Banco Temático de Encofrado y Fierrería

SERVICIO NACIONAL DE INVESTIGACIÓN, NORMALIZACIÓN Y CAPACITACIÓN PARA LA INDUSTRIA DE LA CONSTRUCCIÓN

GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL PROYECTO D 36 – 2,001

BANCO TEMÁTICO DE ENCOFRADOS FIERRERÍA

TOMO I LIMA, SEPTIEMBRE DEL 2,002

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA

CONSEJO DIRECTIVO NACIONAL DEL SENCICO



CÉSAR ALVA DEXTRE Presidente Ejecutivo



LIC. OSCAR ALARCÓN DELGADO Vicepresidente del Consejo Directivo Representante de los Trabajadores de la Industria de la Construcción



DR. ANTONIO MANZUR BARRIOS Representante del Ministerio de Educación



DRA. MANUELA GARCÍA COCHAGNE Representante del Ministerio de Trabajo y Promoción del Empleo



INGº ANTONIO BLANCO BLÁSCO Representante de la Universidad Peruana



SR. VICENTE APONTE NUÑEZ Representante de los Trabajadores de la Industria de la Construcción



INGº LUÍS ISASI CAYO Representante de las Empresas Aportantes; designado por CAPECO



INGº JUAN SARMIENTO SOTO Representante de las Empresas Aportantes; designado por CAPECO

PRESENTACIÓN – TOMO I REFERENCIA: SENCiCO – GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL – PROY D 36 – 2,001

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


GERENTE DE FORMACIÓN PROFESIONAL 

INGº NICOLÁS VILLASECA CARRASCO

EQUIPO DE TRABAJO

  

COORDINACIÓN PROYECTO

: Prof. JOSÉ ALBERTO MASÍAS CASTRO

COORDINACIÓN ELABORACIÓN

: Prof. JOSÉ ANTONIO BARRENACHEA SALINAS

ELABORACIÓN

: Ingº.

FERMÍN JIMÉNEZ MURILLO

Instr. GERMÁN ALBERTO PALOMINO GONZÁLES 

DIAGRAMACIÓN FINAL


SAN BORJA, SEPTIEMBRE DEL 2,002


SENCICO NOVIEMBRE 2001

BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA

PRESENTACIÓN

El presente documento denominado “BANCO TEMÁTICO DE ENCOFRADOS FIERRERÍA”; contiene información bibliográfica adicional a las hojas de información tecnológica del curso modular de encofrados fierrería. El Banco Temático tiene como propósito la estandarización del aprendizaje de los alumnos del nivel operativo y del nivel técnico; así como de instructores y profesores, en el ámbito nacional y por ende el desempeño laboral de los educandos o del desempeño docente de los segundos. Permitirá que instructores, profesores y alumnos de los cursos de calificación ocupacional del nivel operativo y de los institutos de educación superior, tengan al alcance información escrita adicional de consulta, que les permita estar actualizados o preparados. A instructores y profesores a diseños de cursos de capacitación específica no previstos y a los alumnos a los retos de las nuevas tecnologías, la solución de problemas y el aprender a aprender. Las informaciones técnicas, que se presentan en siete (07) tomos, están organizadas en 14 temas relacionados a un aspecto significativo de encofrados fierrería, provienen de diversas fuentes, sean autores o instituciones, la misma que consta en el documento. Es necesario tener presente que la información que contiene el Banco Temático, es únicamente para el uso en las Bibliotecas del SENCICO, como material de estudio o de consulta, por lo que está terminantemente prohibida su reproducción parcial o total por cualquier medio. Cabe señalar que el Banco Temático, como todo documento educativo, será motivo de reajustes permanentes, con la inclusión de temas complementarios a los existentes o de nuevos; por lo que para que cumpla su cometido, será permanentemente actualizado. En tal sentido los aportes y sugerencias de los usuarios serán recibidos con el reconocimiento de la Gerencia de Formación Profesional del SENCICO.

GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


INDICE TOMO I A SUELOS A 01

Formación y Propiedades de los Suelos para Cimentación de Estructuras – Tecnología de la Constr. – J. Pacheco Z. - SENCICO

01 al 07

A 02

Construcción de Estructuras - Manual de Obra - H. Gallegos y otros - CAPECO

08 al 13

A 03

Tablas Técnicas - Agenda del Constructor

14 al 21

A 04

Mecánica de Suelos - Procedimientos Constructivos en Albañilería III - A. Odar C. - SENCICO

22 al 27

A 05

Suelos y Estabilización - La Construcción con Tierra - SENCICO

28 al 34

A 06

Características de Suelos y Rocas - Biblioteca del Ingeniero Civil - Tomo V - Fletcher / Smoots - Limusa

35 al 40

B MOVIMIENTO DE TIERRAS B 01

Los Movimientos de Tierras - Tecnología de la Construcción - G.Baud

01 al 30

B 02

Excavaciones - Biblioteca del Ingeniero Civil - Tomo - Fletcher / Smoots - Limusa

31 al 37

B 03

Apuntalamientos y Arriostramientos - Biblioteca del Ingeniero Civil – Tomo - Fletcher / Smoots - Limusa

38 al 47

B 04

Rellenos - Biblioteca del Ingeniero Civil - Tomo - Fletcher / Smoots - Limusa

48 al 52

C TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACION C 01 Trazado y Excavación de Cimientos – Cimientos - A. Hidalgo B. - CEAC

01 al 10

C 02 Trazado y Replanteo, Niveles de Obra - El maestro de obra - J. Pacheco Z. - SENCICO

11 al 23

D CIMENTACIONES D 01 Construcción de los Cimientos – Cimientos - A. Hidalgo B. - CEAC

01 al 23

D 02 Cálculo de Dimensiones – Cimientos - A. Hidalgo B. - CEAC

24 al 29

D 03 Pilotes – Cimientos - A. Hidalgo B. - CEAC

30 al 38

D 04 Lesiones y Reparación de Cimientos – Cimientos - A. Hidalgo B.- CEA

39 al 53

D 05 Las Cimentaciones - Tecnología de la Construcción - G.Baud

54 al 89

D 06 Patología de las Cimentaciones - Cimentaciones. de Concreto Armado en Edificaciones – C. Casabonne – ACI - Perú

90 al 102

D 07 Cimentaciones - Biblioteca del Ing. Civil - Tomo V - Fletcher – Smoots - Limusa

103 al 111

D 08 Asentamientos - Biblioteca del Ing. Civil - Tomo V - Fletcher – Smoots - Limusa

112 al 117

D 09 Cimentaciones en Pilotes - Biblioteca del Ing. Civil - Tomo V - Fletcher – Smoots - Limusa

118 al 129

D 10 Resistencia del Terreno – Generalidades sobre Cimentaciones. - Manual Básico del Ingeniero Residente - R. Castillo A. - CAPECO

130 al 136

D 11 Cimentación o Fundación - Manual Básico del Ingeniero Residente - R. Castillo A. - CAPECO

137 al 144

TOMO II D 12 Cimentación - Enciclopedia de la Construcción - H. Schmith - Limusa

145 al 185

D 13 Cimentaciones Profundas – Pilotes - Cimentaciones de Concreto .Armado en Edificaciones – J. Alva H. - ACI - Perú

186 al 193

D 14 Diseño de Calzaduras - Cimentaciones de Concreto Armado en Edificaciones - C. Casabonne - ACI - Perú

194 al 198

D 15 Fundaciones - Manual del Arquitecto y del Constructor - Kidder – Parker - UTEHA

199 al 283

D 16 Cimentaciones Para Edificios Poco Pesados - Manual del Arquitecto y del Constructor – Kidder – Parker - UTEHA

284 al 305

E CONCRETO E 01

Concreto - Construcción de Estructuras - Manual de Obra - H. Gallegos y otros - CAPECO

01 al 13

E 02

Tecnología del Concreto - El Maestro de Obra - J. Pacheco Z. - SENCICO

14 al 23

E 03

La Naturaleza del Concreto y Materiales - Tecnología del Concreto - E. Rivva L. - ACI - Perú

24 al 42

E 04

Pisos y Losas - Tecnología de la Construcción - G.Baud

43 al 62

E 05

Probetas de Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico – ASOCEM

63 al 65

E 06

Curado del Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

66 al 68

E 07

El Ensayo de Consistencia del Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

69 al 72

E 08

Aditivos para el Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

73 al 75

E 09

Mezclado del Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico- ASOCEM

76 al 78

E 10

La Contaminación de los Agregados - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

79 al 82

E 11

Características físicas de los agregados - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

83 al 86


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


E 12

Testigos del Concreto Endurecido - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

87 al 88

E 13

El Concreto Pesado - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

89 al 90

E 14

Aplicaciones Diversas del Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

91 al 92

E 15

Agua de Amasado y Curado para Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

93 al 94

E 16

La vigencia de los pavimentos de Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

95

E 17

El Concreto Premezclado - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

96 al 98

E 18

El bloque de concreto en albañilería - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

99 al 101

E 19

El Cemento Pórtland y su Aplicación en Pavimentos - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

102 al 104

E 20

Muros de Contención con Bloques de Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

105 al 106

E 21

El Concreto Fast Track en Recuperación y Rehabilitación de Pavimentos – CEMENTO Boletín Técnico - ASOCEM

107 al 111

E 22

La Resistencia a la Tracción del Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

112 al 114

E 23

Evaluación del Concreto por el Esclerómetro - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

115 al 117

E 24

Pruebas de Carga de Estructuras - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

118 al 120

E 25

La Forma de los Agregados - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

121 al 122

E 26

El Fraguado en el Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

123 al 124

E 27

Súper Plastificantes - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

125 al 126

E 28

Tipos de Pavimentos de Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico – ASOCEM

127 al 129

E 29

Almacenamiento del Cemento y Agregados en Obra - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

130

E 30

Materiales (Para Concreto) - Diseño de Estructuras de Concreto - Nilson / Winter - McGraw Hill

131 al 148

E 31

Conceptos Generales del Concreto y los Materiales para su Elaboración - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C. El Cemento Pórtland - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C.

149 al 150 151 al 169

E 32

TOMO III E 33

El Agua en el Concreto - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C.

170 al 173

E 34

Los agregados para el Concreto - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C.

174 al 194

E 35

Aditivos para el Concreto - Tópicos de Tecnología del Concreto – E .Pasquel C.

195 al 201

E 36

Propiedades Principales del Concreto - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C.

202 al 207

E 37

La Durabilidad del Concreto - Tópicos de Tecnología del Concreto - E. Pasquel C.

208 al 220

E 38

Materiales (Para Concreto) - Diseño Simplificado de Concreto Reforzado - H. Parker - LIMUSA

221 al 224

E 39

Proporcionamiento y Mezclado - Diseño Simplificado de Concreto Reforzado -H. Parker - LIMUSA

225 al 233

E 40

Poliestireno expandido - Catálogo de Aislador

234 al 236

F ENCOFRADOS F 01

Encofrados - El Maestro de Obra - J. Pacheco Z. - SENCICO

01 al 9

F 02

Encofrados - Construcción de Estructuras - Manual de Obra - H. Gallegos y otros - CAPECO

10 al 17

F 03


18 al 88

F 04

Construcción de Elementos para Encofrados de Madera – Varios - SENA

89 al 119

F 05

Economía del Encofrado – Propiedades del Hormigón – Encofrados para Estructuras de Hormigón – R.L. Peurifoy - McGraw Hill

120 al 143

F 06

Propiedades de los Materiales para Encofrados. - Encofrados para Estructuras de Hormigón – R.L. Peurifoy - McGraw Hill

144 al 157

F 07

Cálculo de Encofrados - Encofrados para Estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

158 al 174

F 08

Puntales y Andamios - Encofrados para Estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

175 al 189

F 09

Rotura de Encofrados – Cimentaciones – Encofrados para Estructuras de Hormigón – R.L. Peurifoy - McGraw Hill

190 al 204

TOMO IV F 10

Encofrados de Muros - Encofrados para Estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

205 al 228

F 11

Encofrados de Pilares - Encofrados para Estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

229 al 242

F 12

Encofrados de Vigas y Forjados - Encofrados para Estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

243 al 259

F 13

Encofrados Prefabricados para Forjado de Hormigón – Encofrados para Estructuras de Hormigón – R.L. Peurifoy - McGraw Hill

259 al 277

F 14

Encofrados de Cubiertas Laminares - Hormigón Ornamental - Encofrados para Estructuras de Hormigón – R.L. Peurifoy - McGraw Hill

278 al 301

F 15

Encofrados Deslizantes - Encofrados para estructuras de Hormigón - R.L. Peurifoy - McGraw Hill

302 al 313

F 16

Los Encofrados Deslizantes, técnicas y Utilización - Manual de Obra - J. Gallegos C. - CAPECO

314 al 400

F 17

Encofrados Metálicos - Catálogo Uni Span - Uni Span

401 al 411


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


G ACERO ESTRUCTURAL G 01 La Corrosión del Acero por Cloruros en el Concreto - CEMENTO - Boletín Técnico - ASOCEM

01 al 02

G 02 Vigas de Acero - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores - H. Parker - LIMUSA

03 al 30

G 03 Columnas de Acero - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores - H. Parker - LIMUSA

31 al 47

G 04 Manual de Aplicación - Barras de Construcción - Manual de Aplicación - Aceros Arequipa

48 al 57

TOMO V H CONCRETO PRETENSADO H 01 Concreto Pretensado - Concreto Pretensado - M. Paya - CEAC

1 al 7

H 02 Hormigón Pretensado - Enciclopedia de la Construcción - Edit.Tec.As.

8 al 23

H 03 Concreto Preesforzado - Diseño de Estructuras de Concreto - Nilson – Winter - McGraw Hill

24 al 34

H 04 Concreto Preesforzado - Diseño Simplificado de Concreto Reforzado - H. Parker - LIMUSA

35 al 43

I LA MADERA ESTRUCTURAL I 01

Características y Clasificación de la Madera - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

01 al 04

I 02

Esfuerzos de trabajo para madera estructural - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

05 al 11

I 03

Pisos de tablones y laminados - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

12 al 17

I 04

Conectores para madera - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

18 al 34

I 05

Paredes de madera (entramados) - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

35 al 39

I 06

Madera Laminada - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

40 al 46

I 07

Construcciones de Trplay - Diseño Simplificado de Estructuras de Madera – H. Parker - LIMUSA

47 al 49

I 08

Características y Propiedades de la Madera - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

50 al 70

I 09

Conversión, Secado y Protección de la Madera - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

71 al 87

I 10

La Madera Material de Construcción - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

88 al 107

I 11

Detalles Constructivos - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

108 al 138

I 12 A Detalles constructivos - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

139 al 153

I 12 B Detalles constructivos - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

154 al 173

I 13 A Protección por Diseño - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

174 al 189

I 13 B Protección por Diseño - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

190 al 201

I 13 C Protección por Diseño - Manual de Diseño para Maderas del GRAN – Junta de Acuerdo de Cartagena

202 al 216

I 14

Propiedades de la Madera - Cartilla de Construcción con Madera - Junta de Acuerdo de Cartagena

217 al 229

I 15

Secado de la madera - Cartilla de Construcción con Madera - Junta de Acuerdo de Cartagena

230 al 235

TOMO VI I 16

Preservación de la Madera - Cartilla de Construcción con Madera - Junta de Acuerdo de Cartagena

236 al 244

I 17

Tableros a Base de Madera para Uso de la Construcción. - Cartilla de Construcción con Madera – Junta de Acuerdo de Cartagena

245 al 250

I 18

Sistemas Estructurales - Cartilla de Construcción con Madera - Junta de Acuerdo de Cartagena

251 al 263

I 19

Uniones Estructurales - Cartilla de Construcción con Madera - Junta de Acuerdo de Cartagena

264 al 274

J ESCALERAS J 01

Escaleras - Tecnología de la Construcción - G. Baud

01 al 13

K MAQUINARIA DE CONSTRUCCION K 01 Equipo - El equipo y su Costos de Operación - J. Ramos S. - CAPECO

01 al 47

K 02 Equipos de Movimientos de Tierras - Tecnología de la Construcción - G. Baud

48 al 64

L VARIOS, TABLAS Y EQUIVALENCIAS L 01

Fuerzas y Esfuerzos - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores - H. Parker - LIMUSA

01 al 13

L 02

Momentos y Reacciones - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores - H. Parker - LIMUSA

14 al 22

L 03

Cortante y Momento Flexionante - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores – H. Parker - LIMUSA

23 al 38

L 04

Teoría de la Flexión y Propiedades de las Secciones - Ingeniería Simplificada para Arquitectos y Constructores – H. Parker - LIMUSA

39 al 58

L 05A Tablas Técnicas - Agenda del Constructor – Varios

59 al 91

L 05B Tablas Técnicas - Agenda del Constructor - Varios

92 al 128


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001 L 06


Simbología - Estructuras Metálica - Manual de Aplicación - Barras de Construcción - Aceros Arequipa

129 al 130

M SEGURIDAD, HIGIENE Y SALUD EN CONSTRUCCION M 01 A Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

01 AL 23

TOMO VII M 01 B Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

24 AL 55

M 01 C Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

56 al 77

M 01 D Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad.

78 al 96

M 01 E Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

97 al 110

M 01 F Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

111 al 125

M 01 G Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

126 al 148

M 01 H Manual de Prevención de Accidentes en la Construcción - Consejo Interamericano de Seguridad

149 al 168

M 02 Disposiciones Generales - Seguridad e Higiene en la Construcción Civil - OIT

169 al 173

M 03 Generalidades - Organización - Orden y Limpieza – SH en la Constr. Civil - Resumen Residente Obra Edificaciones. SENCICO

174 al 178

M 04 Señalización - Seguridad e Higiene en la Construcción Civil - Resumen Residente Obra Edificaciones

179 al 187

M 05 Protección Personal - Riesgos Higiénicos SH en la Construcción Civil - Resumen Residente Obra Edificaciones - SENCICO

188 al 192

M 06 Prevención de Accidentes en las Excavaciones para la Construcción. - La Positiva Seguros y Reaseguros

193 al 204

M 07 Prevención de Accidentes en Supervisión de Trabajo en Construcción de Edificios - La Positiva

205 al 224

M 08 Manejo Manual de Materiales en la Construcción - La Positiva

225 al 239

M 09 Manual de Investigación de Accidentes e Incidentes - La Positiva

240 al 244

M 10 Seguridad e Higiene Ocupacional en el Sector de la Industria de la Construcción - SENCICO

245 al 253

N. PREVENCION CONTRA SISMOS E INCENDIOS N 01 Diseño Sísmico - Diseño de Estructuras de Concreto - Nilson – Winter - McGraw Hill

01 AL 09

N 02 Principios Básicos del Diseño y Construcción Antisísmica – Terremotos - F. Oshiro -UPSMP

10 AL 17

N 03 Prevención de Incendios - Prevención de Incendios - J. A. Barrenechea – Ministerio de Pesquería

18 AL 49

N 04 La Estructura del Edificio de Albañilería - Diseñando y Construyendo con Albañilería - H. Gallegos V. – La Casa

50 AL 57




FORMACIÓN DE LOS SUELOS Y PROPIEDADES DE LOS SUELOS PARA CIMENTACIÓN DE ESTRUCTURAS 3.1. FORMACIÓN DE LOS SUELOS La corteza de la tierra esta constituida por roca sólida. Esto no se percibe fácilmente, pero es explicable porque el mantillo, la vegetación, los fragmentos de rocas, la arena y la grava están esparcidos por doquier, mientras que los sedimentos cubren el fondo de los océanos. Las capas de escombros tienen poca profundidad en contraste con el espesor kilométrico de la roca subyacente. Un hecho real, aunque inadvertido, es que el relieve de la tierra es modificado constantemente. En efecto, nada de lo que vemos de la faz de la tierra es inmutable; todo se trasforma. Lo que ocurre es que el cambio sucede a lo largo de muchísimo tiempo; una vida entera podría no bastar para percatarse de ello. Los suelos, tal como los apreciamos a simple vista, proceden de la disgregación de las rocas y el subsiguiente transporte de los residuos a lugares. Los agentes causantes de la alteración del relieve de la tierra y de formación de los suelos son:  La erosión  El intemperismo La erosión es producida por la acción de diversas fuerzas de la naturaleza. Uno de los agentes erosivos más espectaculares es el agua. Gran parte de la humedad absorbida por la atmósfera cae sobre los continentes en forma de lluvia, nieve, granizo y rocío. Un apreciable volumen de la precipitación penetra hasta el subsuelo, pero otro mayor desemboca por gravedad de mar por los cauces de los ríos o en forma de torrentes y manantiales, reponiendo de esta manera el nivel de los océanos (Fig. 3.1). En su recorrido, el enorme caudal de agua, desempeñando el papel sorprendente escultor, va año tras año en forma incesante, remodelando el relieve terrestre, arrastrando aguas debajo de todo cuanto encuentra en su trayectoria. Los fragmentos de las rocas, por efecto de su arrastre por el agua sobre el fondo de los lechos de los ríos, pierden su forma angulosa trasformándose en cantos rodados.

Fig. 3.1. Gran parte del agua, producto de la precipitación, desemboca al mar erosionando las montañas. Al reducirse la pendiente por la cual transcurre el agua, disminuyen la velocidad y la fuerza del caudal, depositándose sobre el suelo, primero las piedras grandes, luego las pequeñas y, finalmente, el lodo.

TEMA: SUELOS REFER: FORMAC. DE LOS SUELOS – TECNOLOG. DE LA CONST. – J. PACHECO. Z - SENCICO

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Igualmente, cuando el cono de deyección se ensancha, la corriente de agua pierde velocidad y los fragmentos pesados van quedando en el trayecto, mientras que los menudos son arrastrados aguas abajo (Fig. 3.2). También el hielo de las cordilleras es otro importante agente erosivo. Como sabemos, el glaciar es una acumulación de nieve gradualmente comprimida y trasformada en hielo. Con el tiempo su peso aumenta y por efecto de la gravedad empieza a desplazarse cordillera abajo, remodelando en su lenta marcha el relieve terrestre. Asimismo, los aludes, es decir las descomunales masas de hielo que desde la cordillera se precipitan violentamente, son causantes de terribles desastres, además de efectivos agentes de remodelación del paisaje terrestre. Para tener una idea de su inmenso poder destructivo recordemos los aludes ocurridos en 1,962 y 1,970, caídos desde el Huascarán. El primero de ellos arrasó prácticamente la localidad de Ranrahirca; y el de 1,970 (terremoto de Ancash), producto de la desintegración de ventisquero de 5 millones de metros cúbicos, se abatió con velocidad de desplazamiento de la masa aluvional de 300 Km. por hora sobre la ciudad de Yungay, causando una de las mayores catástrofes que registra nuestra historia.

SECCION

Fig. 3.2. Típico ejemplo de depósito de materiales en un cono de deyección de un río. También los huaycos ("Llakpanas" o Llocllas", en quechua), frecuentes en nuestro país, están asociados con la acción de las lluvias y la falta de protección vegetal en las vertientes. Originados por fuertes precipitaciones estacionales, alcanzan impresionantes velocidades y su potencia es tan grande que transportan lodo y piedras de diversos tamaños, algunas de la cuales pueden llegar a toneladas de peso. En el fondo de los valles frenan su velocidad expandiéndose lateralmente, pero aún capaces de destruir las obras construidas por el hombre: viviendas, puentes, caminos, etc. Ocurren generalmente en zonas bajas y medidas del relieve andino que caracteriza la topografía del país. El mar, igualmente, es otro efectivo agente erosivo. Permanentemente su acción se manifiesta en las costas de los continentes. Así como destruye, también construye grandes bancos de arena. Aunque no tan contundente como el agua y el hielo, el viento es asimismo un importante agente transformador de la topografía y causante de la formación de los suelos. Erosionando las rocas y transportando materiales de un lugar a otro da origen a depósitos cólicos de arena, generalmente de grano fino. El intemperismo es, tal como ha sido señalado, la otra poderosa fuerza escultora del paisaje. Ocasiona la desintegración inicial de las rocas, convirtiéndolas en fragmentos que son acarreados posteriormente por acción del agua y el viento. También los cambios de temperatura TEMA: SUELOS REFER: FORMAC. DE LOS SUELOS – TECNOLOG. DE LA CONST. – J. PACHECO. Z - SENCICO

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originan en las rocas tensiones diferenciales en su masa, llegando a fracturarlas y desintegrarlas. Por su parte, el agua concentrada en las grietas y hendiduras de las rocas causa el agrietamiento de las mismas, actuando con efecto de cuña al aumentar su volumen por congelamiento. Al respecto es interesante anotar que, probablemente, hay más agua bajo tierra que en todos los lagos y ríos. El agua subterránea es agente de procesos químicos y origen de diversas conformaciones geológicas. Desgasta las rocas formando cavernas y caprichosas estalactitas y estalagmitas, constituidas por carbonato de calcio precipitado gota a gota. Asimismo, a simple vista podemos observar el efecto del intemperismo en las particulares coloraciones que adquieren las rocas debido a la descomposición química de los materiales, producida por el ácido carbónico y el oxígeno atmosférico que trasforman los elementos metálicos en sus respectivos carbonatos y óxidos. Ahora bien, ya informados, aunque a grandes rasgos, de cómo actúan la erosión y el intemperismo remodelando el relieve terrestre podríamos plantearnos la siguiente pregunta: ¿si incesantemente aquellos poderosos agentes están desintegrando la superficie terrestre trasladando hacia el mar gran parte de ella, no sería razonable pensar que, finalmente, los continentes habrían de convertirse en superficies planas, de altura reducida y cubiertas por la aguas? Ciertamente, ello podría ocurrir; aunque en millones de años. Lo que sucede es que, felizmente, existe otra fuerza en pugna con aquello. Esta fuerza, que confiere equilibrio, es el diastrofismo, denominación que se refiere al proceso por el cual la capa exterior de la corteza terrestre, por efecto de la gradual contracción que sufre producida por cambios de temperatura, constantemente es levantada, plegada, inclinada; compensando así la desintegración, producto de la erosión y el intemperismo. De manera sucinta hemos descrito los mecanismos por los cuales el relieve de la tierra es modificado. Como ya ha sido señalado, los cambios son imperceptibles y se manifiestan a través de lapsos muy grandes, pero el hecho real es que permanentemente están ocurriendo, dando como resultado las diversas conformaciones geológicas y los múltiples tipos de suelos que superpuestos en capas constituyen la superficie terrestre.

3.2. ESTUDIOS DE LOS SUELOS El término suelo abarca genéricamente los diversos tipos de materiales, tales como la grava, la arena, los limos, las arcillas, y las innumerables mezclas de ellos: arcilla limosa, arena limosa, grava arenosa, limo arenoso, etc. Roca es la parte sólida de la corteza terrestre. Generalmente los suelos se presentan en capas superpuestas (Fig. 3.3.) constituyendo el suelo, son producto, de acuerdo a lo ya expuesto, de la erosión y el intemperismo. Cada capa de suelo posee ciertas propiedades específicas que la caracterizan para cimentaciones de estructuras.

Fig. 3.3. Perfil constituido por diversos tipos de suelos superpuestos en capas. A través de los cimientos son transferidos al suelo el peso de las estructuras, las fuerzas que actúan sobre ellas y las sobrecargas correspondientes. Las estructuras serán estables si las capas de suelo que las sustentan son suficientemente resistentes.


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De lo expuesto fluye la necesidad, especialmente en obras de importancia, de explorar el subsuelo para informarnos cómo está constituido y conocer, mediante análisis y ensayos especializados, las características y resistencia de las diversas capas de suelo. La exploración se llevara a cabo excavando pozos (calicatas), convenientemente ubicados en las áreas destinadas a las edificaciones. Durante la excavación de los pozos exploratorios son expuestas, en espesores variables, las diversas capas de suelos, de las que se toman muestras representativas para someterlas posteriormente, a análisis y ensayos en laboratorios de mecánica de suelos. Con los registros tomados en el campo, pruebas "in situ" y ensayos en laboratorios se procede a elaborar perfiles estratigráficos, en los que se puede apreciar la naturaleza, profundidad y espesor de las diversas capas descubiertas en la excavación de las calicatas (Fig. 3.4).

Fig. 3.4. Ejemplos de perfil estratigráficos del subsuelo. Naturalmente, de detectarse - durante las excavaciones - agua subterránea, deberá determinarse el nivel que alcanza. Los estudios de los suelos son vertidos en informes que además de los perfiles estratigráficos correspondientes, incluyen resultados de los análisis y ensayos, conclusiones concernientes a la profundidad mínima de la cimentación, presiones admisibles y otras recomendaciones que se juzgue necesarias, por ejemplo, sobre eventuales perturbaciones que pudieran originarse por alteración del grado de humedecimiento del suelo. Estos informes son utilizados por los ingenieros estructurales para diseñar los cimientos y las estructuras.

3.3. CLASIFICACIÓN DE LOS SUELOS De acuerdo al Reglamento Nacional de Construcciones de diversos tipos de suelos son identificados según el Sistema Unificado de Clasificación (SUCS). Este sistema agrupa los suelos en dos clases: suelos de partículas gruesas y suelos de partículas finas. Se considera suelos de partículas gruesas cuando más de la mitad de la masa del suelo, al ser sometida a tamizado, es retenida en la malla N° 200. 

A este tipo de suelo corresponden la grava y la arena.

Cuando más de la mitad de la masa del suelo pasa la malla N° 200 se le considera suelo de partículas finas: limos y arcillas. A su vez, a los suelos de partículas gruesas se les subclasifica en: 

Gravas: Más de la mitad de la fracción gruesa es retenida en la malla N° 4.



Arenas: Más de la mitad de la fracción gruesa pasa la malla N° 4.

Aproximadamente puede considerarse que la abertura del tamiz N° 4 equivale a medio centímetro.


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En los estudios del suelo, cada tipo de suelo es identificado mediante simbología convencional; así, por ejemplo, la grava es identificada con la letra G (proveniente del idioma inglés, gravel); la arena con la letra S (sand); la arcilla, C (clay); el limo, M; Pt identifica la turba y otros suelos con alto contenido de materia orgánica. 

La abertura del tamiz N° 200 corresponde aproximadamente al tamaño de la menor partícula apreciable a simple vista y equivale a 0.074 mm (74 micras).

Generalmente - según hemos visto - las capas del subsuelo están constituidas por diversos tipos de materiales. En estos casos, se les designa de manera compuesta; por ejemplo, GM significa grava limosa. Otros símbolos también son empleados para precisar importantes propiedades de los suelos, que trascienden en su capacidad portante y comportamiento en cimentaciones.

3.4. LOS SUELOS Y LAS CIMENTACIONES 3.4.1. Generalidades. En obras de importancia y características especiales, y sobre todo, cuando es proyectada su construcción en terrenos cuyo subsuelo no es conocido, es obligatorio el estudio del suelo para cada caso en particular. No es prudente deducir la resistencia y comportamiento de un suelo a partir de las características de otro, aun cuando estén próximos entre sí. A continuación se ofrece con propósito ilustrativo ciertas pautas indicativas del probable comportamiento de algunos tipos de suelos. Desde luego, no eximen de la obligatoriedad de contar, especialmente en los casos precedentemente indicados, con los correspondientes estudios de suelos. 3.4.2. Grava. Con excepción de las gravas pizarrosas, la grava es material apropiado para cimentaciones siempre y cuando subyacentes no existan estratos frágiles o blandos, ni esté expuesta a socavación la cimentación. La grava tiene reducida o casi nula capilaridad; por tanto, no es probable que la presencia de agua subterránea, o su humedecimiento, sean causas de disminución de su resistencia ni origen de asentamientos. 3.4.3. Arena. No es prudente generalizar respecto al probable comportamiento y resistencia de las capas de arena, pues debido a causas ya expuestas, relacionadas con su formación, los suelos de esta naturaleza se encuentran en diverso estado de compacidad, además de tener variada granulometría. Si las arenas, medias y gruesas, son compactas y su granulometría es favorable tienen apropiada resistencia para sustentar estructuras. No ocurre lo mismo con las arenas muy finas, sobre todo si son sueltas, como es el caso de arenas cuyo origen es producto del transporte del viento (arenas eólicas). Las capas de arena suelta son muy susceptibles a densificarse por efecto de la vibración causada por movimientos sísmicos, pudiendo esperarse, eventualmente, asentamiento de la cimentación e indeseables efectos de carácter estructural. Cuando se trate de este tipo de suelo, es preciso profundizar las excavaciones para cimentos y definitivamente limitar las presiones de contacto cimento - suelo. La razón de esta exigencia podemos percibirla cuando caminamos por la playa, la arena fluye a cada lado hundiéndose los pies; sin embargo, a cierta profundidad los pies no bajan ya más: la capacidad de carga ha aumentado. Lo mismo pasa con cimentaciones construidas a mayor profundidad. La presencia de agua en suelos arenosos, especialmente cuando se trate de arenas finas sueltas, puede ser causa de marcada disminución de su resistencia en caso de ocurrencia de sismos y, eventualmente, origen del fenómeno de liquefacción, tal como ocurriera en algunas zonas de la ciudad de Chimbote en el terremoto de 1,970. 3.4.4. Limo. Es un suelo de partículas muy pequeñas, relativamente no es plástico y tiene capilaridad elevada. Cuando se encuentra en estado suelto su resistencia es pequeña; su presencia debe ser motivo de reserva por parte del diseñador y el constructor. 3.4.5. Arcilla. Es dura cuando está seca, pero su consolidación se produce lentamente. Cuando es humedecida se torna plástica y deformable, modificando su consistencia según el grado de humedecimiento que alcance; por lo tanto, en suelos arcillosos la alteración del contenido de agua en su masa juega importante rol en su comportamiento y resistencia.


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El humedecimiento, que en algunos casos llega hasta la saturación, se produce de diversas maneras. Causas potenciales de humedecimiento son las lluvias y el aumento del caudal de los ríos y arroyos. También los suelos pueden humedecerse por efecto de la capilaridad, es decir, por succión del agua que pudiera encontrarse en capas inferiores. La succión es pequeña o casi nula en suelos granulares (arenas y gravas), pero suele ser grande en suelos arcillosos, ascendiendo el agua hasta alcanzar los cimientos de los edificios. 3.4.6. Suelos que contienen materia orgánica. Los suelos que contienen materia orgánica, la turba y el fango, definitivamente no son apropiados para cimentaciones. Estas capas deben ser eliminadas durante la excavación, la misma que debe profundizarse hasta encontrar capas suficientemente resistentes. Los suelos de color marrón oscuro, gris oscuro o negro, o tengan olor característico, estructura esponjosa o fibrosa, corresponden a este inconveniente tipo de suelo. Desde luego, un suelo producto de rellenos tampoco es apropiado para cimentaciones. 3.4.7. Homogeneidad del subsuelo. Otra característica que también debe tenerse en cuenta en cimentaciones es la uniformidad del subsuelo. Cuando las capas subyacentes a la cimentación son suficientemente resistentes la condición es favorable: sin embargo, cuando una capa de comprobada resistencia para la cimentación prevista reposa sobre otra de menor resistencia la situación cambia sustancialmente. A modo ilustrativo, veamos el caso de una zapata cimentada sobre una capa de arena y que debajo de esta se encuentre una de arcilla blanda (Fig. 3.5). La presión supuesta como admisible para la arena es transferida a la capa de arcilla blanda, la misma que fluye hacia los lados, lo probable es que se produzca el asentamiento de la zapata.

