles en profundidad y cuando no es posible una reducción importante de la carga neta por razones funcionales, posición de nivel freático, etc., la solución anterior suele combinarse con un pilotaje flotante.

En el caso de edificios muy altos y esbeltos (por ejemplo torres de televisión) deben tenerse en cuenta los fenómenos de inestabilidad derivados de la ligera excentricidad de cargas inducida por defectos constructivos, distribución inter: na, o acciones exteriores, como el viento, dando lugar a giros de la cimentacibn que pueden llegar a ser irreversibles y de rotura o vuelco (1).

Cuando se trata de construir gran número de edificios de altura moderada y existen fuertes limitaciones de coste debe considerarse la posibilidad de pre-

bricar las cimentaciones (se entiende de tipo superficial ya que los pilotes de hinca también se prefabrican).

(1) Para una torre de peso y cimeniacibn circular de radio a la altura critica se estima por

y v los parirnerros elásticos del terreno para el tipo de solicitaci6n prevista (ripida O lenta). Si hc es menor que la altura real h rá que aumentar cl radio d e la cimentaci6n o reducir la deformabilidad de la misma (aumento de mejorando el terreno o recurriendo a una c imenmibn profunda.

as soluciones más usuales son:

- -- Colocación de zapatas rnonoliticas .prefabricadas (generalmente " bloques cúbicos o en tronco de pirámide) en huecos previamente

abiertos en el terreno. El contacto puede asegurarse con inyeccián de un mortero, arena compactada, etc. Los pilares, si son metáli- cos se sueldan o atornillan a placas previamente colocadas en las zapatas y sin son de hormigón se encofran sobre los hierros de es- pera previstos .en las mismas.

' - Construcción dezapatas con un plinto hueco (f'ig. 8.1) en el que se en- caja el pilar, generalmente también fabricado, sellando la unión con un mortero de cemento, eventualmente con resina.

Fig. 8. ].--Zapata prefabricada.

4. CONDICIONANTES ECONOMICOS

El factor econbmico es de muy dificil tratamiento en la cimentación de edificios y no puede contemplarse con la misma bptica que en otro tipo de obras.

Sin entrar en los aspectos deontolbgicos del proyecto de cimentaciones supera- bundantes o excesivas, cabe preguntar si es lógico ahorrar o escatimar en las cimentaciones cuando de ellas depende el futuro de edificios de coste 50 6 200 veces más elevado que el de los propios cimientos. Afortunadamente son muy escasos los riesgos que se corren en este tema &ando se trata de edificios importantes.

Pero existe otro aspecto del problema y es el de la errónea valoración de algunas soluciones constructivas. Muchas veces se valoran los materiales empleados cuando lo verdaderamente costoso es la mano de obra y el tiempo empleados.

Los ejemplos son muy numerosos. Colocar armaduras en el fondo de un pozo y luego encofrar un plinto armado es mucho más costoso que rellenar el pozo de hormigbn en masa y bastante menos peligroso. Una cimentacibn por pilotes cortos (< 10 m) barrenados puede ser más barata que una cimentacibn superficial que exija entibacibn o agotamiento y con seguridad mucho más rápida. El coste de las excavaciones para zapatas o pozos puede aumentar exponencial- mente con la profundidad si hay que entibar. Una cimentación por losa puede ser más barata que una por zapatas si se cuentan los encofrados, riostras, soleras, etc. Un pilotaje puede ser mis económico que una losa o al contrario, se- gún su longitud, etc.

Se puede concluir que siempre conviene hacer una comparación entre posibles alternativas partiendo de una valoración realista de ¡os costes de materiales, de los plazos de ejecución, de. la facilidad de inspeccibn y control y de la garantía

e comportamiento bajo las cargas del edificio, sin olvidar la resolución de los problemas de interaccibn con otros.edificios.

ueden citarse como más típicos los casos siguientes:

- Edificios antiguos con cimentaci6n somera, generalmente en mal estado en terreno blando o arenoso flojo. Esta s i tuac ih puede obligar a:

- ~ e a l i z a r las excavaciones de s6tanos al abrigo de pantallas in situ o, en elicados, de pantallas de pilotes poco deformables.

- Consolidar el terreno previamente o incluso recalzar los edificios adyacentes.

- En el caso de tener que cimentar el nuevo edificio mediante pilotes, evitar los de hinca o desplazamiento.

- En el caso de cimentaciones por zapata o losa deben estudiarse los asientos inducidos en los edificios próximos (generalmente no son admisibles si las cargas del nuevo edificio son importantes).

- Estudiar las eventuales modificaciones del nivel freático en el entorno, tanto si asciende por haber reducido la sección de los acuiferos, como si se deprime al realizar agotamientos para trabajar en la nueva excava- ción. Ambas situaciones pueden dar lugar a asientos en otros edificios.

- Edificios ligeros cimentados sobre pilotes: Nuevas cargas superficiales pueden inducir flexiones laterales o rozamientos negativos por lo que será casi obligado cimentarlas profundamente.

- Edificios adyacentes con cargas muy diferentes: Cuando se va a construir un edificio de gran altura y cargas junto a otro de menor importancia, este Último se verá inevitablemente influido por la «cubeta de deformaciones)) del primero (fig. 8.2) saIvo en el caso de que éste o ambos se cimenten sobre pilotes trabajando por punta en un substrato firme.

