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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 reciclado 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 s e ha querido prescindir del encuadre teórico adecuado al nivel de formación d e 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 f6rmulas 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 presentación muy concisa, evitando acumular teorías y explicaciones que, con una innecesaria 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 . ....... .. . 2 . E1 Estudio Geotknico . . . . . . .. .... . . . .. . . . . . . . 3. Planificación de los reconocimientos . . ... . .. . . . . . 4. Determinación de propiedades geotécnicas . .. . .. . . 5. El informe geotécnico . . . . . . . . . . .. . . . .. . . . .. .. . . -Apéndice: Precios unitarios orientativos para la ejecución de estudios geotécnicos (1994) . . . . . . . . . . . . . .

..

. .

Cimentaciones superficiales-I - Análisis georécnico. José Maria Rodriguez Ortiz Introducción . . . . . . . . . . . . .. .... .. .. .. . . .. . . . . . Bases de diseiio . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .. . . . . . . . . . Parámetros de cálculo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . Valores empíricos de las presiones.de trabajo . . . . . Determinacibn de la presión de hundimiento . . . . . Problemas especiales de capacidad portante . . . . . . Aplicaciones a los suelos reales .. . . . . .. . . . . . . . . . Presiones admisibles. Coeficientes de seguridad . . . Asientos en las cimentaciones . . . . . . . . . . . .. . . . . . Cimentaciones en roca . . . . . .. . . . . . . . . . . . . . . . . . Apéndice: Tensiones y asientos en el serniespacio elástico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

CAPITULO 2.

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 . . . . . . . . . . . . . . .

9

35

39

41 41

42 42 44

49

56

63 M 75 81

7. 8. 9. 10. 11. 12.

.

. . . .. . . ... . . .. .. . .. . .

Carga de hundimiento del pilote aislado ... ... . Fórmulas de hinca . ..... . . . . . ...... Grupo de pilotes -Carga de hundimiento .... .. Asientos de pilotes y grupos de pilotes ...... . . Distribución de cargas en grupos de pilotes . .. . Pilotes sometidos a soiicitaciones especiales . .. ..

..

Cimentaciones por taje-ll - Aspectos estmctura Rodriguez Ortiz constructivos. José 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 edificio ......................................... 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&cnicoconsiste 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 integrarse 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 r o n 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 rnuestras 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 s o l u c i h d e 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 l a cimentación. S e comprueba si el terreno se ajusta a lo previsto en el proyecto y se controla el comportamiento de las cimentaciones, en especial en loaquese refiere a movimientos y asientos. Un comportamiento anómalo exige una corrección del sistema de cimentación o, al menos, aporta una experiencia para obras sucesivas.

El desarrollo de este proceso exige unos conocimientos relativamente especializados pero tiene también mucho de puesto Ira ter'reno cohesivo

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 a general (1) para te ensiondes. De los numerosos valores pr os los siguientes, introducidos ya en I

ducirse factores d e tos en la literatura retendre-

Ne.=.0 , ~ A efectos piacticos puede tomarse: s 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 también 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

ía)

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 o puede ser combin n procedimiento ap to obtenid-; para ca apoyo.La combinaci cie de rotura teórica. Esta superficie no se conoce no atravesada por 1 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,, qh2análogamente 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 BLANDA

@o

c,

CAPA DURA

6,

c,

Fig. 2.10.-Zapata

c,

CAPA DURA

$8

CAPA BLANDA

@a

c,

sobre dos csrratos.

CUADRO 2.4 AL) D E C A R G A a) Zapato recranglilar (L. / B r 5 )

b) Zapata cuodrada o circular ( L /

m

.

Arenas o zahorrar compactar sobre aren duce cuando se extiend Es la situación que se portante de un terreno para mejorar la capaci 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 (según Hanna. 19x1 ).

Iqb

(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. JUrgenson 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. 6-

0

--C

ZAPATA 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 bado disminuciones de capadefinido, si bien con H 1,6

1.5-2.0

-

-

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 problemática 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 deducur 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 cimentación. ormigón-terreno en muros o zapatas.

