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Actualizada 05/11/07 |
| Consultas. Geotecnia y Cimentaciones - 4 |
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Esta sección trata de dar a conocer vuestras consultas, así como vuestras respuestas a dichas consultas y vuestras opiniones. Para preguntar o responder dirigiros al formulario de consultas. ¡Por cierto!, gracias a todos los colaboradores, especialmente a Eufe y a Juan Carlos del Pozo (ya de la casa), que vais haciendo crecer día a día esta página. Nota: desde De Mecánica no ponemos cribas a las respuestas y comentarios que nos envían los colaboradores, sólo obligamos a que se razonen desde un punto de vista técnico o normativo. Por ello tampoco nos hacemos responsables de dichas respuestas y opiniones, ni siquiera aseguramos estar de acuerdo con ellas. Se persigue con ello crear un foro de diálogo donde tengan cabida la experiencia de los técnicos, aun a riesgo de adolecer de cierta falta de rigor. |
CONSULTAS GEOTECNIA Y CIMENTACIONES - 4
Sobre los posibles problemas de una complicada cimentación
(De Victor y Fran 02/02/04)
Discutiendo con un compañero nos surgió la siguiente duda:
Tenemos un tramo de muro de sótano sobre zapata corrida, sobre el que apoya el forjado de techo del sótano y en cuya cabeza se empotra también una losa armada arriostrante de 30 cm. Dicha losa apoya sobre el terreno y sobre zapatas con pozos hasta la cota de cimentación del muro. La distancia entre eje de pilares y muro es pequeña ( 3 metros como mucho ) y las luces las habituales en forjados unidireccionales.
¿Es previsible que rompa dicha losa en la cabeza del muro?.
¿Son de esperar otros problemas?.
¿Pueden evitarse los problemas armado la losa a cortante en el entorno del empotramiento al muro, o los posibles asientos diferenciales provocarán de todos modos el agrietamiento?.
Entiendo que si la losa fuese el elemento de cimentación (necesariamente también para el muro), y no los pozos, el riesgo de fractura es muy alto, y también si manteniendo la disposición inicial, en lugar de una losa arriostrante optamos por una solera. Pero no lo tengo tan claro para el caso comentado.
Un saludo,
Victor y Fran.
Respuesta (De Eufe)
3/02/04
Hola, Víctor y Fran. Hola Ramón y hola a todos:
> Tenemos un tramo de muro de sótano sobre zapata corrida, sobre el que apoya el forjado de techo del sótano y en cuya cabeza se empotra también una losa armada arriostrante de 30 cm. Dicha losa apoya sobre el terreno y sobre zapatas con pozos hasta la cota de cimentación del muro. La distancia entre eje de pilares y muro es pequeña ( 3 metros como mucho ) y las luces las habituales en forjados unidireccionales.
Habría que poner un poco en orden el enunciado antes de ser operativos.
Como se sabe, la redacción correcta de un enunciado supone la mitad de la resolución de un problema. Si nuestra interpretación es correcta, se trata de un muro de sótano que separa dos zonas de una edificación. En una, el espacio de uso llega a planta baja (coronación de muro) y en la otra se dispone sótano. En este punto habría que conocer las conclusiones y recomendaciones del estudio geotécnico (preceptivo), si bien parece intuirse que el plano de apoyo con capacidad portante se haya en las proximidades de la cota de sótano (y una planta por debajo de la zona de losa). El repertorio de elementos indicados para resolver resulta complicado, y contradictorio probablemente:
1. Losa armada arriostrante de 30 cm (sobre terreno y sobre zapatas).
2. Zapatas con pozos (sobre terreno).
Si la losa apoya sobre terreno quiere decirse que la capacidad portante del terreno debe estar -al menos- en 1 kp/cm2. Pero si necesito zapatas sobre pozos parece que la capacidad portante a cota de losa es aún menor y hay que bajarse una planta con ayuda de pozos hasta cota de sótano. Los pozos resultan caros si hay que entibarlos (el terreno está demasiado suelto y/o degradado) cosa que pondría en duda la eficacia de la losa a medio plazo, ...¡máxime si la losa se apoya sobre las zapatas! si se mezclan tipologías de cimentaciones -e interrelacionan- superficiales y semiporfundas los asientos previsibles llevarán a patologías presumibles ya sobre el papel.
>¿Es previsible que rompa dicha losa en la cabeza del muro?.
La losa es obviamente un elemento extensivo (superficial), y con los hormigones que preconiza la EHE con alto riesgo de retracción (armaduras, juntas y solución de encuentro con zapatas y coronación de muro pueden aún decir mucho). Por otra parte una losa armada arriostrante debe solucionar conexiones que parecen contravenir las sugerencias indicadas. También habría que contemplar los asientos previsibles de la losa con su correspondiente sobrecarga (desconocida en este momento).
>¿Son de esperar otros problemas?.
El peor que prevemos: la OCT no va a entender nada del comportamiento de todo el tinglado y redactará unos requerimientos de justificaciones que bien pueden ocuparte mucho más tiempo que el propio proyecto. Debes sopesar cuidadosamente si estás dispuesto a facilitarles un curso completo de cimentaciones -totalmente ilustrado- conjuntamente con un tratado de construcción de cimentaciones a la OCT , ...¡ah!, ...gratis total por supuesto, ...piénsatelo!.
> ¿Pueden evitarse los problemas armado la losa a cortante en el entorno del empotramiento al muro, o los posibles asientos diferenciales provocarán de todos modos el agrietamiento?.