Fig. 8.2.-Asientos inducidos por edificios altos en otros 11

preexistenres. I I I l

omo se ha sefialado al rincipio, el proceso de selección de un tipo de cimen- tación suele ser relativamente complejo, salvo en algunos casos triviales. Sin embargo, cabe establecer algunos criterios orientativos para situaciones normales, haciendo abstracción de algunos factores de tipo económico y constructivo relarivos a obras de infraestructura ligados a las cimentaciones como la excava- ción y contención de sótanos, drenaje de filtraciones, etc. or otra parte debe-

las soluciones tradicionales y co onales ya que existe una de patentes y sistemas más sofisticados pero cuyo estringido, como es el caso umnas de grava, los ci-

mientos celulares, las soluciones mixtas zap Otras soluciones

s i h a intentado esquematizar el proceso de anilisis de factores tipologia de cimentación. En los apartados que siguen se de-

sarrollan con mayor detalle las lineas expuestas en dicha figura.

Informacibn previa

Influencias del nivel freitico sobre las operaciones constructivas

imentación directa (zapatas, losas)

I Optimización de excavaciones

1 Media l Media 1

Positivo

Cimentación profunda

ativo

<

ecisidn en la selección d e cimentaciones (excluidos terrenos problemiticos).

Es la solución tradicional de cimentación, preferida por su economía y facilida de ejecución. En edificios sobre roca se utiliza con cualquier altura (presiones de trabajo hasta 40 kp/cm2 en el World Trade Center y en el Empire State, sobre granito). Sobre suelos normales la gama usual de presiones varia de 1 a 3 kp/cm2. Con pilares cada 25 m*, cargas totales de 1.000 kg/m2 por planta y una ocupación por las zapatas no superior al 50010 del área del edificio, las presiones anteriores limitarían las alturas aceptables a 5 y 15 respectivamente, lo cual d a idea de por qué la cimentación por zapatas va perdiendo campo en la moderna construccibn en altura. Por el contrario deben darse condiciones excepcionalmente desfavorables para que no puedan cimentarse por zapatas edificios de menos de 3 plantas. Dentro de los terrenos naturales podría ser el caso de las arenas muy flojas y de las arcillas muy blandas, pero estas formaciones rara vez se encuentran en nuestro país con capacidad portante inferior a 1 kp/cm2 (teniendo en cuenta los asientos admisibles).

El empleo de zapatas exige un terreno de resistencia media a alta, sin intercala- ciones blandas en la zona de influencia de cada cimentación (la imagen del ((bulbo de presiones») o en la afectada por la superposición de presiones de zapatas adyacentes.

Cuando no existe este efecto de superposición (grandes luces) cabe aprovechar capas superficiales resistentes (costras desecadas o cementadas, terrazas compactas, etc.) aunque por debajo existan capas más flojas.

La situación ideal para la ejecución de zapatas es cuando el terreno posee cohe- sión suficiente para mantener verticales las excavaciones, no existe afluencia de agua y el nivel de apoyo se encuentra a menos de 1,50 m bajo la superficie. En condiciones más desfavorables se han construido zapatas en terrenos inestables, con profundidades de 3-4 m (entrando ya en el campo de los pozos). con enti- bación y agotamiento del agua, etc., pero en estos casos el coste de ejecución ya deja de ser competitivo con otras soluciones como las losas o pilotes.

Para edificios ligeros y muros de carga las zapatas corridas, de hormigón en masa, constituyen una solución frecuente. Sin embargo debe pensarse que un ligero armado de la base de la zapata y el empleo de hormigones de buena calidad (f,, r: 180 kp/cm2) mejora considerablemente el comportamiento de la ci- mentación frente a asientos diferenciales, agresividad, etc., con un incremento de coste muy reducido.

Respecto a las zapatas aisladas se han superado ya los laboriosos diseños de zapatas flexibles, con canto variable y optimización de la armadura, en favor de zapatas semirígidas o rígidas de canto constante, eliminando al máximo los en- cof rado~.

Cuando el firme está a más de 1,20-130 m de profundidad es frecuente rellenar el fondo de la excavación con hormigón pobre, práctica mucho más defi- ciente que construir las zapatas en el fondo y recrecer con un plinto de hormi- gón, pero admisible en bastantes casos.

Por su propia naturaleza, las zapatas aisladas permiten que los pilares asienten independientemente y presentan escasa resistencia frente a giros o desplazamientos horizontales. Todo ello hace aconsejable el empleo de riosrras uniendo las zapatas, o combinar en una sola zapata las de pilares próximos. Debe tenerse en cuenta, sin embargo, que las riostras, salvo que sean de extraordinaria rigidez, son incapaces de homogeneizar los asientos de las zapatas que conectan.

En una situacibn limite la combinación de zapatas y riosrras llega a constituir un verdadero emparri[iado, concebido como una reticula de zapatas corridas. Es un sistema poco utilizado por el elevado coste de encofrado, lo cual conduce a las soluciones tipo losa. Sin embargo la forma de trabajo es más clara que en las losas y el cálculo se realiza con gran facilidad mediante los programas de structuras reticuladas.

1 como se sefiaIaba la cimentaci6n por losa cuan-

- Se requiere un sbtano estanco bajo el nivel frehtico (soluci6n a combinar con muros o pantallas.también.irnpermeables).

- Se desean reducir los asientos diferenciales en terrenos heterogéne- os o con inclusiones o defectos erráticos.

- Interesa conseguir una mayor presión de trabajo aprovechando la descarga producida por la excavación de sbtanos, y construyendo una cimentacidn compensada.