--Su sin

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

'redistribución de esfu ctura, ni los reajustes

carrmi-

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 expansivo, 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 volumétricas 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 instantaneamente, 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 Poulos 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 compresión 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 funrado 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 Casagrande para obtcner la presión de preconsolidación p..).

S. Cálculo del asiento edométrico S =

H !+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), tornando 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 Arcillas blandas normalmente c.

0,30 0,40

Arenas y suelos granulares

0.30

Si se dispone de ensayos edornétricos puede tomarse

siendo m, = 3.

C, 1 +e,

lag,, [(ore'

+

Aa')/a,'] A u'

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 O

1

Z. CORRIDA

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 la naturaleza del terreno y el de edificio y su estructur 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

cio

máximo: es el mayor descenso sufrido por los cimientos de un edifi-

S,,,.

-Asienfo

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

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

-Distorsión

1 Smax \i '

Fiy. 230.-Definici6n

ciones.

i

i

3

gcornétrica d e los movimientos de las cirnenta-

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 n o m a TG Oriental.

3

'

Ar d l a

Arena

Cimentaciones por zapatas Asiento máximo Asiento diferencial mauimo

25-30 mm 20-25 mm

65 mm (120)* 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

Obras de carácter monumental Edificios con estructura de hormighn armado de rigidez Edificios con estructura de hormigbn armado de pequeiia rigidez structuras metlüicas hiperestáticas Edificios con muros de fábrica

Sin cohesión

Coherenres

fmml

fmm)

12

25

5

50

50

75

Estructuras metdicas isostáticas Estructuras de madera structuras provision esrructura ni en los cerraientos.

a d m ~ i b f een 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 &ostramientos

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 2 5 % .

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 e n arenas que hayan experimentado asientos importantes o hayan sufrido daños, salvo cuando se han producido fenómenos dinámicos o en la arena existían intercalaciones blandas o d e tipo orgánico. A partir de los trabajos d e 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

/3 /1

frente a la fisuración parición de f i s u r a en muros y tabiques suras y dafios en elementos estructurales

inan los asientos rsos de edificios.

Dbtorsibn angular 8 = &/L

So wem (1962)

ermm (1963)

Normas polacas

Meyerhof (19v

Límite. peligroso para estructuras isostftticas y muros de contención 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 flexión 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

Denominacidn y caroclerkricas de la edificación

Magnitud de [as deformaciones límifes de fa cimenfaci6n , Deformaciones relativas Caso

Valor

Asientos absolutos marirnos y medios, cm Caso

1. Edificios de varias planta

con estructura reticulada de: 1.1. Pórticos de hormigón armado sin arriostramiento

Distorsión angular

2

ienro máximo aboluro

1

iento máximo absoluto

istors angul ormigón armado arriostrados

Distorsión angular

Valor

las deformacions limites eimenracidn s , , ~

caracf erírricas

Asientos absoluros m h i m o s y medios, Caso

Va!or

Caso

Valor

2. Edificios y estntcturas en los que no se producen esfuerzos suplementarios por asientos diferenciales

Distorsi6n angular"

3. Edificios de varias plantas con muros de carga de: 3.1. Grandes paneles

Flecha relativa2

0,007

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 del tipo de fábrica 4. Estructuras rígidas elevadas: 4. l. Estructuras de hormigon armado: a ) Edificios industriales y silos de estructura rnonolitica con cimentación por losa b) Id. de estructura prefabricada c ) Edificios industriales aislados d ) Silos aislados, con estructura monolitica e ) Id. con estructura prefabricada 4.2. Chimeneas de altura H , m: a ) H S LO0 m b) 100 < H 2á 2

d) H > 3 W m

Asiento máximo absoluto

15

iento medio-O

Inclinación4 transversal

0,005

Inclinación longitudinal y transversal

0,003 Asiento medio

40

-

-

Id. Inclinación transv. Inclinación longtdal. Inclinación longitudina! y transversal

0.003 Asiento medio 0,003 0,004 Asiento medio

30

0,004 Asiento medio

40

Id.