Obviamente estamos ante un problema generalizado de compatibilidad de deformaciones, y por tanto se sugiere aplicar aquello de que las juntas se producen exactamente allí dónde deben ir, y por tanto es mucho mejor que vayan previstas en proyecto.
> Entiendo que si la losa fuese el elemento de cimentación (necesariamente también para el muro), y no los pozos, el riesgo de fractura es muy alto, y también si manteniendo la disposición inicial, en lugar de una losa arriostrante optamos por una solera. Pero no lo tengo tan claro para el caso comentado.
Ver punto anterior. Sólo recordar que la pretendida durabilidad de EHE (la mejor norma de todos los tiempos, menos de este) no pasa de ser un brindis al sol si no se extrema el cuidado con el curado, ...lo que constituye un duro ejercicio de fe cuando los viernes se para el tajo a las 13:00 hs y se retoma el lunes.
Agradecido, Eufe
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Sobre el arriostramiento en cimentación según art. 4.3.2 de la NCSE-02
(De Yolanda González 29/01/04) - España
Tengo que hacer una cimentación con zapatas aisladas en una zona sísmica ab= 0.04g, ¿tendría que poner vigas de atado en las zapatas interiores, al menos en una dirección, aparte de colocarlas en el perímetro?.
¿Sería aconsejable tal como dice la norma ac< 0.16g en el apartado 4.3.2 no colocar las vigas de atado si tengo una solera con las especificaciones que dice la norma?
Si tengo la estructura bien arriostrada, ¿quiere decir que no hace falta poner estas vigas de atado interiores?.
Si tengo unas zahorras encima de la cimentación y encima de estas zahorras, la solera, entonces ¿ya no sería correcta la interpretación del punto 4.3.2?
¿Hay algún documento referente a comentarios de la NCSE-02 y dónde puedo encontrarlo?
Yolanda González
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Sobre una posible relación entre el ensayo Borros y el ángulo de rozamiento interno.
(De Juan Alberto 29/01/04)
Estimado Ramón:
Desearía saber si hay alguna relación tabulada (o fórmulas o gráfico) entre los resultados del ensayo Borros (número de golpes Nb) y el ángulo de rozamiento interno de un suelo (para los casos de suelo granular y cohesivo, aunque en este último no sea fiable... )
un saludo,
Juan Alberto
Respuesta (De Eufe)
29/01/04
Hola Juan Alberto.
Hola Ramón y a todos.
Acorde a 'Curso aplicado cimentaciones' de José María Rodriguez Ortiz y otros -COAM 1982- para suelos granulares:
| Nspt | Compacidad | Φ, ángulo rozamiento interno arenas |
| <4 | Muy floja | <29º |
| 4-10 | Floja | 29º-30º |
| 10-30 | Media | 30º-36º |
| 30-50 | Alta | 36º-41º |
| >50 | Muy alta | >41 |
Esto está hecho para SPT. La correlación entre Borros y SPT se sabe es:
N= 25 log(Nb) 15,16 +/- 1,16 (Geotecnica y cimientos II, Jiménez Salas).
Agradecido, Eufe.
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Ayuda sobre el programa PLAXIS -cálculo geotécnico mediante elementos finitos-.
(De Freddy Mercado A.) 22/04/03
Mi consulta
es toda la ayuda que tenga sobre el PLAXIS preferentemente en
español.
Les agradezco de antemano toda la ayuda que me puedan brindar:
Atentamente,
Freddy Mercado A.
Respuesta (De Miguel Fernández) 29/03/05 - España
En este link tienes el manual de usuario de la versión 8 en castellano:
http://www.plaxis.nl/upload/productmanuals/Reference_SP_20041118c.pdf
Miguel Fernández.
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Asentamiento de aceras respecto al resto del edificio
(De Dionisio Gil)
Os agradecería vuestra ayuda en el siguiente problema.
Se ejecuta una obra de edificación cimentada sobre losa de hormigón,
tiene muros de hormigón en sótano, etc. Para acceder al nivel de
planta baja el proyecto especifica un relleno (1,50 m) compactado en
tongadas de 30 cm al 95 % del Proctor normal. El terreno según el
estudio geotécnico está compuesto por arenas sueltas o limos arenosos
sueltos. El relleno en cuestión no está confinado ya que conforma una
acera perimetral al edificio y en el lado opuesto que el talud visto.
La obra está ejecutada y lógicamente las aceras se están asentando
respecto del edificio.
Y las preguntas son:
¿Cuanto asiento es normal con las premisas de proyecto?
¿Que norma se ha incumplido?.
Si además cuando se inicia el asentamiento en la unión edificio-acera
se produce una grieta y entra agua (de lluvia) se podría calcular ese
asentamiento?
Gracias.
Dionisio Gil
Respuesta (De Eufe) 21/04/03
hola, Dionisio.
Gracias por plantear una cuestión habitual, poco tratada.
>Asentamiento de aceras respecto al resto del
edificio (De Dionisio Gil)
>Os agradecería vuestra ayuda en el siguiente problema. Se ejecuta
una obra de edificación cimentada sobre losa de hormigón, tiene
muros de hormigón en >sótano, etc. Para acceder al nivel de planta
baja el proyecto especifica un relleno (1,50 m) compactado en
tongadas de 30 cm al 95 % del Proctor normal. El terreno según el
estudio geotécnico está >compuesto por arenas sueltas o limos
arenosos sueltos. El relleno en cuestión no está confinado ya que
>conforma una acera perimetral al edificio y en el lado opuesto que
el talud visto.
>La obra está ejecutada y lógicamente las aceras se están asentando
respecto del
edificio.