Fig. 3.5. A través de la masa de arena la presión ejercida por la zapata es transferida a la capa de arcilla empujándola a los lados produciendo, eventualmente, el humedecimiento de la zapata. Por ello insistimos en que el aspecto de las capas superficiales no es suficiente para deducir con certeza el comportamiento de un determinado suelo. Es indispensable la exploración de las capas inferiores hasta la profundidad procede en cada caso. 3.4.8. Capacidad portante de los suelos. La capacidad portante o carga admisible de un determinado tipo de suelo es la presión máxima que puede aplicársele sin que se produzca la rotura de la masa situada debajo de cimientos. Presión o intensidad de carga es la fuerza ejercida sobre la unidad de superficie de contacto 2 entre cimiento y suelo. La unidad que expresa la presión es el kg/cm (kilogramo por centímetro cuadrado). Por ejemplo, si la carga que transmite al suelo una zapata es 60 toneladas y el área 2 de la zapata es de 3 m , entonces la presión transmitida a la superficie de contacto entre zapata y suelo es:

60,000 kg  2 kg / cm 2 30,000 cm 2 Pues bien, la capa de suelo deberá ser capaz de soportar la presión aplicada (en este caso, 2 2 kg/cm ). Como podemos observar, la acción sobre el terreno no depende exclusivamente de la carga absoluta aplicada, sino también del área de contacto entre el cimiento y el suelo. TEMA: SUELOS REFER: FORMAC. DE LOS SUELOS – TECNOLOG. DE LA CONST. – J. PACHECO. Z - SENCICO

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Las presiones admisibles varían sustancialmente según el suelo de que se trate. Es frecuente 2 especificar 4 kg/cm para conglomerados compactos y bien graduados. A las mezclas de canto rodado y arena ("hormigón") suele asignárseles valores de 3 a 4 kg/cm como presiones admisibles.

2

La capacidad portante de las arenas gruesas y mezclas de arena y grava compactas es 2 aproximadamente 2 kg/cm , mientras que para arenas finas la presión admisible es limitada a 1 2 kg/cm . Las presiones admisibles de los suelos predominantemente arcillosos dependen de su grado de 2 dureza. Sus valores fluctúan entre 1.5 kg/cm en caso de arcillas inorgánicas duras y sin riesgo 2 de humedecimiento, hasta valores muy bajos, 0.5 kg/cm , si se trata de arcillas inorgánicas blandas. Una arcilla es dura cuando se parte con dificultad en terrones que no se pueden pulverizar o amasar fácilmente con los dedos. Una arcilla es firme o de consistencia media cuando se puede amasar, aunque con bastante esfuerzo. Las arcillas blandas se pueden amasar con relativa facilidad, pero no tienen consistencia pastosa. Arcillas de consistencia pastosa deben desecharse para cimentaciones. Otra manera práctica e indicativa de la consistencia o dureza de los suelos es el grado de dificultad que presentan al ser excavados. La lampa penetra con facilidad en suelos blandos, mientras que la excavación de suelos de dureza media requiere de pico. En suelos duros el pico rebota; puede penetrar, pero con esfuerzo. Los valores de las presiones admisibles aquí expuestos son simplemente referenciales e ilustrativos. Pueden variar sustancialmente en cada caso en particular; desde luego, no se ofrecen para fines de diseño.




SUELOS 1. GENERALIDADES a) Toda estructura está en contacto con el suelo. Como consecuencia, es indispensable que la interacción entre la estructura y el suelo, definida por los límites impuestos a las presiones de contacto y a los asentamientos, sea claramente entendida. b) La utilización de valores empíricos de la capacidad portante del suelo, podrá considerarse adecuada y segura solamente cuando estos valores hayan sido establecidos mediante la práctica local y experimentada satisfactoriamente en estructuras similares en esa misma localidad. c) De otra manera será necesario adoptar, para el caso de estructuras livianas o simples, soluciones muy conservadoras o alternativamente, efectuar estudios elementales de suelos. d) Para el caso de estructuras importantes siempre será necesario establecer la capacidad portante en base a estudios de suelos, que contemplen una evaluación de la geología del lugar, precisen que contemplen una evaluación de la geología del lugar, precisen niveles de cimentación y presiones admisibles de carga, establecidas tanto en función de la seguridad como de las deformaciones permisibles para el sistema estructural de que se trata.

2. EFECTOS DEL AGUA a) El agua en el subsuelo es siempre causa de problemas y dificultades. b) Algunos de los problemas causados por el agua son los siguientes:  Dificultades constructivas, tanto en la excavación como en la colocación del concreto.  Asentamientos debidos a saturación de suelos compresibles.  Reducción en la capacidad portante del suelo al reducirse su resistencia al corte.  Remoción del suelo debajo de las cimentaciones debido a acciones de bombeo.  En climas muy fríos, fallas debidas a heladas.  Problemas de licuefacción, en arenas sucitas, con los asentamientos consecuentes.  Hinchazón o expansión en ciertos tipos de arcillas.  Efectos de subpresión.

3. EFECTOS DE LA VIBRACIÓN a) Las vibraciones de cualquier origen tienden a compactar los suelos causando, como consecuencia, asentamientos. b) En el caso de suelos arenosos o granulares sueltos puede presentarse densificación del suelo a causa de los movimientos sísmicos. La densificación originará asentamientos, intensificándose éstos cuanto mayor sea la presión de contracción. Es recomendable que en este tipo de suelos sueltos se adopten cimentaciones profundas con presiones de contacto bajas o tratamientos de compactación previos. c) Para el caso de suelos arenosos, finos o granulares con presencia de agua debe de considerarse la posibilidad de licuefacción del suelo al presentarse vibraciones causadas por un movimiento sísmico. La licuefacción implica una reducción sustancial de la capacidad portante del suelo. En estos casos debe contemplarse presiones de contacto muy reducido o alternativamente, pilotaje. d) En las arenas contempladas en los casos precedentes, debe tenerse especial cuidado con el apoyo de los falsos pisos y otras losas superficiales (tales como veredas y pistas) efectuándose, por lo menos, una enérgica compactación superficial por vibración. e) Las cimentaciones deben aislarse de maquinarias que transmitan vibración.

4. ARENAS a) Las arenas pueden presentarse en rangos de densidad muy variables. b) La densificación de las arenas, cuando se aplica la debida energía de compactación, se realiza con mucha rapidez; sin embargo, en los casos de arenas propensas a licuefacción o muy sueltas, la densificación ocurrirá bajo la presencia de carga al ocurrir un movimiento sísmico interno. TEMA: SUELOS REFER: CONSTRUCCIÓN DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS - CAPECO

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5. LIMOS a) Los suelos limosos no son necesariamente suelos pobres para cimentaciones si están compactos, sin embargo, puede ocurrir que se presenten como suelos en estado suelto. Consecuentemente, es imprescindible que el constructor adquiera destreza en la identificación de los limos. b) En muchos casos los limos son suelos inestables que por ingreso del agua sufren cambios súbitos de volumen.

6. ARCILLA a) Las arcillas no se consolidan con rapidez normalmente el proceso de asentamiento toma un tiempo muy largo. b) Consecuentemente es imperativo, en cimentaciones sobre arcilla, salvo que exista experiencia en la zona, que se efectúen estudios relacionados con la probabilidad de asentamientos diferenciales por consolidación. c) Muchas arcillas se expanden ante la presencia de agua; si no hay experiencia en la zona, es necesario constatar esta posibilidad y tomar las medidas pertinentes, aún en rocas arcillosas.

7. TURBA Y MUSEO a) No se debe cimentar en suelos constituidos por turba o musgo. b) En ciertos casos, es necesario remover los bolsones de tuba y reemplazarlos por un relleno compactado o por concreto pobre, lo que permitirá la construcción de la cimentación.

8. RELLENOS a) No se debe cimentar sobre rellenos de características desconocidas o ejecutados sin control. b) La cimentación sobre rellenos efectuados con materiales adecuados, compactados a una densidad óptima, construidos bajo control permanente y con un adecuado estudio de drenaje, es perfectamente posible. Sin embargo, este proceso requiere de especialistas en mecánica de suelos. SECCION VERTICAL

A. B.

C. D.

Suelo o estrato superficial. La parte designada Ao es humus o deshecho orgánico. Las demás zonas de transición pueden tener 60 cms. o más de espesor. La configuración mas marcada bajo el suelo superficial. Varía entre 15 a 2.50 mts. de profundidad. Puede dividirse en zonas de transición B1, B2 etc. como se muestra. Corresponden a estratos formados por suelos alterados o transportados. El material original del suelo que ha sufrido escasa o ninguna intemperización. El estrato de base, tal como roca, conglomerado, arena o arcilla.

TEMA: SUELOS REFER: CONSTRUCCIÓN DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS - CAPECO

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 GRAVA: Piedras redondeadas o cantos rodados gastados por el agua o pedazos compactos de roca. Sin cohesión ni plasticidad. Granular y cascajosa. Crujiente bajo el piso.  ARENA: Granos sueltos, comprendidos entre 0.05 y 2mm de tamaño se ve y siente claramente los granos individuales. Sin plasticidad ni cohesión. Cuando está seca no es posible moldearla con las manos cuando se moldea húmeda se desmorona al tocarla. Los granos gruesos son redondos, los finos son visibles y angulares.  LIMO: Granos escasamente visibles, comprendidos entre 0.005 y 0.05mm de tamaño. Sin o con muy escasa plasticidad. Puede tener cohesión. Un molde con las manos en seco es fácilmente aplastado. El movimiento del agua a través de los vacíos ocurre fácilmente y es visible. Cuando es mezclado los granos con agua se asientan en un lapso de 30 minutos a 1 hora. Se siente arenoso con los dientes. No forma cintas al moldearlo. Debe de ponerse cuidado en distinguir arena fina de limo y limo de arcilla.  ARCILLA: Partículas invisibles con menos de 0.005 mm. de tamaño cohesivo. De alta plasticidad cuando es mojada. Cuando es apretada entre los dedos forma una cinta larga, delgada y flexible. Puede ser rolada prácticamente en un hilo. Cuando es mordida no se siente arenosa.  Forma masas o terrones duros cuando está seca, difícil o imposible de romperlos con las manos. Impermeable, sin movimientos de agua aparente a través de los vacíos. Permanece suspendida en agua de 3 horas a tiempo indefinido.  TURBA: Material orgánico descompuesto con considerable suelo mineral usualmente de color negro con presencia de fibras. Tiene mal olor. Se encuentra como depósito en pantanos y ciénegas. Fácilmente identificable. Puede contener algo de arena o limo.  MUSGO: Material parcial de descomposición de plantas. Mayormente orgánico. Muy fibroso. Con rastros visibles de vegetales. ATENCIÓN La grava es muy estable. Adecuada para rellenos. 1. La arena gruesa es estable. 2. Las mezclas de grava y arena bien graduadas (con variedad de tamaños) son sumamente estables. 3. La arena fina comienza a parecerse al limo: se vuelve inestable con humedad creciente. 4. El limo es inherentemente inestable, particularmente con humedad. 5. La arcilla es crecientemente cohesiva al reducirse la humedad su estabilidad depende de la forma de sus partículas y de su composición química. Deben estudiarse detalladamente. VALORES REFERENCIALES TIPO DE SUELO Roca, dura y sana (granito, basalto) Roca, medio dura y sana (pizarras y esquistos) Roca, blanda o fisurada Conglomerado compacto bien graduado Gravas. Mezcla de arena y grava Arena gruesa. Mezcla de grava y arena Arena fina a media. Arena media a gruesa, mezclada con limo o arcilla. Arena fina. Arena media a fina mezclada con limo o arcilla. Arcilla inorgánica, firme. Arcilla inorgánica, blanda. Limo inorgánico, con o sin arena.

T 2 kg/cm 40 20 7 4 2* 2* 1.5* 1.0* 1.5 0.5 0.25

* Reducir en 50% en el caso de estar bajo el nivel freático.


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ATENCIÓN No se proveen estos valores con fines de diseño ya que pueden variar sustancialmente para condiciones locales. Su propósito es permitir al constructor, conjuntamente con la identificación del suelo, precisar situaciones en que pueda requerirse un estudio de suelos. VALORES REFERENCIALES

TIPO DE SUELO Arena limpia Arena arcillosa o limosa Arcilla seca Arcilla húmeda Grava limpia Grava y arcilla Grava, arcilla y arena Roca blanda y descompuesta Roca dura descompuesta

V/H

tg 

ka

1: 1.5 1: 1.33 1: 1.75 1: 3 1: 33 1: 33 1: 1.5 1: 1 1: 1

0.67 0.75 0.57 0.33 0.75 0.75 0.67 1.00 1.00

0.258 0.250 0.338 0.523 0.250 0.250 0.285 0.171 0.171

PRESIONES ACTIVAS (aproximado)

Pa = P1 + P2 Pa = [9s H + ½

= Ka =

H2] Ka

en Kg.

Densidad del suelo, usar 3 conservadoramente 2000 kg/m Coeficiente de presión activa

El límite de la altura de la calzadura (H) sin puntales depende del tipo del terreno y la edificación a calzar; el esquema a continuación es indicativo y debe adaptarse a cada situación específica. 1. Cuando no hay agua en el subsuelo los valores máximos de (H), para el sistema de calzadura esquematizados son: Conglomerado 8 m. Arcilla 3 m. Arena 2 m. Para valores mayores de (H) deberá efectuarse el diseño específico de la calzadura.


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2.

Cuando hay agua en el subsuelo el método de la calzadura debe acompañarse con tablestacados o sistemas de apuntalamiento provisionales, externos.

3.

El concreto de la calzadura debe tener poco cemento (aprox. 4 a 5 sacos / m ) y la menor cantidad de agua posible compatible con una trabajabilidad adecuada.

4.

El concreto de la calzadura se acortará aproximadamente 1/3 mm. por metro de altura en un plazo del orden de 7 días, causando asentamientos el la construcción existentemente. Consecuentemente para (H) mayor de 2 metros, es indispensable construir la calzadura por franjas horizontales acuñando con mezcla muy seca cada nivel de llenado.

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CALZADURA POR FRANJAS HORIZONTALES

1. Ver el ángulo de reposo () del terreno, en valores Referenciales. 2. Calcular H = B tg . 3. Comparar H con A. I H ≥ A NO ES NECESARIO SUB-ZAPATA


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA SI H ≤ a HACER SUB-ZAPATA

CAMBIO DE NIVEL CIMENTACIÓN


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SUELOS 3.1. Clasificación de los suelos por el tamaño de sus partículas Nombre

Tamaño en mm.

Gravas

100

-

2

Arena gruesa

2

-

0.6

Arena media

0.6

-

0.2

Arena fina

0.2

-

0.06

Limo grueso

0.06

-

0.02

Limo medio

0.02

-

0.006

Limo fino

0.006

-

0.002

Arcilla

menor que

0.002

3.2. Sistema unificado de clasificación de suelos Suelos de grano grueso (más de 50% del material no pasa por el tamiz # 200)

Arenas (más del 50% de la fracción gruesa es menor que el tamiz # 4)

Gravas (más del 50% de la fracción gruesa es mayor que el tamiz # 4)

Arena con finos (cantidad apreciable de finos) SC SM Arenas Arenas

Gravas con finos (cantidad apreciable de finos) GC GM Gravas Gravas

Gravas limpias (poco o ningún fino) GP GW Gravas Gravas

gradadas

arcillosas

limosas

mal

gradadas

Arenas

Mezclas

Mezclas

gradadas gradadas

Arenas -

gravosas

gravo -

grava

Gravas

Gravosas

poco

arenas

arenas

arenosas gravosas

poco

fino

arcillosas

limo

poco fino poco fino

Cu  6 1  Cc  3

Use doble símbolo 4 =  Ip =  7 (SC - SM) G = Grava W = Bien gradada

Ip  Cc  4 1  Cc  3 Use doble símbolo 4 =  Ip =  (GC - GM) Cc = Coeficiente de curvatura

S = Arena

Cu = Coeficiente de uniformidad

Arcillosas

Arenas limpias (pocos o ningún fino) SP SW Arenas Arenas bien

limosas mal

fino Ip  7

Ip4

P = Pobremente gradada

3.3. Sistema unificado de clasificación de suelos Suelos de grano fino (más del 50% del material pasa por el tamiz # 200)

TEMA: SUELOS REFER: TABLAS TÉCNICAS – AGENDA DEL CONSTRUCTOR

bien

Mezclas

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NOVIEMBRE 2001 Suelos Altamente Orgánicos Tablas y otros suelos altamente orgánicos

1) 2)

ENCOFRADOS FIERRERÍA Limos y arcillas (límite líquido  50) OH Arcillas orgánicas de medida alta plasticidad Limos orgánicos

CH Arcillas Inorgán. de alta plasticidad Arcillas grasas

15

Limos y arcillas (límite líquido  50) MH Limos Inorgán. Suelos limosos o arenosos finos micáceos suelos elásticos

OL Linos orgánicos Arcillas orgánicas de baja plasticidad

CL Arcilla Inorgán. de baja a media plasticidad Arcillas gravosas Arcillas arenosas Arcillas limosas Arcillas margas

ML Limos Inorgán. y arena muy fina Polvo de roca Arenas finas limosas o arcillosas Limos arcillosos

Determinar el porcentaje de arenas y gravas de la curva granulométrica. Dependiendo del porcentaje de fino (fracción menor que el tamiz # 200) los suelos gruesos se clasifican como sigue: Menos de 5% - GW, GP, SW, SP Más del 12% GM, GC, SM, SC de 5% a 12%- Casos de fronteras que requieren doble símbolo. M = Limo C = Arcilla O = Suelos orgánicos L = Si el límite líquido es menor que 50% H = Si el límite líquido es mayor que 50%

3.4. Coeficientes de expansión de suelos excavados Naturaleza del terreno Tierra Vegetal Arena Arcilla Margas Tierra Gredosa Tierra margosa Arcilla compactas Tierra dura Roca partida Tierra margosa muy compacta y dura

Coeficiente de expansión inicial 1.10 1.15 a 1.20 1.20 a 1.25 1.25 a 1.30 1.20

Coeficiente de expansión residual 0.01 a 0.05 0.01 a 0.03 0.03 a 0.05 0.05 a 0.08 0.10

1.50 1.55 1.60 a 1.65

0.30 0.30 0.40

1.70

0.40

Después de compactado y regado

3.5. Valores referenciales de cohesión en Kg/cm2 (DIN 1054) Arcilla rígida Arcilla semirigida Arcilla blanda Arcilla arenosa Limo rígido o duro


0.25 0.10 0.01 0.05 0.02

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3.6. Angulos de fricción interna y peso específico de suelos Tipo de suelo Arena gruesa o arena con grava Arena media Arena limosa fina o limo arenoso Limo uniforme Arcilla - limo Arcilla limosa Arcilla

Consistencia Compacta suelta Compacta suelta Compacta suelta Compacta suelta Suave a mediana Suave a mediana Suave a mediana

Angulo de fricción interna  en grados 40 35 40 30 30 25 30 25 20 15 0.10

Peso específico en kg/cm2 2250 1450 2080 1450 2080 1365 2160 1365 1440 - 1920 1440 - 1920 1440 - 1920

3.7. Características de permeabilidad en suelos Tipo de suelos Grava limpia Arena gruesa limpia Arena media limpia Arena fina limpia Grava y arena limosa Arena limosa Arcilla arenosa Arcilla limosa Arcilla Arcilla coloidal

Coeficiente de permeabilidad aproximados K, cm/seg 5 - 10 0.4 - 3 0.05 - 0.15 0.004 - 0.02 5 10 – 0.01 5 4 10 - 10 6 5 10 - 10 6 10 7 10 9 10


Características de drenaje Bueno Bueno Bueno Bueno Pobre a bueno Pobre Pobre Pobre Pobre Pobre

16



17

3.8. Factores de seguridad en suelos Parámetro del suelo c (cohesión)  (ángulo de fricción interna) Cimentaciones Construcción temporales a) Datos del suelo y cargas razonablemente exactos y definitivos b) La carga accidental es descartada c) Máxima combinación de cargas con viento o con sismo d) Cimentación con condiciones dudosas Muros de contención Seguridad contra el volteo Seguridad contra el deslizamiento Seguridad contra el aplastamiento Terrenos granulares Terrenos cohesivos

F.S. 2.0 a 2.5 1.2 a 1.3 1.5 2.5 2.0 1.5 4.0 2.0 1.5 2 3

3.9. Valores referenciales del módulo de Poisson 

Arcilla saturada Arcilla sin saturar Arcilla arenosa Limo Arena densa Arena gruesa Arena fina Roca Hielo Concreto

0.4 - 0.50 0.1 - 0.30 0.2 - 0.40 0.3 - 0.35 0.2 - 0.40 0.15 0.25 0.1 - 0.40 0.36 0.15

3.10. Valores de cargas permisibles sobre suelos en Kg/cm2 Cama de roca sólida cristalina masiva en buenas condiciones Roca foliada (esquitos, pizarras) en buenas condiciones Roca sedimentaria en buenas condiciones Gravas o arenas excepcionalmente compactas Gravas compactas o mezcla de grava y arena grava suelta; arena gruesa compacta Arena gruesa suelta o mezclas de arena; grava, arena fina compacta o arena gruesa confinada y húmeda Arena fina suelta o húmeda, arena fina confinada Arcilla rígida Arcilla media rígida Arcilla suave


100 40 15 10 6 4 3 2 4 2 1



18

3.11. Asentamiento admisible (en pulgadas) Tipo de movimiento Asentamiento total

Inclinación o giro

Asentamiento diferencial

Factor limitativo Drenaje Acceso posibilidad de asentamiento no uniforme Estructuras muros de mampostería Estructuras de reticulares Chimeneas, silos y placas Inclinación de chimeneas Rodadura de camiones Almacenamiento de mercaderías Funcionamiento de maquinarias Telares Turbogeneradores Carriles de grúas Drenaje de techos Muros de ladrillos continuos y elevados, fábricas de una planta, fisuración de muros de ladrillo Fisuras en tarrajeo (yeso) Pórticos de concreto armado Pantallas de concreto armado Pórticos metálicos continuos Pórticos metálicos simples

Asentamiento máximo 6 a 12 12 a 24 1a2 2a4 3 a 12 0.004 L 0.01 L 0.01 L 0.003 L 0.0002 L 0.003 L 0.01 a 0.02 L

0.001 a 0.002 L 0.001 L 0.0025 a 0.004 L 0.003 L 0.002 L 0.005 L

L = Distancia entre columnas adyacentes con asentamientos diferentes o entre dos puntos cualquiera. Los valores más elevados son para asentamientos homogéneos y estructuras más tolerantes. Los valores interiores corresponden a asentamientos irregulares y estructuras delicadas.

3.12. Ángulos de fricción  entre varios materiales y suelos o rocas. Masas de concreto o albañilería con: Roca sólida limpia Grava, Grava-arena o arena gruesa Arena fina limpia o arena arcillosa Limo arenoso Arcilla consolidada muy rígida Arcilla medio rígida

°C 35 29 a 31 24 a 19 17 a 19 22 a 26 17 a 19

Pilotes de acero con: Grava limpia, mezcla de grava-arena Arena limpia, arena-grava Arena-limosa, arena limosa o arcillosa Arena-limosa fina, limo no plástico

22 17 14 11

Concreto premoldeado-tablestaca con: Grava limpia, mezcla de grava arena Arena limpia, arena grava Arena limosa, arena limosa y arcillosa Arena-limosa fina, limo no plástico

22 a 26 17 a 22 17 14

Otros materiales: Albañilería sobre madera (perpendicular al grano) Acero a acero en tablaestacado Madera sobre suelo

26 17 14 a 16


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3.13. Relación entre ensayos de laboratorio y compactación en campo. Método

En laboratorio

En campo

Impacto

Práctica-Patrón (Proctor, etc.)

Nada comparable (Compactación manual)

Acción de amasamiento

Ensayo miniatura Harvard

Rodillo de pata de cabra Rueda balanceante

Vibración

Mesa Vibratoria

Rodillos vibradores y compactadores

Compresión (Dinámica o estática)

Maquinaria de compresión (CBR)

Rodillo de rueda lisa

3.14. Utilización de suelos en carreteras CBR

Clasificación

Usos

Sistema Unificado

0- 3

Muy pobre

Subrasante

OH, CH, MH, OL

3- 7

Pobre a regular Subrasante

OH, CH, MH, OL

7 - 20

Regular

Sub - base

OL, CL, ML, SC, SM, SP

Bueno

Base, sub - base

GM, GC, SW, SM, SP, GP

Excelente

Base

GW, GM

20 - 50  50

3.15. Relación aproximada entre la clasificación del suelo y los valores del módulo de reacción de la subrasante K (kg/cm3) y el CBR Sistema unificado GW GP GM GC y SW

K  16 8.3 - 1 6  7

CBR  60 25 - 60  20

7 - 12

20 - 40

SM

5.5 - 12

10 - 40

SP

5.5 - 8.3

10 - 25

SC

5.5 - 7

10 - 20

ML Y CL

4 - 6.5

5 - 15

OL Y MH

 5

 8

OH Y CH

 4

 5


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20

3.16. Coeficiente Ka de empuje activo de suelos  

( )

10

15

20

25

30

35

40

=0

=0  = 10  = 20  = 30 = 

0.70 0.97 0.97

0.59 0.70 0.93

0.49 0.70 0.88 0.88

0.41 0.47 0.57 0.82

0.33 0.37 0.44 0.75 0.75

0.27 0.30 0.34 0.43 0.67

0.22 0.24 0.27 0.32 0.59

 = 10

=0  = 10  = 20  = 30 =

0.76 1.05 1.05

0.65 0.78 1.04

0.55 0.64 1.02 1.02

0.48 0.55 0.69 0.98

0.41 0.47 0.55 0.92 0.92

0.43 0.38 0.45 0.58 0.86

0.29 0.32 0.36 0.43 0.79

 = 20

=0  = 10  = 20  = 30 =

0.83 1.17 1.17

0.74 0.90 1.20

0.65 0.77 1.21 1.21

0.57 0.66 0.83 1.20

0.50 0.57 0.69 1.17 1.17

0.43 0.49 0.57 0.73 1.12

0.38 0.43 0.49 0.59 1.06

 = 30

=0  = 10  = 20  = 30 =

0.94 1.37 1.37

0.86 1.06 1.45

0.78 0.94 1.51 1.51

0.70 0.83 1.06 1.54

0.62 0.74 0.89 1.55 1.55

0.56 0.56 0.77 0.99 1.54

0.49 0.56 0.66 0.79 1.51

ka =

Cos (-) 05 2 Cos  ( 1 + (Sen  Sen ( -  ) / Cos ( -  )) ) 2

3

 = ángulo que forma el terraplén, encima del muro, con la horizontal  = ángulo de la pared posterior, del muro de contención con la vertical  = ángulo de fricción interna Cuando  =  = 0 la expresión se reduce a: Para suelo granulares ka = ( 1 - Sen  ) / ( 1 + Sen ) Kp = ( 1 + Sen  ) / ( 1 - Sen  ) 2 Empuje total = ka  H /2 h altura a partir de la base = H/3 Para suelos cohesivos Pa =  H - 2c Pp =  H + 2c 2 E =  ( H - 2c/ ) / 2 h = ( h - 2c/)/3 En donde:  es el peso unitario del suelo H es la altura total del muro c es la cohesión del material


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Presión de tierras durante sismos: E = (1 - Cv) (k h Donde: Kea = Cos ( - 0) / (cos ) [1 + (sen  - 0) / Cos 0) ] 2

2

1/2 2

kea es coeficiente de empuje activo durante sismos 0 = arc tg [ Ch/(1 - Cv)] Ch es coeficiente sísmico horizontal (parte 3 cargas dinámicas) Cv es el coeficiente sísmico vertical (El reglamento da los siguientes valores: Cv = 0 - 30 para zona 1,0.20 para zona 2 y 0.00 par zona 3)

3.17. Predimensionamiento de muros de contención de concreto armado


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MECÁNICA DE SUELOS 1.0.

GENERALIDADES La mayoría de Ingenieros y Maestros de Obra, tienen pocas dificultades para preparar y vaciar concreto, colocar, hacer, dirigir la carpintería y otros trabajos sobre el terreno; sin embargo, la primera etapa de la construcción incluye trabajos debajo del terreno natura, tales como las excavaciones, el apuntalamiento, estabilidad de taludes, rellenos y compactaciones; y la construcción de los cimientos. con frecuencia esta etapa presenta muchos problemas cuando no se ha realizado el estudio de suelos y por tanto es necesario conocer las características de los diferentes tipos de suelos:

1.1.

EXAMEN DE LA SUPERFICIE Al recorrer el terreno donde se va a construir y examinarlo es posible observar algunas características, entre las que se encuentran:

1.2.

-

Evidencia que se usó como tierras de cultivo.

-

Excavaciones o cortes previos.

-

Pruebas que ha habido corrimientos o deslizamientos de tierra;

-

Agrietamientos de la superficie del suelo si está seco. Esto iniciará contracciones de los suelos. Por lo común, estos suelos son expansivos y pueden constituir un problema durante la construcción, además que pueden crear dificultades en las estructuras terminadas.

CLASIFICACIÓN DE LOS SUELOS La tierra se origina de las rocas, las rocas se erosionan gradualmente, se descomponen y se ablandan en el lugar en el que se encuentran. Esas rocas descompuestas y modificadas se trasforman en tierra, que se conoce como suelo residual. Cuando los materiales rocosos se deslavan, debido casi siempre a las lluvias y las corrientes de agua, descienden a las zonas mas bajas, donde se depositan en el fondo de los valles (aluvión). En algunos casos, este tipo de suelo se erosiona con el viento. Los suelos arenosos forman dunas, los suelos limosos se desplazan a grandes distancias, arrastrados por el viento, formando capas de varios centenares de metros de espesor. Cuando los arroyos de los ríos deslavan los suelos aluvionales y los llevan hasta el mar y éstos se depositan en el fondo, se conocen como depósitos marinos, los depósitos del fondo de los lagos se llaman depósitos lacustres. Por su parte, los depósitos marinos de arena, limo o arcilla pueden llegar a tener gran espesor. Al contrario de los que algunos creen, la arena no procede de los mares, sino que la llevan a él los ríos y arroyos. Los suelos más comunes que se encuentran al efectuar trabajos normales de construcción, son una mezcla de muchas partículas minerales, que en general proceden de varios tipos de rocas, además de las partículas minerales, los suelos contienen agua, aire o quizá, gases o materiales orgánicos, tales como raíces o humus y, en algunos casos compuestos químicos. a) Arena. Las arenas se clasifican de acuerdo con el tamaño de las partículas que los forman; la gráfica muestra la clasificación según la sociedad Americana para ensayos y materiales (ASTM): 2.0

0.25 Gruesa

0.05

0.005

0.001

Fina ARENA

LIMO

ARCILLA

COLOIDES

Tamaño en mm,

TEMA: SUELOS REFER: PROCEDIMIENTOS CONSTRUCTIVOS EN ALBAÑILERÍA III – A. ODAR C. - SENCICO

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Por la forma de las partículas, la arena se puede clasificar en angular, sub-angular y redondeada. En general, la arena se considera como un material conveniente para la construcción y, por lo común, los suelos arenosos como adecuados para apoyar la cimentación. Las arenas al contacto con el agua pueden plantear problemas y casi siempre debido al agua; por ejemplo, los depósitos de arena cercanos al mar o al río, pueden deslavarse de debajo de las cimentaciones de los edificios. Por otra parte, el agua que asciende por un depósito arenoso, puede crear inestabilidad en el suelo. En sitios "SECOS" la arena constituye un buen material de cimentación, tiene mas probabilidades de que haya asentamiento inadecuados y puede decirse que es un buen material de construcción. En general, las excavaciones en arena son inestables, las excavaciones en seco se desploman, por lo común en pendientes de 1-½ horizontal al vertical; sin embargo, la arena mojada puede sostenerse en laderas mas pronunciadas, incluso verticales, durante periodos breves. No obstante, las excavaciones en arena con mayor pendiente que 1:1, tienden a desplomarse en unos cuantos días o en una semana, deslizándose hasta llegar a una pendiente menos pronunciada que será de mas o menos 1 ½ a 1. Este último se denomina ángulo de reposo. b) Limo. Se compone de fragmentos de rocas finamente molidos y es inorgánico. Por lo común una porción seca de limo se puede romper fácilmente con la mano, el material es seco y polvoriento. Con frecuencia se encuentra limo mezclado con arena fina o mediana. Muchas veces la "arena sucia" es una mezcla de limo y arena. Por lo común el limo no es buen material de construcción, en lo que se refiere a las cimentaciones a menos que se comprima y endurezca como formación de rocas limosas o cuando se ha desecado por completo. Hay limo en muchos valles y fondos de ríos, casi siempre está suelto y húmedo y en general es fácil que se comprima bajo cargas ligeras de cimentación, provocando un asentamiento de los edificios. Resulta difícil usar el limo como material de construcción en terraplenes compactados; no se mezcla bien con el agua. Así mismo tiende a desmenuzarse cuando se seca o ceder bajo los equipos de compactación cuando está ligeramente húmedo. C) Arcilla. La arcilla se compone de partículas rocosas extremadamente finas que pueden ser redondas, planas, en forma de agujas o de otros tipos. Un trozo de arcilla seca es duro y difícil de romper con la mano. La arcilla mojada puede amasarse y moldearse. Por lo común, los suelos arcillosos contienen gran cantidad de agua, que va del 10% al 50%, por peso. El agua tiende a mantener unidas las partículas de materiales y por otra parte, posee tensión superficial, por lo que actúa como pegamento ligero cuando la capa de agua se hace muy delgada aumenta la tensión superficial y se hace mayor el efecto de adherencia. Los pedazos de arcilla casi seca se vuelve muy duro. Los suelos arcillosos varían de muy blandos (y húmedos) a firmes (y relativamente secos). Por lo común, la arcilla firme es un buen material de cimentación, sin embargo la tendencia a absorber agua hace que la arcilla firme se dilate, lo cual puede hacer que se eleven las cimentaciones y que el suelo imponga mayores presiones a los muros de retención. Las arcillas blandas (y húmedas) se desaguan lentamente y se comprimen cuando se colocan cimentaciones sobre ellas; es difícil usarlas como material de construcción, por que ceden y fluyen bajo los equipos de compactación, además de que se desecan con mucha lentitud. La excavaciones en arcilla pueden ser estables, en paredes altas y muy pendientes, las arcillas firmes no se desploman. El exceso de altura o verticalidad provocan deslizamientos de la tierra. Una de las primeras causas de esos deslizamientos es la adición de agua a la arcilla y la reducción consiguiente de la tensión superficial en las pequeñas partículas de arcilla. D) Mezclas de arena, limo y arcilla. Por lo común los suelos son una mezcla de dos o mas materiales: arena y limo, limo y arcilla o una mezcla de los tres, por lo tanto, las TEMA: SUELOS REFER: PROCEDIMIENTOS CONSTRUCTIVOS EN ALBAÑILERÍA III – A. ODAR C. - SENCICO

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características de esos suelos se modifican; por ejemplo, la arena con cierto porcentaje de limo y arcilla puede compactarse bien y proporcionar un suelo muy firme así mismo, la permeabilidad puede ser muy baja, lo cual hace que ese material sea apropiado para el recubrimiento de depósitos de agua. E) Otros compuestos químicos. Los suelos pueden contener diversas cantidades de otros compuestos químicos, algunos tienen elevados contenidos de sulfuro y cloruros, convirtiéndolos en "suelos calientes", que pueden causar la corrosión de líneas subterráneas de servios públicos o provocar el deterioro del concreto y el acero de refuerzo. La calcita es un compuesto químico (sulfato de calcio) que se encuentra con frecuencia en los suelos, es ligeramente soluble en el agua; pueden causar dificultades en casos en que en una pesa o en un terraplén haya filtración continua de grandes volúmenes de agua. F) Suelos expansivos. Algunos suelos se dilatan o contraen debido a los cambios en los contenidos de agua. Esto se debe a un tipo de arcilla que recibe el nombre de montmorillonita. Los suelos que contienen minerales de montmorillonita se dilatan o encogen según se añada o se extraiga agua. Una de las fuentes mas comunes de montmorillonita es un material llamado bentonita.