La losa es una soluci6n frecuente. cuando las cargas son importantes (por ejemplo edificios de más de 8 plantas) y el terreno tiene una capacidad portante media a baja (q , ,~ 1,5'kp/cm2). Si el terreno es arena floja o de resistencia muy baja [<OS kp/cm" existe riesgo de rotura general (salvo en losas muy extensas) o de grandes asientos por la gran profundidad afectada, en cuyo caso no es una solucibn apropiada salvo que se mejore previamente el terreno o se reduzcan los asientos, por ejemplo, combinando la losa con un pilotaje. Estas soluciones son casi inevitables cuando el firme en que apoyar unos pilotes- columna está muy profundo.

En el caso de edificios con zonas diferentemente cargadas debe estudiarse la compatibilidad de deformaciones del sistema terreno-losa-estructura, Ilegándo- se generalmente a profundidades de cimentación variables, distintas rigideces o a la inevitable introducción de juntas.

Para edificios normales la facilidad constructiva ha obligado a utilizar casi exclusivamente losas de canto constante, prescindiendo de las antiguas soluciones aligeradas, celulares, etc.

A pesar de su aparente sencillez estructural, las losa requieren una ejecución y control cuidadoso por lo que respecta a la colocación de las armaduras, puesta en obra del horrnigh, eventuales juntas de hormigonado, etc., por lo que no deben dejarse en manos de contratistas poco solventes.

En el aspecto económico la losa constituye una solución cara para edificios de poca altura (menos de 6-8 plantas) y su coste puede ser comparable al de algunos pilotajes. (En las comparaciones no deben olvidarse los encepados y riostras del pilotaje).

6.3. Cimentaciones por pozos

Las cimentaciones semiprofundas se utilizan cuando:

- El terreno firme o la zona estable se encuentran a una profundidad demasiado grande para construir zapatas convencionales pero no lo suficientemente para obligar al empleo de pilotes, es decir, entre 3 y 6 m como valores típicos.

- La obra es tan pequeiia que razones de espacio o econbmicas no justifican recurrir a un pilotaje.

- Existen esfuerzos horizontales que hay que absorber con la colabo- raci6n del terreno a empuje pasivo.

Los pozos plantean en algunos casos problemas de agotamiento y muy frecuentemente de entibación y de seguridad de1 personal. Aunque existió una larga tradici6n de constructores de pozos de cimentacibn en ladrillo o mampostería, conectados en cabeza por arcos y bbvedas, actualmente esta actividad ha quedado reducida a obras de recalce. La soiución puede ser satisfactoria cuando la excavación es realizable con pala y algo menos cuando se emplea maquinaria para pilotes de gran diámetro.

n líneas generales, la cimentaci6n s t i indicada cuando:

idad alcanzable con zapatas o

- Las cargas son muy fuertes y concentradas (caso de torres sobre pocos pilares).

- Se quiere evitar la incidencia sobre cimentaciones adyacentes.

Cuando el firme está profundo y hay que recurrir a un pilotaje, la solución es inmediata si las cargas están concentradas pero no sucede lo mismo cuando entre unos pocos pilares hay grandes superficies cargadas como es e1 caso d e naves industriales, almacenes, iglesias, etc. En estas condiciones resulta econ6- micamente inviable pilotar toda la superficie edificada y tampoco es aconse- .jable pilotar s61o los pilares dejando el resto como una solera flotante ya que los asientos diferenciales llevarían a una situación funcionalmente inaceptable.

No hay más remedio en estos casos que mejorar el terreno para reducir al má- ximo su deformabilidad, lo cual puede conseguirse por precarga, vibroflota- ción, consolidación dinámica, inyecciones, etc. Según el nivel de mejora alcanzado la solución global puede ser una cimentacibn superficial de pilares y solera o el pilotaje de los pilares y el apoyo directo de las soleras.

La seleccibn de uno u otro tipo de pilote tiene considerable importancia y requiere cierta experiencia ya que es frecuente e! empleo de pilotes inadecuados al problema que se plantea, bien por defecto de proyecto o por esforzarse el Contratista en emplear el pilote que fabrica o que le es más asequible.

En la selección del tipo de pilote intervienen:

- La naturaleza de las distintas capas del terreno y su resistencia.

- El espesor de terreno a atravesar o la longitud previsible de los pilotes.

- Las cargas a transmitir.

- El número de pilares a cimentar o , en definitva, e! volumen de la obra de pilotaje.

- Condicionantes especiales como el trabajo en zona urbana, la agresividad del terreno, la existencia de fuerzas horizontales o dinámi- cas, el riesgo de rozamiento negativo, etc.

Estos factores tienen una mayor o menor influencia según el caso de que se trate y están interrelacionados, lo cual imposibilita una elecci6n inmediata de un determinado tipo de pilote, dándose a menudo el caso de existir varios tipos posibles, entre los que se elige por consideraciones económicas, de plazo, etc.

Sin embargo pueden hacerse algunas recomendaciones útiles en los casos más frecuentes:

- Los pilotajes flotantes en arcillas deben evitarse, pero cuando resultan obligados por estar el firme muy profundo (> 30 m) suelen realizarse con pilotes in situ en una vaina perdida hincada previamente. Si el terreno es relativamente firme, de modo que la per- foración se mantiene lo suficiente para hormigonar, sin necesidad de revestimiento, están indicados los pilotes i n situ y los barrenados.