Con el debido respeto, no estamos de acuerdo en que las
aceras tengan que asentar 'lógicamente' respecto al edificio. De
hecho una de las misiones fundamentales de las aceras -además de
las obvias para deambular, acceder, etc- es la de impermeabilizar
el contorno del edificio, trasladando la frontera 'seco-húmedo' del
terreno lo más lejos del 'ámbito de cimentación' dada la
susceptibilidad del terreno frente a la humedad.
Si no cumple esta función, la cosa no irá muy bien, el agua
circulando libremente por el terreno arrastrará los finos,
disminuyendo su compacidad. Este problema además es del tipo 'refeed'
o de realimentación, con lo cual siempre irá a peor. El terreno es
el único material 'roto' que se maneja en construcción, por tanto
debe extremarse el cuidado que demanda, muy superior al de un
hormigón, acero, ladrillo, madera, etc.
No se nos describe la secuencia constructiva completa de la citada
acera, pero estamos ante un caso de 'p.d.h.' -pavimento discontinuo
de hormigón- lo que básicamente implica una solera, un encachado o
sub-base y la explanada. De estos tres elementos, la explanada es
con mucho lo determinante de la calidad de un 'p.d.h.', nunca se
insistirá lo suficiente.
Las tipologías estandarizadas de explanadas se definen a través de
una serie de parámetros como son: la carga de uso, el coef.de
balasto y el índice 'proctor'. Los textos especializados hacen la
siguiente clasificación de explanadas:
Tipo I (deficiente) 1<k<5 kp/cm3
Tipo II (normal) 5<k<13 kp/cm3
Tipo III (buena) 13<k<25 kp/cm3
Por supuesto, recomendamos la 'buena'. En todo caso deberás
dirigirte al gabinete de geotecnia que asesorará mucho mejor sobre
el particular. Además, es necesario señalar, que muchos 'enterados'
en materia de construcción obvian los encachados en exteriores con
un razonamiento del tipo: 'es una tontería disponer de encachado en
un pavimento al que le puede llover encima, ...qué importa entonces
la humedad que viene de abajo?'. este razonamiento debe leerse así:
'me voy a ahorrar un dinerito aquí, ...y le voy a dejar a estos el
muerto,..'
Aclararemos que la disposición de encachados en *exteriores* mejora
-entre otros- los siguientes aspectos:
- Apoyo homogéneo para la solera.
- Eleva el coeficiente de balasto.
- Mejora el drenaje.
- Palía los cambios volumétricos del suelo.
- Palía los efectos de las heladas.
>Y las preguntas son:
>¿Cuanto asiento es normal con las premisas de proyecto?
Nos faltarían datos para aplicar la NBE-AE 88 tabla 8.2, pero se
podría empezar a pensar en 35mm (edificio de hormigón armado con
gran rigidez en arenas), pudiendo llegar a 50 mm en arcillas. Dado
que parece un caso intermedio se podrá interpolar.
NTE-CSZ (1986) retoma en su tabla 16 los datos citados.
Particularizando para losas NTE-CSL -1984- 1. Bases de cálculo,
asiento: también estaremos entre los 35 mm (terrenos T-1) y 50 mm
(T-2) que son los referentes para terrenos incoherentes y
coherentes respectivamente.
>¿Que norma se ha incumplido?
Es difícil hacer hipótesis con los datos del enunciado, pero parece
ser NTE-ASD (1977) drenajes y avenamientos, especialmente los
apartados:
- Drenajes de muros de sótano.
- Drenajes de soleras.
- Drenajes de viales.
Nota: las normas 'NTE' son oficiosas salvo indicación precisa en el
pliego de que se adoptan y asumen en rango oficial, en el modo y
manera que se explicita en su promulgación en el 'BOE'
>Si además cuando se inicia el asentamiento
en la unión edificio-acera se produce una grieta y entra agua (de
lluvia) se podría calcular ese asentamiento?
¡Oh!, calcular un asiento teórico es un ejercicio de fé en la
mayoría de los casos. Se puede hacer y hay bibliografía al uso como
'Geotecnia y Cimientos' -Jiménez Salas- pero al citar la filtración
de agua y el asiento 'inesperado' pudiéramos estar frente a un caso
de suelo colapsable o metaestable, en el que un aumento del
contenido de humedad -sin necesidad de un aumento de presión-
provoca una brusca disminución de volúmen. habría que dirigirse al
gabinete de geotecnia que trabajó en el caso y preguntar por un
ensayo edométrico.
>Gracias.
Esperando que sea de una cierta ayuda. Agradecido.
Eufe.
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Distancia mínima entre ejes
de pilotes en pantallas de pilotes.
(De Ana Prieto).
Hola:
En el caso de la construcción de una pantalla de pilotes para contención de tierras, quisiera saber cual es la distancia mínima que se debe dejar entre centros de pilotes.
Muchas gracias y un saludo,
Ana Prieto.
Respuesta (De Mecánica) 11/03/03
Hola Ana,
no soy especialista en pantallas, a si que me remito totalmente a un texto especializado para contestarte. El libro en cuestión es una publicación de la Escuela de Arquitectura de Sevilla, donde estudié. Lo escribió una profesora que tuve en la asignatura de Construcción, Dña. Carmen Rodríguez Liñan, y creo que si estás interesada en el tema deberías hacerte con él.
Aprovecho para citar el texto completo referente a pantallas sobre pilotes:
"LAS PANTALLAS DE PILOTES
Se empezaron a ejecutar en 1934. tanto las de pilotes secantes como las de pilotes tangentes se utilizaban cuando el nivel freático estaba alto, pero tienen el inconveniente grave de tener muchas juntas, por lo que no funcionan bien.