1.3.

CARACTERISTICAS DE LOS SUELOS En general las muestras de suelos se describen de acuerdo con algunas de las características siguientes: - Tamaño aparente de las partículas  Firmes o blandas  Color  Compactos o sueltos  Húmedos o seco  Uniformes o variables  Estratificados  Raíces o materiales orgánicos  Compuestos químicos La determinación de las características anteriores se hace en función de: 1. Tamaño de los granos. El tamaño de las partículas de tierra es portante para la identificación de suelos. Las muestras de suelo se hacen pasar por tamices o Cedazos de diversos tamaños para calcular los porcentajes de grava, arena, limo y arcilla que hay en ellas. Los tamices suelen denominarse por números que se refieren a escalas establecidas. Hay tamices de 4", 3", 2", 1 ½" y así hasta la número 200 (0.074 mm) de acuerdo a la clasificación dada anteriormente para distinguir entre el limo y la arcilla es necesario emplear la prueba del decímetro o hidrómetro. Suelos seleccionados para rellenos compactados Tamaño del tamiz 2" N° 4 N° 40 N° 200

% que pasa 100 50 - 85 20 - 50 5 - 15

Suelos aceptables para rellenos compactados. Tamaño del tamiz 3" N° 200

% que pasa 100 20 - 30


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ENCOFRADOS FIERRERÍA Materiales de base para carreteras

Tamaño del tamiz 2" 1 ½" ¾" N° 4 N° 200

% que pasa 100 90 - 100 50 - 90 25 - 50 3 - 10 Arena para concreto

Tamaño del tamiz ⅜" N° 4 N° 8 N° 16 N° 30 N° 50 N° 100

% que pasa 100 95 - 100 80 - 100 50 - 85 25 - 60 10 - 30 2 - 10

2. Contenido de humedad. El contenido de agua de un suelo es un porcentaje, en el que se compara el peso del agua con el del suelo seco.

Contenido del agua 

peso del agua  10 peso del suelo sec o

En general el contenido de agua o humedad de diversos suelos varía aproximadamente de 10 a 15% para la arena, de 15 a 30% para el limo, y de 30 a 50% para el arcilla. Algunos suelos tales como los lodos pueden tener contenido de agua de 100 a 200% 3. Límites de consistencia. En general los suelos pueden ser divididos en dos grandes grupos: friccionantes o pulverulentos y cohesivos. El grado de cohesión de los segundos varían mucho, según varíe la humedad de los mismos. Un suelo puede estar en cualquiera de los estados de consistencia: a) Estado líquido con las propiedades y apariencias de una suspensión. b) En semilíquido, con las propiedades de un fluido vistoso. c) Estado plástico, en el que el suelo se comporta plásticamente. d) Estado semisólido, en el que el suelo tiene la apariencia de un sólido, pero aún disminuye su volumen al estar sujeto a secado. e) Estado sólido, en el que el volumen del suelo no varía con el secado. Los anteriores estados son fases generales por las que pasa el suelo al irse secando y no existen criterios estrictos para distinguir sus fronteras. Atterberg, estableció los siguientes límites de consistencia:  Límite líquido. Es la frontera entre los estados semilíquidos y plásticos.  Límite plástico. Es la frontera entre los estados plásticos y semisólidos.  Límite de contracción. Es la frontera entre los estados semisólidos y sólidos, definido por el contenido de agua con el que el suelo no disminuye su volumen al seguirse secando. El límite liquido se determina haciendo ensayos con las copas de casa grande. El límite plástico es el contenido de humedad de unos rollitos hechos con la mano sobre un vidrio, hasta que la muestra pierda su agua y no pueda moldearse porque el suelo se agrieta o desmorona.


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El límite de contracción es el encogimiento de un suelo al secarse, este fenómeno en un momento pesa aunque el suelo siga perdiendo agua. Al contenido de humedad en ese momento, se llama límite de contracción. Comentarios. El límite líquido nos da una idea si el suelo es orgánico o inorgánico, considerando dos muestras, una seca y la otra en su estado natural; si en ambas muestras el límite líquido es igual, el suelo es inorgánico; en caso contrario el suelo es orgánico. El límite de contracción nos da una idea de las arcillas expansivas, en efecto, para límites de contracción menor que 10 las arcillas con expansivas, y para límites de contracción mayor que 12, no. Los límites de consistencia dan una base para clasificar al suelo y sus propiedades. 4. Resistencia. El conocimiento de la resistencia de un suelo es fundamental en todo problema de estabilidad. El diseño de una estructura, sea esta una fundación, un terraplén o un muro de contención, requiere de una evaluación de la resistencia de los suelos involucrados en ella. Los métodos de prueba están en función del tipo de suelos a ensayar y del grado de apreciación que se quiera de las características esfuerzo deformación y resistencia: - Compresión simple - Corte directo - Compresión triaxial a) Corte directo. El ensayo es para suelos flexionantes, (arenas) el ensayo consiste básicamente en colocar el suelo en una caja metálica compuesta de dos marcos (superior e inferior), que no se encuentran en contacto y luego aplicar una carga vertical y una horizontal (de corte) conforme se va aplicando esta última fuerza, se trazan en una gráfica la cantidad de fuerza y la deformación; para así encontrar la resistencia del suelo y utilizarlo en cálculos posteriores.

5. Consolidación. Las pruebas de consolidación se realizan para estimar la compresión o la consolidación de las capas de suelo bajo las cargas. De este modo es posible estimar


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el asentamiento de las cimentaciones; así mismo se pueden estimar los asentamientos debidos a la colocación de terraplenes o cargas pesadas sobre el suelo. 6. Permeabilidad. Las pruebas de permeabilidad del suelo se efectúan para medir la rapidez con la que se puede drenar el agua a través del suelo. Los índices de permeabilidad se utilizan para seleccionar métodos de desagüe para excavaciones por debajo del nivel freático, así como también para otros fines. Indices típicos de permeabilidad Tipo de suelo Grava Arena gruesa Arena mediana Arena fina Arena muy fina Limo Arcilla limosa Arcilla plástica

cm/seg 10 1 0.1 0.01 0.001 0.0001 0.000001 0.0000001

pies al día 30,000 3,000 300 30 3 0.3 0.003 0.00003

7. Compactación. Las pruebas de compactación se efectúan en suelos que se intenta utilizar como rellenos compactados. Las demandas de pavimentación de carreteras y pistas de aterrizaje de aeropuertos, ha incidido en que se creen compactadoras y apisonadoras más pesadas; igualmente los procedimientos de pruebas de laboratorio han cambiado y utilizan martillos más pesados y de mayor energía para compactar suelos. En una de las pruebas que más se utiliza se emplea un martillo que pesa 10 libras (4.50 kg) y cae a lo largo de 18 pulgadas (45 cms), para compactar el suelo en 5 capas. 8. Análisis químicos. Los análisis químicos de suelo pueden efectuarse para saber si éstos son ácidos, alcalinos o neutros y para determinar si contienen sulfuro, cloruros u otros compuestos químicos que puedan causar deterioro en las cimentaciones de concreto o acero o en las tuberías tendidas en el suelo. También se pueden necesitar análisis químicos sobre muestras de agua y muestras de materiales de filtración, para el diseño de posos y drenajes. Por lo común se comprueba primero el PH de las muestras del suelo. Cuando el suelo es aproximadamente neutro (PH = 7), no suelen hacerse otros análisis. Si el PH es alto o bajo, lo que indica condiciones alcalinas o ácidas se suelen efectuar análisis adicionales para determinar el contenido de sodio, cloruro y sulfato de los suelos. Estos pueden indicar una necesidad de protección especial para las estructuras de concreto o acero que se colocan sobre el terreno.


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SUELOS Y ESTABILIZACIÓN 1.

ESTABILIZACION DE SUELOS - ANTECEDENTES Se entiende por estabilización de suelos, el mejoramiento de una o más propiedades de un suelo para cumplir determinado fin. Con la adición de productos bituminosos se busca disminuir la absorción de agua y sus efectos posteriores, lográndose muros durables, sin revestimiento y de mejor apariencia. 1.1. Teoría de la Estabilización de lo Suelos con Asfalto La estabilización de bloques con asfalto se fundamenta en el hecho de que la arcilla es el único componente del suelo que es inestable en presencia de humedad. El asfalto emulsificado que se usa como estabilizador de suelos consiste de glóbulos microscópicos de asfalto que están rodeados y suspendidos en medio acuoso. Se recomienda mantener el estabilizador a una temperatura superior a 0° centígrado. El estabilizador hace contacto con la parte arcillosa del suelo y a medida que se realiza la evaporación del agua, los glóbulos de asfalto forman una fina película que rodea a las partículas de arcilla, cuando está totalmente seca, la masa tratada con la emulsión de asfalto mantiene aproximadamente la misma firmeza y resistencia a la compresión que un suelo que ha sido mezclado solamente con agua. Pese a que un contacto con el agua puede producir cierta absorción, las partículas de arcilla no se expandirán o penderán cohesión. 1.2. Suelos Apropiados Se recomienda suelos con una composición básica de arena y arcilla, la segunda actuará, como un cementante de la primera. La fracción fina de un suelo debe contener suficiente arcilla para formar una pasta delgada alrededor de las partículas más gruesas. Suelos arcillosos ocasionan demasiado encogimiento y rajaduras, además el constante aumento y disminución de volumen en presencia de agua producen adobes fácilmente erosionables; suelos con excesiva arena no tienen suficiente ligazón entre partículas, generando adobes de poca fuerza cohesiva que se desmoronan. Suelos con excesivo contenido de materia orgánica no son aptos por su gran encogimiento, baja resistencia y poca duración ante la humedad. Las sales y álcalis aún en cantidades reducidas ocasionan deterioro en los adobes expuestos a ciclos de humedecido y secado. El problema principal radica en la identificación de los elementos nocivos y en los porcentajes máximos admisibles. 1.2.1.

Requisitos de Selección Como la adición de asfalto no altera significativamente la resistencia mecánica, el encogimiento, ni la trabajabilidad del barro se han tomado como especificaciones de partida las usualmente empleadas para adobes comunes secados al sol. 1.2.1.1. Granulometría: Según el sistema SUCS, las partículas que pasan la malla ASTM N° 200 son clasificados como limos y arcillas. Los tipos de suelos requeridos deben tener un contenido de 55% a 75% de arena (retenidas en la N° 200) y de 25% a 45% de materiales finos (limos más arcillas). La proporción ideal de arcilla sería el 15%, según la "Clasificación Internacional" arena (2 a 0.02 mm.), limo (0.02 a 0.002 mm.), arcilla (0.002 a 0.0002 mm.) 1.2.1.2. Contenido de Sales Solubles en agua: El máximo porcentaje permisible sería el 0.2%. 1.2.1.3. Resistencia estabilizado.

Mecánica:

Son

las

TEMA: SUELOS REFER: LA CONSTRUCCIÓN CON TIERRA – SENCICO - SENCICO

mismas

que

para

suelo

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ENCOFRADOS FIERRERÍA 1.2.1.4. Ensayos de Campo: Existe una serie de ensayos de campo, para estimar la factibilidad de un suelo, dichos ensayos se especificarán más adelante.

1.3. Estabilizadores Asfálticos Empleados: 1.3.1.

Asfalto RC - 250 Llamado popularmente "Asfalto de Caminos", sustancia viscosa de color oscuro, disponible en cilindros de 54 galones a granel, transportado en camiones cisternas. La temperatura ideal de mezclado varía de 27 °C a 66°C.

1.3.2.

Otros: La utilización de emulsiones asfálticas se ve limitada en nuestro medio por la restringida producción, proyecciones de costos denotan un precio 2 veces mayor que el asfalto RC - 250 y los ensayos realizados con emulsiones mostraron un consumo requerido 3 veces mayor.

2.

SELECCIÓN DE SUELOS - EVALUACIÓN PRELIMINAR Se plantea inicialmente, el análisis del suelo solo (sin asfalto) con el fin práctico de excluir suelos inapropiados en una etapa de evaluación preliminar y aliviar la etapa de selección definitiva. 2.1. En el campo Tradicionalmente nuestros "adoberos" se guían por la consistencia y pegajosidad de un barro. A continuación se mencionan una serie de ensayos que se pueden efectuar en el campo para tener idea con que tipo de suelo se esta tratando. 2.1.1.

Prueba de Color: Debe realizarse cuando el suelo se encuentre en un estado húmedo el color identifica el contenido orgánico, la composición química y asociado con otras características indica la naturaleza erosiva del suelo.  Color negro, verdoso aceituna y desde castaño claro hasta negro, pueden significar materias orgánicas.  Blando, blanco grisaceo, azul negro, café negro, materia orgánica activa.  Gris claro en depósito de barro limoso o suelos con mucho carbonato cálcico para cohesión.  Colores claros y brillantes, propio de suelos inorgánicos.  Color rojo, castaño oscuro, presencia de suelos de alta resistencia ya que contiene óxido de hierro.  Rojo y el café rojizo, presencia de hierro en forma de hierro deshidrato.  Color amarillo y café amarillento, presencia de hierro en forma de hidratos de hierro.

2.1.2.

Prueba Dental Tómese una pizca de la muestra y muélase ligeramente entre los dientes, identifíquese los suelos como sigue:  Suelo arenoso: las partículas rechinarán entre los dientes, causando una sensación desagradable.  Suelo limoso: aunque las partículas rechinan entre los dientes no causarán una sensación desagradable.  Suelo arcilloso: no rechinan en absoluto, como harina entre los dientes.

2.1.3.

Lavado de manos en seco: Tómese una muestra de suelo, colóquese en la palma de la mano y proceda como si se fuera a lavar las manos, sacúdase y el residuo la dará una pauta de la cantidad de finos presentes en el suelo (poco, regular y alto contenido de finos)

2.1.4.

Lavado de manos con agua:


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ENCOFRADOS FIERRERÍA Después de lavarse las manos con el suelo; suelos arcillosos y húmedos se notan jabonosos y resbaladizos, suelos limosos, se notan polvorientos como harina y las arenosos se enjuagan fácilmente.

2.1.5.

Prueba olfativa: Los suelos orgánicos tienen un olor que ayuda a su identificación.

2.1.6.

Prueba de brillo:  Suelo arenoso: superficie opaca  Suelo arcillosos: superficie brillante  Suelo limoso y limos o arcillas de baja plasticidad: superficie mate.

2.1.7.

Prueba de dilatancia: Para identificar los suelos de gran proporción de finos se retiran aquellas partículas que no pasan la malla N° 40, se preparará una pastilla de suelo 3 húmedo de aproximadamente 10 cm . Colóquese las pastillas en la palma de la mano y agítese horizontalmente golpeando contra la otra mano.  Reacción rápida: cuando sólo se necesiten de 5 a 10 golpes para hacer salir agua a la superficie, es propio de arenas muy finas y limos.  Reacción tardía; cuando se necesita de 20 a 30 golpes, regular o alta cantidad de arcilla o bien suelo limoso.  Reacción muy lenta: no reaccionan a la prueba del sacudimiento, cuanto más tiempo necesiten para mostrar una reacción, más arcilla contendrán, este tipo de suelo no podrá estabilizarse con asfalto.

2.1.8.

Prueba de tenacidad: Consiste en formar con un terrón de tierra del tamaño de una aceituna un filamento de 3 mm. de diámetro, si se rompe antes de adelgazarlo es que estará demasiado seco y se necesitará agregarle agua, este procedimiento adelgazante se repetirá hasta lograr que se desmenuce al llegar al diámetro indicado, esta prueba sirve para formar una idea respecto a la cantidad de arcilla que contenga un suelo.

2.1.9.

Prueba de la cinta: Esta prueba proporcionará básicamente la misma información que la prueba anterior y se beneficiarán recíprocamente. Tómese suficiente tierra para formar un rollo del tamaño aproximado de un cigarrillo, con dicho rollo se formará un filamento de 3 mm de diámetro, aplánese en la palma de la mano entre el pulgar y el índice hasta formar una cinta de 3 a 6 mm de grosor, obsérvese que tanto puede alargarse la cinta sin romperse.  De 20 a 25 cms, suelo con alta cantidad de arcilla, no sirve para estabilizar.  De 5 a 10 cms, poca arcilla, se puede estabilizar.  No se puede formar la cinta, suelos con poca arcilla o que carecen por completo de arcilla, podrán ser estabilizados.

2.1.10. Prueba de resistencia seca: Es otra prueba que ayudará a determinar la cantidad de arcilla. Prepárese 3 porciones de suelo previamente amasado con agua de 12 mm de grosor por 50 mm, póngase después a secar al sol o en un horno hasta que estén totalmente secos.  Alta resistencia seca: los cuadritos que se imprimen en la muestra serán muy difíciles de romper es posible que se puedan pulverizar un poco con los dedos, estaremos ante la presencia de suelos con alta cantidad de arcilla, no pueden ser estabilizados.  Mediana resistencia seca: no será difícil romper los cuadritos y con regular presión se pulverizarán, este suelo es bueno para estabilizarlo.  Baja resistencia seca: un cuadrito con poca arcilla se romperá sin dificultad y se pulverizarán fácilmente. 2.1.11. Prueba de adherencia: TEMA: SUELOS REFER: LA CONSTRUCCIÓN CON TIERRA – SENCICO - SENCICO

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ENCOFRADOS FIERRERÍA Cuando al arrojar una bola de ésta al suelo previamente amasada con agua, la mano queda pegajosa y con agua.  Alta adherencia: si queda la mano pegajosa y con pedacitos de suelo, el suelo contendrá alta cantidad de arcilla.  Mediana adherencia: si sólo queda sucia y no pegajosa y con pocos restos, es un suelo con regular contenido de arcilla y podrá estabilizarse.  Poca adherencia: estos suelos no dejan residuo tierras con poco contenido de arcilla podrán estabilizarse satisfactoriamente.

2.1.12. Prueba de Pegacidad: Esta prueba proporciona básicamente la misma información que la de la adherencia y se comprueba recíprocamente. Tómase suficiente tierra para formar una masa que no quede pegajosa, colóquese la espátula sobre la mezcla e introdúzcase.  Alta pegacidad: si la espátula requiere gran esfuerzo para introducirla y levantar la muestra, suelo con alta cantidad de arcilla.  Mediana pegacidad: la espátula se introducirá sin gran dificultad, pero al retirarla tratará de levantar la muestra, contendrán regular cantidad de arcilla.  Poca pegacidad: la espátula se puede introducir y retirar sin esfuerzo, poca arcilla, se puede estabilizar. 2.1.13. Caída a partir de un metro: Identifica el contenido de finos en el suelo. Prepárese tres bolas de 5 mm de la muestra del suelo hasta el estado de masilla, déjese caer desde una altura de 1 metro.  No aparecen grietas: suelos con alto contenido de finos, no se puede estabilizar.  Pocas grietas: suelo adecuado para la estabilización.  Grietas pronunciadas: menos contenido de finos, no ofrece dificultad para la estabilización. 2.1.14. Prueba de inmersión: Ayudará a determinar la cantidad de arcilla, prepárese 3 porciones de suelo previamente amasado con agua de 12 mm de espesor por 50 mm, de ancho de tal manera que conserve su forma al dividirlo en cuadritos, póngase después a secar al sol o en un horno introdúzcase a un recipiente con agua y obsérvese el tiempo que toma en desintegrarse.  Rápida desintegración: 5 minutos o menos, suelo arenoso con poco contenido de arcilla.  Desintegración tardía: 5 a 10 minutos, regular o alta cantidad de arcilla. 2.1.15. Índice de plasticidad: El índice de plasticidad (deferencia numérica entre el L.L. y L. P.) se ha correlacionado con el comportamiento de la tierra y es un indicador excelente del comportamiento de ésta. 2.1.16. Prueba de gradación: Llenar hasta la cuarta parte con tierra una botella delgada de 1/2 litro de capacidad; llenar las 3/4 partes con agua, agitar vigorosamente la botella y su contenido hacerla reposar y después de 5 horas realizar la lectura.  Arena : Reposa inmediatamente  Limo : Reposa a los pocos minutos  Arcilla : Se mantiene en suspensión lo que obliga a esperar las 5 horas. 2.2. En el Laboratorio: Consistirá en la determinación de algunas propiedades índices de un suelo de acuerdo a ensayos normalizados. TEMA: SUELOS REFER: LA CONSTRUCCIÓN CON TIERRA – SENCICO - SENCICO

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NOVIEMBRE 2001 2.2.1.

ENCOFRADOS FIERRERÍA Granulometría: No se cree conveniente definir la factibilidad de un suelo por los resultados de análisis granulométricos.

2.2.2.

Limites de Attenbeng: Interesen los valores de límite líquido y el límite plástico según las normas ASTM D - 423 y D - 424, se consideran convenientes los límites líquidos entre 20 y 40 e índice plásticos menores que 20.

2.2.3.

Resistencia a la compresión u módulo de rotura: Los valores mínimos recomendables 20 kg/cm2 para compresión y 3.5 kg/cm2 para rotura.

2.2.4.

Contenido de sales solubles en el suelo: Como existe marcada influencia de la naturaleza de las sales y álcalis; fijar un porcentaje máximo sería poco representativo. Resulta más práctico efectuar ensayos de durabilidad (humedecido y secado) y comprobar si las sales álcalis u otros componentes causa deterioros (en la etapa de selección definitiva).

3.

ESTABILIZACION Los resultados de esta etapa darán información concluyente de la factibilidad de un suelo y de los porcentajes óptimos de asfalto. 3.1. Especimenes de Ensayo: Para estudios de investigación en laboratorio las probetas serán moldeadas según el tipo de ensayo que se realice. Los testigos se tomarán en el adobe recién moldeado, mediante el dispositivo que se adjunta en una lámina a continuación. No debe tomarse más de un testigo por adobe, para cada ensayo. 3.2. Preparación de los Especímenes 3.2.1.

Dosificación El asfalto se dosifica como porcentaje en peso del suelo seco. Para ensayos de campo y fabricación en obra podrán usarse dosificaciones en volumen. Para el primer caso se ensayarán porcentajes de 1%, 2% y 3%, tomándose luego valores intermedios hasta encontrar el contenido óptimo de asfalto. Para campo 3 y obra la variación puede hacerse de 3, 6, y 9 galones por m tomándose igualmente de valores intermedios. Si el óptimo contenido de asfalto es mayor que 3% deberá estudiarse la factibilidad económica de utilizar otro suelo. La cantidad de agua estará comprendida entre el límite líquido y el límite plástico del suelo.

3.2.2.

Mezclado: Esta porción de suelo se dejará remojar un mínimo de 24 horas para lograr una mejor hidratación del suelo, el asfalto se añadirá progresivamente terminando el mezclado cuando no se noten manchas ni trazas de asfalto.

3.2.3.

Secado: Los testigos se dejarán en su posición original hasta que adquieran una consistencia que permita su manipulación aproximadamente 3 días luego podrán ser trasladados al secado, puede durar de 2 a 4 semanas dependiendo del clima.

3.3. Pruebas de estabilización en campo: Los tamaños de adobes más usados para viviendas son de 0.28 mt. x 0.28 mt. x 0.08 mt. a los "medios adobes" de 0.28 mt. x 0.13 mt. x 0.08 mt. 3.3.1.

Ensayos de resistencia: 1. Seleccionar al azar 3 "medios adobes" secos, por cada contenido de asfalto (incluyendo sin asfalto). 2. Apoyarlos 2 cms. en cada extremo sobre adobes todos de madera u otros elementos.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA 3. Una persona de peso promedio (aproximadamente 70 kgs.) descansará en un pie al centro del adobe en prueba. 4. Luego de aproximadamente 1 minuto, el adobe deberá permanecer entero.

3.3.2.

Ensayo de Inmersión: 1. Seleccionar al azar 3 "medios adobes " por cada contenido de asfalto. 2. Sumergirlos en agua hasta una altura de aproximadamente 5 cms. sobre la cara superior, dejarlos 4 horas en inmersión. 3. A las 4 horas todos loa adobes podrán manipularse con facilidad, no presentarán grietas y cumplirán con el ensayo de resistencia pero con la mitad del peso (6 medios adobes). 4. Como verificación adicional se partirán algunos adobes y se observará la penetración perimetral del agua, la cual no debe se mayor de 1 cm.

3.4.

Ensayos de Estabilización en Laboratorio: 3.4.1.

En especimenes pequeños: 3.4.1.1. Fuerza compresiva en las muestras e suelo: Esta prueba es usada para medir la fuerza soportante estructural del suelo solo o estabilizado con asfalto, cuya carga máxima será expresada en los kg/cm2 que resistirá una probeta. Arriba de 17.6 kg/cm2---------------------- Conveniente de 14.1 a 17.6 " ---------------------- En el límite de la conveniencia Debajo de 14.1 " ---------------------- No conveniente. 3.4.1.2. Absorción capilar de las muestras de suelo estabilizado con asfalto: Esta prueba se realiza para determinar el porcentaje de agua capilar absorbida por las muestras curadas del suelo tratado con asfalto en un periodo de 24 horas. 2% o menos de absorción --------- Excelente 2% a 3 % ------------------------------- Bueno 3% a 4% -------------------------------- Satisfactorio 4% o más ------------------------------- Pobre 3.4.1.3. Humedecido y secado de muestras de suelo estabilizado con asfalto: Esta prueba se realiza para determinar el desgaste de las muestras del suelo estabilizado, sometidas a la acción de humedecido y secado durante cinco ciclos. Se considerarán satisfactorias las muestras en los cuales la pérdida de peso luego de 5 ciclos no exceda del 1%

3.4.2.

En Especímenes Grandes: 3.4.2.1. Erosión en los bloques estabilizados con asfalto: Es una prueba de aspersión que determina el desgaste de los bloques por efecto de una lluvia continua durante 2 horas. 3.4.2.2. Módulo de Rotura: Determinar la fuerza de tensión en el bloque, para distintos porcentajes de asfalto. 3.5 kg/cm2 o más -------------------- Conveniente 3.5 kg/cm2 o menos ----------------- No conveniente

4. RECOMENDACIONES a) b) c)

Definir las propiedades de un suelo como materia prima de adobes estabilizados. Tener elementos de juicio para escoger las fuentes de suelo más apropiadas para un proyecto específico. Controlar la calidad de los adobes una vez iniciada la producción.


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ESTABILIZACIÓN DE SUELOS Muchas veces se ha tratado de mejorar la tierra echándola diferentes productos, como fibras, jugos de ciertas plantas o productos industriales. La tradición popular es muy rica y hay muchas maneras de hacerlo. La tierra es inestable ante la presencia de humedad y la fundación de un producto estabilizado es mejorar la resistencia a la humedad. Hay muchos estabilizantes.

Productos Naturales Vegetales como jugos de ciertas plantas, ácidos, aceites y otros. Animales como sangre o en base de la leche.

Productos Industriales Como ácidos, resinas, sales y otros. Entre estos productos los más comunes son:  El asfalto  El cemento  La cal El asfalto: Mezclado con tierra, el asfalto envuelve las partículas de arcilla con una capa delgada e impermeable. El asfalto se utiliza en forma líquida. En nuestro medio se utiliza con éxito el asfalto de camino RC 250 es una mezcla de asfalto con un solvente: Nafta. Con el asfalto creamos estabilidad ante la presencia de humedad, pero no aumentamos su dureza cuando está seco. Se utiliza una dosificación en volumen de 1 - 3% de acuerdo a ensayos de laboratorios que respalden óptimas condiciones del bloque con la menor cantidad de asfalto. Mas adelante tratamos en detalle la estabilización con este producto y es sobre el que tratamos mayormente en este informe.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA CARACTERISTICAS DE SUELOS Y ROCAS

7.1.

Lechos rocosos. La mayoría de las personas considera que el lecho rocoso es de material duro y que no se puede excavar sin utilizar explosivos. En general, la roca más dura son las ígneas y puede tratarse de granito, basalto, diorita, volcánicas u otros materiales similares. Esas rocas se forman mediante el enfriamiento del material fundido que se encuentra bajo el manto de tierra y las rocas más blandas que forman las superficies del suelo. En general, esas rocas son excelentes para la construcción.

7.2.

Formaciones

sedimentarias. Muchas zonas están cubiertas de rocas sedimentarias de diversos espesores. Por lo común, esas rocas son blandas; aunque algunas pueden ser moderadamente duras o muy duras. Esas formaciones rocosas tienen capas, puesto que se formaron con partículas de arena, limo o arcilla, depositadas en láminas al fondo de los mares o los lagos. Las capas alternas del suelo se afirmaron con el transcurso del tiempo y se clasifica como roca arenisca, pizarra, esquisto o arcilla esquistosa. Si el material original consiste en conchas marinas y materiales marinos calcáreos, éste se puede consolidar y modificar para formar roca caliza y arrecifes coralinos. La roca caliza puede ser relativamente fuerte; pero es soluble y, aveces, tiene cavidades o sumideros. La mayoría de las formaciones calcáreas están sueltas, se trituran con facilidad y pueden resultar peligrosas.

7.3.

Rocas metamórficas. Esas rocas pudieron ser originalmente ígneas o sedimentarias; pero se modificaron para formar nuevas rocas con distintas características. Las rocas comunes de este tipo son gneiss, la pizarra y el esquisto. La mayoría de esas rocas son duras. Tienen planos de clivaje bien desarrollados y tienden a fraccionarse en pedazos pequeños. Si se desea un análisis más detallado de las rocas, véase la referencia 8.

7.4.

Suelos. La tierra se originó de varias rocas y consiste de fragmentos, pedazos, trozos y partículas diminutas de rocas. Las rocas se erosionan gradualmente, se descomponen y se ablandan en el lugar en que se encuentran. Estas rocas descompuestas y modificadas se transforman en tierra, que se conoce como suelo residual. Cuando los materiales rocosos descompuestos se deslavan, debido casi siempre a las lluvias y a las corrientes de agua, descienden a zonas más bajas, donde se depositan en el fondo de los valles. Este suelo se conoce como aluvión. En algunos casos, este tipo de suelo se erosiona con el viento. Los suelos arenosos forman dunas. En la zona central oriente de los Estados Unidos y en otras regiones del mundo, los suelos limosos se han desplazado grandes distancias, arrastrado por el viento en lo que se conoce como "tormentas de polvo" o "polvaderas". Con frecuencia, esos materiales forman capas de varios centenares de metros de espesor. Este tipo de suelo se denomina loess y tiene características peculiares que requieren experiencias para trabajar con el (véase la sección 7.18) Cuando los arroyos y los ríos deslavan los suelos aluviales y los llevan hasta el mar, y estos se depositan en el fondo, se conocen como depósitos marinos. Los depósitos del fondo de los lagos se llaman depósitos lacustres. Por su parte los depósitos marinos, de arena, limo o arcilla, pueden llegar a tener gran espesor. Al contrario de los que algunos creen, la arena no procede de los mares sino que la llevan a el los ríos y arroyos. Aveces, el levantamiento de los suelos marinos puede hacer que esas transformaciones se transformen en montañas o u otras formas de tierras secas. En muchas regiones de Estados Unidos, esos depósitos sedimentarios marinos constituyen las zonas rocosas y las superficies de los suelos. En general, estos suelos son firmes o de rocas blandas. Bajo la carga de glaciares que cubrían antiguamente gran parte de la mitad septentrional de los Estados Unidos, algunos suelos se comprimen y endurecen. A estos se le denominan tepetate. En el pasado aparecieron volcanes en algunos estados occidentales y hubo grandes flujo de lava que cubrió la superficie de la tierra en centenares de kilómetros cuadrados. Asimismo,

TEMA: SUELOS REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – TOMO V – FLETCHER - SMOOTS - LIMUSA

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las cenizas volcánicas han formado conos. Muchas montañas pequeñas se componen de esas cenizas volcánicas. En Arizona y Nuevo México, este material se utiliza para la construcción de carreteras. Los suelos más comunes que se encuentran al efectuar trabajos normales de construcción, son una mezcla de muchas partículas minerales que, en general, proceden de varios tipos de rocas. Además de las partículas minerales, los suelos contienen agua, aire o, quizá, gases o materiales orgánicos, tales como raíces o humus y, en algunos casos, compuestos químicos. 7.5.

Arena. Los suelos de arena y de otras partículas más gruesas se clasifican de acuerdo con el tamaño de partículas que los forman. Esto se indica en la tabla de graduación de tamaños de partículas (Fig. 8.1). Asimismo en función de la forma de sus partículas, la arena se puede clasificar en angular, subangular o redondeada. En general, la arena se considera como un material conveniente para la construcción y, por lo común, los suelos arenosos como adecuados para apoyar cimentaciones. En la biblia se critica injustamente a la arena, ya que solo en algunas circunstancias puede a llegar a plantear problemas, y casi siempre debido al agua. Por ejemplo, los depósitos de arena demasiado cercanos al mar o los ríos pueden deslavarse debajo de las cimentaciones de los edificios. Por otra parte, el agua que asciende por un depósito arenoso, debido al flujo artesiano o a otras causas, puede crear inestabilidad en el suelo. Con frecuencia, a este depósito se le denomina "arenas movedizas". En los sitios "secos", la arena constituye un buen material de cimentación, tiene menos probabilidades de que haya asentamientos inadecuados y puede decirse que es un buen material de construcción. El agua no se deposita en la arena, sino que circula libremente a través de ella. Cualquier arena que retenga agua contiene mezcla de otros materiales de grano más fino que la tapona. Cuando una capa de arena está cerrada en su parte inferior por suelo de limo o de arcilla, el agua puede quedarse estancada en ella. Por lo común, esto se conoce como agua endicada o aislada. En general, las excavaciones en arenas son inestables. Las excavaciones en seco se desploman, por lo común en pendientes de 1 - 1/2 horizontal a 1 vertical; sin embargo la arena mojada puede sostenerse en laderas más pronunciadas, incluso verticales durante periodos breves. No obstante las excavaciones en arena, con mayor pendiente que 1:1, tienden a desplomarse en unos cuantos días o unas semanas, deslizándose hasta llegar a una pendiente menos pronunciada que será de más o menos 1 - 1/2 a 1. Este último se denomina ángulo de reposo.