0,004 Asiento medio

30

[nclinación Inclinación Inclinación

0,005 Asiento medio Asiento medio

20

Inclinación

1/2H Asiento medio

10

inclinacion

iento medio

20

1/2H

25

-

.3. Todas las estructuras

de altura

Relación entre sl asiento diferencial de dos apoyos contiguos y su separación. 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. a

'

ajos recienter;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 defores 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 buzamientos 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 parecida a la resistencia caracteristica de los hormigones). Este criterio es bastante más conservador que el inglés (Cuadro 2.161, que llega a 0,sq,. 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 ;?-:-fJ-?>- ,' a,

Roca sana o poco alterada

Estado del macizo

Homogéneo Errrarificado o divclasado

...

(

20 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 qi

b) Asientos.

E

e/h

re superficie circular

a 2 Tensiones o,.

h

a'

pro.

I

' I

1 Circulo

h/fl

I

+

radio -u

---

'

1 .lNt!l 1 .03:1 1 .IS!l 1u : Cl.912 0.7Ii 0 . S!¡:{ 0.4iL : l O . L'I2 0 . l : O.Otil

I 8

'

, j

; * I; : !

i

1

;

l.01 ; O . : j

b) Asientos

orde de la carga circular

I

I

Faja Infinita m - -

Aslento S en m verrice i

Volar de

2

1

--O

0,083

f

Dora vendo

-

.

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

f

S

.

Y =O, 3 o

1 0 1 m

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

O

de b mqo

!

A+-3P ; A= siendo X = X+P

.

Ev

(1

+~ ) ( 1 - 2 4

Carga uniforme

Presión

o,

2(l

AsientoJ',

=

-$.y P

=

7%(1 - v 2 )

2

.

(ver también A.2b)

E

Giro 9 = 3 M (1 - Y*) 4E a3 Presión

a, =

3 4 a- a3

1

r (o c - e 1) a

E

Y

P=

2(l+~)

F....

ia rectangular rígida.

n este capitulo se tratan los aspectos estructurales y constructivos de las cimentaciones 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 horízontales que deben ser absorbidas por rozamiento entre terreno y zapata o por otro mecanismo. Las acciones antes indicadas se toman éficientes deseguuda-_'ecesariou~ma minacion de la tensión admisible o,- .--... 7-

- -------

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 comprobación 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 mayoración 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 ~ .!osi ~ ~Iloces c ~ n 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. y asientos, puede Esta variabilidad en la forma de $js~r-i.bucign-de..~ 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. ,1iL,-'d-"-.r

-

Q ' ~ , L

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 nrax' vedad coincida con el punto de aplicación de la carga.

1i- 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 ciduzca, 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 d e 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 n o responderán a los esquemas a), b) o c) 3.7, segun la posición ario plantear el esiones del terreno. rio es sencillo cuando la c anteamiento analitico 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 ,

e

1-

Fig. 3.9.

siendo

se tiene:

Zona

-.

a'

I C F -

I I

1

-t

Para el c&lculode 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

0

I

I

0.04

l

i

0.08

i

,

0.1 2

, 0.16 . , ,0.20, , , j

c

Fig. 3.11.

e

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 dimensionar 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~

S,

a ) Soporte o m u r o de hormig0n.

b) Soporte nirtilico.

oporte o muro de hormigón oporte o muro de mampostería Si el soporte fuese metálico sobre placa de reparto de acero se tomará como sección 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 Útil edera de l , j veces el vuelo v de la zapata perpendicularmente a esta sección; si ocurries lo contrario, el canto Útil se tomará iguat a 1,s v>>, figura

or ,se

sec-

omento de servicio si no se han mayorado las u10 de la seccibn

1 M r =- ~ b . 1 2 ' 2

1 =-a'

-a 2

i-0,lSa

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 l E R R A i

rh *?