- En el caso de pilotajes en terreno arenoso flojo interesa conseguir la mejora o compactaci6n del terreno por lo que se emplean los pilotes prefabricados hincados y los apisonados al amparo de una entibación considerable, con bulbo en ia base (tipo Franki). Si el terreno granular es compacto, la hinca debe ayudarse con lanza d e agua o incluso hacer una perforacibn previa (eventualmente mante- nida con lodos bentoníticos). En este caso pueden ser ventajosos los perfiles o pilotes metálicos de pequeña secci6n y más fácil hinca. Sin embargo, es raro tener que recurrir a pilotajes en suelos granulares compactos.

- n el terreno existen gravas ruesas, bolos, capas cementadas, demoliciones, etc., que en o dificultan las hinca

que recurrir a pil rados, de diámetro prefe- ande, y normalmen

- Los pilotes barrenados no pueden ejecutarse en terrenos duros o cementados ya que el avance de ia hélice exigiría un par motor ex-

' cesivo para ¡a maquinaria usual.

- Cuando en el terreno existen capas artesianas pueden producirse problemas al atravesarlas con pilotes de extraccibn, sobre todo si se trata de arenas flojas que se sifonan. Igualmente pueden presen- tarse problemas en el hormigonado si existe circulaci6n importante de agua, existiendo riesgo de deslavado del hormigón.

- Cuando se pueda alcanzar una base firme de apoyo en profundidades razonables deben emplearse pilotes-columna apoyados en dicha base ya que es la mejor forma de aprovechar la capacidad resistente de la cimentación. A este fin los pilotes prefabricados hincados convienen en longitudes moderadas (< 12 m) para evitar uniones, desvíos de instalacibn, eventuales pandeos, etc. Los pilotes in situ (con o sin entubación, según el terreno atravesado) deben tener un diámetro proporcional a la profundidad para efectuar correctamente el hormigonado.

- Respecto al volumen de obra, los pilotes prefabricados requieren el empleo de gran número de unidades (> 100) para justificar un par- que de fabricación. En el mercado existen algunos tipos patentados (como el Herkules o el Raymond) que pueden encargarse para obras pequefias. Los pilotes de gran diámetro, que requieren importante maquinaria y equipos, también precisan volúmenes de obra apreciables para amortizar traslados e instalaci6n. El pilote in si!u, el barrenado y el apisonado son mucho más versátiles y se adaptan mejor a obras de tamaño medio a pequeño.

- En funci6n de las cargas previstas y teniendo en cuenta que la ci- mentación resultará econ6mica cuantos menos pilotes se coloquen, los pilotes prefabricados están indicados para carga por pilar bajas ( > 200 t), los pilotes convencionales in situ para cargas medias (200- 700 t) y los de gran diámetro para cargas grandes (>700 t).

- Los p'iiotes hincados no pueden emplearse cuando los impactos ge- neren perturbaciones ambientales (ruidos, vibraciones, etc.) no tolerables o cuando puedan inducirse asientos o fen6menos de inestabilidad en edificios pr6ximos.

6.5. Otras soluciones

No siempre la soluci6n más adecuada o econ6mica se consigue con los tipos tradicionales de cimentación, si bien el apartarse de la rutina require una considerable experiencia y especialización.

-."En algunos casos se trata de modificaciones de sistemas convencionales, como son:

- los zapilofes, o combinaci6n de pilotes cortos y una base ensanchada o zapata.

;-

. - los pilotes con bulbos o ensanchamientos a lo largo dei fuste.

En otros, se combinan distintas soluciones:

- la losa sobre

- los emparrillados sobre pozos de cimentación. -. -

- la zapata sobre columnas de rava o tapices de tierra armada.

y m i s frecuentemente la cimentaci6n va precedida de un tratamiento o mejora del terreno:

- Compacración vibratoria en , generalmente con adi- ci6n de grava u otros materiales.

cemento, resinas, cktera).

- Compacraci6n

La existencia de un nivel freático alto constituye un factor de gran importancia en el proyecto y eljecución de cimentaciones, si bien sus efectos están asociados a la naturaleza del terreno y en particular a su permeabilidad.

La acción más directa se traduce en empujes hidrostáticos sobre los sótano y subpresiones sobre las obras de cimentación.

Como más frecuentes pueden considerarse los casos siguientes:

'a) Suelos arcillosos blandos

La saturación del terreno por el agua freática presta a éste una consistencia blanda o fluída lo que d a lugar a una resistencia baja. permitiendo presiones d e trabajo muy pequeñas, y a problemas de estabilidad en los taludes y fondo d e excavaciones.

La fluencia lateral de los taludes puede inducir asientos y deformaciones en los edificios adyacentes, siendo generalmente necesario recurrir al empleo de pantallas in situ, las cuales deben calcularse para fuertes empujes. . Por otra parte, el levantamiento del fondo también puede inducir inestabilidad periférica y, aun sin lIegar a la fase de rotura, la carga del terreno subsiguiente a la excavación suele dar lugar a asientos considerables.

b) Suelos arcillosos duros y consolidados

La presencia del nivel freático se traduce en pequeiios caudales de agua hacia las excavaciones, generalmente a través de lisos y fisuras, sin llegar a afectar a taludes moderados o a la capacidad portante del terreno.

Debe tenerse en cuenta, sin embargo, que la posición más frecuente del nivel freático suele marcar una zona de menor resistencia, generalmente en una franja de 1-2 m de espesor. Es importante evitar esta zona, quedándose por encima o por debajo de la misma. No es raro el caso en que por profundizar excesivamente en busca de un terreno más firme empeoran bruscamente las condiciones de cimentación al alcanzar el nivel freático.