7.6.

Limo. En general el limo se encuentra en las llanuras en que hay inundaciones o entorno a los lagos. Este lo depositan las tolvaneras o las corrientes de agua. Se componen en fragmento de rocas finamente molidos y es inorgánico. A veces, se llama limo al material inorgánico negro. Por lo común, una porción seca de limo se puede romper fácilmente con la mano. El material es seco y polvoriento. El limo retiene bien el agua y, en general, es blando cuando está húmedo. Una porción de limo húmedo, al sostenerlo en la mano y sacudirlo hacia delante y atrás, se aplana, como masa de pastel, parece "movedizo". Brilla cuando el agua sale a la superficie. Con frecuencia se encuentra limo mezclado con arena fina o mediana. Muchas veces, la "arena sucia", es una mezcla de limo y arena. Por lo común el limo no es muy buen material de construcción, en lo que se refiere a las cimentaciones, a menos que se comprima y endurezca como formación de rocas limosas, o cuando se ha deseado por completo. Hay limo en muchos valles y fondos de ríos. Casi siempre está suelto y húmedo y, en general, es fácil que se comprima bajo cargas ligeras de cimentación, provocando un asentamiento de los edificios. Resulta difícil usar el limo material de construcción en terraplenes compactados; no se mezcla bien con el agua. Asimismo, tiene a desmenuzarse cuando se seca o a ceder bajo los equipos de compactación, cuando está ligeramente húmedo. Algunos limos se componen de partículas en forma de agujas o plaquetas planas. Esos limos se comportan de manera similar a la arcilla; sin embargo, otros tipos de limos se componen


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de partículas angulares, que se parecen a la arena de grano muy fino. Cuando se permite un drenaje lento, sus características de resistencia pueden ser similares a las de arena fina.

Figura 7.1. Un pedazo de roca se corta un millón de veces, en láminas, en tres direcciones, lo 2 que da como resultado un suelo arcilloso. La superficie expuesta es de 3,870 m (6 millones de pulgadas cuadradas), o sea, 0.387 hectáreas.

7.7.

Arcilla. La arcilla se compone de partículas rocosas extremadamente finas, que pueden ser redondas, planas, en forma de agujas o de otros tipos. Otro tipo de arcilla seca es duro y difícil de romper con la mano, la arcilla mojada puede amasarse y moldearse, como sucede con la arcilla del alfarero. Las características de la arcilla se pueden determinar en función del tamaño de las partículas. En la figura 7.1, se corta un tubo de roca de una pulgada por lado (1 pulgada = 2.54 cms), para formar tierra arcillosa. Cada placa tiene un espesor de una millonésima de pulgada. Si se corta ese tubo en un millón de placas planas, la superficie total de las placas resultantes será de 2 millones de pulgadas cuadradas (12.9 millones de cm2). Si se corta también el cubo en los otros dos sentidos el resultado será una superficie de 6 millones de pulgadas cuadradas (38.7 millones de cm2). Un dedal lleno de arcilla tiene la misma superficie que, aproximadamente, cinco camiones cargados de grava. Por lo común, los suelos arcillosos contienen cierta cantidad de agua que va del 10 al 50%, por peso. El agua tiende a mantener unidas las partículas de material y, por otra parte, posee tensión superficial por lo que actúa como pegamento ligero. Cuando la capa de agua se hace muy delgada, aumenta la tensión superficial y se hace mayor el efecto de adherencia. Los pedazos de arcilla casi seca se vuelven muy dura. Aunque la fuerza de tensión superficial del agua es pequeña, con relación a la arcilla resulta grande debido a las enormes áreas superficiales que posee. Las partículas pequeñas se mantienen literalmente unidas por el agua. Cuando el agua se retira por medio de la desecación, la arcilla se contrae, se resquebraja y se hace muy dura. Los suelos arcillosos varían de muy blandos (y húmedos) a firmes (y relativamente secos). Por lo común, la arcilla firme es un buen material de cimentación. Sin embargo, la tendencia a absorber agua hace que la arcilla firme se dilate, lo cual puede hacer que se eleven las cimentaciones y que el suelo imponga mayores presiones a los muros de retención (véase la sección 7.11). Las arcillas blandas ( y húmedas) se desaguan lentamente y se comprimen, cuando se colocan cimentaciones sobre ellas. Es difícil usarlas como material de construcción, porque


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ceden y fluyen bajo los equipos de compactación, además de que se desecan con mucha lentitud. Las excavaciones en arcilla suelen ser estables. En paredes altas y muy pendientes las arcillas firmes no se desploman. El exceso de altura o verticalidad provoca deslizamiento de tierras (véase el capítulo 25) una de las primeras causas de esos deslizamientos es la adicción de agua a la arcilla y la reducción consiguiente de la tensión superficial en las pequeñas partículas de arcilla. 7.8.

Mezcla de arena, limo y arcilla. Por lo común, los suelos son una mezcla de dos o más materiales: arena y limo, limo y arcilla o una mezcla de los tres. Por tanto, las características de esos suelos se modifican. Por ejemplo, la arena con cierto porcentaje de limo y arcilla puede compactarse bien y proporcionar un suelo muy firme. Asimismo, la permeabilidad puede ser muy baja, lo cual hace que ese material sea apropiado para el recubrimiento del depósito de agua. Los suelos que contienen granos grandes, medianos y finos se dice que está bien graduado, mientras que los suelos con partículas de un solo tamaño se dice que está mal graduado. Estas características se muestran en la figura 8.1.

7.9.

Lodo. En general, el lodo es limo, arcilla o una mezcla de los dos materiales, con una gran cantidad de agua. Asimismo puede contener materiales orgánicas. Incluso la arena con cierta cantidad de arcilla o limo puede denominarse "lodo", cuando está demasiado húmeda. Cuando los lodos se secan, se contrae y se agrieta mucho.

7.10. Turba. En los bosques, pantanos, pastos densos y otros lugares de mucha vegetación, los materiales orgánicos muertos se acumula en el terreno o bajo el agua, pudiendo formarse gruesos lechos de materiales orgánicos en descomposición. Suele ser de color café o negro y contiene cantidades diversas de tierra. Los suelos de turba son muy compresibles; por tanto son inadecuados como apoyo para terraplenes o estructuras. Además, las materias orgánicas en putrefacción producen metano o "gas de los pantanos". Este gas puede ser peligroso si se acumula en los pozos de registro o bajo las losas del suelo. Con frecuencia ese gas puede causar la muerte a quienes trabajan en lugares confinados. 7.11. Adobe. Se llama adobe a ciertos tipos de arcillas "grasas" o pegajosas que absorben agua o se hinchan. cuando se secan, se contraen y se agrietan. Estos suelos existen en muchas zonas de los estados del sur oeste y el sur central de los Estados Unidos, generalmente en climas secos. Los suelos de adobe han causado grandes daños a casas y otras estructuras, así como también a los pavimentos y las aceras o banquetas. La acción de dilatación hace que los cimientos y los pavimentos y eleven y desciendan en las diferentes estaciones del año. Véase la sección 7.15, capítulo 8, sección 8.10 y el capítulo 14, sección 14.14. 7.12. Caliche. El caliche es un tipo de suelo que contiene ciertos compuestos químicos. Existe en zonas con índices elevados de evaporación, casi siempre en regiones desérticas. La evaporación del agua subsuperficial hace que se deposite productos químicos en las capas superiores del suelo. Algunos suelos de caliche son muy duros, como la piedra caliza blanda. Otros caliches son más variables y solo moderadamente duros. En algunas zonas en la que el caliche es duro, resulta difícil excavar. 7.13. Otros compuestos químicos. Los suelos pueden contener diversas cantidades de otros compuestos químicos. Algunos suelos tienen contenidos elevados de sulfuros y cloruros, convirtiéndolos en "suelos calientes", que puedan causar la corrosión de líneas subterráneas de servicios públicos o provocar el deterioro del concreto y el acero de refuerzo. Véase el capítulo 8, sección 8.10, y el capítulo 14, sección 14.11. La calcita es un compuesto químico (sulfato de calcio) que se encuentra con frecuencia en los suelos. Es ligeramente soluble en agua. Puede causar dificultades en casos en que en una presa o un terraplén haya filtración continua de grandes volúmenes de agua. La lixiviación prolongada puede causar un derrumbe. 7.14. Suelos sensibles al agua. En muchas zonas desérticas, sobretodo donde en el pasado hubo inundaciones, se establecieron corrientes de lodo que constituyen suelos de TEMA: SUELOS REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – TOMO V – FLETCHER - SMOOTS - LIMUSA

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muy baja densidad. En general esos suelos son duros, porque se secan en un clima árido. Pueden tener densidades del orden de 60 lb/pie3 (250 kg/m3). Muchos fraccionamientos residenciales se han construido en zonas desérticas. En muchos casos, se han mantenido céspedes vigorosos y otras características del paisaje mediante el empleo de agua traída de otras zonas. Los suelos de baja densidad absorben el agua con rapidez. La reducción de la tensión superficial y la lubricación permiten que las partículas del suelo se deslicen, para acercarse más unas a otras, con una disminución substancial del volumen del suelo. El resultado es un asentamiento rápido o un hundimiento del terreno, causando daños a las estructuras. En varias zonas, como las zonas occidentales del valle de San Joaquín, en California, se ha medido hundimientos de varios metros, debidos a la contracción del suelo. 7.15. Suelos expansivos. Como se dijo en la sección 7.11, algunos suelos se dilatan o contraen debido a los cambios en el contenido de agua. Esto se debe a un tipo de arcilla que recibe el nombre de montmorillonita. Los suelos que contienen minerales de montmorillonita se dilatan o encogen, según se añada o se extraiga agua. Una de las fuentes más comunes de montmorillonita es un material llamado bentonita. 7.16. Suelos sensibles a las heladas. Casi toda la mitad septentrional de los Estados Unidos tiene un clima invernal continuo y frío, suficiente para hacer que los suelos se congelen. La profundidad de congelación varía de 2.1 a 2.4 m. en Maine, de 0.9 a 1.2 m. en Nueva York y Nueva Jersey, 0.6 a 0.9 m. en Kansas City y 0.3 a 0.46 m. en Seattle. Durante la congelación, el agua del suelo se dilata ligeramente. Pero más importante aun es el hecho de que, si existe una fuente de agua, los suelos pueden absorber más líquido, para formar lentes de hielo, que provocan una expansión de los suelo. Este levantamiento puede causar daños graves a las estructuras. En la primera, cuando los suelo se deshielan, el exceso de hielo se trasforma en agua y la tierra se vuelve lodosa. Esto no sucede con los suelos que se desaguan con rapidez, como los de grava o arena limpia. El limo se dilata mucho durante la congelación y se convierte en lodo al deshielarse, los suelos arcillosos son pocos permeables y limitan la absorción de agua. Por consiguiente, la expansión es mucho menor que para el limo. 7.17. Suelos sensibles a las vibraciones. Los suelos limpios que no contengan aglutinantes u otros materiales aglomerantes, pueden ser sensibles a los impactos o las vibraciones. Esto sucede, sobre todo, con la arena suelta y limpia, situada por encima o por debajo del nivel de agua. Los impactos fuertes, como los que pueden provocar los terremotos, el hincado de pilotes o las explosiones de dinamita, pueden hacer que las partículas de arena se reordenen y se compacten aún más, lo que provoca un hundimiento del terreno. Las arenas sueltas, bajo el agua, que se encuentran en proceso de densificación, pueden perder resistencia temporalmente. Durante esos breves periodos, la arena no puede dar apoyo a las estructuras. Esta condición se puede denominar licuefacción. 7.18. Arena y limo depositados por el viento. La localización azarosa de estos suelos se debe a que el viento los transporta y los deposita. Es probable que el viento vuelva a llevárselo a otro lado. Con frecuencia, el viento o la lluvia erosionan los nuevos terraplenes de arena. Para evitar que el viento siga erosionando la arena es necesario poner sobre ella un recubrimiento superficial resistente al viento. El loess es un limo depositado por el viento, de partículas de tamaño muy uniforme y baja densidad natural. Casi siempre contiene tubos verticales o "huecos de raíces" y puede tener cierta aglomeración. Los acantilados verticales son muy estables; sin embargo, las laderas tienden a erosionarse y resquebrajarse, porque la lluvia ablanda la estructura del suelo cuando el agua circula sobre él y permite que fluya como si fuera azúcar. si los acantilados verticales llegan a tener nidos de aves o cuevas de topos que canalizan el agua, la erosión en canales puede ser muy fuerte. Esos suelos son difíciles de compactar, excepto con un control excepcionalmente estricto del contenido de agua. Cuando los suelos de loess se saturan de agua las cimentaciones pueden asentarse.


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7.19. Suelos lateríticos. En las regiones tropicales, las fuertes lluvias provocan la intemperización de las rocas ígneas o la lixiviación de los suelos arcillosos. Este continuo deslavado puede disolver y retirar algunos de los minerales, lo que da como resultado un suelo de color rojo y baja densidad. Estos suelos pueden parecer firmes y en ellos es posible realizar cortes de fuerte pendiente; sin embargo, casi siempre contienen una gran cantidad de agua. Cuando se utilizan como materiales de construcción, esos suelos pueden hacerse blandos, inestables y muy poco aprovechables. 7.20. Depresiones calcáreas. En la zona central oriente y la del sudeste de los Estados Unidos, sobre todo en Pensilvania, Virginia Occidental, Kentucky, Tennessee Florida, hay depósitos gruesos de piedra caliza o suelos calcáreos. Las depresiones o los orificios calcáreos son característicos en las formaciones de lechos rocosos. Cuando existen, tienen efectos notables sobe los suelos superiores. La piedra caliza es, hasta cierto punto, soluble en agua. Se puede disolver lentamente mediante un flujo continuo de agua de lluvia, ya sea procedente de la superficie, que se filtra por la piedra caliza o por las aguas subterráneas que ascienden hasta la superficie. El agua puede estar ligeramente ácida, debido a los materiales orgánicos de la superficie o por los ácidos que contienen las tierras. Al disolverse la piedra caliza, poco a poco se van creando grandes cavidades o "canales de disolución". A veces, la tierra que se encuentra sobre la piedra caliza se desploma. Las depresiones suelen ser redondas y, con frecuencia, se encuentran llenas de agua. En ellas pueden crecer bosques densos. 7.21. Tepetate. En general, el tepetate es un suelo que se ha compactado y ha llegado a ser muy duro, debido a la consolidación bajo cargas muy grandes. Esas cargas pudieron deberse a algún glaciar antiguo. El tepetate puede compactarse también por otros procesos, tales como el cementado natural de una capa de suelo. En general, es un buen material para cimentaciones. 7.22. Vertederos. Los vertederos y los rellenos sanitarios se están haciendo cada vez más frecuentes en y alrededor de muchas de las principales ciudades. La práctica consiste en poner capas alternativas de basura y tierra. En general, incluso los vertederos bien construidos, por encima del nivel freático se consolidan bajo las cargas. El asentamiento puede continuar durante varios años. Además, la descomposición de los materiales orgánicos puede producir gases, lo que constituye un peligro potencial. A menudo los vertederos se trasforman en parques o campos de golf, donde el hundimiento no constituye un problema, como tampoco las fugas de gases. No obstante, algunos antiguos vertederos se están utilizando para la construcción de viviendas o estructuras industriales o comerciales. En general, siempre se presentan algunos problemas. Los pavimentos y las nivelaciones superficiales quedan desalineados, debido al hundimiento o asentamiento general. Los diferentes asentamientos locales afectan a las estructuras, las instalaciones de servicios públicos y las losas de pisos. 7.23. Resumen. Los puntos principales presentados en este capítulo son

los siguientes: Hechos

:

El comportamiento de los suelos varía mucho y no todos ellos son buenos para la construcción. El limo parece crear mayores problemas que la arena o la arcilla.

Observar si hay :

Suelos limosos en zonas de congelación profunda. Suelos arenosos o limosos de baja densidad. Suelos limosos en general. Suelos arenosos, expuestos a la erosión. Suelos arcillosos, que se dilatan o contraen debido a los cambios del contenido de agua.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA LOS MOVIMIENTOS DE TIERRAS

1.

INTRODUCCIÓN Se denominan movimientos de tierras aquellos trabajos que se relacionan con la modificación del relieve de un terreno. Esta modificación de niveles del suelo se realiza por la ejecución de desmontes y terraplenes. El desmonte consiste en rebajar el nivel del terreno por extracción de tierras; el terraplén, en aporte de tierras para elevar aquel nivel. Desmonte y terraplén representan asimismo, en términos del oficio, volúmenes de tierras extraídas o amontonadas a consecuencia de un movimiento de tierras (Fig. 95).

Representación de los desmontes y los terraplenes (Con indicación de los colores convencionales utilizados en los cortes y las plantas.) En planta, las dobles rayas del sombreado indican siempre la parte alta del talud. Los movimientos de tierras, en términos generales, son los que abarcan una gran superficie y se ejecutan en terrenos descubiertos (para la realización de carreteras, aeródromos, etc.). La limpieza o de desmoche de tierras es un movimiento de tierras de muy escasa profundidad (de unos 25 cm) y de gran superficie (se denomina también despeje de terrenos. Las excavaciones son movimientos de tierras cuya profundidad, en relación con la superficie o la anchura, es más importante. Las excavaciones sirven para la ejecución de los edificios. Nomenclatura de las excavaciones El talud es la pendiente o la inclinación dada a las paredes de las tierras para evitar su desmoronamiento. Depende de la naturaleza del terreno. La expropiación de un movimiento de tierras está limitada por la intersección del talud (de desmonte o de terraplén) con el terreno natural.

2.

EXCAVACIONES Se denomina excavación a plena anchura el movimiento de tierras general de la superficie construida, cuya profundidad está limitada, por ejemplo, al nivel del suelo de los sótanos o bodegas de la construcción (Fig. 96). La excavación en zanja o en regata es una trinchera cuya anchura mínima es de 0,40 m, y está destinada a alojar los muros, las cimentaciones, las canalizaciones, etc. (en cuanto a su profundidad, véase capítulo VI: Las Cimentaciones). La excavación de pozo es un movimiento de tierras de pequeñas superficies y gran profundidad. Este género de excavación se lleva a cabo para establecer las cimentaciones de

TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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pilares aislados, por ejemplo. Las dimensiones mínimas de estas excavaciones dependen de los medios de realización de que se dispone. Se denomina excavación en galería aquella que se ejecuta bajo tierra y requiere el empleo de entibaciones a medida que la excavación va avanzando (Fig. 97).

Movimiento de tierras en galería La realización de los movimientos de tierras en galerías implica la ejecución de una entibación o de un enmaderado.

2.1. AGOTAMIENTO DE EXCAVACIÓN A fin de eliminar las aguas de lluvia o de infiltración se instala un sumidero en un punto bajo de la excavación. El sumidero es un hueco de 1 m de profundidad poco más o menos (medio tonel enterrado), hacia el cual convergen todas las aguas drenadas por las excavaciones en grietas y hendiduras y mediante pequeños canalizos excavados al efecto. Del sumidero el agua es evacuada por medio de bombas u otro medio de agotamiento al exterior de la excavación. En las obras de importancia, se instala una estación de agotamiento automática (Fig. 98). Las bombas. La altura manométrica de la bomba es igual a la altura de impulsión más la altura de aspiración (1 a 6 m). La altura manométrica varía según el tipo, potencia y estado de la bomba empleada, y puede oscilar de 5 a 100 m. Se denomina bombas sumergidas a las que están cubiertas por el agua en el interior del sumidero. El rendimiento de estos aparatos generalmente es excelente. Durante las obras de movimiento de tierras, las aguas que hay que evacuar están generalmente cargadas de materias sólidas: tierra, arena, cemento, desperdicios, etc. Las bombas empleadas son de dos tipos: las bombas de membrana y las centrífugas. Las bombas de membrana o de diafragma son baratas y de fácil manejo. Son accionadas a mano o por medio de motores eléctricos o de explosión. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

2



Las bombas centrífugas tienen potencias y rendimiento muy superiores a los de las precedentes. Algunas de ellas, accionadas por un motor eléctrico y protegida por una campana 3 sumergible, van colocadas bajo el agua a evacuar. Permiten la impulsión hasta de 1,000 m por ahora a grandes alturas. Estas bombas no necesitan ser cebadas, y son muy fáciles de instalar y manejar. 3.

CLASIFICACIÓN SUMARIO DE LOS TERRENOS Y CARACTERÍSTICAS NECESARIAS PARA LA VALORACIÓN DE LOS MOVIMIENTOS DE TIERRAS La tabla 10 indica la clasificación de los terrenos en función de las dificultades que presentan para la ejecución de los movimientos de tierras (véase también el capítulo VI: las cimentaciones, tabla 13, clasificación de los terrenos para la construcción). Tabla 10. Clasificación de los terrenos establecida en función de las dificultades que presentan durante la ejecución de los movimientos de tierras. Tiempo necesario para la realización Designación Naturaleza Características 3 de 1 m de excavación Tierra vegetal: mullir con el Terreno Arenas, tierras, zapapico o la azada; arenas, 0,8 h, o sea 48 min. ordinario escombros cascote: fáciles de recoger con la pala. Terreno Pedregoso, Fácilmente atacable con el 1,2 h, o sea 1 h 12 semicompacto conguijarros, zapapico y con la azada, pero min. o medio arcilloso. difícil de recoger con la pala sola. Greda pesada, Atacable con el martillo 1,55 h, o sea 1 h 33 Terreno duro arcilla y marga neumático, difícil para la azada o min. compacta. el pico. Rocas calizas, Atacable con el martillo neumático Terreno 2,75 h, o sea 2 h 45 mamposterías y con el pico; empleo de cuñas y compacto min. antiguas. de explosivos. La experiencia demuestra que un obrero, de fuerza normal, puede lanzar con la pala, por 3 término medio, de 1,6 a 2 m de tierra a una distancia horizontal de 4 m o a una altura de 1, 60 m. Tabla 11. Volúmenes medios de desmonte según las diversas clases de terrenos, cavados y lanzados a 1,60 m de altura, que un obrero especializado desplaza en 10 horas de trabajo.

Naturaleza del suelo

Volumen removido y lanzado en 10 h, en 3 m 7,7

Reparto de las horas excavación carga o lanzamiento

Tierras vegetales, arenas. 6,2 h 3,8 h Tierras de compacidad media, 6,0 6,7 3,3 angulosas. Tierras compactas, duras. 5,2 7,1 2,9 Tierras saturadas de agua. 4,2 7,3 2,7 Rocas blandas, arrancadas 2 8,8 1,2 con pico y cuña. 3.2. ESPONJAMIENTO El esponjamiento de las tierras es el aumento de volumen consecutivo al mullido provocado por la extracción. En efecto, ordinariamente la tierra extraída de una excavación ocupa un volumen superior al que ocupa el terreno antes de ser excavado. La importancia del esponjamiento depende de la naturaleza del terreno; se atenúa y casi se anula con el tiempo, en el caso de tierra vegetal, de arena y de gravilla fina. Un apisonado enérgico de los terraplenes y el rociado o regado de las tierras disminuye considerablemente el esponjamiento. 3.3. TALUD NATURAL DE LAS TIERRAS La inclinación natural de los taludes, con relación a un plano horizontal, es el ángulo de talud natural de las tierras. Este ángulo varía con la naturaleza de las tierras (Fig. 99). TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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ENCOFRADOS FIERRERÍA En general, al hacer los movimientos de tierras. En terraplén, se admite un talud de 3:2 (3 de base por 2 de altura), y en desmonte de 1:1 (1 de base por 1 de altura) (Fig. 100).

Ángulo de los taludes naturales 3

La tabla 12 indica el ángulo de talud natural de las tierras; el peso de 1 m de tierra “sin mover” 3 (antes de desmontarla); el volumen de desmonte obtenido por un movimiento de 1 m de tierras en este terreno (volumen esponjado, pasajero). La última columna da el esponjamiento 3 permanente, el volumen de tierra extraído de una excavación de 1 m utilizado como terraplén, cuidadosamente apisonado y apelmazado al colocarlo en su sitio. Tabla 12. Valores característicos de algunos terrenos. Naturaleza de las tierras Arena fina, seca Arena fina, mojada Grava media, ligeramente húmeda Tierra vegetal, húmeda Tierra muy compacta Guijarros, escombros Marga seca Arcilla seca Arcilla húmeda Gres tierno, rocas diversas

Angulos de talud natural 10 a 20° 15 a 25° 30 a 40° 30 a 45° 40 a 50° 40 a 50° 30 a 45° 30 a 50° 0 a 20° 50 a 90°

Peso t/m

3

1,4 1,6 1,9 a 2,1 1,6 a 1,7 1,6 a 1,8 1,5 a 1,7 1,5 a 1,6 1,6 1,8 a 1,2 2 a 2,5

Esponjamiento Permanente 3 Pasajero dm 3 dm (l) 1 100 1 030 1 200 1 040 1 250 1 040 1 100 1 030 1 650 1 100 1 500 1 150 1 500 1 080 1 500 1 150 1 250 1 080 1 500 1 100 a 1 200

Estos valores pueden ser influenciados considerablemente por el agua contenida en el terreno. 4.1. APUNTALAMIENTO (O REVESTIMIENTO) DE LAS EXCAVACIONES Las excavaciones se ejecutan por desmontes sucesivos de capas de 0,40 m de profundidad. Cuando la profundidad de una excavación es importante, a fin de prevenir los desmoronamientos y los riesgos de accidentes, por una parte, y para disminuir la superficie total ocupada, por parte, es conveniente y a veces necesario apuntalar o entibar las tierras. La inclinación de los taludes naturales, en un terreno determinado, pueden ser desfavorablemente influenciada por ciertos factores externos. Las posibles infiltraciones de agua en el interior o procedentes de las lluvias, el efectos de las trepidaciones provocadas por las máquinas o los vehículos, las cargas situadas en la proximidad inmediata de la excavación, son elementos que modifican los planos de rotura de los terrenos. Fig. 100. Pendiente admitida generalmente para los taludes en los proyectos. En cada caso particular de excavación, estos diferentes factores deben examinarse seriamente antes de iniciar la ejecución. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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De una manera general, la pared de cualquier excavación debe ser apuntada o revestida cuando la pendiente de talud excede de las relaciones siguientes: 1:1 en terrenos movedizos o desmoronables (Fig. 101a); 1:2 en terrenos blandos pero resistentes (Fig. 101b); 1:3 en terrenos muy compactos (Fig. 101c).

Pendientes máximas de los taludes admitidas en tres tipos de terrenos a. Terrenos demoronables b. Terrenos blandos pero resistentes c. Terrenos muy compactos CORTES TRANSVERSALES DE EXCAVACIONES EN ZANJA QUE OFRECEN GRARANTÍA DE SEGURIDAD

Se conserva el talud natural del terreno

Se estivan las paredes para disminuir el terreno ocupado por la excavación

Se conservan los taludes naturales para la parte superior, pero se entiba la parte inferior


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Cuando las capas halladas son de diferente consistencia se efectúa los entibados con tablas verticales u horizontales.

Este método de entibación presenta evidentes riesgos porque no es posible sostener eficazmente el terreno con los puntales. Es peligroso e incluso está prohibido en determinadas regiones establecer pendientes más pronunciadas sin la correspondiente entibación o el revestimiento. El terreno natural helado no permite en ningún caso anotar las citadas pendientes. Los factores enunciados más arriba pueden desde luego modificar esos últimos valores disminuyendo la inclinación. Así, esquemáticamente, las excavaciones profundas pueden presentar perfiles transversales, como los mencionados en las figuras 102 a 106. La ejecución del apeo o entibación puede realizarse según las costumbres locales. Sin embargo, ciertos puntos son objeto de una reglamentación establecida por los servicios de seguridad y por las compañías de seguros. Entre tales condiciones merecen citarse: a) La anchura de las excavaciones a entibar debe ser tal que la entibación pueda efectuarse en las condiciones normales. Como mínimo dicha anchura debe ser: _ hasta 1,00 m de profundidad 0,65 m hasta 1,50 m de profundidad 0,75 m hasta 2,00 m de profundidad 0,80 m hasta 3,00 m de profundidad 0,90 m hasta 4,00 m de profundidad 1,00 m para más de 4,00 m de profundidad b) Es necesario entibar a tiempo, y el material destinado al revestimiento de la excavación debe estar a pie de obra con la suficiente antelación, en buen estado y en cantidad suficiente (Fig. 107). c) La entibación de las excavaciones debe comprender tablas de 4 a 5 cm de espesor y los codales utilizados debe ser maderos, rollizos y de sección proporcionada a los esfuerzos que han de soportar. El diámetro de dichos rollizos no deben ser inferior a 10 cm para las excavaciones más estrechas de 80 cm. Debe tener, como mínimo, 12 cm para las excavaciones más anchas. Los puntales metálicos y los de madera escuadrada se autorizan siempre que su resistencia sea igual o superior a la de los rollizos. Las tablas deben quedar aseguradas a lo menos por 3 apoyos, equidistantes aproximadamente. d) La distancia libre entre las tablas depende de la naturaleza del terreno. En terreno movedizo y fluyente (como las arenas, por ejemplo), las tablas deben estar a tope sin dejar espacio libre entre ellas. En terreno resistente, es posible, si los reglamentos locales lo autorizan, dejar un hueco entre las tablas; el fin perseguido con tal forma de entibación es impedir la puesta en movimiento de grandes masas de materiales.


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e) La situación y número de los codales depende de la resistencia de las tablas utilizadas y del empuje de las tierras, que debe presumirse el más desfavorable que pueda actuar sobre las paredes de entibación. Este empuje aumenta con la profundidad. f) Los codales deben disponerse perpendicularmente a la superficie de la tablazón. Los montantes de apeo que sostienen las tablas de servicio deben estar sostenidos por grapas o tacos que impidan todo deslizamientos verticales. Además, deben colocarse plintos o rebordes en todos los lados de los tableros de servicio. g) El pie del montón de las tierras o escombros sacados de las excavaciones deben estar, por lo menos, a un metro de distancia de la madera de entibado o de la arista superior del talud. La tablazón de revestimiento debe rebasar el nivel de terrenos en unos 5 a 10 cm a fin de prevenir toda caída de materiales en la excavación (Fig. 108 y 109). h) Toda excavación de más de dos metros de profundidad debe estar provista de escalera para facilitar el acceso de la misma. Esta escalera debe rebasar el nivel del suelo, por lo menos, en 75 cm (Fig. 110). Las entibaciones pueden utilizar tablazones horizontales como travesaños verticales, o tablas verticales con travesaños horizontales. Los croquis que siguen muestran las disposiciones adoptadas comúnmente cuando se ejecuta el revestimiento de las excavaciones. Se hace mención de las cotas y dimensiones para dar una idea de los trabajos corrientes. Para la ejecución de trabajos especiales, son necesarios cálculos estáticos, y la dirección de las operaciones deberá confiarse a especialistas (Ingenieros Civiles). Entibación de las excavaciones Alturas máximas admisibles sin entibación en terreno estable sin sobrecargas sobre los bordes de la excavación, sin vibraciones particulares y sin afluencia de agua.

Medidas de seguridad

Variante de entibación de tablas verticales


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Entibaciones que no están a tope Entibaciones con tablazón horizontal: en terreno consistente, las tablas pueden no estar a tope. Sin embargo, la distancia entre dos tablas debe ser limitada.

Empuje de las tierras Para simplificar, al determinar el valor del empuje contra la entibación, admitiremos la hipótesis siguientes: Terreno horizontal Parámetro de entibación vertical Ángulo de razonamiento nulo entre pared y muro, o sea empuje horizontal. Determinación de los empujes Según la teoría clásica, el empuje de las tierras pueden ser representado por una carga triangular que actúa sobre la parte superior del parámetro. e = presión unitaria o específica del 2 2 terreno (en Kg/cm , t/m , etc.) e = h.y.‫ג‬ donde: h = altura considerada en relación con el plano superior Y = densidad de las tierras o ,avitca nóiserp ed etneicifeoc = ‫ג‬ sea:

tg 2

   45   2 

e1 = presión en el nivel h1 e2 = presión en el nivel h2 e‫ = ג‬presión en el nivel h E = empuje general contra la pared, que actúa sobre el centro de gravedad de la superficie que representa a ese empuje .

E  sup erficie de triangulo ASP, o sea, e .

h h2 o bien . y. 2 2

E1 = empuje producido entre los niveles h1 y h2

E1 

e1  e2 2e  e2 p . p ; que actúa en : p  1 . . 2 e1  e2 3


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EMPUJE DE LAS TIERRAS CONTRA LAS PAREDES DE LA ENTIBACIÓN (FIG. 113 a 116)

C


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CARGAS SOPORTADAS POR LOS TABLEROS DE ENTIBACIÓN (Fig. 120 a 123) 2 Cargas unitarias en t/m soportadas por una entibación de 1 m de altura; en función de la longitud y del espesor de la tablazón que forma horizontalmente la pared. Se ha admitido que la anchura de los travesaños de apoyo es de 20 cm.

Carga que pueden admitir los codales o rollizos que sostienen los travesaños de una entibación de tablas horizontales. Los codales metálicos regulables pueden facilitar en cierta medida el apeo de las excavaciones. Conviene asegurarse de la equivalencia de carga con los rollizos. Por otra parte, el recubrimiento de la barra y el tubo debe ser suficiente (como máximo el triple del diámetro de la barra) para evitar el pandeo cuando el alargamiento es máximo.

Vista en alzado de los travesaños Entibación con tablas horizontales. Según la longitud de los travesaños debe preverse y distribuirse el número y la posición de los codales; véase los croquis adjuntos. La sección de los travesaños en las entibaciones corrientes es de 4 x 20, 5 x 25, 6 x 30; los rollizos de 14 de ø o de 16 de ø. En las excavaciones profundas, los travesaños pueden estar constituidos por cables o piezas de mayor sección. Si se respectan las proporciones dadas para la puesta en obra de los codales, con secciones corrientes es raro que puedan sobrevenir roturas.


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Puntal metálico

Apoyo de los codales Debe hacerse de manera que ofrezca el máximo de resistencia y se evite el deterioro de las piezas de madera.

ENTIBACIÓN DE LAS EXCAVACIONES

Entibación de tablas horizontales En terrenos movedizos.


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4.2. MARCIVANTI (MARCHA AVANTE) La entibación con tablas verticales permite obtener por hincadura progresiva y de modo permanente una pared de tablas a tope con las tierras. Este método de ejecución llamado en italiano “marciavanti” y que en castellano podríamos denominar “marcha avante” se emplea TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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sobre todo en los terrenos muy fluyentes, para la realización de excavaciones muy profundas y cuando se quiere evitar el más mínimo asiento. En cambio, la realización de ese revestimiento es muy costosa.