Las discontinuidades sirven para sostener a un terreno bueno, como el de Madrid y, lógicamente, se usan cuando el nivel freático está muy profundo. A corto plazo el efecto arco funciona bien y hace que el terreno transmita el empuje a los pilotes. Antes de que deje de funcionar el efecto arco se construyen unas bovedillas entre cada dos pilotes. Estas bovedillas se hacen de hormigón o de ladrillo y su trasdós no debe sobrepasar a los pilotes. Las bovedillas se suponen sometidas a la totalidad del empuje por metro cuadrado ya que el efecto arco puede perderse con el tiempo.
La separación entre ejes de pilotes es:
4D. según la instrucción Danesa. (D=Diámetro pilote. Nota de De Mecánica)
3D. según las normas del Ministerio de la Vivienda.
2D. en arenas sueltas, probablemente con algo de limo, arcilla o humedad, según ensayos en modelo reducido.
Los diámetros que se utilizan en los pilotes están comprendidos entre 400 mm. y 1000 mm.
Cuando se construyen pantallas de pilotes hay que tener presente que es muy frecuente que haya edificios próximos a la pantalla que se ejecuta. Por lo tanto, hay que evitar los daños y las molestias correspondientes a una ejecución de los pilotes por golpeo. Se deben ejecutar los pilotes por vaciado, si es posible con barrena".
Con esto espero haber contestado a tu pregunta.
gestodedios, De Mecánica
Bibliografía:
Pantallas para excavaciones profundas. Construcción y Cálculo. Tecnología 1. Textos de Arquitectura. Carmen Rodriguez Liñan. ETSAS. (1995)
Comentarios (De Eufe) 27/06/03
Hola Ramón.
Hola Ana y a todos.
Distancia mínima entre ejes de pilotes en
pantallas de pilotes. (De Ana Prieto).
Hola:
En el caso de la construcción de una pantalla de pilotes para
contención de
tierras, quisiera saber cual es la distancia mínima que se debe dejar
entre centros de pilotes.
Muchas gracias y un saludo.
Ana Prieto
Gracias -como siempre- por mantener este foro vivo y sugestivo en
'desarrollo sostenido' (en el buen sentido del término!... ja, ja, ja).
Me excusaré por mi falta de especialización en pilotes, si bien debo
'irme poniendo las pilas' con todo un poco, si bien de un tiempo a
esta parte trato de ampliar mis escarceos en geotecnia, dado que es
una disciplina que cada vez está menos 'soterrada' ya que cada vez es
más frecuente construir en terrenos problemáticos en algún/os frentes.
Siempre me llamó la atención el tema de 'pantallas de pilotes' porque
había algo que 'rechinaba' en el propio término: las 'pantallas' se
usan por dos motivos básicos -acorde a Fernando Muzás Labás en su
colaboración en el famoso Jiménez Salas-
.1 Proximidad de edificios.
.2 Presencia nivel freático.
Ciertamente plantear una pantalla de pilotes para contener un edificio
es harto razonable, pero en presencia de freático el tener
discontinuidad en el frente de pilotes se antoja descabellado (comer
sopa con un tenedor parece una traslación del problema a escala
doméstica, ...ja, ja, ja).
La pregunta de Ana Prieto es interesante, al igual que la contestación
de Ramón (gracias por la referencia bibliográfica... no la conocía, y
ya la tengo), y me sugiere un par de comentarios al hilo:
**El problema de la distancia entre pilotes además de las
explicaciones facilitadas tiene un origen muy claro en la precisión de
la maquinaria que los efectúa. De hecho las separaciones en encepados
tienen su origen en esta limitación tecnológica que hoy ha sido muy
perfeccionada. En efecto el problema de disponerlos teóricamente 'muy
juntos' creaba el problema *grave* de estropear uno ya hecho al
torcerse la máquina con el nuevo y colisionar inadvertidamente en
ciertos casos.
Las máquinas de pilotar hoy -altamente sofisticadas e informatizadas-
permiten programar longitudes e inclinaciones con perfección muy alta
(casi como si los estuviéramos dibujando en 'Autocad' en el propio
terreno). Las máquinas disponen de un joystick y se pueden
hacer auténticas filigranas con ellas tras programarlas.
Como corolario lo primero que debiera reconsiderarse es la distancia
'segura' entre pilotes a la luz de estas nuevas posibilidades.
Obviamente el llegar a pantallas de pilotes tangentes es posible sin
mucha dificultad.
**Sin menoscabo de las distancias recogidas en el magnífico libro de
Dña. Carmen Rodríguez Liñán, encontramos hoy soluciones en las que los
pilotes secantes entre sí. La publicación que recoge esta solución es
'Jornadas Técnicas SEMSIG-AETESS 2ª sesión. Muros pantalla en ámbito
urbano', con la colaboración del CEDEX' [1] (impreso por el CEDEX).
Básicamente se trata de hacer una pantalla de pilotes 'impares'
digamos -ellos los llaman 'primarios'- a los que luego se les
'entreteje' pilotes 'secundarios'. la solución es harto flexible y
sorprendente. Ni que decir tiene que en esta solución la distancia
'mínima' entre ejes de
pilotes es *menor* que el diámetro tipo empleado.
Una foto ilustrativa se encuentra en
http://www.mecanotubo.es/pilotes.htm
En todo caso recomiendo también el libro 'Jornadas Técnicas SEMSIG-AETESS
1ª sesión. Pilotes para edificación [2] con la colaboración del CEDEX.
agradecido,
Eufe
Referencias bibliografícas:
[1] Jornadas Técnicas SEMSIG-AETESS 1ª sesión Muros pantalla en ámbito urbano.