Algo diferente es el caso en que estos suelos presentan caracteristicas de expansividad. Cuanto mayor sea la proximidad al nivel freático menor será el riesgo de cambios de volumen, si bien es necesario llegar a un compromiso entre esta condición y el riesgo de reducci6n de la capacidad portante.

C) Suelos arenosos

Debido a su elevada permeabilidad debe evitarse tener que cimentar bajo el nivel freático. Si ello resulta necesario (por ejemplo, para construir sótanos) se impone la construcción de un recinto estanco (pantallas, tablestacas, etc.) y un agotamiento del agua que puede penetrar por el fondo. Si existjera riesgo de sifonamiento habría que lograr rebajar el nivel mediante pozos, well-points, etc.

En razón de la permeabilidad las oscilaciones de los niveles freáticos pueden ser importantes en estos suelos, por lo que es aconsejable una determinación preci- sa de los mismos en distintas épocas del año. La cimentación debe colocarse bien por encima del nivel máximo posible o claramente al ras del nivel más deprimido compatible con el programa de construcción con el fin de evitar que la inmersión posterior del terreno en la zona de influencia de las cimentaciones de lugar a fenómenos de colapso o asientos bruscos, tanto más importantes cuanto más flojo esté'el suelo en su estado original.

":

compone de estratos ente mejores al avan planta, cambiando

rreno o apareciendo lentejones o bolsadas e distinta naturaleza.

es, cambios later sin dicha informa-

a) Variabilidad vertical

Si el terreno está formado por capas de resistencia creciente con la profundidad, ya sean granulares o cohesivas, el problema se limita a elegir aquel nivel en el que existe una capacidad portante suficiente; bien para cimentaciones superficiales o profundas.

Cuando entre las capas resistentes están intercaladas otras blandas y deformable~ debe estudiarse-en qué forma estas últimas reducen la capacidad portante de las primeras. En el caso de zapatas existen algunas soluciones (ver capitulo 2) para valorar esta influencia y controlar el riesgo de punzonamiento o extrusión. - . Cuando existen zapatas próximas o una losa de cimentación, la superposición de tensiones hace que contribuyan a los asientos capas blandas relativamente profundas por lo que deben estudiarse las existentes en profundidades del orden de 1 ,S veces el ancho de la superficie cargada.

En el caso de cimentaciones por pilotaje la influencia de las capas blandas puede hacer que al profundiza? un pilote esté en peores condiciones que otro más superficial pero mas alejado de una capa de baja resistencia. Analogamen- re los asientos de un grupo de pilotes pueden ser comparables a los de una ci- mentación superficial si sus puntas están próximas a un estrato compresible.

Debe observarse que a veces es la presencia del nivel freático la que crea una zona blanda, sin que cambie la naturaleza del terreno.

Otra situación diferente se plantea cuando en el terreno existe una costra o capa de alta resistencia, muy dificil de atravesar. Si queda por debajo de los sóta- nos previsibles, lo ideal seria apoyar directamente en la citada capa pero ello no puede hacerse sin comprobar su espesor y que por debajo no existen capas blandas que puedan permitir sbro tura por punzonamiento. Si la costra queda por encima de la excavación prevista conviene hacer un estudio de alternativas, entre ellas la de reducir la profundidad de sótanos, ya que la eliminación de la capa resistente, generalmente costosa y requiriendo explosivos, puede dar lugar a tener que buscar un firme profundo y a tener que cimentar mediante pilotaje.

b) Variabilidad horizontal

En cuanto la planta de un edificio es un poco grande (digamos superior a 300 m:) existe cierto riesgo de que las condiciones del terreno varíen de unos puntos a otros.

Este riesgo puede ser muy grande en terrenos con problemas de disolución o en formaciones cuaternarias de intensa actividad fluvial (meandros divagantes, paleocauces, etc.).

En otros casos el substrato firme presenta un perfil muy tortuoso como en el caso de suelos residuales sobre rocas igneas,o metamórficas o rellenos erráticos.

Las situaciones citadas dan lugar a asientos diferenciales y distorsiones por lo que es muy importante conocerlas antes de proyectar la cimentación. Cuando los asientos previsibles son moderados puede resolverse el problema mediante cimentaciones diferenciadas, trabajando con diferentes presiones y adoptando una disposición de juntas apropiada. Si ni aún así se consigue reducir los asieri- to diferenciales a limites tolerables debe pensarse en una cimentación por piio- taje o una mejora del terreno.

Esta situación puede tener efectos graves en el caso de edificios altos cimentados por losa ya que la existencia de unos lentejones blandos en una parte del solar puede producir inclinaciones inadmisibles del edificio, costosísimas de corregir.

edificación sobre terrenos riales de cantera o cuand se construye sobre antiguas es- ina, escorias industriales, etc., pedraplenes o zonas

e desmontes rocosos.

Estos rellenos suelen tener una compresibilidad elevada. y muy variable, de unos puntos a otros, lo cual hace aconsejable evitar la cimentación directa. embargo, la ejecución de pilotajes tropieza con grandes dificultades ya que no es posible hincar pilotes prefabricados, ni los bloques de roca pueden atravesarse con las máquinas convencionales. La cimentación suele requerir estudios muy especializados, pudiendo citarse como soluciones más frecuentes:

-La mejora del relleno mediante inyecciones, compactación dinámi- ca, vibroflotación, etc., colocando después una losa suficientemente rígida.