Croquis esquemático de la profundización de una excavación realizada en terreno de arena y grava movedizas bajo la protección de una entibación vertical, a) croquis, b)corte por AA, C) corte por BB, d) corte por CC. Los travesaños horizontales toman el nombre de largueros y se hacen con rollizos de 18 cm de diámetro aproximadamente. Los codales o puntales, también hechos con rollizos, son de n diámetro mínimo de unos 15 cm.


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Vista de una pared de excavación, cuyo revestimiento por el sistema de “marchas avante” se halla en curso de ejecución. Los bastidores pueden estar suspendidos de un travesaño por medio de cables o cadenas. Las paredes del revestimiento de protección Pueden establecerse empleando las tablas o “marchas avante” en posición inclinada o en posición vertical. En este último caso la anchura de la excavación va disminuyendo en cada larguero. a) “Marcha avante” inclinada b) “Marcha avante” vertical.

Las tablas, que se hincan en el terreno y se denominan “marchas avante”, tienen su extremidad inferior cortada en bisel a fin de facilitar su penetración en el terreno. Para evitar el desplazamiento vertical de los codales y de los largueros de la construcción emplea también montantes o “candelas” de madera rolliza. Todos los elementos estructurales, largueros, c o dales y montantes, se enlazan entre sí con grapas o garfios. Las tablas se apoyan sobre esta armazón por intermedio de calas o cuñas. Las figuras 141, 143 y 144 indican los dispositivos adoptados en tales realizaciones. Para las excavaciones de gran anchura, y para reducir el estorbo de los codales, es posible suprimir estos últimos y reemplazarlos por postes verticales. Tales postes, hincados en el suelo y anclados sólidamente por su parte superior mantienen unos tirantes horizontales que soportan la tablazón (Fig. 142)

Revestimiento de protección por medio de hierros laminados que apoyan a los largueros Este método ofrece la ventaja de librar a los trabajos de movimiento de tierras del engorro de lo codales.


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Entibación de las excavaciones Bastidores suspendidos.

Entibación de las excavaciones Bastidores apoyados


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5.1. REALIZACIÓN DE LOS MOVIMIENTOS DE TIERRAS Las herramientas y el material utilizado para la ejecución de los movimientos de tierras dependen de la importancia de los trabajos, de las posibilidades de la empresa, de las exigencias e imperativos impuestos por la propia obra y sus instalaciones; los plazos de ejecución y la calidad del trabajo realizado dependen también de dichas circunstancias. Las excavaciones pueden realizarse con pala o con azadón si se trata de tierras vegetal, arena, terrenos fangosos, etc. Se utiliza el zapapico para mullir la tierra, los conglomerados, las arcillas y las margas cuya cohesión no sea excesiva. El pico, los martillos neumáticos se emplean para las rocas y las arcillas compactas.

Paleo por banquetas Consiste en lanzar la tierra por etapas verticales sucesivas de 1,60 a 1,80 m de altura, aproximadamente. Se efectúan a mano las excavaciones cuando se trata de movimientos de tierras de escaso volumen o cuando lo exigen circunstancias especiales. Estas circunstancias pueden ser: excavaciones llevadas a cabo entre el estorbo de los acodalamientos; las que se realizan subterráneamente para recalce de construcciones o en las cercanías inmediatas de éstas. La ejecución de pequeñas excavaciones, necesarias para las cimentaciones y para las canalizaciones de los edificios, se hace generalmente a mano. Los movimientos de tierras se efectúan por excavaciones de capas de 40 cm de profundidad. La tierra, fluida y desmenuzada, se lanza fuera de la excavación pro medio de palas. El aumento de la profundidad exige el lanzamiento de tierras por etapas sucesivas. Esta última labor se llama paleo por banquetas. La altura entre dos banquetas sucesivas, en un trabajo normal no debe exceder de 1,80 m. Estas banquetas pueden hacerse a base de escalones o de andamios (Fig. 145 y 146). Cuando el volumen de los movimientos de tierras adquiere importancia, resulta más económico usar aparatos mecánicos para efectuar dichos movimientos. La capacidad de trabajo de tales 3 máquinas puede variar entre 25 a 400 m por hora. Las excavadoras pequeñas tienen una producción 3 de 25 a 0 m por hora. Conviene, pues, conocer las posibilidades de diversas máquinas utilizables así como sus características de eficiencia a fin de adoptar, en cada caso particular, el tipo más apropiado a la clase de obra y al modo de llevarla a cabo. Paleo o lanzamiento por banquetas dentro de la entibación En las excavaciones entibadas, la banqueta se realiza en la propia entibación, afianzando el codal de apoyo mediante cuñas o grapas. 5.2. LA PALA MECÁNICA


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La pala mecánica es la máquina más antigua que utiliza un manantial de energía para su funcionamiento. Entre todos los aparatos de excavación conocidos, es el que ofrece mayor diversidad de formas de aplicación a loa terrenos más diversos.

Equipo de excavadora de desmonte, con cuchara de empuje (cuchara alta).

La pala mecánica puede ir equipada con cuatro dispositivos diferentes que corresponden, cada uno, a un tipo de trabajo bien determinado: a) Excavadora para desmonte con cuchara de empuje (cuchara alta): este equipo, cuya capacidad varía de 200 a 300l, permite excavar y cargar en terrenos blandos, arenas, etc. así como recoger la piedra amontonada arrancada y desmenuzada con explosivos (Fig. 147). Independientemente del hecho de que la capacidad de la cuchara debe estar en relación con el aparato trasportador (pues la cabida de la vagoneta o del balde de transporte debe ser de dos a cuatro veces la de la cuchara de la pala), hay que formular ciertas observaciones. Por término medio, los movimientos de giro, de trasporte de la máquina y de posición de los brazos o plumas absorben aproximadamente el 60% de la duración del ciclo de trabajo. Por consiguiente, es conveniente buscar las posiciones ideales que permitan reducir al mínimo los movimientos inútiles. (Al final de la carrera de excavación, por ejemplo, la altura de la cuchara deberá ser la de descarga sobre el elemento transportador, sin olvidar el espacio necesario par que pueda abrirse la descarga de fondo de la cuchara). Por razones de seguridad una pala con cuchara de empuje no debe trabajar contra taludes cuya altura sobrepase en más de 1 m la máxima altura de corte de la cuchara. El esquema de trabajo con un equipo de esta clase se presenta tal como está indicado en la figura 148. Esquema de trabajo Los trabajos con excavadora equipada con cuchara de empuje deben emprenderse excavando primero en la parte superior del terreno a desmontar. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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Rendimiento por hora de una excavadora de desmonte con cuchara de empuje El rendimiento está en función del ángulo de rotación necesario para la carga y vaciado de la cuchara, y del contenido de esta última (sin tener en cuenta la altura de la excavación).

Este equipo se utiliza preferentemente para trabajos en los que la excavación está por encima de la superficie donde se asienta la máquina, y cuando la recogida de tierras se efectúa sobre esa superficie.

Equipo con dragalina


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Rendimiento por hora de una pala equipada con dragalina El rendimiento está en función del ángulo de rotación necesario y de la capacidad de la cuchara (sin tener en cuenta la profundidad de la excavación) b) Con dragalina: el equipo con dragalina conviene para movimientos de tierras efectuados en terrenos blandos, en arcilla o en rocas bien desmenuzadas con explosivos. Se emplea, por ejemplo, para la explotación de graveras o de minas a cielo abierto, para el desmonte de terrenos vírgenes y para trabajos que requieran un gran radio de acción (Fig 150). Este equipo está perfectamente adaptado para sacar la tierra amontonada en los taludes de la excavación. La carga de elementos de transporte, autocamiones, dumpers, etc., es de escaso rendimiento, a causa de las constantes oscilaciones de la cuchara; por otra parte, no puede exigírsele mucha precisión. La utilización de elementos de transporte de gran capacidad, con una superficie importante de la vagoneta o cubeta receptora, se impone cuando hay que trabajar conjuntamente con ese equipo. El rendimiento disminuye mucho cuando los movimientos de tierras se ejecutan en terrenos pegajosos, a causa de la importante masa que suele adherirse a las paredes internas de la cuchara. Cuando hace frío, es recomendable calentar la cuchara antes de empezar a excavar, a fin de evitar grietas o la rotura del acero. Según la mayor o menor habilidad del conductor es posible aumentar el radio de acción de la máquina al lanzar la cuchara. Tal aumento es del orden de ½ a 2/3 de la altura comprendida entre el nivel de excavación y el nivel de vertido. Se utiliza este equipo para excavar por debajo del nivel de la máquina o para la ejecución de excavaciones inundadas o dentro del agua, aunque siempre con la máquina sobre terreno seco (la TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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excavación en agua reduce el llenado de la cuchara de 1/3 a ½). La posibilidad de excavar y depositar tierras a mucha distancia constituye una ventaja de este equipo. La dragalina pude ser utilizada en la excavación de zanjas para canalizaciones; sin embargo, la profundidad de éstas se limitará a 1,50 m si las paredes son verticales (como medida de seguridad). Equipo de pala mecánica con dragalina, para la excavación de zanjas de gran anchura. La tracción sobre la cuchara se hace oblicuamente en relación con el eje de la máquina. c) Con retroexcavadora: que este equipo es parecido al de la dragalina, salvo que, ahora, la cuchara está sujeta al brazo. La operación de carga se efectúa por tracción hacia la máquina en tanto que la extensión del brazo permite la descarga (Fig. 153). Este equipo permite una ejecución precisa, rápida, y la dirección del trabajo está constantemente controlada. La fuerza de ataque de la cuchara es mucho mayor que en la dragalina, lo cual permite utilizarla en terrenos relativamente duros. Las tierras no pueden depositarse más que a una distancia limitada por el alcance de los brazos y las plumas. Equipo de la pala mecánica retroexcavadora La apertura de zanjas destinadas a las canalizaciones, a la colocación de cables y de drenajes, se facilita con ese equipo; la anchura de la cuchara es la que determina la de la zanja. Esta máquina se utiliza también para la colocación e instalación de los tubos y drenes de gran diámetro y para efectuar el relleno de la excavación. Cuando el sitio disponible lo permita se utilizará ese mismo equipo para efectuar las excavaciones en zanja requeridas para las cimentaciones de edificios.

Equipo de pala mecánica retroexcavadora para la excavación de zanjas Este equipo permite excavar zanjas hasta de 20 cm de anchura.


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Garfio Utilizable para escolleras y cimentaciones bajo el agua.

d) Con cuchara prensora: el equipo con esta clase de cuchara permite la ejecución de movimiento de tierras de gran envergadura pero presenta los mismos azares que el equipo con dragalina. No se le puede usar racionalmente más que en terreno blando y con rocas desintegradas (Figuras 155 y 156)

5.3. LA PALA CARGADORA (TRAXCAVATOR ) Hay numerosos modelos de máquinas destinadas a efectuar movimientos de tierras, en terrenos normales, con las que se puede cargar la tierra en una sola operación. Algunas de esas máquinas están montadas sobre tractores con neumáticos pero la mayor parte van sobre tractores de orugas. Si bien los neumáticos ofrecen una adherencia menos buena, en cambio permiten una mayor facilidad para el transporte por carretera. Se distinguen tres tipos característicos: TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD

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a) con cuchara dotada de movimiento vertical; b) con cuchara que descarga hacia atrás; c) con cuchara dotada de movimientos combinados horizontales y verticales.

Algunas de esas paleadoras o palas cargadoras poseen movimiento de rotación; pero sólo son utilizables en terrenos muy blandos o tierras previamente esponjadas. (para excavaciones en buen terreno, y para edificios) Las máquinas de las categorías a y c implican un desplazamiento del tractor para verter la carga (Fig. 159). El tipo b, por el contrario, elimina esta maniobra. Las máquina de los tipos a y b necesitan un desplazamiento del tractor para atacar la carga, cosa innecesaria con la máquinas de tipo c.

El número de la diversidad de las maniobras necesarias influye desfavorablemente en el rendimiento de estas máquinas. El gráfico adjunto indica el volumen de materiales que los “tracavator” pueden cargar en una hora sobre los camiones, teniendo en cuenta las maniobras mencionadas en el plano (Fig. 158 y 160).


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5.4. EL “BULLDOZER” Esta máquina se compone de una lámina o delantal de acero de forma recta o ligeramente curva, que va fija a la aparte delantera del tractor, en posición perpendicular al eje de la marcha de la máquina. Sirve para desplazar empujando tanto la piedra troceada como las tierras, los troncos de árboles, la maleza, etc.

Angledozer (visto en planta) El escudo o delantal del angledozer está inclinado con relación al eje de la marcha del tractor. De este modo permite efectuar un desplazamiento lateral de los escombros. Dicho escudo puede ser orientable y permite transformar la máquina en bulldozer o en angledozer,

Niveladora (o grader) Este aparato permite el acabado de superficies tanto horizontales como oblicuas. Se emplea para nivelar el fondo de las excavaciones y para rectificar y pulir los taludes.

Ripper En general va montado en la parte posterior de un bulldozer y permite el desfonde le las capas duras.

Se la puede emplear ventajosamente para los trabajos de roturación, para amontonar y desplazar los materiales procedentes de excavación y para extender e igualar los terraplenes (Fig 161). 5.5. EL “ANGLEDOZER” (O “BULLDOZER” ANGULAR) El angledozer es de una construcción parecida a la del bulldozer con la diferencia de que el delantal de barrido pude orientarse según ángulos diversos con relación al eje de la marcha. El angledozer se emplea principalmente para el movimiento y desplazamiento de tierras dejándolas a un lado. En una operación es posible excavar el terraplenar simultáneamente (Fig. 162).


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El escudo o delantal del angledozer está inclinado con relación al eje de la marcha del tractor. De este modo permite efectuar un desplazamiento lateral de los escombros. Dicho escudo puede ser orientable y permite transformar la máquina en bulldozer o en angledozer. 5.6. LA NIVELADORA (O “GRADER”) La niveladora es también una máquina de empuje que, con motor propio o remolcada por un tractor, sirve para excavar, desplazar e igualar una superficie de tierra. Su delantal, de perfil curvado, puede adoptar cualquier inclinación, con relación al eje de marcha por una parte y respecto del plano horizontal, por otra. Esta máquina se emplea para desplazar lateralmente grandes cantidades de materiales y para el arreglo de superficie y taludes (Fig. 163). Niveladora (o grader): Este aparato permite el acabado de superficies tanto horizontales como oblicuas. Se emplea para nivelar el fondo de las excavaciones y para rectificar y pulir los taludes. 5.7. LA ESCARIFICADORA (O “RIPPER”) La escarificadora es una especie de rastrillo o grada de grandes dimensiones, con dientes o uñas espaciados e intercambiables, y destinado a roturar y desintegrar los terrenos por capas sucesivas. Esta máquina va generalmente montada como complemento de los “traxcavators”, los “granders” o los tractores de orugas (Fig. 164). Ripper: En general va montado en la parte posterior de un bulldozer y permite el desfonde de las capas duras. 5.8. LA DESMOCHADORA O ESCAPARPADORA (“SCRAPER”) El “scraper”, aparato automotor, equipado con neumáticos o con orugas, o simplemente tirado por un tractor de oruga, se utiliza para la extracción de tierras a pequeñas capas. Puede remover las tierras y cargarlas en una sola operación, transportarlas y verterlas in interrumpir la marcha. Con todo, en ciertos terrenos es necesaria la ayuda de un tractor de orugas u otro medio de remolque suplementario. La eficiencia de esas máquinas es excelente, pues los tiempos “muertos” son prácticamente nulos en una obra bien organizada. Importa, sin embargo, para mejorar el rendimiento, que se eviten los transportes de recorrido demasiado largo (máximo de 600 a 700 m). 3 En terreno de tipo medio, un “scraper” de 15 m puede excavar y transportar, sobre un recorrido 3 de 500 m aproximadamente, 120 m de tierra por hora (Fig. 165 y 168).


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6.1. TRANSPORTE DE LAS TIERRAS Los vehículos más empleados para el transporte de tierras son: la carretilla, el volquete, las vagonetas Decauville, el camión, el dumper, etc., que se escogen de acuerdo con la importancia de la obra y la clase de trabajo que deba realizarse. 6.2. LA CARRETILLA Instrumento utilizado en obras de poca importancia: tiene una cabida de 1/30 a 1/15 de metro cúbico. La velocidad de desplazamiento es de 3 a 3,6 km/h. El transporte se efectúa por relevos de 30 m en terreno horizontal (o de 30 m para una pendiente de 8%). Cuando la distancia a franquear excede de 90 m, es preferible servirse de otro aparato. En una jornada de 3 10 horas es posible transportar 20 m a 30 m de distancia. 6.3. EL VOLQUETE 3

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Arrastrado por un caballo, contiene de 0,5 a 1 m . Esta cabida pasa a ser de 1,5 m cuando se utilizan dos caballos. La velocidad media de los desplazamientos varía de 3 a 3,6 Km/h. Este vehículo puede servir para transportes de 30 a 600 m. Las rampas fuertes requieren a veces el enganche de tres o cuatro caballos en hilera. 6.4. LA VAGONETA DECAUVILLE Está compuesta de una cubeta basculante montada sobre un “chasis” o bastidor; rueda sobre vías férreas de escasa anchura colocadas directamente sobre el suelo. Este medio de transporte sirve para la evacuación de tierras incluso sobre terrenos muy mojados y es muy adecuado para obras de extensa superficie. Los cambios de aguja, las placas giratorias demás material completan el sistema de vías. La falta de movilidad y flexibilidad de este modo de transporte puede ser perjudicial para la 3 organización general del trabajo. La cabida de las vagonetas van de 0,250 m (cuando se las


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA 3

empuja a brazo) 0,500 m y aún más cuando dos desplazamientos se efectúan a base de una pequeña locomotora (o caballos). 6.5. EL CAMION El vehículo automóvil comprende una cubeta que bascula hacia atrás o lateralmente (en ambos sentidos o en uno solo). La capacidad de la cubeta varía en función de la potencia del motor. 3 Un camión de 5 t puede transportar de 3 a 3,5 m de escombro (sin asentar) por viaje. Las 3 mayores máquinas actuales tienen una capacidad de 18 m , lo cual permite para ciertos trabajos particulares (canteras, construcción de autopistas, etc.) realizar notables economías en los tiempos de transporte y carga. Existe en el mercado una gran diversidad de máquinas de esta clase. Se dará preferencia a aquellas que, accionadas por motores Diesel, presenten las mejores características de rendimiento y economía.

Por las relaciones que damos a continuación se puede determinar el número de camiones necesarios para evacuar las tierras de una excavación dada: Q = producción horaria de la excavadora; C = cabina de la caja o cubeta de los camiones; T = tiempo en horas, necesario para el transporte (ida, descarga y regreso); N = número de camiones por hora; X = número de camiones que hay que poner en servicio. Se tiene: Q = N.C X = N.T + 1. Ejemplo: ¿Cuántos camiones serán precisos para evacuar los escombros producidos por una 3 excavadora cuyo rendimiento es de 55 m /h, sabiendo que la cabida de los camiones es de 3,5 3 m y que el tiempo de transporte (a 30 km/h de promedio) dura 16 minutos? 3 Q = 55 m /h 3 C = 3,5 m

T  16 min, o sea

16  0,267 de hora 60


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N


55  15,72 3,5

X = 15,72 . 0,267 + = 5,2 camiones. Será necesario disponer de 5 ó 6 camiones según las posibilidades de la empresa. El producto horario de la excavadora debe calcularse teniendo en cuenta las pérdidas de tiempo inevitables, debidas a las maniobras de los camiones. Por ejemplo, el acceso a las obras por una sola vía puede ser causa de esperar motivadas por los cruces de los vehículos, etc. Los camiones de cubeta múltiple ofrecen interesantes posibilidades en las obras de movimientos de tierras, cuando es baja la producción de la excavadora. Permiten obtener un rendimiento óptimo de la parte motriz reduciendo los tiempos de espera y de maniobra junto a la excavadora (Fig. 170). 6.6. LOS DUMPERS Y LOS SEMIRREMOLQUES Los dumpers llevan una caja o cubeta basculante hacia delante montada sobre un chasis automotor. Las ruedas delanteras, de gran diámetro, son motrices y están colocadas debajo de la cubeta; las ruedas de atrás son directrices. 3 La capacidad de estas máquinas varía entre 150 l y 18 m . La potencia puede alcanzar los 400 CV. El movimiento basculante y el de retorno a la posición normal de la cubeta se obtienen mediante un sencillo efecto de inercia. La velocidad de desplazamiento es de unos 20 a 25 Km/h. Esta clase de vehículos no es adecuada para un transporte regular por carretera. La distancia máxima recorrida por estos vehículos no debería exceder de 1,200 m (Fig. 171 y 172). 7.

LOS TERRAPLENES Los terraplenes se hacen por superposición de capas de 0,20 a 0,40 m de espesor, bien apisonadas, con el propósito de reducir en gran medida el esponjamiento del material aportado. La rodadura de los vehículos sobre las capas ya colocadas constituye un excelente apisonamiento. Para obtener una compactación interesante sobre grandes superficies, da buenos resultados proceder a un cilindrado intensivo de las diversas capas. A este efecto se emplean rodillos o rulos compresores. Los aparatos más eficaces son los rulos vibrantes o los rodillos con pies de cabra vibrantes. La acción de esos aparatos se deja sentir en un espesor de 0,40 a 0,80 m para una velocidad de desplazamiento de 3 a 6 km/h. Esos rodillos suelen ir remolcados por tractores de orugas. El rodillo de pies de cabra es muy apropiado para los terrenos arcillosos (Fig. 173). La utilización de chasis, montado sobre trenes de ruedas con neumáticos, permite también llevar a cabo la compactación de los terrenos (Fig. 174). Para compactar pequeñas superficies se emplea el pisón de brazo, o bien, si se quiere lograr mayor eficacia, el pisón mecánico soltador o vibrante. Es conveniente compactar cada capa por separado (Fig. 175 a 177).


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Cuando el terraplén descansa sobre una superficie de terreno inclinada, es conveniente realizar el asentado por escalones sucesivos, evitándose de esta forma eventuales deslizamientos. Por otra parte, es preferible, antes de proceder a un terraplenado, limpiar e suelo subyacente de la vegetación que lo cubre. Se evita así en buena parte los asientos ulteriores.


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De todos modos, después de la ejecución de un terraplenado, se producirá siempre algo de asiento. Cuya importancia depende del material empleado y de la altura del terraplén. En general se puede admitir, según Winkler (Fig. 178): Terraplén gredoso o arcilloso h´ = h/12 b´ = h/8 Terraplén de tierra h´ = h/14 b´ = h/9 Terraplén arenoso h´ = h/23 b´ = h/15 Terraplén de tierra h´ = h/40 b´ = h/40

Asiento de los terraplenes Cuando la pendiente del terreno es fuerte se adopta para el asiento horizontal b´D de la parte de aguas abajo:

H

S que sustituye al valor de " h" en la tabla 2

Teniendo en cuenta estos valores, se aumentará algo la altura de los terraplenes a fin de que después del asiento sufrido se alcance el nivel previsto (Fig. 179).

Asiento de los terraplenes Cuando se terraplenan excavacines en forma de zanjas, es preciso prever el asiento que experimentarán ulteriormente. 8.

MEDICIÓN EN METROS DE LOS MOVIMIENTOS DE TIERRAS Antes de emprender la ejecución de los movimientos de tierras, es preciso establecer, por nivelación, un levantamiento del terreno primitivo. Para efectuar el cálculo de los volúmenes de los desmontes y de los terraplenes realizados, una vez concluidos los movimientos de tierras se realiza la nivelación de las excavaciones y taludes ejecutados. Comparando el estado de antes y después del movimiento de tierras es posible calcular los volúmenes desplazados. Para facilitar las comparaciones, se elige un punto determinado de referencia general que se le pueda utilizar en las dos nivelaciones.




Cuando se trata de excavaciones de gran longitud y escasa anchura (excavaciones para canalizaciones, canales, carreteras, etc.), se procede a levantar perfiles transversales. El volumen excavado se obtiene entonces aplicando las fórmulas dadas en el capítulo XIV: Geometría; la superficie de las bases la proporciona el levantamiento, la distancia entre perfiles es conocida (Fig. 180). 9.

EXPLOSIVOS El empleo de explosivos es a veces necesario para la ejecución de ciertos movimientos de tierras. Los explosivos más empleados son: la dinamita goma, la gamsita y la cheddita, que son explosivos de seguridad. La explosión se produce por medio de un disparador eléctrico o bien por combustión de una mecha de seguridad. La mecha Bickford es la más empleada; arde a una velocidad de unos 65 cm por minuto. Esa mecha va fija a un detonador o cebo que provoca la explosión. El explosivo debe ir colocado al fondo de un barreno, en íntimo contacto con el detonador solidario de la mecha Bickford. A continuación se ataca el barreno (mediante un atacador de madera) con arena sin comprimir y luego con salchichones o cilindros de arcilla. Algunos mineros preconizan la interposición de un cierto espesor de papel entre la carga y el atacado a fin de facilitar el desatacado en caso de falla. Mediante algunas precauciones de impermeabilidad (mecha impermeable, recubrimientos de grasa o de pez sobre el detonador y su enlace con la mecha), el atacado puede hacerse con agua lo cual facilita aun más el desatacado (Fig. 181 y 182).

Observaciones: el almacenado y empleo de los explosivos está sometido a reglamentaciones severas. Los usuarios han de conocerlas bien. Por otra parte, los elementos necesarios para el cálculo de las cargas y para la disposición de los barrenos se salen del marco de esta obra.


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA EXCAVACIONES

La mayoría de los contratistas generales trabaja muy bien en construcción verticales, sobre el nivel del terreno; sin embargo, bajo el nivel del terreno muchos de ellos tienen dificultades. Son números los que pierden dinero en sus proyectos, debido a problemas en el subsuelo. A menudo se escoge el gerente el proyecto por su capacidad ara levantar estructuras de acero, colar concreto o efectuar otras construcciones verticales, pero con mucha frecuencia no entiende los problemas que se presentan en el subsuelo por lo que pronto se encuentra con graves dificultades, y tiene que pedir ayuda. La construcción en el subsuelo es tan difícil y exigente como la que se realiza sobre el terreno. 11.1. Estabilidad de taludes 11.1.1. Angulo de inclinación Muchas excavaciones se inician con un corte vertical. Algunos suelos se mantienen erectos hasta profundidades considerables, cuando se cortan verticalmente; pero la mayoría se desploma. Cuando los taludes verticales se desploman hasta un ángulo estable, grandes bloques de material pueden caer al fondo de la excavación. En general, en los suelos arenosos, la arna tenderá a deslizarse y desplomarse durante el proceso de excavación. Por lo común, ésta se estabiliza a un determinado ángulo, sin riesgos importantes. No obstante, los suelos limosos, arcillosos o de arena cementada se excavan a veces hasta profundidades considerables, antes de que los grandes bloques de material se deslicen hasta el fondo. Durante las excavaciones se puede calcular el ángulo al que puede esperarse que se mantenga el suelo temporalmente. En la tabla 11.1. se presentan algunos ángulos aproximados y empíricos. Al iniciar una excavación, es más fácil comenzar el corte en el ángulo de inclinación propuesto. Si el ángulo deseado del talud temporal tiene una relación de una horizontal a uno vertical y la profundidad de la excavación es de 15 pies (4.5 m), la parte superior de la excavación debe principiarse a 15 pies (4.5 m) fuera del fondo propuesto. Tabla 11.1ª Tipo de suelo 1. Arena o arena y grava

Algunos ángulos típicos de inclinación temporal 45° para laderas mojadas; 35° o 1 ½ a 1 para laderas secas; los taludes húmedos deben ser más tendidos.

2. Arena cementada

Vertical a 10 pies (3 m); ½ a 1 a 20 pies (6m) o más; ¾ a 1 para taludes altos. Vertical a 3 pies (0.90 m); ½ a 1 a 6 pies (1.80 m); ¾ a 1 a 10 pies (3 m); 1 ½ a 1 para laderas altas. Para taludes húmedos, inclinaciones menores, de hasta 4 a 1.

3. Limo blando o arcilla blanda 4. Limo o arcilla moderadamente firme 5. Limo o arcilla firme 6. Lodo

Vertical a 6 pies (1.80 m); ½ a 1 a 10 pies más altos; pero las inclinaciones deberán ser menores par laderas mojadas. Vertical a 10 pies (3 m) ½ a 1 a 20 pies (6 m); ¾ a 1 a 30 pies (9 m); la 1 para taludes más altos, excepto taludes planos en suelo mojado.

a

Hay muchas excepciones. Los “valores típicos” anteriores no son para utilizarlos en el diseño de taludes. La ley federal conocida como “Ocupational Sfety and Health Act”, así como también los códigos industriales estatales, limitan la altura de los cortes verticales no apuntalados, donde haya hombres trabajando. En la sección 22.2. del capítulo 22 se dan ángulos típicos de inclinación para taludes permanentes. 11.1.2. Socavaciones Después de cortar un talud, a veces es necesario socavarlo para introducir cimentaciones o líneas de servicio público. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER - SMOOTS - LIMUSA

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Cuando es necesario socavar y no es posible lograr un ángulo estable para el talud, la socavación deberá hacerse en secciones estrechas. La parte superior del talud deberá descargarse todo lo que sea posible y no deberá dejarse encima ningún equipo de construcción. A veces, los taludes se socavan en el proceso de la excavación. El suelo se desploma y corre hasta la máquina excavadora. Esto no es muy peligroso en arena limpia, que se deslizará hasta su ángulo de reposo; no obstante, puede resultar peligroso en suelos cementados, arenas mojadas, con aparente cohesión, o limos y arcillas que permanecerán verticales temporalmente y, luego, un gran bloque se desprenderá y caerá como un deslizamiento de tierras. 11.1.3. Erosión Las laderas de excavación no tienen ningún recubrimiento y ninguna protección natural, por lo que son muy susceptibles a la erosión por fuertes lluvias. Es muy importante limitar la cantidad de agua que corre por las laderas de excavaciones. Esto se puede hacer mediante la construcción de un dique o una barrera en la parte superior de talud, que desvíe al agua de la excavación, en lugar de correr sobre el talud. Antes de lluvias inminentes, el frente de la excavación también se puede proteger cubriéndolo con láminas de materiales plásticos, o bien, rociándolo con varios materiales impermeables. El silicato de sodio es uno de los materiales que se utilizan con este fin (una modificación del proceso de Joostn). Este material se puede inyectar en una ladera, o bien, se puede rociar sobre la superficie de un talud (véase la sección 30.1 de capítulo 30). 11.1.4. Agrietamiento El agrietamiento de las laderas excavadas en pendientes muy inclinadas puede plantear un problema grave, como resultado de la desecación del suelo. El suelo tenderá a desmoronarse y desplomarse. Lo que es todavía peor es que las grietas profundas pueden hacer que se deslicen grandes bloques de material. A menudo, los taludes parecen encontrarse en una pendiente segura; pero puede caer algún boque de material que se desprenda de la pared de la excavación, lo cual suele provocar muchos daños y heridos. Luego, cuando se completa el relleno, el suelo puede volver a mojarse. En esas condiciones, el suelo puede dilatarse y, quizá, resquebrajar muros o losas de concreto situados sobre el talud. Los agrietamientos se pueden reducir con facilidad, limitando la evaporación del agua. A veces esto se lleva cabo rociando frecuentes o “aspersiones atomizadas” de las laderas.