Editado por la Asociación de Empresas de la Tecnología del Suelo y Subsuelo (AETESS) e impreso por el Centro de Estudios y Experimentación de Obras Públicas (CEDEX). Madrid 2002. ISBN: 84-6075730-7
[2] Jornadas Técnicas SEMSIG-AETESS 1ª sesión Pilotes para edificación.
Editado por la Asociación de Empresas de
la Tecnología del Suelo y Subsuelo (AETESS) e impreso por el
Centro de Estudios y Experimentación de Obras Públicas (CEDEX).
Madrid 2001. ISBN: 84-607-2716-5
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Sobre
la idoneidad de ensayos de penetración dinámica para determinar la
tensión admisible en terrenos cohesivos.
Quisiera realizar la siguiente consulta:
Desearía que me indicarais y expusierais la metodología, procedimiento o teoría desarrollada, más adecuada para determinar la tensión admisible de un terreno cohesivo, no granular, a partir exclusivamente del resultado de un ensayo penetrométrico, es decir, a partir del valor de N(SPT) o N20(Borros).
Gracias.
José Calvo Corrales
Respuesta (De De Mecánica) - España
Estimado compañero, la pregunta que me planteas no tiene buena solución. Considero que el determinar la tensión admisible de un suelo cohesivo exclusivamente a partir de los datos de ensayos penetrométricos dinámicos tales como el SPT o el Borros, es un error.
Dichos métodos son adecuados para la determinación de la tensión admisible en suelos granulares (siempre y cuando no existan gravas, bolos o capas cementadas que pueden falsear los resultados), existiendo métodos empíricos como el de Terzaghi y Peck (1948) que estiman la tensión admisible fácilmente a partir del parámetro N (número de golpes medio del ensayo SPT en la zona de influencia de la cimentación).
Existen también relaciones análogas, por las que tu preguntas, entre el número de golpes N y la resistencia a compresión simple qu para hallar la resistencia al corte sin drenaje cu, que se exponen más adelante; pero en general deben tomarse sólo como aproximaciones y utilizarse sólo para estudios previos o tanteos.
Te transcribo la opinión de algunos expertos acerca de este tema, que refutan la idea de utilizar ensayos penetrométricos dinámicos para obtener parámetros resistentes de suelos cohesivos:
-
En el texto de Maurice Cassan [1], éste opina al
respecto: “... El S.P.T. no debería, en nuestra opinión, ser
utilizado más que en los terrenos predominantemente arenosos y, a lo
sumo en los limos.
De
todas formas, ciertos geotécnicos lo utilizan igualmente en las
arcillas con el pretexto de que Terzagui y Peck han dado unas
correlaciones entre N y la resistencia a compresión simple Rc:
|
Calidad
de las arcillas |
N |
Rc
(MPa) |
|
Muy
blanda |
<2 |
<0.025 |
|
Blanda |
2
a 4 |
0.025
a 0.05 |
|
Consistente
mediana |
4
a 8 |
0.05
a 0.1 |
|
Consistente |
8
a 15 |
0.1
a 0.2 |
|
Muy
consistente |
15
a 30 |
0.2
a 0.4 |
|
Dura |
>30 |
>0.4 |
Tabla 1- Compacidad y resistencia a compresión
simple en arcillas en función del ensayo S.P.T.
Estos mismos autores han encontrado igualmente:
- arcillas plásticas: Rc
= N/40 (en MPa)
- arcillas limosas:
Rc = N/50 (en MPa)
- arcillas arenosas: Rc
= N/75 (en MPa).
[...]
Se constata pues que en todas estas correlaciones relativas en
terrenos arcillosos, la dispersión es mucho mayor que para los
ensayos en arena. Los autores, incluso, han advertido a los geotécnicos
sobre este punto. No sería pues prudente intentar calcular Rc
a partir de N en una arcilla.
Pensamos
que, en este tipo de suelo, las presiones intersticiales que aparecen
en el momento del golpeo y los rozamientos parásitos que se ejercen
sobre las paredes del taladro pueden modificar los resultados del
ensayo de forma apreciable y alterar su fiabilidad. Esto es lo que nos
lleva a no aconsejar el S.P.T. en las arcillas, excepto en algún caso
muy particular.”
-
En el texto Geotecnia y cimientos [2], en el apartado de
interpretación de los resultados de penetración dinámica se comenta
al respecto: “... La diferencia en el comportamiento es más
notable en los suelos coherentes, que exhiben fenómenos de
viscosidad, tixotropía, etc., que a veces influyen mucho en el
resultado. Por ello se considera en general que la penetración dinámica
no es un buen procedimiento para determinar la resistencia de los
suelos coherentes, aún cuando puede ser útil como indicación. En
los terrenos granulares los resultados son mejores.”
Y más
adelante en un apartado especial dedicado al uso del S.P.T en
arcillas, se reitera: “...Como ya se ha indicado, el S.P.T es un
ensayo de resultados muy dudosos en arcillas. Las causas no se han
aclarado por completo, pero existen determinadas circunstancias
conocidas, que justificarían ya por sí solas la falta de garantía
de los resultados obtenidos por este método.
En
primer lugar, la arcilla exhibe cierta viscosidad o resistencia a la
deformación rápida, que influye en este tipo de ensayo, sin que
tenga correspondencia en la resistencia del terreno a cargas
permanentes.