-Sustitución completa del material cuando su espesor no es muy grande.

-Ejecución de pilotes, perforando a rotación con maquinaria especial, o substituyéndolo por numerosos micropilotes.

ellenos artificiales com~actados

Es una práctica relativamente frecuente rellenar vaguadas con terrenos de apor- tación compactados por tongadas, con la misma técnica empleada en los terraplenes de carreteras. Estos rellenos pueden considerarse de buena calidad

ara cimentar superficialmente, admitiendo presiones de trabajo del orden de 2 kp/cm2, siempre que se cumplan las siguientes condiciones: e-7

-El relleno se haga con materiales adecuados, preferentemente del tí- po arena arcillosa (arena de miga) o materiales granulares con un contenido de arcilla no excesivo y exentos de elementos degradables o agresivos.

-El terreno de apoyo sea firme y de perfil suave, desbrozando y eliminando la capa vegetal y los terrenos flojos superficiales, así como cualquier tipo de blandón, zona a,negada, etc.

-La compactación se haga por tongadas delgadas (e 130 cm), como mínimo al 100% del Proctor Normal y existiendo un riguroso control de densidades y humedades de puesta en obra. Debemos se- iialar que este control es dificil cuando se trata de áreas extensas. Suele ser aconsejable una verificación post-constructiva mediante penetrómetros, placas de carga, etc.

Estos rellenos pueden sufrir algunos asientos por saturación o inundación por lo que es importante el control de los saneamientos, evitando al máximo las fugas accidentales.

Existen diversos tipos de terrenos en los que las soluciones tradicionales no son válidas o requieren determinadas adaptaciones. En ellos suele ser necesario realizar estudios detallados, generalmente con auxilio de especialistas. Pueden citarse a1 respecto:

a) Suelos con materia orgánica

Se distinguen por la presencia de materiales fibrosos o esponjosos (turbas), raíces, hojas y restos vegetales, etc., olor a pudnción orgánica, elevada humedad y coloración negxuzca o grisácea. Se encuentran en zonas pantanosas y lacustres, antiguas albuferas y estuarios, meandros abandonados de nos, marismas, etc.

ueden ser de naturaleza lirnosa, arcillosa o incluso arenosa. Bajo carga dan lugar a asientos imponantes con el tiempo, por descomposición de la materia orgánica, consolidación y colapso.

eben adoptarse recauciones cuando el contenido en materia orgánica (según UNE-7368) supera el 10% en la zona de influencia de la cirnenta- ción y emplear soiuciones especiales de cimentación por encima del 20%.

os eFectos son más graves cuando el teneno orgánico está bajo el nivel freático o n la zona de oscilación del mismo.

stos suelos suelen encontrarse as antiguas albuferas de evante (la mayor

parte ahora cubiertas), en las marismas de Huelva y en los estuarios'de ríos del Cantábrico. También en lagunas o zonas pantanosas interiores.desecadas.

No es aconsejable cimentar sobre ellos, pues la.;descomposici6n de la materia orgánica da lugar a asientos. Además suele tratarse de terrenos flojos y poco resistentes. Es necesario, por tanto, substituirlos o atravesarlos con cimentaciones profundas.

b) Suelos colapsables

Son suelos de estructura floja en razón de su forma de deposición. Es el caso de los limos yesiferos, los suelos eólicos (dunas antiguas), el loes (partículas de limo unidas por puentes de carbonatos), acumulaciones de cenizas volcánicas, etc. En estado seco son estables y resistentes pero al saturarse, o por efecto de las vibraciones sufren asientos importantes y repentinos. Estos suelos son característi- cos de regiones áridas, con niveles freáticos muy profundos. Se encuentran en el Valle del Ebro (Zona Tarazona-Mequinenza), Valle medio y bajo del Záncara, Canarias, etc.

Los sondeos con agua pueden alterar totalmente su estructura, por lo que son preferibles catas o prospecciones en seco. Una excesiva facilidad de perforación, en suelos de naturaleza no arcillosa, puede indicar un terreno colapsable.

Cuando no se disponga de una identificación geológica directa. pueden resultar indicativos los aspectos siguientes:

.-. -Aspecto limoso, con pequeñas oquedades, huecos de raíces, etc., o

granos de arena unidos puntualmente por elementos cementantes de coloración diversa que pueden ser arrastrados por el agua (yeso, carbonatos, etc.).

-Muy bajo peso especifico seco (generalmente menor de 1,4 tlm3).

-En el caso de arenas, un índice de compacidad muy bajo (ID < 0,5) o una resistencia a la penetración estándar menor de N = 10.

S i el suelo tiene plasticidad existe nesgo.de colapso si

S e tallan dos terrones iguales de suelo (V = 8 cm" y a uno de ellos se le añade agua, moldeándolo en la mano hasta formar una bola húmeda y plástica. El suelo puede ser colapsable si el volumen de esta bola es del orden del 30% o menor que el del terrón dejado como referencia.

-Un cilindro de suelo de altura Ho se coloca en un edórnetro (o un recipiente comparable) bajo una presión de 2 Kplcm2, inundándole a continuación con agua y dejándolo asentar 24 horas. Si el asiento producido es superior al 5% de Ho, existe el riesgo de colapso.

c) Suelos expansivos

Son materiales arcillosos preconsolidados con apreciables cambios de volumen por variaciones de humedad. Los efectos son m& importantes en climas secos y áridos y cuanto más ligero sea el edificio. En época seca se forman grandes grietas en el terreno siguiendo un motivo hexagonal, mientras que en época de lluvias se adhieren al calzado y forman barros muy pegajosos. En general presentan colora- ción gris verdosa, marrón rojiza o amarillenta, pero el color por si solo no es un carácter distintivo.