Figura 11.1. Guía para establecer la distancia de seguridad desde el borde de los taludes o las laderas, para le almacenamiento de materiales o la colocación de equipos. También se puede lograr mediante un recubrimiento protector de la ladera. Los recubrimientos de protección pueden ser láminas de material plástico, compuestos químicos TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER - SMOOTS - LIMUSA

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rociados, materiales bituminosos rociados u otros materiales impermeables (véase la referencia 19). 11.1.5. Cargas en la parte superior del talud. Es natural que los contratistas depositen maquinaria en la parte superior de los taludes, amontonen el exceso de materiales de excavación en el suelo, o bien, almacenen materiales de construcción en la parte superior de las laderas. Además, la maquinaria pesada puede causar vibraciones que aumenten los riesgos de desplome de las laderas. La estabilidad de un talud con una sobrecarga agregada en el borde, se puede analizar, como se describe en la sección 25.2. del capítulo 25. Por otra parte, los códigos de la construcción o los estatales y federales de seguridad pueden establecer limitaciones de carga en los bordes de las excavaciones. También es posible calcular una “distancia segura hacia atrás” del borde, para colocar cargas. La distancia hacia atrás del borde superior de una ladera puede estimarse como guía aproximada, suponiendo que el talud podría considerarse seguro, si fuera más alto; pero se situará en el ángulo de inclinación utilizado al efectuar la excavación. Si ese ángulo de inclinación es de ¾ a 1, por ejemplo, y el peso sobre las bases de una unidad del equipo es 2 2 de 500 Lb/pie (2,2400 kg/m ), esto equivaldría a hacer que la excavación tuviera 5 pies (1.5 m) más de profundidad. Esto se ilustra en la figura 11.1.a. Puesto que el equipó se puede utilizar para levantar cargas, puede aumentar la presión máxima ejercida sobre la base más cercana a la excavación. Al efectuar los cálculos, este aumento debe agregarse a la carga de las bases. Por ejemplo, si al elevar alguna carga, de las bases se debe incrementar a 1,000 2 2 Lb/pie (4,880 kg/m ), la altura equivalente de suelo nuevo es de 10 pies (3 m). Como se muestra en la figura 11.1 b, los 10 pies (3 m) de suelo nuevo se pueden reemplazar con un bloque de material. El borde del bloque se encuentra aproximadamente a 4 pies (1.20 m) de distancia del borde de la ladera. La base de la grúa debe mantenerse también por lo menos a 4 pies (1.20 m) de distancia del borde de la excavación. 11.1.6. Detección de movimiento Los deslizamientos de tierras y las fracturas de las laderas no se producen de pronto y sin advertencias. Dan señales de la inminencia de la fractura, antes de que se produzca realmente. El problema más importante consiste en que muchas veces no se observan o toman en consideración esas indicaciones. Durante el funcionamiento de equipos en posiciones precarias en la parte superior de pendientes, debe darse a alguien la tarea específica de inspeccionar con frecuencia la parte superior del talud. Se deberá observar si hay señales de agrietamientos a una distancia de borde igual a la altura del talud. Asimismo, se deberán observar los hinchamientos en el centro o al pie de la ladera y las partículas de tierra que se desprendan del talud por debajo de la maquinaria. Los movimientos ligeros de las ladras se pueden descubrir observando puntos fijos de referencia. Un método más conveniente, pero también más costoso, consiste en instalar recubrimientos especiales en orificios perforados. Esos casquillos o recubrimientos y los instrumentos para medir sus movimientos se pueden obtener en varios lugares; sin embargo, sería mejor trabajar con un ingeniero de suelos que esté familiarizado con el funcionamiento de esos equipos (véase la sección 10.12 del capítulo 10). 11.1.7. Cortes verticales En algunos casos se pueden hacer cortes verticales en suelos cementados o que se componen de limos o arcillas de gran cohesión. También se pueden efectuar cortes verticales en suelos arenosos que tienen una “cohesión temporal aparente”, debido a su contenido de agua. En general, los cortes verticales se deben considerar temporales y rellenarse o estabilizarse en alguna otra forma, tan pronto como sea posible. En general la máxima altura vertical a la que se puede mantener un suelo limoso o arcilloso es igual a la expresión siguiente:

altura 

2 x cohesión peso del suelo

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La cohesión se mide mediante pruebas de laboratorio, como se describe en la sección 7.4 del capítulo 7, y se debe incluir en los informes de suelos. 2 2 En un terreno arcilloso con una cohesión de 500 Lb/pie (2,440 kg/m ) y un peso de 100 3 3 Lb/pie (1,625 kg/m ), la altura temporal a la que se puede cortar un tlud vertical es de 10 pies (3 m). Este cálculo no incluye ningún factor de seguridad. Con un factor de seguridad de 1.5, latura permitida del corte sería de 6 ½ pies (1.95 m). En general, se deben evitar los cortes verticales. Los operadores de equipos no deben iniciarse ninguna excavación verticalmente para descubrir, cuando concluye el trabajo, que es muy difícil volver atrás y tender el talud. Las excavaciones deben iniciarse de acuerdo con las líneas de corte requeridas para la pendiente deseada. Si una ladera es demasiado escarpada y comienza a desplomarse, el método más evidente de estabilización consiste en disminuir su pendiente. Cuando no haya espacio para tender un talud, se necesitará tomar alguna otra medida. Es conveniente que esas medidas se tomen antes de iniciar una excavación o antes de que se haya avanzado demasiado. Los métodos de estabilización incluyen: Desagüe: En muchos casos la extracción de agua muy atrás de las pendientes, utilizando pozos o “web points”, hace aumentar la estabilidad de las laderas. Cubierta de gunite: Si la ladera no tiene una pendiente excesiva, una cubierta de gunite retendrá a veces la humedad del suelo y agregará cierta resistencia. Productos químicos: Cuando es necesario cortar laderas muy escarpadas en zonas con grandes limitaciones de espacio, es posible estabilizar algunos suelos, inyectándoles productos químicos. Véase la sección 30.4 del capítulo 30. Apuntalamiento: Con frecuencia los taludes se estabilizan por medio de apuntalamientos, como se describen en el capítulo 12. 11.2. Protección del fondo 11.2.1. Desecación y agrietamientos Los suelos del fondo de una excavación pueden secarse excesivamente, agrietarse y contraerse, si se dejan expuestos durante periodos prolongados a un cima seco y cálido. Si los suelos se dilatan al recuperar su contenido normal de agua esto puede provocar un problema después del colado de losas de pisos de edificios. Por consiguiente, puede resultar necesario rociar el suelo o cubrirlo temporalmente con arena o láminas de plástico, para limitar la evaporación del agua. 11.2.2. Saturación Con mucha frecuencia, los suelos del fondo de una excavación pueden estar saturados. Aun cuando el nivel freático del terreno puede estar por debajo del fondo de la excavación o el sitio puede drenarse por medio de zanjas perimetrales, pozos o web points, es común descubrir que el fondo de una excavación se vuelve inestable para el funcionamiento de cargadores de extremo frontal, camiones de volteo y otros equipos pesados sobre ruedas. Asimismo los suelos saturados y blando pueden ser poco convenientes para colar cimentaciones corridas para apoyo de columnas de edificios. Esos suelos pueden haberse hinchado o dilatado al retirarse la carga de los materiales de excavación que estaban sobre ellos. Así, los suelos volverán a comprimirse al aplicarles la carga de los cimientos. En los casos en que la subrasante está en suelos limosos o arcillosos húmedos, suele resultar menos costoso excavar de 12 a 18 pulgadas más (30 a 45 cm) y rellenar ese espacio con tierras selectas, de drenaje libre, para proporcionar una buena “base de trabajo”. Algunas veces, la descompostura de equipos puede hacer que las operaciones de desagüe se detengan durante varias horas o hasta días enteros. En este caso, el nivel del agua del terreno asciende y puede llenar la excavación. Mientras si el agua asciende en la excavación, los suelos del fondo pueden soltarse y alterarse mucho. Cuando el sistema de drenaje vuelve a funcionar y se ha desaguado y desecado la excavación, puede ser necesario retirar la tierra suelta. Las excavaciones pueden rellenarse con materiales selectos. Si el suelo del fondo de una excavación es arenoso, similar a lo que pudiera juzgarse como “tierra selecta”, es posible volver a compactarlo adecuadamente. Es preciso volver a compactar todo el fondo de la excavación.


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Las heladas y las fuertes lluvias también pueden ablandar el suelo del fono de las excavaciones. La protección contra las lluvias debe incluir diques o pequeñas barreras en tono al perímetro de la excavación, para evitar que el sitio se convierta en un sumidero de toda la zona adyacente. Asimismo, al menos en un caso, durante la temporada de lluvias un contratista levantó una lona de circo sobre el sitio. Es más difícil la protección contra las heladas. A los suelos arenosos no les afecta mucho, pero los limosos o arcillosos se pueden dilatar cuando se congelan y convertirse en lodazales cuando se deshielan. Es muy poco conveniente construir cimentaciones sobre terrenos congelados, porque durante la primavera siguiente se asientan muchos cuando se produce el deshielo. Si no es posible evitar las heladas, cubriendo el terreno con tierra o calentándolo, será necesario excavar todo el suelo congelado bajo las zapatas y remplazarlo con grava o concreto delgado. Esos costos deberán incluirse en la cotización. 11.2.3. evantamientos Durante el hincado de pilotes, se ha descubierto muchas veces que las excavaciones para las puntas de los pilotes se elevan. En la figura 11.2. se muestra la excavación para los cimientos de una torre alta. Se hincaron aproximadamente 70 pilotes con un espaciamiento de 3 ½ pies (1.05 cm) de centro a centro. Los pilotes eran de unos 60 pies (18 m) de longitud, de conicidad escalonada, con un diámetro promedio de 12 pulgadas (30 cm). Durante el hincado, se observó que el terreno se levantaba impulsando también hacia arriba a los pilotes hincados anteriormente. Al concluir el hincado, se midió el levantamiento de los pilotes, que variaba de 0 a 16 pulgadas (0 a 40 cm). El levantamiento promedio fue de, aproximadamente, 4 a 5 pulgadas (10 a 12.5 cm). En muchos casos, el orificio de entrada de pilotes se excava en exceso para dejar margen para el levantamiento del terreno. Se puede utilizar una perforación previa en coda ubicación de pilotes, para retirar el exceso de tierra y, en esa forma, evitar el levantamiento del terreno. El levantamiento se describe con más detalle en las secciones 16.8, 16.9 y 16.10, en el capítulo 16. Figura 11.2. Cimentación de chimenea alta, mostrando el levantamiento vertical de los pilotes 11.2.4. Excavaciones excesivas accidentales A veces las excavaciones se hacen a demasiada profundidad, ya sea debido a errores de medición o por equivocaciones de los operadores de las máquinas. También se pueden contar las excavaciones a mayor profundidad, para poder recortar los rincones con maquinaria de mayor tamaño. Los operadores de equipos tienen tendencia a rellenar los sitios excavados en exceso, haciendo pasar palas de excavadoras o cubetas vertederas por el fondo de las excavaciones disfrazando en esa forma las zonas excavadas a demasiada profundidad. Esto se verá con más detalle en la sección 14.11 de capítulo 14. 11.3. Selección de equipos La selección de equipos para las excavaciones es importante para la economía del trabajo. Las características de los suelos que influyen en la selección e equipos incluyen: Dureza del suelo. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER - SMOOTS - LIMUSA

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Rigidez o cohesión del suelo. Cantidad de agua presente en el suelo. Capacidad del suelo para soportar equipos pesados, sin cubrirse de baches y convertirse en un lodazal. En los informes de investigación de suelos se pueden encontrar indicaciones sobre la dureza de los suelos que se encontrarán en el curso de las excavaciones. Los indicadores suelen ser los siguientes: La descripción del suelo. El conteo de golpes del suelo. El valor de capacidad de carga de diseño del suelo. El ángulo recomendado de inclinación para las excavaciones. En algunos casos el método de excavación puede ser importante. En general el suelo está formado de estratos. Puede ser conveniente excavar el suelo superficial y en seguida excavar y conservar los materiales adecuados, que puedan utilizarse como rellenos selectos. Al contrario, si se debe efectuar una operación de relleno general con el material excavado, tal vez resulte conveniente cortar los estratos transversalmente, mezclando los materiales buenos con los malos. En la referencia 20 pueden encontrarse estudios más detallados sobre la selección de equipos. 11.4. Desagüe 11.4.1. Síntomas de dificultades. Cuando una excavación llega al nivel freático del terreno, puede no ser evidente de inmediato que se ha llegado a él; sin embargo, las excavadoras o los equipos de construcción o carga, sobre ruedas, al fondo de la excavación, pueden encontrarse con problemas de baches, ondulaciones y fallas del suelo. En algunos casos, puede parecer que los equipos de construcción corren el peligro de hundirse, hasta perderse de vista, si se prosiguen las excavaciones. A veces, al retirar los equipos de las excavaciones, el agua se filtrará a través de la superficie, provocando un levantamiento del terreno. El agua parece “hervir” al salir del terreno, formando pequeños conos que parecen volcanes. En la figura 11.3. se muestra “arena hirviente”. 11.4.2. Métodos. El método más común para desagua una excavación consiste en construir uno o varios cárcamos al fondo de la excavación. Con frecuencia, los cárcamos se sitúan fuera de los límites del edificio. Tal vez sea necesario excavar fosas (zanjas perimetrales) en torno al perímetro de la excavación, para conducir el agua hasta los cárcamos. Cuando el agua llega a los cárcamos, se elimina por medio de bombas, que deben estar diseñadas con ese fin. Con frecuencia se utilizan bombas eléctricas sumergibles Flyght. En las referencias 21 y 22 se encuentra una exposición detallada sobre los métodos de desagüe. Otros métodos pueden incluir coladeras, pozos, cubiertas de grava y drenajes franceses. 11.4.3. Depósitos subterráneos. Para el almacenamiento de aceites, productos petroleros y otros líquidos se colocan grandes depósitos bajo tierra. Con frecuencia esos depósitos se sitúan en zonas de gran humedad, que requieren desagües. En esos casos, puede proseguirse el desagüe hasta poder efectuar en seco el relleno de la excavación. Ha habido casos en que los tanques se han salido del terreno al ejecutarse el relleno. En muchos de esos casos, se utilizaron chorros de agua como medio para compactar la tierra de relleno. En otros casos, durante la colocación del depósito se hizo descender el nivel del agua por medio de bombeo, dejando que volviera a la excavación cuando se efectuaba el relleno. Si el agua regresa a su nivel anterior, hará que el depósito se levante o flote. Si el proceso de relleno no se ha completado todavía, se necesitarán cantidades de material de relleno sobre los depósitos o un buen anclaje, para evitar que los depósitos se eleven y se salgan del terreno cuando se vacíen. 11.4.4. Tuberías subterráneas. Las excavaciones para el tendido de tuberías se estudian en la sección 13.4 del capítulo 13. 11.5. Excavaciones en rocas.


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Las excavaciones en rocas no se estudian en este libro, exceptuando algunos comentarios al respecto. Fig. 11.4. Ejemplo del deslizamiento potencial de las rocas a lo largo de planos de deposición. Muchas excavaciones se harán a través de planos débiles en las rocas. Esos planos pueden ser de deposición, en el caso de rocas sedimentarias, fracturas en rocas duras o zonas de fallas en cualquier tipo de rocas. Si el plano débil se encuentra en ángulo, puede hacer que uno de lo lados de la excavación presente dificultades, como se muestra en la figura 11.4. 11.6. Resumen. Los puntos más importantes de este capítulo son los siguientes: Hechos:

Las excavaciones importantes requieren una planeación, tomando en cuenta la seguridad y la economía. Pueden parecer fáciles y luego convertirse en problemas graves y costosos.

Atención a: El agrietamiento de los taludes o las laderas, “se desprenden” bloques de materiales, que caen a las zonas de trajo. Las cargas pesadas en la parte superior de las excavaciones son peligrosas y deben situarse tan alejadas de los bordes como sea posible. Debe tenerse cuidado de no excavar a demasiada profundidad para las zapatas.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA APUNTALAMIENTOS Y ARRIOSTRAMIENTOS

En general, el diseño de los apuntalamientos y los arriostramientos corresponde al contratista, o bien a un subcontratista especializado en esos trabajos. El diseño siempre es responsabilidad del contratista, tanto si lo hacen sus propios ingenieros como algún subcontratista especializado. En este caso, el contratista contrata los servicios de ingenieros profesionales titulados, para que preparen el diseño. Las leyes relativas a la responsabilidad por el diseño pueden variar de unos estados a otros. A veces el propietario puede hacer que le diseñen el sistema de apuntalamiento y aceptar la responsabilidad por su funcionamiento adecuado. En algunos departamentos de construcción se han establecido normas para los sistemas de apuntalamiento y para aprobar o rechazar diseños propuestos por los contratistas cuando éstos no adquieren ninguna responsabilidad. En algunos estados, la OSHA, el Departamento de Seguridad Industrial, o el departamento local de la construcción pueden exigir la aprobación por sus ingenieros de seguridad de los sistemas propuestos de apuntalamiento. Cualquiera de esas agencias puede hacer que se detenga una obra.} En diseño de los sistemas de apuntalamiento se asa en la presión que se espera que ejerza una cuña de suelos sobre la parte posterior del apuntalamiento. En la figura 12.1. se muestra una cuña supuesta de ese tipo.

Fig. 12.1. Presión activa del suelo sobre el muro. Resistencia pasiva que restringe el anclaje del atiesador. 12.1. Pilotes laminados. Los pilotes laminados se construyen de acero, concreto reforzado o madera. Los de acero tienen enclavamientos que sujetan a los pilotes entre sí. Los de concreto o madera tienen por lo común conexiones de saliente y muescas que sujetan parcialmente los pilotes unos a otros. Los pilotes laminados se hincan en torno al perímetro de una excavación. Por lo común se instalan antes de comenzar la excavación, cuando la excavación ha llegado a algún punto dado, o cuando se encuentra agua. Las tablestacas se suelen hincar con martillos similares a los hincadores de pilotes normales, con la excepción de que son de menor tamaño y, por lo común, de doble acción. Los pilotes laminados menores se pueden hincar con adaptación de martillos perforadores.

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NOVIEMBRE 2001 Casi siempre se fija en el suelo una guía o plantilla, como ayuda para alinear las láminas. El larguero permanente puede fijarse como guía frontal, como se muestra en la figura 12.2. Los pilotes de las esquinas se suelen colocar al principio y los demás parten de cada extremo, hasta que se juntan en el centro, Las láminas se deben hincar en tiradas de no más de 5 pies (1.5 m) cana una, para evitar que los pilotes se salgan de sus enclavamientos. En los terrenos más duros, las tiradas deberán ser más cortas.


Los pilotes laminados se restringen después de hincarlos y efectuar una excavación hasta una profundidad de aproximadamente una cuarta parte de la excavación propuesta. La restricción se puede hacer mediante arriostramientos cruzados, puntales o anclajes con atiesadores. En la figura 12.2. se muestran varios ejemplos. Fig. 12.2. Plantilla y larguero permanente, utilizados para alinear los pilotes laminados durante el hincado. Casi siempre los ingenieros diseñadores son quienes trazan las líneas de pilotes laminados. Las proporciones dependen mucho de los métodos de construcción, el tipo de suelo de que se trate y las condiciones hidráulicas. Las proporciones indicadas en la figura 12.3 son un promedio para suelos arenosos razonablemente buenos, pro encima del nivel freático.

Fig. 12.3. Muro de pilotes laminados con atiesadores y anclajes. Es común poner “largueros” frente a los pilotes laminados, como parte del sistema de anclaje y se utilizan varillas sujetadoras o ariostramientos internos que empujan a los largueros o se TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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NOVIEMBRE 2001 ENCOFRADOS FIERRERÍA apoyan en ellos. Cuando se instalan varillas de anclaje, se someten a un tensado previo, por medio de tensores o templadores o por otros métodos. El pretensado debe ser aproximadamente igual a la fuerza que se espera que soportarán los atiesadores. Por consiguiente, conforme prosigue la excavación, se puede esperar que la deflexión de los pilotes laminados se limitará a plegar los pilotes y no estirará las varillas de anclaje. Esto tiende a limitar la deflexión lateral, protegiendo las calles y los edificios adyacentes a la excavación. Es inevitable cierta deflexión de los pilotes laminados; por tanto, este sistema nunca es tan efectivo como el recalce de las estructuras adyacentes. Si el apuntalamiento se hace por medio de puntales inclinados internos, es común utilizar gatos para preesforzar los puntales con el fin de que opriman a los largueros o cepos con una fuerza igual a la fuerza de diseño esperada. De este modo, se limitan las deflexiones, conforme prosigue la excavación. 12.2. Tablestacas Las tablestacas resultan más económicas que los pilotes laminados y se utilizan en las excavaciones para edificios.

Fig. 12.4. (a) Etapa 1 – Perforación del orificio. Se coloca la tablestaca en el orificio. Se rellena con concreto. En general el espaciamiento de los pilotes es de 6 a 8 pies (1.80 a 2.40 m) de centro a centro (b) Etapa 2 – Excavación para la primera hilera de atiesadores. Se preesfuerzan los atiesadores. Se pone un encostillado de madera entre las tablestacas. (c) Etapa 3 – Excavación e instalación de la segunda hilera de atiesadores. Los tablestacas son vigas fuertes colocadas verticalmente a lo largo del perímetro de la excavación. El espaci8amiento entre tablestacas puede variar de 4 ó 5 pies a 10 ó 15 pies (1.20 ó 1.50 m a 3.00 a 4.5 m). En la mayoría de los casos, se pone un encostillado entre las tablestacas, que puede consistir de tablas; pero, otras veces, es de placas de concreto precolado o de concreto colado in situ. Si se utiliza concreto colado in situ, puede ser el muro final permanente del edificio. En algunos casos, el suelo es suficientemente firme para el enlace entre los pilotes. En esos casos, puede no utilizarse el encostillado. Si no se usa, el suelo que se encuentra entre los pilotes puede protegerse contra la desecación. La protección puede consistir en una aspersión de compuestos químicos o un recubrimiento con materiales plásticos o gunite. Además, es conveniente protegerse contra la posibilidad de que alguna porción de tierra caiga del frente vertical. Esto se evita colgando una malla de alambre o mediante material para cercas, a lo largo del frente, sujeto a los pilotes. En orificio, por encima del nivel de cimentación, se puede rellenar con tierra o con concreto delgado, de baja resistencia, que se pueda retirar con facilidad, al colocar el encostillado. A veces, se perforan orificios para cada pilote, utilizando una perforadora barrenadora; pero la tierra no se saca del orificio. La perforación previa hace que resulte más fácil hincar los pilotes verticalmente. 12.3. Recubrimientos. El recubrimiento puede consistir en pilotes laminados, encostillados de madera entre tablestacas o tablas mantenidas contra los bordes de zanjas. En recubrimiento impide que la tierra se desplome de los cortes verticales y puede apoyarse contra el frente vertical con suficiente fuerza para evitar una falla de deslizamiento o corrimiento. En la figura 12.1. se muestra una de esas superficies de falla. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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Por lo común, el encostillado se pone detrás de los bordes de tablestacas. Al poner encostillados y tablas de madera, es necesario que el recubrimiento esté apoyado firmemente en el suelo. El suelo, en su lugar tiene cierta resistencia; sin embargo, muchos suelos, tales como los arcillosos y los limosos, pierden resistencia cuando se les permite cierto deslizamiento y se desarrolla un plano de fractura. Por lo tanto, el recubrimiento se debe presionar firmemente contra el suelo para evitar que se inicie el deslizamiento. Entonces la resistencia del suelo ayuda a resistir los corrimientos. No obstante, si el suelo se desliza, aunque sólo sea una o dos pulgadas (2.54 ó 5.08 cm) en el hueco que se encuentra tras un recubrimiento flojo, habrá perdido gran parte de su resistencia natural y ejercerá mayor presión contra el recubrimiento. Cuando las excavaciones excesivas hacen que los recubrimientos queden flojos, será preciso utilizar un relleno, concreto o bloques de madera, detrás de las tablas del recubrimiento, para que éstas se apoyen firmemente contra el frente del suelo. Si se produce algún ligero desplazamiento, aunque sólo sea de una pulgada (2.54 cm), los bloques de material pueden estirarse, haciendo que se produzcan agrietamientos. Esto puede causar daños a pavimentos o estructuras adyacentes. Lo que es todavía peor es que el suelo agrietado actúa como una esponja durante las lluvias, absorbiendo agua con rapidez, haciéndose más pesado e imponiendo mayores cargas al recubrimiento. El encostillado se debe separar, con aberturas de ½ a 1 pulgada (1.27 a 2.54 cm) entre las tablas, para que el agua pueda correr hacia el exterior. En las aberturas se puede meter tela de saco o arpillera, para dejar pasar el agua, impidiendo que se desprenda la tierra (pérdida de tierra). A veces, se construyen en hilera, lado a lado, pilotes colados in situ en perforaciones verticales. Estos actúan como una combinación de tablestacas y recubrimiento. En la figura 12.5. se muestra una de estas instalaciones. 12.4. Arriostramientos Por lo común, los puntales inclinados se colocan en un ángulo de 30 ó 40 grados en relación al plano horizontal (véase la figura 12.6.). Si la excavación no es demasiado amplia, se puede utilizar un apuntalamiento cruzado o transversal. Las fuerzas que se deben aplicar en el diseño del arriostramiento deberá calcularlas un ingeniero de diseño. En la referencia 17 se presenta un análisis de esos cálculos. Los puntales deben apoyarse en una zapata o calza, como se muestra en la figura 12.6. El diseño de esas zapatas se analiza en la sección 14.13 del capítulo 14. 12.5. Anclajes Con frecuencia se colocan anclajes a varios pies por debajo de la superficie del terreno. Estos pueden ser bloque individual o vigas continuas. En general, se pueden diseñar, suponiendo que la resistencia pasiva del suelo sea aproximadamente igual al peso de la cuña del suelo que se impulsaría hacia fuera si el suelo se fractura. Esta “cuña pasiva” se muestra en la figura 12.1. No obstante, para resolver las incógnitas en las variaciones de las condiciones de los suelos, es práctica común utilizar un factor de seguridad, dentro de la gama de 1 ½ a 2, al diseñar loa anclajes. Por consiguiente, la geometría del anclaje debe ser tal que tienda a arrastrar hacia fuera una mayor cuña de tierra. Fig. 12.6. La calza o zapata puede ser de madera, acero y concreto, pilotes, pilotes de escarpes o pilotes laminados. Cuando es posible, lo mejor es el apuntalamiento contra una cimentación interna permanente. En las excavaciones profundas resulta conveniente colocar anclajes que se instalan con equipos perforadores. Estos anclajes empotrados pueden extenderse hasta el hecho rocoso y afianzarse a él. Como alternativa, los anclajes empotrados pueden extenderse mucho al interior del suelo y obtener su resistencia de la fricción entre el suelo y un TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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NOVIEMBRE 2001 ENCOFRADOS FIERRERÍA cilindro de concreto. Esto se indica en la figura 12.7. Una tercera alternativa consiste en acampanar un anclaje circular, utilizando una herramienta acampanadora especial. Este método se muestra en la figura 12.7. y se describe en la página 375 de la referencia 17. El tamaño o la longitud de los anclajes que se extienden al interior de las rocas o del suelo, dependerá de la resistencia de las rocas o del suelo de que se trate. Todos los anclajes deben extenderse por detrás de una línea que puede definirse como la “línea tras la cual no es probable que ocurra una fractura”. Si se examina el dibujo de la figura 12.7, se verá que la línea a lo largo de la cual es más probable que ocurra una fractura, puede ser la A. Un cálculo de estabilidad indicaría que el factor de seguridad es 0.7. Más atrás, en la línea B, la fractura es menos probable. En este punto, el factor de seguridad puede ser de 1.0. Todavía más atrás, en la línea C, las fracturas son muy improbables. En este punto, el factor de seguridad puede ser de 1.5. Fig. 12.7. Selección de profundidades de empotramiento para sistemas perforados de anclajes. En relación con el factor o el grado de seguridad que se desee, se escogería una línea como la C como zona segura contra los deslizamientos o como “la línea tras la cual son improbables las fracturas”. El anclaje debe obtener su resistencia del suelo o la roca que se encuentra detrás de la línea C. La resistencia crítica de un cilindro de concreto se puede estimar como el área perimetral del cilindro por la resistencia al corte del suelo, a lo largo del cilindro de concreto. Como ejemplo, supóngase que se tiene: 2

Resistencia del suelo = 1,000 lb/pie (4,880 2 kg/m ) en promedio, a la profundidad del anclaje. Diámetro del anclaje = 1 pie (30 cm); área superficial = 3 pies (0.90 cm) por pie de longitud (30 cm). Capacidad deseada = 50,000 lb (22,700 kg). Factor de seguridad deseado = 1.5. Longitud requerida = 25 pies (7.5 m). En el caso de un anclaje acampanado, la profundidad por debajo el nivel del terreno influye considerablemente en la capacidad de carga. Supóngase que a la profundidad de que se trata, 2 2 la capacidad de carga equivale a 20,000 lb/pie (97,650 kg/m ). Entonces, el tamaño del anclaje será de 2 Área = 3.75 pies2 (0.349 m ); diámetro = 27 pulg. (68 cm). En la mayoría de los trabajos se realizan pruebas de extracción para verificar la capacidad de los anclajes. La construcción de anclajes requiere capacidad, experiencia y un suelo de tipo conveniente. Las características del suelo que se requieren incluyen: 1. El suelo debe ser suficientemente firme para que un orificio se mantenga abierto, sin desplomes. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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NOVIEMBRE 2001 ENCOFRADOS FIERRERÍA 2. El orificio debe estar seco aunque con alguna modificación de los métodos de construcción es posible desarrollar un anclaje satisfactorio, cuando el orificio se encuentre por debajo del nivel freático. 3. Que no haya peñasco o bordes de rocas que dificulten la perforación o desvíen las barrenas, haciendo que los orificios sean irregulares. En la mayoría de los casos, se considera que los anclajes son temporales y útiles para mantener las excavaciones abiertas durante las operaciones de construcción. No obstante, a veces es conveniente que los anclajes sean permanentes. En este caso, lo primero que necesita es que la varilla de acero esté bien cubierta de concreto o con alguna otra protección, para resistir el deterioro. Las varillas de anclajes llevan por lo común cargas del orden de 30,000 hasta 100,000 libras (13,620 a 45,400 kg). Las cargas más comunes son del orden de 50,000 libras (22,700 kg). Las varillas suelen tener 1 pulgada de diámetro y se hacen de acero de alta resistencia. Por lo común, el espaciamiento horizontal entre varillas de anclaje suele ser de 8 a 15 pies (2.40 a 4.5 m). Cuando se requieren excavaciones profundas, los anclajes se pueden colocar en hileras, unos debajo de otros. En general el espaciamiento vertical entre anclajes es dl orden de 6 a 8 pies (1.80 a 2.40 m). Véase las referencias 23 y 24. La fórmula que sigue se puede utilizar para determinar la profundidad de empotramiento que se requiere para resistir las cargas laterales cuando no hay en la superficie del terreno ninguna limitación como, por ejemplo, un pavimento rígido. Véase la sección 12.6, que sigue. 12.6. Puntales de erección libre. A veces se utilizan tablestacas para mantener el apuntalamiento como postes libres (véase la figura 12.8). El puntal desarrolla resistencia contra las inclinaciones debidas a la resistencia pasiva del suelo. Hay varios métodos para calcular la resistencia contra las inclinaciones. Algunas de esas fórmulas se denominan de astabandera o mástil (véase la fórmula siguiente y la figura 12.8).

Fig. 12.8. Fórmula de astabandera o mástil para calcular la resistencia a la torsión (del Uniform Building Code).

d EN DONDE

A = P = S1 = b

=

h

=

d

=



A 4.36h 1  1  2 A

  

2.34 P/S1b. Fuerza lateral aplicada, en libras. Presión lateral permisible de carga del suelo, basada en una profundidad igual a un tercio de la profundidad de empotramiento. Diámetro de zapata o poste redondo o dimensión diagonal de una zapata o un poste cuadrado (en pies). Distancia en pies de la superficie del terreno al punto de aplicación de P. Profundidad de empotramiento en pies; pero no por encima de 12 pies, para calcular la presión lateral.


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12.7. Presiones geológicas 12.7.1. Tipos de suelos. Las presiones geológicas ejercidas sobre los sistemas de apuntalamiento y arriostramiento dependen mucho del tipo de suelo que se debe retener. En el caso de arena, las presiones se pueden predecir con mucha exactitud y, por lo común, no sufren modificaciones debido a los cambios meteorológicos, precipitaciones pluviales u otros condiciones. Por lo contrario, los suelos arcillosos pueden ser impredecibles. Muchas veces puede hacerse una excavación vertical, hasta la profundidad deseada, de tal modo que el suelo arcilloso se mantenga sin desplomes, sin necesidad de apuntalamiento. Este último se necesita, sobre todo, para evitar los riesgos, cuando la arcilla tiende a secarse y caen bloques de ella al fondo de la excavación. No obstante, si una excavación en arcilla se deja abierta durante varios meses, como es posible que se necesite hacer en un sitio de construcción, puede tener que soportar una gran variedad de condiciones meteorológicas, tales como lluvias, nieves o heladas. Después de instalar el apuntalamiento, la principal preocupación es la lluvia y la saturación del suelo, que puede hacer que el apuntalamiento pierda resistencia y se haga más pesado. Esto hace aumentar mucho las presiones sobre el mismo. Suponiendo que se diseñara un sistema de apuntalamiento para retener un talud de arcilla, 2 2 utilizando una presión líquida equivalente de 30 lb/pie (146 kg/m ) por pie (30 cm) de produndidad del suelo, esa misma arcilla, después de su saturación, puede perder la mayor 2 2 parte de su resistencia y pesar más de 100 lb/pie (488 kg/m ). La presión combinada del 2 2 suelo y el agua puede llegar a ser del orden de 70 u 80 lb/pie (341 ó 390 kg/m ) por pie (30 cm) de profundidad. Esto es más del doble de la presión de diseño original. Pueden presentarse riesgos todavía mayores en el apuntalamiento de suelos expansivos, tales como los adobes o las arcillas lodosas y pegajosas. Esos suelos se dilatan cuando se mojan, ejercen presiones reales mayores y tienden a levantarse y extenderse lateralmente. La presión lateral ejercida sobre el sistema de apuntalamiento puede aumentar en varios centenares de libras por pie cuadrado (o kilogramo por metro cuadrado). 12.7.2. Métodos de construcción Los suelos requieren cierta deformación para desarrollar su resistencia. Esta deformación puede estar en la gama de 0.1 a 1.0% de altura de la excavación. Un sistema flexible, que haga presión constante contra el talud de tierra, pero permita que se produzcan ciertas deformaciones, puede hacer que se obtenga una condición óptima, llamada a veces de presión “activa”. Para esta condición, el sistema de apuntalamiento puede tener la resistencia mínima. Por otra parte, si el sistema de apuntalamiento es muy rígido y no permite ninguna deformación del suelo, éste permanece en una condición que se denomina “en reposo”. En este caso, la presión ejercida por el suelo sobre el sistema de apuntalamiento puede ser de un 50% a un 100% mayor. Con frecuencia se requieren apuntalamientos rígidos en zonas urbanas congestionadas; de otro modo, la deformación rompería las líneas de servicio público o agrietará los edificios cercanos a la excavación. El suelo arenoso puede desecarse tras un sistema de apuntalamiento. Si se abren orificios o grietas en el recubrimiento, la arena puede pasar por esas aberturas. La sangría continua del suelo puede socavar grandes bloques que llegan a desarrollar una mayor inestabilidad y ejercer una mayor fuerza sobre el sistema de recubrimiento. Para los sistemas temporales o permanentes de retención es esencial el drenaje apropiado del suelo retenido. Cuando el recubrimiento se extienda por debajo del nivel freático o cuando se pueda producir una saturación debido a las lluvias, puede ser necesario construir previamente filtros o aliviadores en la arena o la grava. La construcción del recubrimiento o el encostillado, de tal modo que no esté en contacto uniforme con el talud, es una causa potencial de cambios de la presión del suelo. Esto se describió anteriormente. 12.7.3. Sobrecarga. Las sobrecargas, que pueden aplicarse debida al amontonamiento de tierras excavada, materiales de construcción apilados o equipos adyacentes al borde de la excavación, pueden imponer cargas mucho mayores sobre el sistema de apuntalamiento. En la figura 12.9 se TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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NOVIEMBRE 2001 ENCOFRADOS FIERRERÍA presenta una gráfica que indica los aumentos de la presión lateral, debido a una carga sobre ruedas, colocada cerca de una excavación. 12.8. Zanja de lechada El método de zanjas de inyección se ha utilizado durante muchos años en Europa. Se introdujo a los Estados Unidos para importantes obras de construcción de presas y, más recientemente, se ha utilizado con buenos resultados en varios grandes edificios comerciales de Nueva York, San Francisco y otras ciudades. En este sistema, se excava una zanja en secciones y cada una de éstas se mantiene siempre llena de lechada, que es una mezcla de agua y arcilla o lodo. Con frecuencia, el “lodo” es bentonita. Se puede hacer que la lechada sea más pesada, mediante algunos aditivos, como por ejemplo el baroid. La presión hidrostática de la lechada es suficiente para sostener los taludes y evitar que se produzcan fracturas. Además, la costra lodosa que se deposita sobre las paredes de la excavación impide que el agua de la lechada penetre en el suelo y haga que se ablande.