ESP. HORMIGON

lD 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 momento 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 EH911, 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 scr5 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 Aceros tipo AEH 400 N

w, 1 2.0 O/, Ó

AEH 400F

Aceros con f, > 4.100 Kp/crnZ

w,

r 1,8O/,

%"S

2

1.8 4.100 mo, fe

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 sistema 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 aperimetral

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+2h 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 p a ralelas 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 corde 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 delongi(ud.

& = Perhetro de cada barra.

= resistencia de cáfcu~op 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 2b' -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 diferenciar 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 S2a 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 d e 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 S3es:

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 canto 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.

.

ás pilares, se res1 cálculo estructural de las zapatas combinadas, para 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

ac 6n

robarse en La sec.

.

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 entibándolo si fuera preciso, se realiza un pozo de las dimensiones p m i s a y que además permitan realizar la excavación. La solución representada en la figura 3.60 es prácticamente una zapata de hormigón en masa de gran canto. Las dimensiones a ' x b' deben obtener para la de la zapata que es importante. carga N más el peso 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. S

',

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 al aparecer momentos, se moviliza o empuje activo o tiguo a1 cimiento "', figura 3.62.

6.2.

ás complejo, pues en el terreno con-

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

Fig. 3.63.

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

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: U,, =

M, d -d2

Uaz=

M., 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 popesos 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 d a 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 rnitad 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 superponen los efectos d e 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 aconsemero una de ellas, por ejemplo, la zapata 1, hormigonarla la excavación y hormigonado

ones agresiv auciones a tomar en ci io, tratamiento y 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*),sulfuro (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

PH

6,s a CO, agresivo para la cal, en mg C O Z / [ s e g h Heyer 15 a 3 Amonio mg (NH3/1 15 a 4 Magnesio mg (niIg2')/ 1 100 a 5 Sulfato mg (so:-)/I 200 a 1 2

5.5

Agresión fuerte

Agresión muy fuerte

5.5 a 4.5

Menor de 4,s

60 Más de 60 30 30 a 30 30 a 60 Más de 60 300 300 a 1.500 Más de 1.500 600 600 a 3.000 Más de 3 . 0

TABLA 2

Carricter

1 Grado de acidez según

Baurmann-Gully Sulfato mg(so:-)/kg suelo seco al aire

Agresión

dibi/

Agresión fuerte

as de 5 .

ara rasantear cuan

duras que se coloquen sobre el mortero rico que sirven

ndo de la zapata, de-

En ningún caso, se deben apoyar las armaduras sobre ates,, o camillas metálicas 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 dimensión 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 bidimensionales, tipo losa. Ello obliga a considerables simplificaciones de cálculo y a aproximaciones 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 denomi 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 creando huecos con encofrados re a losas aligeradas (fig. 4. eneralmente tubos) o recuper

Fig. 4.6.-Emparrillado

de zapatas corridas.

Fig. 4.5.-Loca de canto variable bajo u n edificio con cargas muy diversas.

..

.

\. \ ~ n i t n i cl

dl

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 b s o s 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

zapata

C

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 elifunciones 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 sabeo cargados también asientan por la influencia de los carotras 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

siendo 1 la longitud de la zapata, b su ancho y

X E una abscisa unitaria E = -.

1

Como puede verse la complejidad de la relación (4) hace casi imposible la integración 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 efetuándose 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 f u e r a de l a sup. c a r g a d o )

c u b e t a de asientos I s c extiende f uera d c la superficie cargada 1

a ) .Llétodo del coeficiente de balasto K (hip. de Winkler).

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 parabólica 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

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.

(5)

9 s

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:

(D

=

-

P L2 e-e. sen E = P L2 72 4 E1 4 E1 "

P L ' e"€(COSE - sen %)= PL 4

4

.'74

siendo E = x/L, la abscisa relativa o unitaria y L la denominada longifud elásrica

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

[ 30-30 m) sin disponfr juntas intermedias. Debe procurarse que la planta de las losas sea bastante regular evitando entrantes, ángulos agudos, etc. que darían lugar a torsiones y solicitaciones anómalas. 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 35-60kg 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 . J S . - G r i t i c o 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 45)