Debe sospecharse la expansividad o retracción de las arcillas cuando:

-El terreno sea uy duro de excavar y en él aparezcan IIsuras, Iisos o planos de aspecto jabonoso.

-Las excavaciones expuestas al sol S idamente, agrietan se y desprendiéndose terrones de

netas en la superficie el teneno en tiempo seco

uros, tapias o edificios

nes.

L..

r

-El límite líquido sea 1. 60 e PP 2 35, con más del 85% pasando por el tamiz R." 200.

-Los análisis mineralógicos indiquen la presencia de m~ntmorillonit~ o haloysita.

A pesar de estas indicaciones resulta muy difícil calibrar el grado de expansividad

. . del terreno por lo que debe recurrirse a detallados ensayos de laboratono (presión de hinchamiento, hinchamiento libre. doble edómetro, relaciones succión-humedad. etc.). Desarrollan expansividad apreciable los depósitos miocenos del Sur de Madrid, hasta Illescas; grandes áreas de Andalucía: Area Jaén-Mancha Real, Arco Sevilla- Huelva, Conedor'Tabemas-Vera y Campo de Níjar en Almería, la Campifia de Córdoba, las arcillas del Aljibe (Málaga-Cádiz). etc. Otras áreas significativas son: e[ Campo de Calatrava (Ciudad Real), el Somontano de Wuesca, el Bajo Jiloca, erc.

El tipo de cimentación depende del grado de expansividad del terreno y del tipo de edificio, existiendo una extensa problemática que ha sido tratada en otro lugar (1).

d) Terrenos kdrsricos

En formaciones calizas o yesíferas pueden existir problemas de disolución, con formación de huecos más o menos grandes que pueden hundirse bruscamente afectando a las edificaciones cimentadas sobre ellas.

Estos fenómenos suelen estar ya indicados en los antecedentes geológicos de las zonas con problemas. Suele ser necesario realizar campañas de prospección muy especializadas (fotogeología, gravimetn'a, trazadores, etc.) ya que el carácter errritico de las oquedades hace poco útil una investigación convencional.

Son típicas las formaciones calizas de las Cordilleras Ibérica y Cantábnca, debiendo sospecharse este riesgo cuando existen en el entorno cuevas prehistóricas, estalacti- tas. etc.

Los yesos suelen presentar karstificaciones en las partes centrales de las cuencas sedimentarias correspondientes. siendo típicos estos fenómenos en, formaciones miocenas de las provincias de Madrid, Toledo, Valladolid, Cuenca, Zaragoza, etc.

Independientemente de la valiosa experiencia local, pueden sospecharse estos problcmns cuando:

-Existen en el terreno zonas hundidas con forma dc cmbudo o pozo cegado (dolinas).

-Desaparecen en el terreno las aguas de fuentes o cursos de agua naturales o artificiales.

-En los sondeos en roca se pierde el agua de perforación o el tren de perforación desciende a veces con excesiva rapidez.

-Los testigos extraídos muestran huellas de disolución, cavidades, zonas rellenas de arcilia, etc.

El reconocimiento de estos terrenos es muy difícil y en el caso de cargas fuertes puede requerir investigaciones puntuales bajo cada zapata. Otras veces se opta por atravesar la zona karstificada con cimentaciones profundas.

e) Rellenos

ebe sospecharse la existencia de rellenos imponantes cuando:

-Los ensayos de penetración dan valores muy bajos, eventualmente alternando con otros elevados. alcanzrindose el rechazo a prohndidades muy diferentes en distancias cortas.

-Los testigos de sondeos o las caras muestran restos de cascotes, ladrillos. tierra vegetal, etc.

a columna de sondeo es relativamente homogénea pero con una parte superior mris floja que el resto.

Es importante conocer los usos la topografía anterior del solar en movimientc>s tic tierras, vcnidos, etc..

' Vsr nora pay. 42.

No son aconsejables para cimentar por su elevada compresibilidad, generalmente muy errática. Deben eliminarse o atravesarlos con pozos o pilotes.

' i .

f) Laderas inestables

Exigen una fijación previa a cualquier obra de cimentación. En casos especiales puede cimentarse bajo la zona deslizante adoptando medidas para que ésta no transmita empujes a las partes enterradas de los edificios.

Debe sospechase la existencia de movimientos de ladera cuando:

-Se aprecian grietas u ondulaciones en el terreno.

-Los troncos de los árboles presenten concavidad hacia la parte superior del talud.

-Se observen cambios de coloración o fallos en la vegetación o existan edificaciones con problemas.

En estos casos la prospección debe dirigirse en principio al análisis de los factores de inestabilidad ya que su corrección es previa a cualquier operación constructiva. Habitualmente estos fenómenos están asociados a materiales limo-arcillosos o margosos en áreas de pluviometría media a alta o a suelos residuales y rocas alterables en zonas de relieve movido.

En otros casos los problemas se derivan de condición especiales existentes en el terreno. Tal es el caso de:

a) Terrenos agresivos al hormigdn. Son aquellos en los que existe un porcentaje apreciable de sales o elementos nocivos para el hormi- gón de las cimentaciones. Entre ellos destacan los sulfatos y el magnesio.