Fig. 12.9. Cargas en los muros, debido a cargas sobre ruedas o zapatas. Después de excavar la zanja hasta la profundidad deseada, se hace descender al fondo de la misma un tubo-embudo de concreto. Se vierte concreto en el fondo, lo cual hace que éste se eleve gradualmente y llene la zanja, obligando a salir a la lechada. Este método se describe con más detalle en la referencia 26. Uno de los inconvenientes de este método es que las piedras, los antiguos pilotes de madera u otras construcciones crean problemas al efectuar las excavaciones. TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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12.9. Muros permanentes. En algunos casos resulta conveniente, desde el punto de vista económico, hacer los recubrimientos y los encostillados con concreto colado in situ. Posteriormente este concreto se convierte en el muro permanente de los sótanos. 12.10. Excavaciones de zanjas Cada vez se necesitan zanjas más profundas en más calles de las ciudades, para tender líneas de servicio público, cada vez de mayores dimensiones. Muchas zanjas tienen 50 pies (15 metros) de profundidad. Por lo común, las zanjas profundas se apuntalan transversalmente conforme se van excavando. Fig. 12.10. Nota: Diagrama de presión horizontal para la excavación de zanjas en suelos arcillosos. La forma de diagrama de presión varía para suelos distintos. Asimismo, los niveles freáticos más altos que el fondo de la excavación imponen cargas adicionales. Basándose en mediciones extensas para excavaciones profundas en suelos arcillosos, se elaboró un diagrama de presiones laterales que es muy diferente del sistema común de “equivalencia de líquidos”. Este diagrama se ilustra en la figura 12.10. En las referencias 17 y 18 se da una descripción más detallada de este método. Puesto que las zanjas pueden se de gran longitud, a veces de varios kilómetros, la cantidad de apuntalamientos y ariostramientos constituye un gasto considerable. A veces los contratistas inician una excavación de prueba y experimentan con varios métodos de apuntalamiento y arriostramiento, con el fin de descubrir el sistema más viable y económico. os principales problemas que se encuentran en los proyectos son: 1. Pérdida de tierra adyacente al sistema de apuntalamiento. 2. Torsión grave de los largueros, los puntales trasversales o los contrafuertes de zanjas. 3. Inestabilidad del fondo de la excavación, debido a lo inadecuado del desaguüe. 4. Ablandamiento del fondo de la excavación debido a lo inadecuado del subdrenaje, lo cual hace que las tubería se asienten cuando se rellenan las zanjas. 5. Cimientos de edificios adyacentes, que requieren recalces, apuntalamiento adicional o la estabilización del suelo por debajo de los cimientos. 6. El desagüe constante, durante mucho tiempo, puede hacer descender el nivel del agua bajo estructuras cercanas sostenidas sobre pilotes de madera. Estos pilotes pueden descomponerse durante el “periodo seco” y perder tanta resistencia que se produzcan asentamiento de los edificios. 7. Socavación de planos de deposición, junturas o fracturas en rocas, permitiendo que un bloque de material se deslice hacia abajo, sobre un plano de falla. En un artículo apareció en la revista Civil Engineering Magazine apareció el siguiente párrafo: Se considera que los desplomes son la causa principal de muertes entre los trabajadores de la construcción. En una reunión reciente de la Sección de la Construcción del Congreso de seguridad Nacional, se reveló que, en el curso de los últimos años, el desplome de zanjas fue causa de la muerte de más de 125 trabajadores. Una investigación llevada a cabo por la L.B. Foster Company, cuyos resultados se dieron a conocer en lar reunión, reveló que la mayoría de los desplomes se deben a la falta de apuntalamiento, lo inadecuado de los apuntalamientos y el amontonamiento de materiales de excavación demasiado cerca del borde de las zanjas. Se descubrió que la mitad de las zanjas, en lugares donde se produjeron accidentes, no tenían apuntalamientos en absoluto. Y un boletín de noticias de la Civil Engineering-ASCE, de mayo de 1973, indica: El año pasado se registraron más de 110 muertes en accidentes que tuvieron lugar en zanjas, en sitios de construcción. Estas y otras estadísticas fueron citadas en una conferencia sobre TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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NOVIEMBRE 2001 ENCOFRADOS FIERRERÍA el tema, celebrada a fines del mes de marzo por la Occupational Safety and Health Administration, en Washington, D.C. La conferencia duró medio día, y asistieron aproximadamente 200 contratistas de la construcción, funcionarios de sindicatos laborales, arquitectos, ingenieros y funcionarios de la OSHA, la conferencia fue acogida como el lanzamiento de una campaña a nivel nacional para reducir el número de muertos y heridos, debido a los desplomes en excavaciones para la construcción. Como sucede con frecuencia en la construcción, las estadísticas sobre heridos, las cifras de pérdidas de vidas y heridas en esos accidentes, son inadecuadas por muchas razones, incluyendo la disparidad entre los sistemas de información de la mayoría de los estados. De todos modos, Chaid Robbins, secretario adjunto del Trabajo de la OSHA, declaró que se produjeron “más de 110” muertes en ese tipo de accidentes, en el último año, junto con muchos heridos y accidentes casi fatales. Al igual que el Secretario del Trabajo Peter J. Brennan Robbins declaró que “una de las tareas más importantes del Departamento de Trabajo” es el hacer hincapié en lo serio de los accidentes debidos a desplomes y su prevención. Las exposiciones hechas por numerosos oradores, además de algunas diapositivas y una película de la Associated General Contractors Labores Union, puso de manifiesto que se trata de un problema respecto al que existe casi un completo acuerdo de todas las partes y para cuya resolución se han hecho ya considerables esfuerzos. Leonar E. Dodson, presidente de la Olson Construction Co., de Lincoln, Nebraska, hablando por cuenta de la AGC, indicó que se habían establecido numerosos cursillos breves en todo el territorio de los Estados Unidos, para dar “cursos” de un día a capataces de la construcción y otras personas, sobre el apuntalamiento adecuado de las zanjas y los métodos de protección. W. Vernon Reed, hablando en nombre del departamenteo AFLCIO Building Traders, respaldó con entusiasmo los esfuerzos hechos en este sentido por los contratistas y la OSHA, y añadió que los sindicatos respaldarán lo que denominó “pena capital” (pérdida del empleo) para los miembros que no respeten las reglas de seguridad de sus patrones . “Los sindicatos no se sienten entusiasmados al tener que proteger a quienes no siguen las órdenes relativas a la seguridad “, declaró Reed, funcionario de la Laborers International Unión (Sindicato Internacional de Trabajadores), agregó que las “acciones de trabajo” de sindicato (manifestaciones y otras presiones) “no eran razonables, cuando las cuestiones relativas en la seguridad no van de acuerdo con lo planeado”. El representante de los trabajadores dijo que la mayoría de los accidentes en los trabajos de construcción parecen afectar en los últimos años a trabajadores cada vez más jóvenes. Lo que surgió como el tema principal en la reunión fue la necesidad de adiestramiento, sobre todo para los pequeños contratistas, además de la necesidad de una planeación cuidadosa de ingeniería en cualquier trabajo de excavación, incluyendo estudios de suelos para determinar el tipo de tratamiento, apuntalamientos, arriostramientos, cálculo de pendientes de taludes, etc., que puedan necesitarse para que las excavaciones resulten más seguras. 12.11. Resumen. Los puntos principales de este capítulo son los siguientes: HECHOS : Con frecuencia se producen desplomes. Los periódicos y las revistas especializadas presentan muchos relatos sobre desplomes y fallas en los apuntalamientos. Los sistemas de apuntalamientos deben construirse mejor que en el pasado. El sistema de apuntalamiento debe ser un trabajo de cooperación entre el constructor y el diseñador. ATENCIÓN A : Apuntalamientos flojos, que permitan amplios movimientos de grandes bloques de tierra. Es preciso observar la iniciación de los movimientos: Las señales incluyen hundimientos cerca del sistema de apuntalamiento, agrietamientos del terreno, ruidos frecuentes y la fractura del sistema.


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA RELLENOS

Es probable que en la mayoría de los trabajos ordinarios de construcción, la operación de relleno sea una de las más importantes del terraplenado a la que se presta menos atención. Esto incluye los rellenos en torno a muros de sótanos y sobre líneas subterráneas de servicio público. Con frecuencia esos rellenos adquieren importancia debido a que hay muchos que se hacen con poco cuidado y ello causa la rotura de tubería de agua y, asimismo, asentamientos de losas de pisos, aceras o banquetas, calles y carreteras, lo que produce muchas demandas judiciales en contra de los contratistas. Los rellenos se deben poner en espacios restringidos, lo que limita las posibilidades de selección de equipos, y se deben compactar con equipos mecánicos, tales como pequeños compactadores de pata de cabra, rodillos vibratorios o pequeñas aplanadoras de llantas de hule. Cuando el espacio es aún más limitado, con frecuencia se utilizan pisones “simples” o “triples” de Ingersoll-Rand, o bien, martinetes o pisones Barco o Wacker. En circunstancias especiales, por ejemplo en suelos arenosos limpios, los rellenos se pueden compactar por medio del chiflonado. Sin embargo, en la mayoría de los casos, el anegamiento, el chiflonado o la inundación producen rellenos e baja densidad que casi siempre se asientan posteriormente. 13.1. Selección del material. Los rellenos en torno a las estructuras tienen un volumen relativamente pequeño. Por consiguiente, el costo del material parece pequeño en comparación con el tiempo de mano de ora y equipo que se requiere para compactarlo en su lugar. A menudo, desde el punto de vista económico, es más conveniente adquirir material de buena calidad, que pueda compactarse con facilidad, en lugar de emplear materiales excavados en el sitio mismo, cuya compactación resulte difícil. 13.2. Rellenos detrás de muros. Los rellenos detrás de los muros se encuentran generalmente en zanjas profundas y angostas, por lo que el problema principal consiste en lograr hacer descender a los hombres y el equipo hasta el punto en que debe efectuar el trabajo. En general se utilizan pisones manuales, tales como los “powder puff” de Ingersoll Rand, los Barco, los Wacker y otras máquinas similares. En la mayoría de los casos los ingenieros especifican que el relleno debe hacerse por medio de métodos mecánicos. Para realizar un relleno con palas en forma manual, dejando una buena compactación se necesita energía y una gran cantidad de trabajo. La mayoría de las tierras no se compactan al caer a un agujero, ni mediante la anegación o el chiflonado. Sólo muy de vez en cuando las condiciones del suelo son “apropiadas” para que el chiflonado dé buenos resultados (véase la sección 13.4.). En algunos casos, la parte inferior de las excavaciones angostas se rellena dejando caer grava menuda. En cuando el relleno esté o suficientemente alto para permitir el trabajo normal, se apisona la grava y, a continuación, se van echando y compactando capas de tierra, hasta completar el relleno. Es importante que los rellenos de tierra se pongan en estratos o capas, de manera similar a como se efectúan los terraplenados de nivelación de terrenos en general, como se describe en el capítulo 23. En general, las capas deben ser del orden de 6 a 8 pulgadas (15 a 20 cm) de espesor y se deben apisonar cada una de ellas individualmente, antes de aplicar la siguiente. Cuando la zona de trabajo llega a tener 5 ó 6 pies (1.5 ó 1.8 m) de anchura, podrán utilizarse, con mayor eficiencia, muchos tipos de pequeños compactadores o apisonadoras. Los equipos típicos incluyen máquinas vibratorias del orden de 3 pies (0.90 cm) de anchura. Los fabricantes de esos equipos aparecen en la lista que se da en la referencia 27. Además, es posible utilizar una máquina en la parte superior del talud, con un aguilón que descienda en el orificio o la zanja, con un pisón vibratorio fijo al aguilón. Esas máquinas pueden llegar hasta profundidades de 20 pies (6 metros). Su empleo es más eficiente que la compactación con pequeñas máquinas manuales, además de que aumentan la seguridad, puesto que no es necesario que haya ningún trabajador en el fondo de la excavación. Después de que los muros de un sótano se hayan colado y descimbrado, la zanja angosta entre el muro y el frente de la ladera de la excavación puede ser peligrosa. En la mayoría de los estados, una zona restringida por paredes de sótanos adyacentes a un talud se considera TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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como una zanja y las leyes de seguridad se aplican a los hombres que trabajan en ella, en la misma forma que a quienes trabajan en zanjas para tuberías. Al colocar y compactar el relleno, se desarrollan presiones laterales sobre el muro del sótano. Por lo común, el muro suele ceder un poco. Esa cedencia casi siempre es pequeña, probablemente de menos de 1/10 del 1% de la altura del muro. En un muro de 20 pies de profundidad (6 m), la cedencia del muro puede ser de ¼ de pulgada (0.6 cm). La compactación del suelo, detrás de la pared, puede ejercer una presión muy fuerte sobre el muro. Por lo tanto, con frecuencia suelen ponerse apuntalamientos para retener los muros, mientras se ponen los rellenos. Una buena alternativa es poner en su lugar las losas internas de pisos, como apuntalamientos transversales, antes de poner el relleno. A veces, los ingenieros de suelos cometen el error de calcular las presiones laterales que se ejercen sobre un muro de retención, tomando en consideración los suelos naturales que existen antes de iniciar la construcción; sin embargo, al efectuar la construcción, se suele retirar por completo el suelo original. Se levanta el muro y se pone como relleno compactado, detrás de la pared, parte del suelo retirado o algún otro material. Las presiones laterales que este relleno compactado ejerce sobre el muro son las más importantes. Por lo tanto, el muro no se puede diseñar en forma adecuada en tanto el diseñador no sepa cómo será el relleno. En general esto se resuelve exigiendo que se utilice como relleno el suelo original, o algún material superior, y que s compacte hasta alcanzar una densidad especificada. Cuando el suelo natural sea limoso o arcillosos, o cuando esté húmedo y resbaladizo, las especificaciones pueden exigir que se usen otros materiales. En general los materiales de relleno se describen en las especificaciones por medio de tamaños de mallas de tamices o utilizando las designaciones propias de cada localidad. Las especificaciones típicas para materiales de rellenos importados son como sigue: De preferencia el material debe ser arena o arena y grava, sin que pase más del 20% por un tamiz de malla 200. El relleno estará libre de grumos, madera, desechos de mampostería u otros materiales perjudiciales; se deberá compactar en capas que no sobrepasen 8 pulgadas (20 cm) de espesor, a una densidad de 90% del máximo determinado por el Método AASHO Modificado de Pruebas de Compactación (Modified AASHO Meted of Compaction Testing). Muchos muros son impermeables y llevan drenes al pie, como se indica en la figura 13.1. Fig. 13.1. Falla de un buen sistema de drenaje, debido a un relleno inadecuado. El relleno se pone en capas y se compacta; sin embargo, el relleno compactado puede contener una capa de suelo limosos y arcilloso apisonado, como se muestra en la figura 13.1. Esa capa detendrá el flujo natural del descenso del agua, que se quedará estancada en el estrato de arcilla. Debido a esto, el agua se acumulará sobre la capa de arcilla y puede encontrar alguna falla en la impermeabilización del muro, lo cual causaría que ésta se filtrara por la pared. En el caso de los sótanos que se extiendan por debajo del nivel freático del terreno, será necesario utilizar drenajes durante la construcción. Por lo común, se instalan “web points”, posos profundos, zanjas perimetrales y sumideros u otros sistemas, para hacer descender el nivel del agua. La tendencia del agua a acumularse a los lados de las excavaciones será un problema al tratar de colocar un relleno bien compactado. Por consiguiente, un buen método para resolver esta dificultad consiste en utilizar grava menuda o arena limpia para rellenar los primeros pies (metros). En caso necesario, se pueden instalar temporalmente pequeños cárcamos, para poder bombear hacia fuera el exceso de agua. 13.3. Relleno para grandes alcantarillas. A menudo se utilizan grandes alcantarillas de metal corrugado bajo las carreteras. El metal corrugado es muy flexible y no tiene resistencia suficiente para actuar como puente. Por consiguiente, su estabilidad depende, en gran parte, de la resistencia del relleno del suelo que TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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lo rodea. Los procedimientos específicos de construcción para la colocación de esos rellenos se dan en manuales, tales como el de la referencia 28. 13.4. Rellenos en zanjas de líneas de servicios públicos Las zanjas para líneas de servicios públicos se abren en los sitios de construcción en las calles, a través de éstas y en todo tipo de terreno. Hay muchas teorías relativas a la construcción y el relleno de las zanjas para tuberías. El lecho y el soporte de las tuberías son muy importantes. En la mayoría de los casos, las tuberías mismas se diseñan estructuralmente para soportar sólo el peso del suelo bajo el que se encuentran, con cierta ayuda del suelo de apoyo. En estos casos, la conformación del fondo de la zanja para que se ajuste al contorno de la tubería u otros métodos para dar apoyo al tercio o la mitad inferior de la tubería, son muy importantes para evitar que las tuberías se hundan y fracturen. En la figura 13.2. se dan varias secciones de corte transversal de lechos para tuberías. En las referencias 28 y 29, de los capítulos 24 y 25 se presentan estudios detallados de la preparación de los lechos de zanjas para recibir tuberías. Desde el punto de vista económico, a veces se considera más conveniente invertir un poco más en la tubería misma, que se fabrica para que tenga mayor resistencia estructural, par soportar toda la presión que ejercen los suelos que la recubren, aún cuando se apoye sólo en una superficie dura y plana. De este modo, se pueden eliminar los procedimientos especiales de preparación de los lechos, los cuidados especiales y los procedimientos para poner el relleno en torno a las tuberías y por encima de ellas. Fig. 13.2. Lechos para tuberías. Si se desea más información al respecto, véanse las referencias 28 y 29. Las excavaciones para instalar tuberías se pueden cortar verticalmente o con taludes. Las excavaciones verticales requieren que se retiren cantidades menores de materiales y se pueden cortar con zanjadoras o excavadoras de cangilones. No obstante, la mayoría de las zanjas, para no tener que apuntalarlas. La forma de la excavación puede tener efectos importantes sobre la carga que impone el relleno a la tubería y, a veces, las especificaciones exigen formas especiales. El apuntalamiento de las zanjas se especifica, con diseños típicos, en los códigos federales estatales de seguridad; sin embargo, hay cierto margen de libertad con respecto a dichos códigos, porque no tienen definiciones muy específicas sobre las condiciones de los suelos. Hay gran cantidad de suelos diferentes entre los “duros” y los “blandos”. Por ende, el contratista tiene considerable libertad para escoger un sistema de apuntalamiento y debe tomar varias decisiones al respecto. Para las zanjas profundas, los datos proporcionados por ingenieros de suelos pueden ser muy útiles al preparar los diseños de las zanjas. Como una alternativa, se pueden hacer experimentos. Se excavan zanjas de prueba, apuntalándolas mediante algún diseño dado, para ver si funcionan. Si se presentan dificultades, puede probarse algún diseño modificado. Las presiones laterales sobre el apuntalamiento, en seco, pueden ser el orden de 20 a 30 lb/pie de profundidad, No obstante, por debajo del nivel freático, esas presiones se pueden hacer tres veces mayores, del orden de 70 a 80 lb/pie por pie de profundidad (32.23 a 36.83 kilográmetros por metro de profundidad). En las tuberías, el relleno se pone tradicionalmente echado la tierra y anegando o chiflonando el suelo para provocar su asentamiento; sin embargo, con los años, se ha descubierto que, en general, esos rellenos se asientan y hunden. Cuando se encuentran bajo carreteras, el


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pavimento requiere reparaciones continuas y las superficies son irregulares y poco satisfactorias para los automovilistas. ¿Cuándo se puede utilizar el anegado o el chiflonado? En general se ha descubierto que los suelos de arena limpia se compactan relativamente bien mediante el anegado y el chiflonado. Si el suelo del fondo de la zanja es de arena de drenaje libre y el nivel freático se encuentra por debajo del fondo de la zanja, el agua del chiflonado fluirá hacia abajo, a través del material del relleno y más allá del fondo de la zanja. En general el drenaje descendente compacta más o menos bien los rellenos de arena. En esas condiciones, las pruebas hechas con rellenos de arena suelen producir una compactación del 85 al 90% de la base del método AASHO modificado. No obstante, el chiflonado no resulta muy eficiente para los rellenos de limo, arcilla, o arena que contenga ciertas cantidades de limo o arcilla. Esos rellenos permanecen blandos y húmedos durante cierto tiempo y las densidades de prueba suelen indicar una compactación inferior al 85%. En San Luis, un comité de la American Society of Civil Engineers realizó un estudio de las prácticas de relleno, durante 5 años. El informe presentó las conclusiones siguientes: 1. El pisón mecánico (manual) es relativamente poco eficiente para obtener densidades satisfactorias en seco, en rellenos con suelos cohesivos, para utilizarlo bajo aceras o banquetas, pavimentos y estructuras ligeras. 2. El compactador móvil de zanjas (en ciertas condiciones y con algunas limitaciones) puede producir densidades en seco satisfactoria en rellenos con suelos cohesivos que vayan a utilizarse bajo pavimentos y estructuras ligeras. 3. El método de compactación por chiflonado de los suelos cohesivos y las zanjas no produce densidades en seco que sean satisfactorias para utilizarlas bajo aceras o banquetas, pavimentos y estructuras ligeras, durante un periodo razonable. Para los rellenos en las calles, es común que varios pies (metros) del fondo se pongan en capas bastante gruesas, de hasta 2 pies (0.60 m) de espesor, con una compactación ligera. No obstante, los 2 ó 3 pies (0.60 ó 0.90 m) superiores, inmediatamente pro debajo del pavimento, se deben compactar hasta el 90%. Es muy común considerar el pavimento como provisional y será preciso efectuar repavimentaciones y reparaciones en el futuro, cuando se produzcan asentamientos. En los rellenos de zanjas para tuberías, en el campo abierto, el material de relleno se suele echar suelto y se aplano la superficie; sin embargo, para los cruces de carreteras se requiere compactación. En los creces de vías del ferrocarril, o autopistas, es común abrir túneles con perforadoras barrenadoras. Cuando las tuberías se encuentren bajo cimientos de estructuras u otras instalaciones que no permitan que se produzcan asentamientos, es necesario poner el relleno en capas delgadas, de 6 a 8 pulgadas (15 a 20 cm) de espesor, compactando todas y cada una de las con equipos mecánicos. Esas condiciones, se requiere el empleo de equipos mecánicos, incluso en los suelos arenosos. Por asegurarse de que la compactación sea adecuada. 13.5. Tuberías sumergidas Es muy difícil construir líneas de tuberías en condiciones de inmersión. Además, puede resultar difícil mantener las tuberías en el fondo. Con frecuencia, al estar vacías, las tuberías y los depósitos enterrados se salen a la superficie, debido a un alto nivel freático del terreno. Por esta razón se creó el sistema de web points, que es el que se emplea comúnmente. Este es el mejor de todos los sistemas para desaguar líneas de tuberías en forma temporal, para estabilizar las excavaciones y para permitir la colocación y la compactación de los rellenos. A veces, se construyen líneas de tuberías, poniendo una base de grava bajo ellas y colocando bombas sumergibles en la grava con el fin de extraer el agua. Esto da buenos resultados en muchos suelos; pero, en algunos casos, el ascenso del agua a través del suelo puede azur un ablandamiento del fondo de la zanja, lo que provoca ondulaciones y demandas judiciales. Con frecuencia se colocan tuberías de gran tamaño, tales como los oleoductos, efectuando amplias excavaciones, sujetando las tuberías en su lugar por medio de anclajes atornillados y echándoles encima material suelto de relleno. A continuación, se llevan a cabo la renivelación y el aplanado, para compensar los asentamientos del relleno. Este método da resultado en las zanjas en campo abierto; pero no bajo los pavimentos. Para compactar los rellenos en zanjas se utilizan muchos tipos distintos de equipos. En el fondo de la zanja y en torno a la tubería, puede echarse el material de relleno a pala o TEMA: MOVIMIENTO DE TIERRA REFER: BIBLIOTECA DEL ING. CIVIL – FLETCHER – SMOOTS - LIMUSA

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introducirlo con palos, o compactarse con pequeños vibradores o pisones manuales. Cuando el relleno recubre la tubería por completo, se pueden usar pequeños vibradores. Cuando el relleno esté ya a 1 ó 2 pies (0.30 ó 0.60 m) por encima de la tubería, se acostumbra utilizar aplanadoras de ruedas de hule, pequeños tractores o apisonadoras de tambor vibratorio. Cuando el relleno está a una distancia de la superficie de 2 ó 3 pies (0.60 ó 0.90 m), es común el empleo de equipos más pesados, tales como los compactadores de pie de cabra o las apisonadoras de redas de camión. En las zanjas verticales, la porción inferior del relleno se compacta con pequeñas herramientas manuales y sólo los últimos 2 ó 3 pies (0.60 ó 0.90 cm) se compactan con equipos mecánicos pesados. Es difícil humedecer o acondicionar en alguna otra forma el material de relleno “situado” al fondo de una zanja. Por consiguiente, cuando se deba desecar el suelo, humedecerse, etc., esos cambios tendrán que hacerse en la superficie, antes de echar el material al fondo de la zanja. En la superficie hay espacio para utilizar camiones con barras rociadoras para humedecerlos suelos y herramientas escarificadores para mezclar los materiales. Las rocas pueden causar dificultades en los rellenos, puesto que rompen las cubiertas protectoras. Mientras la tierra excavada se encuentre en la superficie, se puede seleccionar material libre de rocas, para ponerlo en torno a las tuberías. De otro modo, será preciso que la cubierta de la tubería sea más gruesa o que tenga alguna otra protección. 13.6. Resumen. Los puntos más importantes de este capítulo son los siguientes: HECHOS

:

Los rellenos son un problema para los contratistas. En general no se hacen en serie y resulta costoso mantener ociosos los equipos de compactación, en espera de que se vuelva a hacer algún relleno. Con frecuencia la lluvia cae en las zanjas cuando es preciso poner el relleno, por lo tanto, los rellenos están casi siempre sueltos y se asientan, lo que provoca desacuerdos con los propietarios.

ATENCIÓN A :

1. Contratos para terrenos con niveles freáticos elevados. 2. Taludes muy escarpados o paredes de zanjas con suelos que “se desprenden” o con agrietamiento en la superficie, a poca distancia del borde del talud. 3. El material de relleno demasiado húmedo o excesivamente seco, con el que será difícil trabajar en una zanja. 4. Piedras grandes y cortantes en la tierra, pueden crear dificultades al efectuar el relleno.


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NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA REPLANTEO DE CIMIENTOS

Replantear cimientos es trasladar al terreno los datos del plano de cimentación del proyecto. Para ello hay varios sistemas, pero el que más cómodo y exacto nos ha parecido siempre, es el utilizado por camillas. Pero en el ejemplo que vamos a exponer, no nos limitaremos al edificio urbano de fácil solución, sino a ese tipo de construcción actual donde las casas, al agruparse por cientos, la línea recta tiene una importancia vital, ya que las fachadas, principalmente las que dan a la calle, tienen que pañear unas con otras en forma correcta e impecable, siendo motivo de orgullo para el que lo realiza, cuando, desde una esquina se ven todas las fachadas confundidas en una línea vertical perfectamente aplomada. Para realizar un buen replanteo, lo primero de que tendremos que proveernos es de una cinta metálica, a ser posible de 50 metros. Esta tiene la ventaja sobre las demás de que su variación es inapreciable a los cambios de temperatura y podemos trabajar aun cuando la lluvia humedezca el suelo. También dispondremos de una docena de jalones de dos metros, estacas, listones de madera para camillas, martillo, clavos y cuerdas de albañil en cantidad suficiente para lo que queremos realizar. EJEMPLO DE REPLANTEO En posesión del plano de ordenación (fig. 33) observamos que representa una serie de casitas para colonos con los anexos de dependencias agrícolas y un extenso corral, cuyas parcelas o solares miden entre ejes 18 x 40 metros. Este grupo está situado a 30 metros del eje de la carretera y paralelo al mismo, teniendo su arranque a partir del hito del km 92. Procederemos así: 1° Si la carretera es de 8 m, escantillaremos 4 en los puntos A y B. 2° Con una cuerda uniremos A con B, con los que obtendremos el eje de la carretera. 3° En el punto C haremos una escuadra con el 3, 4, 5 o múltiplos de estos números, que no es más que un triángulo cuyos catetos miden 3 y 4 metros respectivamente, teniendo 5 metros la hipotenusa (Fig. 34).

4° Obteniendo el punto D, situaremos dos jalones, uno en C y otro en D, con los que podremos tirar líneas hasta los puntos H y E (Fig. 35), los cuales fijaremos exactamente midiendo 30 y 40 metros, respectivamente, según el acotado del plano. 5° Para obtener el punto F (Fig. 33) mediremos, a partir del C, los 144 metros que nos piden. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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6° También, y desde el punto F y para conseguir el I y el G, operaremos de igual forma que lo descrito en el apartado 4°. 7° Con una cuerda uniremos los puntos E, G, H, I, cuyo resultado serpa un rectángulo. 8° Desplazándolas del eje una distancia suficiente para que luego no estorben al excavar las zanjas, situaremos las camillas de replanteo cada 18 metros, los que, a su vez, nos servirán de comprobación si el trabajo está bien realizado. Para el replanteo de las casas de los diferentes tipos, recurriremos a los planos de cimentación, cuyo replanteo no ofrecerá dificultad si nos limitamos a ejecutarlo tal y como lo hemos hecho para su conjunto, máximo cuando tantos puntos y líneas tenemos ya como referencia. Sea la figura 36 el plano de cimiento de una casa tipo A. Inmediatamente observamos que su escuadra principal se corresponde exactamente con la formada en el plano de ordenación por el ángulo E, H, I, bastándonos, por lo tanto, medir desde el punto H y hacia el E los 7´50 metros para volver inmediatamente después al punto H y medir con dirección al I los 7 y 4 metros respectivamente, donde situaremos las camillas correspondientes, desde las cuales realizaremos nuevas escuadras hasta conseguir el conjunto de la figura 37.

Una vez clavadas las camillas en el terreno, señalaremos en las mismas el ancho de la cimentación (en nuestro caso 0´70 m) y uniremos las señales por medio de cordeles. Una vez realizado esto, con la punta de un pico o con cal, señalaremos en el terreno las zanjas de cimentación. Quitaremos después las cuerdas y ya podemos dar la orden de comenzar la excavación, no sin antes advertir al personal que respete las camillas, pues se da el caso, harto frecuente, de que éstas, o son arrancadas o quedan enterradas con los productos de la excavación, lo que significa, al poner miras para levantar muros, tener que volver a replantear, con la consiguiente pérdida de tiempo, errores, etc., mientras que, con la camilla intacta, el oficial de miras tendrá seguridad en su trabajo. Una regla general y común para todos es la de cotejar los planos de cimientos con los de planta, pues se nos ha dado frecuentes casos de que uno y otro no se correspondían entre sí, bien por error del proyectista o bien por parte del delineante que los dibujó, lo que después da motivos a rectificaciones que en materia de cimientos puede resultar peligroso por los añadidos y pegados que hay que realizar sobre el hormigón ya fraguado y endurecido, cuando lo ideal es la continuidad monolítica de la cimentación. SISTEMA PRÁCTICO PARA EL REPLANTEO DE ESCUADRAS EN EL TERRENO Anteriormente nos hemos referido varias veces a la realización de escuadras y éstas podrán parecer complicadas para aquellos quienes se inicien en el oficio, por cuya circunstancia expondremos un método mucho más sencillo que simplifica extraordinariamente esta operación. Supongamos (Fig. 38) que tenemos ya clavadas en el terreno las camillas A y B y que en el punto C tenemos que levantar una escuadra. 1° Con cuerda de albañil bien tensada uniremos los ejes de las camillas A y B. 2° A derecha e izquierda del punto C escantillaremos, con la cinta métrica, 4 metros, con lo que nos habrán salido dos nuevos puntos: el D y el E. Estos puntos estarán representados por estacas en cuya testa se habrá clavado un clavo sin terminar de embutir en la madera, cuando (de esto depende el éxito de la operación) de que el referido clavo sea vertical y a efe de la cuerda AB. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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3° Tomando un número cualquiera – por ejemplo el 12, situaremos la anilla de la cinta en el punto D y otro operario hará coincidir el número 12 con el clavo del punto E. 4° Doblando la cinta por la mitad del número elegido, o sea 6, y utilizando para ello los dedos pulgar e índice, nos moveremos de forma hasta que veamos que la cinta ha quedado tensa. Entonces formará un ángulo cuyo vértice será el punto F, donde situaremos otra estaca provista de su correspondiente clavo. 5° Invirtiendo las cosas volveremos a realizar estas operaciones hasta conseguir el punto G, con lo cual quedará terminada la escuadra, y si hacemos pasar un cordel por los puntos F, C, G, esta nueva líneas será la perpendicular a la recta AB. Advirtiendo que, como puede suceder que al tensar la cinta se tense más de un lado que de otro, es conveniente rectificar los puntos separadamente, es decir, que se medirán aisladamente partiendo desde D y desde E hacia F, G, los metros haciendo las rectificaciones a que haya lugar. Debe cuidarse el plano de las estacas y la verticalidad de los clavos ya que una variación nos conduciría a errores. SISTEMA PRÁCTICO PARA EL REPLANTEO DE ALINEACIONES Si como es frecuente tenemos en obra un nivel corriente de anteojo (no es necesario que tenga limbo) podremos trazar ejes de 200 a 300 metros con extraordinaria exactitud, con lo que queda eliminado el pandeo de la cuerda, bien por su peso propio en largas distancias o bien por viento.

Sean los puntos A y B de la figura 39. En A colocaremos el aparato perfecta y exactamente aplomado, de forma que estando en estación el objetivo capte perfectamente el jalón situado en B, el cual aparecerá en la forma que indica la Fig. 40, y después será tarea sencilla ir colocando jalones con dirección al aparato sin más cuidado que el de ir observando su verticalidad en relación con el anterior, ayudándonos del hilo del retículo. Quien haga esto, no pase cuidado que si uno de los jalones está mal puesto, se verá perfectamente y con toda precisión. Debe tenerse en cuenta que las imágenes se ven invertidas.

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EXCAVACIÓN DE ZANJAS Dijimos en un principio que para cimentar sobre un terreno el ideal es la roca, pues para cimentar sobre ella resultaría inútil dar base de sustentación a los muros e incluso se podría prescindir de las zanjas, pero éstas tienen la ventaja de evitar que se descalcen los muros cuando se practican ciertos trabajos en los sótanos, además de hacer más difícil todos los movimientos o deslizamientos que pudiera producir una causa cualquiera. Por tanto, y después del replanteo, la excavación en zanjas será la primera operación a realizar en toda obra. La excavación, pues, se realizará de acuerdo con el plano de cimentación del proyecto y con el ancho exigido, así como la profundidad que haya determinado el arquitecto o director de la obra, evitando en lo posible (a no ser que específicamente así se exija) la formación de taludes (Fig. 41), pues éstos perjudican la obra, ya que un cimiento construido así, presionará en forma de cuña sobre el terreno, produciéndose asientos difíciles de corregir luego. Todos los parámetros de la zanja deberán estar perfectamente recortados, su fondo bien nivelado y completamente limpio de productos de excavación. Al efectuar la excavación y ser arrancadas las tierras, éstas aumentan de volumen, produciéndose entonces lo que se llama esponjamiento, el cual varía según la naturaleza del terreno, pero en la práctica se admite un 25 por ciento de esponjamiento, o sea que, multiplicando la cubicación del terreno a excavar por 1,25, nos dará el volumen total a trasportar. Este tanto por ciento es la medida que resulta de los diferentes terrenos, pues como decimos antes, el esponjamiento varía con arreglo a la naturaleza de las tierra, como seguidamente veremos por la tabla 6. ESPONJAMIENTO DE LOS TERRENOS TABLA 6 NATURALEZA DE LAS TIERRAS Tierra vegetal (aluviones, arenas, etc.)... Tierra franca muy grasa ... ... ... ... ... ... Tierra margosa y arcillosa medianamente compacta ... ... ... ... ... ... ... ... ... ... ... ... . Tierra margosa y arcillosa muy compacta Roca desmontada con barrenos y reducida a trozos ... ... ... ... ... ... ... ... ...