En
segundo lugar, [...] se puede comprobar, que una gran parte de la
resistencia a la penetración de la cuchara, en el caso de las
arcillas, se debe a la adherencia a la superficie lateral. Pero ésta,
tratándose de un fenómeno tan rápido, queda influido por la
susceptibilidad de la arcilla y su tixotropía, y, en general, por la
capacidad de este suelo a adherirse casi instantáneamente a una
superficie metálica, factores todos que sólo tienen correspondencia
indirecta, y no constante, con las propiedades que nos interesan.
-
En el texto del profesor Manuel Delgado Vargas [3], se
exponen ideas parecidas: “... En la tabla (tabla 1 anteriormente expuesta) se ofrece una relación
aproximada entre la resistencia a la compresión inconfinada, qu,
y el número de golpes N. Sin embargo, debe tenerse cuidado con su
empleo, puesto que para un valor dado de N es muy grande la dispersión
de los valores correspondientes de qu, con respecto al
promedio. Una correlación válida entre N y la resistencia al corte
de suelos cohesivos (f-c)
sólo puede hacerse con carácter local, siempre que se haga un número
de ensayos suficientemente grande para permitir un análisis estadístico
confiable. En donde sea necesario determinar con cierta precisión la
resistencia al corte de los suelos cohesivos, no debieran omitirse los
ensayos de compresión inconfinada realizados sobre muestras
inalteradas, u otros ensayos in situ...”
-
Por último,
volviendo de nuevo a la exclusividad de dicho ensayo, Jesús Serra
Gesta en el ya clásico texto de la UNED [4] opina sobre las pruebas de
penetración dinámica: “... Como método exclusivo de prospección
sólo pueden utilizarse en reconocimientos de nivel reducido.”
gestodedios, De Mecánica
Bibliografía:
[1] Maurice Cassan. Los ensayos in situ en la Mecánica del Suelo. Tomo 1. Su ejecución e interpretación. Editores técnicos asociados S.A. Barcelona. 1982
[2] J.A. Jiménez Salas, J.L. de Justo Alpañés, Alcibíades A. Serrano González. Geotecnia y Cimientos II. Editorial Rueda 1981
[3] Manuel Delgado Vargas. Ingeniería de cimentaciones. Fundamentos e introducción al análisis geotécnico. Editorial Escuela Colombiana de Ingeniería, Alfaomega Grupo Editor. 2000
[4] Jesús Serra Gesta, Carlos Oteo Mazo, Ana María García Gamallo, José María Rodríguez Ortiz. Mecánica del Suelo y Cimentaciones U.D. 1 y 2. Fundación Escuela de la Edificación. 1986
28/02/05 - Argentina
Estimado Ramón, respecto a la consideración del SPT muy apto para arenas y muy poco apto para arcillas, coincido parcialmente. Si bien el SPT fue desarrollado para arenas (por un capataz de Terzaghi, según dicen...), para limos y arcillas de baja plasticidad (NC), veo que también funciona muy bien.
Doy esta opinión, al haber contrastado una treintena de SPT con triaxiales rápidos y ver que la correlación entre N y Cu es bastante buena. Por otro lado en Brasil, el cálculo de pilotes se realiza con fórmulas semi-empíricas que tienen en cuenta el SPT, tipo de terreno y pilote. Y en principio dan muy buen resultado. En mi tierra (Argentina), le creo mas al SPT, que al triaxial.
Saludos,
Marco
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Sobre cuantías mecánicas mínimas de elementos a flexión. Aplicación al caso de losa de cimentación. (De José Bazán Quintela).
En el desarrollo de mi labor me he ido encontrando con situaciones diversas las cuales me han obligado a una profundización en ciertas materias que desconocía, y que poco a poco te iré aportando. Materias tan diversas como cálculos de madera, perfiles conformados en frío, cimentaciones en H.M., acero en estructuras de paneles solares, etc.
Quería como primera aproximación a tu espacio tratar el artículo 42.3.2. de la EHE, referido a la cuantía mecánica mínima a tracción de los elementos cuyo agotamiento se produzca por flexión simple o compuesta dentro de los estados limites de agotamiento frente a solicitaciones normales.
De este se deduce que el área de armadura pasiva traccionada en losas de cimentación debe de cumplir que: As . fyd > 0,25 . fcd . (W1/h), independientemente de los estados limites de servicio.
Por lo que en el caso práctico de una losa de 50 cm de canto con mallazo de f16/25 en B400S tenemos que:
8,04 x 4100/1,1 > 0,25 (((100x503)/12)/21,5)/50 x (250/1,5)x0,9 = 29.967 Kp >36.337 Kp
Dentro de los comentarios de dicho artículo se nos indica que esta limitación viene justificada por la necesidad de evitar que, debido a la insuficiencia de dicha armadura no se transmitan los esfuerzos en el momento que el hormigón se fisure, llevando a la rotura de la pieza sin aviso previo.
Dentro de estos mismos comentarios se admite una reducción en la cuantía mediante un factor a igual a:
a = 1,5 – 1,95 (As x h x fyd / (fcd x W1)), que en el caso que nos ocupa responde a un 82,5%.
Por lo que 29.967 Kp >36.337 Kp x 0,825 = 29.978 Kp, admisible.
En caso contrario la solución radicaría en elevar el acero a B-500S, o aumentar la cuantía del mallazo a Æ16/20.
Visto el tema, y no encontrando ningún motivo por el que dicho artículo no sea de aplicación a elementos débilmente armados, me planteo ciertas cuestiones:
En situaciones comunes en nuestra práctica como son las de escasa carga, uniformemente repartida para viviendas de 2-3 plantas organizadas mediante vanos de 3-5 metros de luz, previo relleno mejorado del terreno, ¿como dimensionar dicha losa de cimentación?.