K, tg 6 = 0,18 arena floja. = 0.40 arena compacta. IOM

1

1

1 I

1

1

1

I

I

I

I

r

1

I

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) Gravas arenosas (GS) Gravas arcillosas o limosas (GC, GM)

'

'

200 Kpfcm2 120 Kpfm2 60 Kpfm2

36" 34" 32"

10 t/m2 8 tfrn2 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 Q h 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 expresión general queda:

donde: c,

= cohesión aparente sin drenaje = mitad de la resistencia a compresión

N,

= coeficiente de capacidad portante que puede tomarse igual a 9 para una

c,

= adherencia desarrollada en el fuste del pilote que puede tomarse de la fi-

simple. penetración

2

4 diámetros en el estrato de apoyo.

gura 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. Normalmente 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: Pilotes cortos (L S 15 m) Pilotes largos (L a 30 m)

Cp' = 20"

$' = 30"

0,25 0.15

0,30 025

Para el coeficiente NCppueden 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 variación 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 prevención este método de diseno. En la actualidad se tiende a emplear los registros de hinca Unicamente como un etectar cambios en la naturaleza del terreno, la evenmitodo de control 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

e 6,,

de rendimiento del martinete

0,8 a 1,O = coeficiente de restitución del impacto. Es función del tipo de.sombrerete colocado sobre la cabeza del pilote. e z 0,25 a 0J.

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 módulo 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 + 0,15)

u. (0,75 X

- -3 u, L 2

E

(mrn/IO golpes)

(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 separae unos 3,5 diámetros. Sin embargo, se queda del lado de la seguridad tomando

o la resistencia

rupo o «eficiencia» es en este caso

ncepado apoya en el terreno, muy juntos (S S 2 puede producirse la llam a «rotura en bloque» del conjunto como si fuera ciencias de 0,6 o menores. una zapata profunda, co Resulta conveniente, por tanto, separar los pilotes como mínimo 2,s d en cuyo caso la eficiencia puede estimarse por diversas fórmulas empíricas (Feld, Converse-Labarre, etc.). La mejor aproximación parece conse uirse con la fórmula de Acci6n de Grupo de Los Angeles:

siendo:

+

= arc. cotg

2s = d

d arc. tg 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 cargas admisibles.

S

= 1,5 d sin reducción en las

10. ASIENTOS DE PILOTES Y GRUPOS DE PILOTES Estos asientos resultan muy dificiles de calcular, siendo el mejor método la realizaci6n 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 200 t), los pilotes convencionales in situ para cargas medias (200700 t) y los de gran diámetro para cargas grandes (>700 t). - Los p'iiotes hincados no pueden emplearse cuando los impactos generen 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 ensancha.

;-

-

d a 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: , generalmente con adi- Compacración vibratoria en 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.

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 u n 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 precisa de los mismos en distintas épocas del año. L a 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.

C)

":

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 deform a b l e ~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. Analogamenre los asientos de un grupo de pilotes pueden ser comparables a los de una cimentación 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 sótanos 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 s b r o t u r a 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 asierito diferenciales a limites tolerables debe pensarse en una cimentación por piiotaje 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 esina, 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 dinámica, vibroflotación, etc., colocando después una losa suficientemente rígida. -Sustitución grande.

completa del material cuando su espesor no es muy

-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 aportación 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 típo 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 seiialar 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 cirnentación 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. as antiguas albuferas de evante (la mayor stos suelos suelen encontrarse

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 l o e s (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 característicos 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 coloración 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. idamente, agrietan -Las excavaciones expuestas al sol S se y desprendiéndose terrones de netas en la superficie el teneno en tiempo seco uros, tapias o edificios L..

nes.

r

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. -El

..

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 SevillaHuelva, 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, estalactitas. 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>stic 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. '

f)

i

.

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 hormigón 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 (metálicos, 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 deficientemente 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, u n seismo afecte d e 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, e n 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 cimentación 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 cimentación 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 supongan 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 d e 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 n o 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 rnencionarse el desarrollo en Inglaterra desde 1956 por el Consortium o f Local Authorogramme (CLASP). La cimentación consiste en una losa de baa 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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