Los efectos de estas condiciones agresivas dependen de la existencia de agua, de su presión y de la permeabilidad del terreno, así como de las dimensiones expuestas de la cimentacibn y de la calidad del hormigón empleado.

Actualmente el problema se soluciona con relativa facilidad mediante el empleo de cementos especiales. Sin embargo, en determinados casos de agresividad de origen industrial (ácidos fuertes) no es suficiente con variar el tipo de cemento, debiendo recurrirse a proteger las cimentaciones con revestimientos especiales (metáli- cos, cerámicos antiicido, plásticos, etc.)

b) Efectos térmicos

Son los derivados de agentes exteriores como la helada, o del propio edificio como instalaciones de calefacción o refrigeración defi- cientemente aisladas.

En el primer caso se consigue la adecuada protección con una profundidad suficiente de las cimentaciones bajo la superficie, que para las zonas más criticas de nuestro país puede estimarse en 1.20 m. Los terrenos Iimosos son los más susceptibles a la helada, seguidos de las arcillas y en último lugar las arenas y gravas.

Los problemas derivados de las instalaciones del propio edificio deben tratarse en origen, disponiendo el aislamiento adecuado. Especialmente típicos son los hinchamientos por congelación del terreno bajo almacenes frígorificos y la retracción producida por hornos en funcionamiento durante largo tiempo.

un terremoto sobre un edificio ependen, adem&s ción estructural, de forma en que las ondas ismicis se transm a través del terreno e su cimentación.

dad dinámica del terreno (las ondas se amortiguan antes en suelos Rojos, rocas blandas, etc.) los espesores de recubrimiento del substrato rocoso, los accidentes geol6gicos, etc. Ello hace que en una misma ciudad, un seismo afecte de forma muy desigual de unos barrios a otros y sblo en zonas de gran sismicidad (San Francisco, México, etc.) se dispone de mapas urbanos de riesgo potenciai. En los demás casos hay que contentarse con estimaciones o normas generales.

En un caso concreto el problema consiste en prever la forma en que las vibraciones del substrato se transmiten al edificio a través de su cimentación, dise- ,fiando ésta para que los efectos sean lo menos perjudiciales posibles. En general, las cimentaciones muy rigidizadas mediante riostras de tamaño adecuado o mediante losa, hacen que todo el edificio deba moverse en la misma fase con lo que los movimientos diferenciales quedan muy atenuados.

Así, en la norma sismonesistente española NCSE-94 se obliga a arriostrar las zapatas en el perímetro en la zona de sismicidad media y al atado en dos direcciones de todos los elementos cuando se trate de la zona de sismicidad alta o de cimentación por pilotes profundos.

Respecto al comportamiento sismico de edificios con cimentaciones profundas, existen opiniones contradictorias entre las normativas. Así, en toda la normativa europea salvo la alemana, y en la japonesa y americana, el coeficiente sismico es algo menor, para el caso de cimentación profunda que en el de cimenta- ción superficial, mientras que en la norma alemana (DIN-4149) el coeficiente sismico es el doble en el caso de construcción por pilotes (0,10) que en el de ci- mentación superficial (0,05).

Por otro lado, e independientemente del valor que se adopte del coeficiente sismico, la cimentación profunda hace que el edificio se comporte como si tuviera una altura mayor, elevando también el centro de gravedad de las masas, con lo que el mecanismo equivalente está menos coaccionado frente a movimientos oscilatorios; esto es, para aceleraciones o velocidades del mismo orden, las fuerzas sismicas setian menores en el caso de pilotes que'en el de cimentación superficial.

En cualquier caso, y considerando estos factores, la sismicidad de una zona no obliga a elegir una determinada tipologia de cimentaci6n, y solamente hará necesario aumentar el arriostramiento entre los distintos elementos de apoyo, con lo que resultarán más adecuadas las cimentaciones que por su naturaleza su- pongan un alto grado de arriostramiento (losa y zapatas corridas) frente a las 'de menor arriostramiento (pilotes y zapatas aisladas).

9.5. Cimentaciones en zonas de subsidencia

La subsidencia es un asentamiento del terreno a gran escala, creándose cubetas de centenares de metros o incluso kil6metros.

Su origen suele deberse a actividades humanas como la minería, la ejecución de túneles u obras subterráneas, la extracción de agua o petróleo, etc. Un caso clásico es la ciudad de México.

Ante este problema no valen las soluciones convencionales ya que el foco de los movimientos está muy profundo y e1 terreno asienta de forma desigual, marcándose en superficie acusadas curvaturas e inflexiones. La situación suele agravarse por el carácter evolutivo de las cavidades mineras.

En el caso de cavidades a poca profundidad puede pensarse en rellenarlas con hormigón o morteros inyectados, o bien apoyar por debajo de las mismas mediante pilotes. Sin embargo, en la mayor parte de los casos no es posible alcanzar un estrato estable por lo que se recurre a sistemas de construcción flexibles o , más raramente, se preveen dispositivos para corregir mediante gatos los movimientos de la cimentación.

Sin entrar en los citados sistemas, relativamente sofisticados, merece rnencio- narse el desarrollo en Inglaterra desde 1956 por el Consortium o f Local Autho-

rogramme (CLASP). La cimentación consiste en una losa de ba- a sobre polietileno) para permitir el deslizamiento horizontal del

terreno. En ia superestructura se emplean materiales ligeros para reducir peso. Los pórticos van articulados, sa

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Curso aplicado de cimentaciones. Rodriguez Ortiz

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