1. Imaginemos que en aplicación de la lógica constructiva valoramos el desplazamiento vertical en algún nudo de losa y decidimos rigidizar más la base, aumentando el espesor de la cimentación, ya que conocidos dichos desplazamientos en los nudos para cada combinación, hemos calculado las tensiones multiplicando por el coeficiente de balasto: p = K · y , de acuerdo al modelo de WINKLER, hemos detectado que en ciertos puntos existen tensiones superiores que las del terreno, con lo que aumentamos la rigidez de la losa para repartir la carga todo lo uniformemente que sea posible.
2. Así
mismo, hemos realizado la comprobación del estado último de punzonamiento en el
área de los pilares que provocaban los desplazamientos antes mencionados, y de
acuerdo con el artículo 46, aumentamos el canto a fin de que no será necesaria armadura de punzonamiento si se
verifica que la tensión tangencial nominal de cálculo en el perímetro crítico es
mayor o igual a la tensión máxima resistente en el perímetro
crítico.
Llegamos
pues a el caso en que un área concreta de una losa de cimentación nos obliga a
un canto suficiente muy superior al solicitado en los demás puntos para las
condiciones establecidas.
¿Como
solucionar la cuestión?, ya que el aumento de este canto provoca un aumento de
la cuantía mecánica en toda la losa.
¿Disminuimos el canto en el resto de la losa?,
¿reforzamos el área necesaria con capiteles de canto superior?, ¿no nos indica
la lógica que es preferible hormigonar la losa uniformemente, para evitar trabajos de encofrados perdidos, juntas de
hormigonado en cambios de sección, tiempo de ejecución, coste,
etc.?
En el caso en que nos movamos siempre en
valores admisibles dentro de los estados
limites de servicio, ¿como es posible que se predetermine la cuantía
independientemente de la solicitaciones a las que se vea
sometida?.
¿No es cierto que si esto ocurre es debido a que el estado de cargas no es el óptimo para una losa?, ¿no será que no se reparte uniformemente, y hay diferencias notables en las cargas trasmitidas en arranque?, etc.
Evidentemente, ¿y qué le hago?, porque dentro de las recomendaciones del geotécnico la otra solución son pozos a 3 metros de profundidad, buscando tensiones de 15 Tn/m2 , zapatas arriostradas en ambas direcciones, previo vaciado casi completo de la parcela, etc.
Así, entre la contrata y la norma estamos nosotros, malgastando el dinero de nuestros clientes de forma innecesaria, y lo peor de todo, es que lo sabemos.
....¡Escucha, mete el hierro a 20, no sea que venga el de la OCT a poner problemas¡
Comentarios al respecto (De Eufe) 1/03/03
Hola, Ramón
Me he vuelto a dar una vuelta por tu página que siempre me transmitió
una
frescura e inquietud genuinas que no
he encontrado en otros lados, ¡de nuevo mi enhorabuena!.
Por supuesto puedes editarlo y formatearlo en el modo que consideres
más operativo. tienes mi confianza y agradecimiento de antemano.
Paso ahora a hacer algunos comentarios sobre el tema que aborda José
Bazán Quintela:
>Sobre cuantías mecánicas mínimas de
elementos a flexión. Aplicación al caso de losa de cimentación. (De
José Bazán Quintela).
lo primero, gracias por la aportación José Bazán.
>Visto el tema, y no encontrando ningún
motivo por el que dicho artículo no sea de aplicación a elementos
débilmente armados, me planteo ciertas cuestiones:
la norma 'ehe' se presenta como los 'planos del tesoro' en películas
de piratas,...a trozos y hay que ser hábil -y tener suerte- para
montarlo y que sea operativo. Obviamente este tipo de exposición no se
puede ser denominado 'de calidad',...pero bueno en su descargo se
puede decir que la calidad siempre se apellida 'exigible',...nunca 'ofertable'
sabemos.
>En situaciones comunes en nuestra práctica como son las de escasa
carga, uniformemente repartida para viviendas de 2-3 plantas
organizadas mediante vanos de 3-5 metros de luz, previo relleno mejorado
del terreno, ¿como dimensionar dicha losa de cimentación?.
En el caso de losas de cimentación hay que ser cautos. 'EHE' sabe de
su comportamiento singular y -lógicamente- invoca el mágico recurso de
'requieren un estudio especial' -letra pequeña al pie de tabla
42.3.5-,...en ocasiones -se sabe- si la cosa se pone 'fea' nos ofrece
el socorrido recurso de redirigirnos 'bibliografía especializada':
siempre nos saca del atolladero.
Para abordar una losa de cimentación es recomendable predimensionar
con ayuda de el 'Montoya-Meseguer-Morán' y NTE-CSL, teniendo la
precaución de *no* fijarse en el esquema -planta- del epígrafe 5 que
debiera rotularse cuidadosamente con un texto similar a 'ejemplo de
como no debe plantear una losa nunca' (las concentraciones de
tensiones que conlleva ese esquema son descorazonadores).
Seguidamente habría que echar un vistazo a la ubicación de la misma en
relación a las edificaciones colindantes en su caso. Los bulbos de
presiones que generan desprecian olímpicamente 'el
parcelario',...¡cuidado!
Ciertamente sabemos que 'EHE' nos va a 'cazar' con el punzonamiento.
en efecto, desde que concluyeron que Páez (mano derecha de Torroja) en
su obtención de 'resistencia virtual de hormigón a cortante' debió
equivocarse en bastante, a pesar de que no existe patología alguna que
sustente tal suposición,..decidieron que Páez debía ser desechado y
plantear 'algo más operativo',...y es que en materia de tozudez,
siempre se puede encontrar algo mas tozudo que la realidad (que no es
poco!).
La salida -de cálculo, que no de diseño- para el punzonamiento/cortante
es aumentar los costos materiales si queremos movernos en la
legalidad.
> 1. Imaginemos que en aplicación de
la lógica constructiva valoramos el desplazamiento vertical en algún
nudo de losa y decidimos rigidizar más la base, aumentando el espesor
de la cimentación, ya que conocidos dichos desplazamientos en los
nudos para cada combinación, hemos calculado las tensiones
multiplicando por el coeficiente de balasto: p = K · y , de acuerdo al
modelo de WINKLER, hemos detectado que en ciertos puntos existen
tensiones superiores que las del terreno, con lo que aumentamos la
rigidez de la losa para repartir la carga todo lo uniformemente que
sea posible.
Correcto. Una losa debe calcularse con módulo de balasto *corregido* y
un buen programa. cuidado con la tentación de 'asimilar a emparrillado
facilito' como bien señala el profesor Calavera. los especialistas en
losas comprometidas suelen jugar con huecos estarcidos en el interior
del perímetro de base esto *también* es jugar con la rigidez. cuando
se tiene cierta experiencia, no sólo ahorran sino que hacen trabajar
mejor la losa al 'domesticar las respuestas violentas'. de nuevo, es
importante tantear los incrementos de tensión de trabajo de 'nuestra
cimentación' y *la del vecino*, (en su caso) ¡ojo!
>Llegamos pues a el caso en que un área concreta de una
losa de
cimentación nos obliga a un canto suficiente muy superior al solicitado en los demás
puntos para las
condiciones establecidas.
Sí, puede pasar. pero no olvidemos que el 'cálculo' -como dice el
maestro José
Luis De Miguel- es simplemente la sanción de un planteamiento. Quiere
decirse
que una estructura mal concebida (suelen ser muy llamativas y ocupar
portadas de
publicaciones 'especializadas') nos dará problemas, ...incluso antes de
aplicarle
la 'EHE', y no digamos cuando llegue a la 'OCT'.
>¿Como solucionar la cuestión?, ya que el aumento de este
canto
provoca un aumento de la cuantía mecánica en toda la losa. ¿Disminuimos el canto en el resto de la losa?,
¿reforzamos el área
necesaria con capiteles de canto superior?, ¿no nos indica la lógica que es preferible hormigonar
la losa uniformemente, para evitar trabajos de encofrados perdidos, juntas de hormigonado
en cambios
de sección, tiempo de ejecución, coste, etc.?
Es difícil dar una receta, pero es ilustrativo el 'Montoya, Meseguer,
Morán'.
Podría jugarse con una cimentación compensada, para disminuir
tensiones, si bien
implicaría sacar un sótano. también hay que dirigirse al gabinete de
geotecnia
para exponerle alternativas y escuchar sus recomendaciones.
>En el caso en que nos movamos siempre en valores
admisibles dentro
de los estados limites de servicio, ¿como es posible que se predetermine la cuantía
independientemente
de la solicitaciones a las que se vea sometida?.
Bueno, hasta hace poco se estudiaba bajo el nombre de 'rotura frágil',
y el
concepto es intrínseco al comportamiento no birresistente del hormigón
como
material bajo solicitaciones 'despreciables',...si el elemento -losa
de
cimentación en este caso- está 'bastante' solicitado no es
determinante este
tipo de consideraciones.
>¿No es cierto que si esto ocurre es debido a que el
estado de
cargas no es el óptimo para una losa?, ¿no será que no se reparte uniformemente, y hay diferencias
notables
en las cargas trasmitidas en arranque?, etc.
Sí, hay que recordar al maestro De Miguel, y analizar -y criticar- el
diseño
original.
>Evidentemente, ¿y qué le hago?, porque dentro de las
recomendaciones del geotécnico la otra solución son pozos a 3 metros de profundidad, buscando tensiones
de 15
Tn/m2 , zapatas arriostradas en ambas direcciones, previo vaciado casi completo de la parcela,
etc.
Así, entre la contrata y la norma estamos nosotros,
malgastando el
dinero de nuestros clientes de forma innecesaria, y lo peor de todo, es que lo sabemos.
Existe una solución que se denomina 'losa con zapilotes'. los pozos no
están mal
pero resultan prohibitivos si hay que entibar, ...y si el terreno ya
sabemos que
es de 'escasa portancia' hay que temerse entibar.
>....¡Escucha, mete el hierro a 20, no sea que venga el de
la OCT a
poner problemas¡
Bueno, las 'OCT' tienen preocupación por ciertos aspectos de la
'calidad'
sólamente. Todavía no he visto a ninguna hacer ni somera indicación de
qué
ocurre entre el viernes a las 13hs al lunes a las 8hs (67 horas!!!) si
se ha
vertido hormigón en obra el viernes por la mañana!,...y esto es
bastante más
determinante que muchas de las 'preocupaciones' que les suelen 'traer
de cabeza'. Y es que en hormigones de altas relaciones a/c como trata 'EHE' el
curado es
determinante de la calidad,...y esto se confía a 'un señor que viene a
regar los
fines de semana', ...y no siempre!,...impresionante,...
Resumiendo: las cuantías si hay que cuidarlas un poco, pero no es un
tema para
'volverse loco' en este caso. Seguramente será recomendable
replantearse algo el
diseño.
Agradecido
Eufe.
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