Un metro cúbico de excavación produce 3 3 Sin compresión m Comprimida todo lo posible m 1´10 1´05 1´20 1´07 1´50 1´70

1´30 1´40

1´66

1´40

ENTIBACIONES Hay muchas clases de entibaciones, pero ciñéndonos a lo meramente constructivo, señalaremos tres tipos de entibaciones para zanjas, vaciados y pozos. Las entibaciones tienen como principal misión la de proteger al obrero cuando éste ejecuta una tarea bajo la rasante del terreno. Mientras que las zanjas o pozos son de poca profundidad y se tiene la seguridad de que l terreno es coherente, no es necesario tomar tal precaución; pero si, por el contrario, se trata de terrenos movedizo o poco consistente, entonces es cuando se impone la entibación, sin escatimar material alguno, pues en estos casos un ahorro mal entendido de madera puede conducir a lamentables fracasos, muy difíciles de TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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compensar por tratarse de vidas humanas que se ponen en juego. Por lo tanto, entibación es la operación destinada a la contención de tierra, que se realiza de manera transitoria (hasta el relleno de cimiento) mediante piezas de madera, cuyo sistema varía con arreglo a la clase de excavación de que se trate así como de la calidad del terreno. En el caso de que éste sea algo consistente, bastarán unos tablones adosados a la zanja y unos dales de rollizo par impedir el desprendimiento de tierras. Los codales no entran a presión, sino que ésta se realiza mediante un par de cuñas que se introducen entre la testa del rollizo y la tabla o el tablón de sujeción conforme se dispone en la figura 42. Para terrenos de menos cohesión y, por lo tanto, más propensos al desprendimiento, en las figuras 43, 44, 45 y 46 representamos varios sistemas de acodalamientos, observando la precaución, si ello es posible, de dejar, entre codales, el espacio suficiente para que de una forma más o menos cómoda pueda pasar un obrero con su herramienta. A medida que se van rellenando las zanjas, podrá irse quitando la madera en pequeños trechos y mientras el hormigón va fraguando, ya que de otro modo sería muy difícil o costoso recuperar la madera.

Cuando los terrenos no son consistentes, se realizan los entibados (Fig. 47 y 48) mediante un forro de tablas que cubren totalmente las paredes de la zanja. Esta tabla, que puede ser la denominada ripia, puede ir colocada tanto vertical como horizontalmente. El sistema de acodalamiento de las figuras 47 y 48 se efectúa, en el primer caso (Fig. 47) mediante unos codales sobre una alfarjía o tablón que distribuye la presión uniformemente por todas las tablas; y en el segundo se realiza por tablones que sustituyen a los codales. Las entibaciones de los vaciados difiere de los anteriores en que éstas no pueden realizarse por presión contra los dos paramentos verticales, ya que sólo existe uno, por lo que debían realizarse mediante tornapuntas


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La entibación en este caso se realiza (Fig. 49) con un forro de tablas o tablones disponiéndolas vertical u horizontalmente, según se trate de las primeras o de las segundas, unidas por una alfarjía. A cierta distancia se colocan unos tacos de madera hincados en el suelo, y entre éstos y las alfarjías se coloca el tornapunta. En la citada Fig. 49 hay dos tornapuntas que son los que en realidad absorben el empuje de las tierras. Esta entibación se desarma a medida que se va construyendo el muro, siendo conveniente dejar algunos huecos en el mismo para mantener algunas tornapuntas, hasta que el mismo tenga la altura y la rigidez necesaria para que su continuación no ofrezca peligro alguno. Seguidamente presentaremos los tipos que para entibación de pozos se utiliza más corrientemente. Para pozos circulares se realiza un forrado de tablas de la pared del pozo mediante tablas verticales y estrechas, las que permiten, más que las anchas, una mejor adaptación a la forma circular; estas tablas se sostienen mediante unos anillos extensibles de hierro (Fig. 50). Este sistema posee el inconveniente de que, como las tablas tendrán una longitud menor que la profundidad del pozo, el entibado quedará cortado y, por lo tanto, formará dos zonas, existiendo el peligro de que, ala ser independiente una de otra, haya derrumbamientos. Esto puede evitarse no emparejando tablas de igual longitud, sino alternando unas más largas con otras más cortas con el fin de presentar un entibado de superficie descontinúa y que las zonas queden enlazadas entre sí. Las entibaciones de pozos rectangulares son más fáciles de realizar, ya que todo se reduce a un forrado de tablas, que se pueden disponer de manera horizontal o vertical, aconsejándose esta última por el ahorro de tabla que supone el aserrado que sería necesario ejecutar en la primera y un acodalamiento de rollizo que se fija mediante cuñas, tal y como se indica en la Fig. 51, que representan el alzado y la sección. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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EXCAVACIÓN DE POSOS PARA CIMIENTOS DE PILARES La excavación de pozos para pilares está sujeta a las mismas reglas que las preconizadas para la excavación de zanjas. Los pozos formarán, una vez rellenos, lo que en construcción se denomina cimentación aislada, de la que ya hablaremos en el próximo capítulo, y es el lugar donde se exige más resistencia al terreno por la razón de que la carga será más concentrada, pues en una cimentación corrida, aquélla se reparte más uniformemente a todo su largo. En una estructura de hormigón armado, el pozo para pilares adquiere una máxima importancia, ya que de él dependerá la estabilidad de todo el conjunto. Por poco importante que sea el edificio, tendrá como mínimo un metro de lado, siendo su profundidad la que de antemano hayan dictado los ensayos sobre la resistencia del terreno. AGOTAMIENTOS Es frecuente que al hacer una excavación más o menos profunda haga su presencia el agua. Esto sucede cuando se llega a una cota inferior del nivel freático, y es entonces cuando no sólo se hace necesaria su extracción, sino que la misma debe ser continua hasta que los orificios por donde pase el agua sea tapados convenientemente. Uno de los procedimientos más utilizados es el agotamiento mediante bombas en caso de que las filtraciones sean pequeñas y fluyan de forma regular, en cuyo caso el agotamiento deberá ejecutarse sin interrupción alguna. Sin embargo, este método no es aconsejable cuando se trate de suelos de composición arenosa, pues si ésta es fina existe el peligro de que sea absorbida por la propia bomba, produciéndose una subpresión hidráulica, lo que puede dar lugar a la formación de arenas movedizas. Si antes de proceder a la excavación o vaciado de un terreno para cimentación de los sondeos preliminares sacamos la conclusión de que a cierto nivel del subsuelo existe agua que conviene extraer, se emplean los tubos sonda a que nos referimos, los que en su parte interior, llevan para la protección de los orificios una tupida tela metálica que hace las veces de filtro; y en la parte superior, conectado al tubo de aspiración, una bomba de agotamiento. Toda operación de agotamiento deberá ser vigilada, no sólo durante la construcción de la cimentación propiamente dicha, sino algún tiempo después.

Para sacar el agua es muy recomendable hacer un pozo de toma o sumidero que se irá profundamente a medida que se continúa con la excavación (Fig. 53), a cuyo lugar deberá se dirigida el agua mediante pendientes apropiadas. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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Una cuestión importante es elegir bien la situación de los pozos de agotamiento. El número de éstos variará con arreglo a la extensión e importancia de la obra y de las facilidades con que se cuente para la evacuación del agua. En cuanto a su situación, una norma general (salvo excepciones que teóricamente no son previsibles) son las esquinas o ángulos del edificio a construir. Los pozos deberán tener una sección de unos dos metros en cuadro por 1´20 de profundidad, aproximadamente, por debajo del nivel de los cimientos. Para profundidades mayores de 7 metros, que es prácticamente la altura máxima de operación de las bombas, se colocarán las mismas por debajo de la rasante del terreno y por encima de la capa freática. De este modo el agua llegará hasta la boca de descarga por efectos de impulsión, en cuyo punto se realiza el desagüe mediante zanjas o tuberías. Las bombas más frecuentemente usadas son las de diafragma (Fig. 54), accionadas a mano o con motor, y las bombas centrífugas (Fig. 55 y 56). Indudablemente que la más aconsejable para esta clase de trabajo es la bomba centrífuga, cuyas dimensiones dependerán del volumen de agua a elevar. Suelen estar provistas de un tubo de succión extensible mediante prensaestopas, y provisto de una válvula de pie. El prensaestopas permite alargar el tubo de succión sin dificultad a medida que se va profundizando el pozo. Hay que disponer de las cadenas o cables necesarios para que, fijados estos amarres junto a la bomba, se pueda trasladar con alguna comodidad. Debe tenerse especial cuidado en que las juntas del tubo de succión sean perfectamente impermeables, para lo que se utilizará anillos de goma. Los codos deben tener un radio lo más amplio posible. Las bombas centrífugas (como se ha dicho anteriormente) pueden elevar el agua hasta los 8 metros de altura, pero cuando dan su máximo rendimiento es en la comprendida entre los 2 y 2´50 metros.

MAQUINARIA PARA EXCAVAR ZANJAS Azadón mecánico y zanjadoras Aunque no es nuestra intención dar aquí noticias sobre la maquinaria empleada en construcción (1), señalaremos, por su elevado rendimiento práctico, dos tipos: el azadón mecánico y la zanjadora, cuyas descripciones hacemos seguidamente. El azadón mecánico es una máquina para trabajar en movimiento de tierras a nivel inferior a su sustentación o ligeramente superior a ésta. Tiene especial aplicación para hacer trincheras y zanjas, pues su brazo y la cuchara de que va provisto puede trabajar a 7 metros bajo su nivel de sustentación, y por encima de éste, 3 metros. En la figura 57 puede verse la construcción de una zanja para tubería construida por un azadón; en la figura 58, una máquina de este TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. – CEAC

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tipo con entera movilidad montada sobre camión, y en la 59, un azadón mecánico remolcado por tractor, adecuado para pequeñas excavaciones. Las zanjadoras reciben también el nombre de trincheradoras, y son máquinas que arrancan tierra de forma regular, abriendo zanjas del ancho requerido para luego disponer, dentro de las zanjas, cimientos, conductos de tuberías de desagües, de cables de instalación eléctrica, etc. Este tipo de máquina lo maneja un solo operario (igual que la anterior) y van excavando a la vez que avanzando en el trabajo. Su manejo es sencillo, como el de un tractor. Los anchos y profundidades a realizar son variables, así las hay que excavan trincheras desde 40 a 150 cm de ancho y hasta 3´80 m de profundidad. Están formadas por un aparato motor que actúa sobre una hilera continua de cangilones metálicos, los cuales pasan por un botalón telescópico, pudiendo excavar a razón de 2´50 metros longitudinales por minuto. A ese tipo corresponde la zanjadora de la figura 60. Hay también máquinas más pequeñas, igualmente en forma de rosario los cangilones, y montadas sobre carriles. Estas excavan en un ancho máximo de 90 cm y una profundidad de 2´50 metros. Las zanjadoras gigantes pueden excavar 2´60 m de ancho a 5 m de profundidad. El rosario va inclinado (aun cuando también pueden realizar cortes verticales), transportando la tierra movida hacia arriba, para descargar a un lado sobre la orilla de la zanja abierta e incluso directamente, si el material no va a ser aprovechado nuevamente, sobre camiones de trasporte (Fig. 61 y 62).


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TRAZADO Y REPLANTEO, NIVELES DE OBRA 2.1.

VERIFICACIÓN DE LAS MEDIDAS DE LOS TERRENOS

2.1.1.

Forma de los terrenos. Una porción de área limitada por determinado número de lados, es un polígono. La forma de los terrenos corresponde a la de los polígonos. Al contorno constituido por los lados del polígono se le denomina poligonal. Ángulos de un polígono son los ángulos formados por los lados consecutivos. Vértices son los puntos de intersección de los dos lados consecutivos. Diagonales de un polígono son los segmentos de recta que unen dos vértices no consecutivos. La Fig. 2.1 es un polígono; los lados AB, BC, CD y AD constituyen la poligonal. El polígono que muestra la figura tiene cuatro ángulos internos; uno de ellos, el ángulo ABC, está formado por los lados consecutivos AB y BC. Refiriéndonos a la misma figura, el polígono tiene dos diagonales: AC y BD.

2.1.2.

Verificación de la forma de los terrenos. Antes de proceder al trazado de cualquier obra es indispensable comprobar si la forma de medidas del lote indicadas en los planos corresponden a las reales obtenidas en el terreno. exigencia señalada podría parecer innecesaria sino fuera porque en la práctica y con cierta frecuencia se evidencian discrepancias entre lo indicado en los planos y la verdadera forma y medidas de los terrenos. En todo caso, la constatación debe ser de rutina para evitar problemas ulteriores, muchas veces insalvables. Ciertamente, la verificación de la forma y medida de terrenos de gran extensión demanda la intervención de topógrafos y el empleo de equipos de ingeniería; sin embargo, cuando se trata de lotes de reducida dimensión y más aun si son cuadriláteros la constatación es posible efectuarla con implementos simples, tales como huinchas, cordeles y estacas.

2.1.3.

Verificación de un terreno que tiene cuatro lados. Frecuentemente los terrenos tienen cuatro lados, es decir, son cuadriláteros (polígonos que tienen cuatro lados). Es conveniente señalar que la forma exacta de un terreno de este tipo no es posible definirla conociendo sólo las medidas de sus lados; es necesario conocer al menos uno de sus ángulos internos o la medida de una de sus diagonales. La Fig. 2.2, pro ejemplo, muestra dos cuadriláteros que tienen sus cuatro lados correspondientes iguales; sin embargo, los cuadriláteros no son iguales. El procedimiento que describiremos a continuación consiste en medir los lados y las dos diagonales. Desde luego, las mediciones deben realizarse con la mayor exactitud posible, empleando preferentemente huincha metálica. Teniendo las medidas de los lados y diagonales se procede al dibujo del terreno, requiriéndose de un compás, escalímetro y lápiz duro

afilado. El procedimiento es el siguiente: a) Dibujar el lado que corresponda al frente del lote, en la Fig. 2.3. el lado AB.

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b) Con el compás, tomando como centro el vértice A, trazar un arco de circunferencia cuyo radio, en la escala escogida, sea igual al lado AD (Fig. 2.4-a). c) Repetir el procedimiento indicado en b), pero tomando ahora como centro el vértice B. Con radio igual a la diagonal BD interceptar el arco anteriormente trazado, determinando así el vértice D (Fig. 2.4-b). d) Uniendo los vértices A y D definimos el lado AD (Fig. 2.4c). e) Haciendo centro en el vértice D trazar un arco de circunferencia cuyo radio sea igual al lado CD (Fig. 2.4-d). f) Repetir lo señalado en e) tomando como centro el vértice B. Con radio igual al lado BC interceptar el arco anteriormente trazado, obteniendo así el vértice C (Fig. 2.4-e). Uniendo el vértice C con los vértices B y D queda definida la forma de terreno propuesto. g) Comprobar con el escalímetro que la diagonal AC sea igual a la medida tomada en el terreno. El procedimiento descrito puede ser aplicado a terrenos de más de cuatro lados, descomponiendo el lote en triángulos. 2.2.

METODOS AUXILIARES EMPLEADOS EN EL TRAZADO

2.2.1.

Mediciones. El trazado de obras de gran extensión demanda, necesariamente, la intervención de topógrafos y el empleo de instrumentos y equipos apropiados; sin embargo, el trazado de obras de reducida a mediana extensión es posible realizarlo simplemente con huincha y cordeles, siempre y cuando se lleve a cabo con apropiado esmero a efecto de conseguir la exactitud deseada. De preferencia la huincha será metálica, de longitud no menor de 25 m. Es necesario indicar a los ayudantes cuál es el cero de la huincha, pues, como sabemos , las huinchas están provistas de argollas que, en algunos tipos de huincha, no forman parte de la longitud real de las mismas. También es indispensable que la huincha, al efectuar las mediciones, sea fuertemente tensada.


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Las mediciones deben ser horizontales, pues como tales están indicadas en los planos. Cuando las medidas son tomadas apoyando la huincha en terrenos de moderada pendiente el error en que pueda incurrirse no tiene mayor significación. No sucede lo mismo cuando el terreno tiene pronunciada pendiente; en este caso, es preciso tomar medidas horizontales progresivamente por tramos, a este método se le denomina medición por cultelación. Por ejemplo, la longitud entre los puntos A y B es la suma de las medidas parciales I1, I2, I3 (Fig. 2.5). 2.2.2.

Empleo de escuadras. Las escuadras de madera, similares a la que muestra la Fig. 2.6, son, sin duda, útiles para trazos complementarios o de reducida longitud; no es recomendable su empleo para trazados de mayor extensión. Desde luego, debe desecharse, por no proporcionar la necesaria exactitud, la utilización de pequeñas escuadras de fierro.

2.2.3.

Trazar una perpendicular a un alineamiento dado. Trazar una perpendicular a un alineamiento equivale a trazar un ángulo recto, es decir, de 90°.

El procedimiento para trazar un ángulo de 90° se fundamenta en el principio siguiente: si los lados de un triángulo miden 3,4 y 5 m el ángulo formado por los lados que miden 3 y 4 m es un ángulo recto (Fig. 2-7). Ejemplo: Se trata de trazar un alineamiento perpendicular a un alineamiento o eje, AB (Fig. 2.8-a).

Procedimiento: a) Tensamos un cordel entre las vallas A y B, definiendo así el alineamiento AB. Los travesaños de las vallas deben estar al mismo nivel. b) Tensamos un cordel entre las vallas C y D auxiliándonos con una escuadra de madera. Aún no podemos asegurar que el alineamiento CD sea exactamente perpendicular al alineamiento AB. c) A partir de la intersección de los dos cordeles medimos 3 m sobre el cordel AB, esta medida la marcamos en el cordel estableciendo el punto P. Una vez hecha la marca no se debe modificar la tensión del cordel AB (Fig. 2.8-b). d) Exactamente hacemos lo mismo sobre el cordel CD pero tomando en este caso una medida de 4 m, definiendo el punto Q. e) Verificamos con la huincha si la medida entre los puntos P y Q es 5 m. Si esto se cumple, los alineamientos AB y CD son perpendiculares entre sí. Es preciso que la comprobación se realice cuidadosamente. f) De no cumplirse la condición indicada corregir el alineamiento CD, repitiendo el procedimiento tantas veces cuantas sean necesarias hasta conseguir el triángulo 3,4,5. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: EL MAESTRO DE OBRA – J. PACHECO. Z. - SENCICO

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Es indispensable, en cada corrección, tomar nuevamente las medidas 3 y 4 m sobre los cordeles AB y CD respectivamente, no siendo válidas las marcas anteriores

2.2.4. Trazar una paralela a un alineamiento dado, separada una distancia “d” de dicho alineamiento (Fig. 2.9). Procedimiento: a) Desde los puntos B y C, convencionalmente escogidos sobre el alineamiento AX, trazamos perpendiculares a AX. Si la distancia d es reducida se puede emplear una escuadra de madera para trazar las perpendiculares. Si la distancia es grande procede aplicar el método descrito en 2.2.3. b) En las perpendiculares trazadas y a partir de los puntos B y C medimos la distancia prevista “d”, estableciendo los puntos P y Q. c) Uniendo los puntos P y Q obtenemos la paralela buscada.


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SENCICO NOVIEMBRE 2001 2.2.5.


Dados un alineamiento base y un punto por el que debe pasar una paralela a dicho alineamiento, trazar la paralela. En la Fig. 2.10-a, AX es un alineamiento base y B es un punto por el que debe pasar una paralela a AX.


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Procedimiento: a) Ubicamos en el alineamiento AX un punto cualquiera, tal como C. Tendemos un cordel que una los puntos B y C (Fig. 2.10 b). b) Dividimos por mitad el segmento de recta BC determinando el punto M (Fig. 2.10-c). c) Desde un punto D, elegido arbitrariamente sobre AX, establecemos mediante cordel el alineamiento DM (Fig. 2.10-d). d) Sobre el alineamiento DM y a partir el punto M medimos una distancia igual a DM, obteniendo así el punto Z (Fig. 2.10-e). e) Uniendo los puntos B y Z trazamos la paralela buscada (Fig. 2.10-f). 2.2.6.

Trazado de ángulos. El trazado de alineamientos que forman determinados ángulos con un alineamiento dado es posible realizarlo empleando el método de la tangente trigonométrica. El procedimiento consiste en tomar sobre el alineamiento dado, digamos AX, a partir del vértice previsto una distancia convencionalmente escogida, estableciendo, de esta manera, el punto C. Al segmento de recta AC lo designamos base (Fig. 2-11). Desde el punto C trazamos una perpendicular al alineamiento AX. Sobre esta perpendicular y a partir del punto C tomamos una longitud igual al producto de la longitud de la base, AC, por la tangente del ángulo propuesto, definiendo así el punto B. Uniendo los puntos A y B y prolongando la recta obtenemos el alineamiento AZ que forma con el alineamiento AX el ángulo previsto. Es recomendable que la longitud de la base sea de 2, 3, 4, 5 m. Cuanto más grande es la base, mayor será la exactitud que cabe esperarse; aunque es pertinente advertir que cuando se trata de ángulos grandes l longitud de la perpendicular resulta excesiva e inconveniente para el trazado. Aun cuando la tabla 2.1 está referida sólo a algunos ángulos es de utilidad práctica. Para ángulos que no figuran en la Tabla, las tangentes pueden obtenerse de computadoras provistas de funciones trigonométricas. Desde luego, el grado de exactitud que se logre con el método descrito depende del esmero con que se realice. Su empleo es aceptable en obras relativamente pequeñas, mas no en proyectos que demanden mayor precisión, en los que, generalmente, se recurre a topógrafos y equipos de ingeniería. Tabla 2.1. Valores de “a” (m) para trazar ángulo (Ver Figura 2.11). Ángulos 10° 15° 20° 25° 30° 35° 40° 45° 50° 55° 60° 65° 70°

Base (m) 2 0.35 0.54 0.73 0.93 1.15 1.40 1.68 2.00 2.38 2.86 3.46 4.29 5.49

3 0.53 0.80 1.09 1.40 1.73 2.10 2.52 3.00 3.58 4.28 5.20 6.43 8.24


4 0.71 1.07 1.46 1.87 2.31 2.80 3.36 4.00 4.77 5.71 6.93 8.58 10.99

5 0.88 1.34 1.82 2.33 2.89 3.50 4.20 5.00 5.96 7.14 8.66 10.72 13.74



Ejemplo: Trazar un alineamiento AZ que forme un ángulo de 20° con un alineamiento dado AX (Fig. 2.12). a) Sobre el alineamiento AX y a partir del punto A tomamos una longitud de 5 m, estableciendo el punto C. b) Desde el punto C trazamos una perpendicular a AX. Medimos en esta perpendicular a partir del punto C una longitud igual al producto de 5 m por la tangente de 20°, determinando el punto B. Como la tangente de 20° es 0.36397, la longitud a tomarse será 5 x 0.36397 = 1.82 m, coincidente con el valor que figura en la tabla 2.1 para un ángulo de 20° y una base de 5 m. c) Uniendo lo puntos A y B y prolongando la recta se obtiene el alineamiento AZ, que forma un ángulo de 20° con el alineamiento AX. 2.2.7.

Dividir un ángulo cualquiera. Se trata de dividir por la mitad el ángulo formado por los alineamientos AX y AZ (Fig. 2.13). Procedimiento: a. En los alineamiento AX y AZ y a partir del vértice A tomamos una misma longitud definiendo los puntos B y C (Fig. 2.13-a). b. Tendemos un cordel que una los puntos B y C. c. Dividimos n mitad el segmento de recta BC, marcando en el cordel el punto M. d. Uniendo el vértice A con el punto M y prolongando la recta se obtiene el alineamiento AY, que divide en la mitad el ángulo XAZ (Fig. 2.13-b).

2.3.

TRAZADO Y REPLANTEO

2.3.1.

Método de trazado. La ubicación y medidas de cimientos, muros y columnas son indicadas en los planos y están referidas a sistemas de ejes y alineamientos, propuestos en cada proyecto en particular.


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Los ejes y alineamientos, perpendiculares entre sí, constituyen sistemas de coordenadas y son identificados con números y letras a efecto de facilitar el trazado y replanteo. La Fig. 2.14 muestra el plano de la cimentación de un edificio. Como se advertirá, la ubicación de columnas, muros y sus respectivas zapatas está referida al sistema de ejes propuestos en el plano de trazado. Los ejes y/o alineamientos son materializados en obra mediante vallas o “tarjetas”, en las que se realizan apropiadas marcas. Cada eje o alineamiento está definido por sus respectivos pares de vallas o “tarjetas” (Fig. 2.15 y 2.16). Las vallas son ubicadas convenientemente en el contorno de la zona de trabajo. Deben ser suficientemente sólidas, construidas con madera en buen estado y estar algo separadas de las excavaciones para evitar su remoción durante los trabajos, asimismo deben estar alineadas. El primer paso del trazado es la definición de los ejes o alineamientos base. Refiriéndonos a la Fig. 2.14 tomamos como tales el alineamiento A y el eje 1. En el ejemplo propuesto, por tratarse de un edificio en esquina y con los frentes a la calle, hay que tener extremo cuidado en respetar los retiros municipales correspondientes. Trazado el alineamiento A se procede a la definición del eje 1, éste debe ser perpendicular al alineamiento A; para ello, podemos emplear el método descrito en el acápite 2.2.3.


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Definidos el alineamiento A y el eje 1, se procede a establecer lo demás ejes y alineamientos tomando las cotas que indiquen los planos, marcando su exacta ubicación en las vallas o tarjetas. Es preciso insistir en la necesidad de que los ejes base 1 y A sean perpendiculares entre sí, porque de lo contrario el trazado de los otros ejes resultaría incorrecto ya que, como es fácil advertir, el procedimiento consiste en trazar paralelas a dichos ejes base. Como ha sido ya señalado, las medidas indicadas en los planos son consideradas horizontales; por lo tanto, como tales deben ser reproducidas en el terreno. Es conveniente, asimismo, tomar las medidas por el procedimiento de acumulación de las mismas, tal como muestra la Fig. 2.17; la equivocación que, eventualmente, pueda cometerse al determinar una medida parcial no altera la correcta ubicación de lo demás ejes. Las marcas en los travesaños en la vallas son hechas con lápiz de carpintero. Un corte con serrucho, de poca profundidad, contribuye a la definición de la marcas. Si fuera necesaria alguna corrección, las marcas anuladas deben ser totalmente eliminadas para no incurrir en errores en la progresión de los trabajos. Previendo que pueda producirse la remoción de las vallas es útil trasladar los trazos o marcas a estacas de fierros ancladas en el suelo, de preferencia con concreto (Fig. 2.18). Con el propósito de facilitar el trazado es conveniente distinguir entre ejes principales y ejes de segundo orden. No es recomendable exagerar en el número de ejes, más vale referir el trazado a ejes principales, y relacionar a éstos los trazos complementarios. Cuando la complejidad de un proyecto lo demande, el trazado se simplifica dividiéndolo por sectores; prácticamente, como si tratara de dos o más obras, relacionando, desde luego, los ejes correspondientes. 2.3.2.

Replanteo de la cimentación. El replanteo consiste en trazar en el terreno la ubicación y las medidas de los cimientos, que indiquen los planos correspondientes. El procedimiento se realiza mediante cordeles fuertemente tensados entre los pares de vallas que definen cada uno de los ejes o alineamientos.


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El replanteo de cimientos corridos para muros portantes no encierra mayormente dificultad alguna. Trazos auxiliares en las vallas, por ejemplo los que corresponden a los anchos de los cimientos, facilitan los procedimientos. El replanteo de zapatas aisladas de concreto se ejecuta proyectando sobre el terreno los ejes que definen su ubicación; la Fig. 2.19 ilustra el método de replanteo. Mediante escuadras, reglas y huincha se procede al trazado de las zapatas, de acuerdo a las medidas que señale el plano de cimentación. Es necesario advertir que no siempre las columnas y consiguientemente las zapatas están referidas a ejes, es decir, que pasan por su centro, sino que su ubicación pude estar definida por alineamientos; al respecto observar la Fig. 2.14. 2.4.

ESTABLECIMIENTO Y CONTROL DE NIVELES DE OBRA

2.4.1.

El proceso de establecer y controlar niveles. Al inicio de la construcción y durante la progresión de los trabajos es necesario el establecimiento de los niveles previstos en los planos. Los niveles corresponden a cimientos, pisos, techos, colectores de desagüe y demás componentes de las edificaciones. El proceso de establecimiento de niveles se facilita descomponiéndolo en las siguientes etapas:  Verificación del nivel del terreno  Evaluación del plan de niveles  Control de niveles en obra

2.4.2.

Verificación del relieve del terreno. Así como la previa comprobación de la forma y medidas del terreno es indispensable para el trazado de las obras, la verificación del relieve del terreno debe ser de rutina. En caso de contarse con planos topográficos, como ocurre generalmente en obras grandes, la labor se simplifica; pero aun cuando se trate de terrenos relativamente pequeños, la constatación es ineludible. Debe tenerse en cuenta que en no pocos casos, por no disponer oportunamente de la información concerniente, los proyectistas desarrollan los proyectos refiriéndolos a terreno plano y horizontal. Sin embargo, cuando el constructor se apresta a dar inicio a los trabajos puede ocurrir que dicha suposición no concuerde con la realidad; que, inclusive, la configuración altimétrica del terreno difiera sustancialmente de la suposición indicada. No queda, pues, más remedio, si se quiere actuar responsablemente, que verificar, antes del inicio de la obra, el relieve del terreno, a efecto de adoptar las previsiones pertinentes en cada caso. Cuando se trate de terrenos de poca extensión no es indispensable contar con planos de curvas a nivel. Basta, en la mayoría de los casos, conocer los niveles correspondientes a los vértices, los de algunos puntos interiores y los de la vereda. La información podemos obtenerla con relativa facilidad mediante un nivel de ingeniero y una mira. El primer paso del procedimiento es estacional el instrumento en cualquier punto dentro o fuera del terreno, pero apropiado para tomar lecturas de mira correspondientes a los puntos seleccionados. Asegurando firmemente en el suelo las patas del trípode y luego de nivelar el anteojo del instrumento, se toman y registran las respectivas lecturas de mira de los puntos escogidos. Es conveniente numerar los puntos cuyos niveles se desea obtener. Ejemplo: Se trata de obtener información del relieve del terreno que muestra la Fig. 2.20. Procedimiento: En primer lugar debemos definir cuál es el nivel referencial (Bench Mark, BM). En el ejemplo, escogemos el punto P-1 como BM =  0.000. Las lecturas de mira son: P-1 (BM) 1.48 P-2 0.74 P-3 0.95 P-4 0.62 P-5 1.26


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Para referir los niveles de los puntos al nivel  0.000, correspondiente al BM escogido, confeccionamos la siguiente tabla: PUNTO

LECTURA DE MIRA (M)

DIFERENCIA DE ALTURAS

NIVEL REFERIDO AL BM =  0.00

P-1 P-2 P-3 P-4 P-5

1.48 0.74 0.95 0.62 1.26

1.48 – 1.48 1.48 – 0.74 1.48 – 0.95 1.48 – 1.67 1.48 – 1.26

0.00 +0.74 +0.53 - 0.19 +0.22

Los niveles del terreno propuesto son mostrados en la Fig. 2.21

Adviértase que la diferencia de lecturas correspondientes a dos puntos es la diferencia del nivel entre esos puntos (Fig. 2.22). Debe observarse, también, que las diferencias o restas obtenidas son algebraicas: por eso es que el punto P-4 tiene el nivel –0.19, es decir está 0.19 m debajo del nivel  0.00. Desde luego, podríamos haber escogido como BM cualquier otro punto, por ejemplo el que indique el plano del proyecto, o el nivel de vereda coincidente con el ingreso de la vivienda. Para simplificar el ejemplo no hemos tomado niveles correspondientes a la vereda; sin embargo es imprescindible hacerlo para establecer la relación entre los niveles del terreno y los de la vereda. Además con el fin de comprobar la factibilidad de conexión del sistema de desagüe al colector público es indispensable determinar los niveles de los fondos de los buzones y/o colectores de la red pública de desagüe. Generalmente los proyectos de obra de mayor importancia y magnitud incluyen planos de curvas a nivel. Si bien la elaboración de este tipo de planos escapa del alcance del presente Capítulo, se estima de utilidad exponer algunas características de ellos. Las curvas que figuran el los planos de curvas a nivel representan intersecciones del terreno con virtuales planos horizontales, por lo tanto, todos los puntos que definen una curva están en el mismo nivel. Las orillas de un lago ilustran el concepto expuesto. Los virtuales o imaginarios planos son equidistantes entre sí, es decir, una misma distancia los separa; por ello, a la distancia que los separa se le denomina equidistancia. Su magnitud depende de la extensión y relieve de los terrenos, de la escala seleccionada y del grado de precisión requerido. TEMA: TRAZADO Y REPLANTEO - NIVELACIÓN REFER: EL MAESTRO DE OBRA – J. PACHECO. Z. - SENCICO

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En los planos figuran las cotas o niveles de cada curva. Cuando una zona del terreno es muy escarpada las curvas aparecen muy próximas entre sí. Por el contrario, si el terreno es relativamente plano las curvas figurarán alejadas unas de otras. 2.4.3.

Evaluación del plan de niveles. Esta etapa consiste en cotejar la información correspondiente al relieve real del terreno con diversas consideraciones o exigencias de carácter técnico, arquitectónico, o de costos. De la evaluación podría surgir la necesidad de modificar el plan de niveles propuesto en los planos. Por ejemplo, una pendiente pronunciada de la vereda en el frente de la fachada obligaría a modificar los niveles de los pisos terminados, previsto en el proyecto, si es que desea que ningún tramo de la fachada quede debajo del nivel de la vereda. Este caso es mostrado en la Fig. 2.23. Algunas veces la profundidad de la red pública de desagüe resulta insuficiente para satisfacer las pendientes mínimas de colectores de las instalaciones sanitarias interiores. Cabe, en esta circunstancia, proponer la modificación de los niveles de los pisos terminados indicados en los planos (Fig. 2.24). En los proyectos de conjunto habitacionales debe ser práctica usual el estudio de niveles en relación con las pendientes de las veredas en los frentes de fachadas. Un escalonamiento ordenado arquitectónicamente puede ser propuesto (Fig. 2.25). Asimismo, aspectos vinculados con la protección contra humedad merecen, ser tenidos en cuenta en esta etapa de evaluación. También es posible, como resultado del estudio del plan de niveles, lograr significativa reducción de los costos de las partidas de movimiento de tierra, encofrados, etc. No obstante, cualquier modificación que se proponga deberá estar sujeta a previa consulta y aprobación de los proyectistas.

2.4.4.

Control de niveles en obra. Como ha sido ya indicado, al inicio de la obra y durante la progresión de los trabajos es necesario efectuar marcas de los niveles, a los que se referirán los diversos componentes de la obra: excavaciones, cimientos, muros, vigas y techos, etc., previstos en los planos. En obras de gran extensión será necesario emplear métodos y equipo topográficos, compatibles con la exactitud requerida. En obras relativamente pequeñas es aceptable adoptar procedimientos más simples; por ejemplo, el empleo de mangueras de plástico transparentes aprovechando el principio de vasos comunicantes. El método es ampliamente conocido en la práctica de obra. Al comenzar la obra de niveles son establecidos


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en poyos de concreto o en otros elementos fácilmente identificables, suficientemente estancos y convenientemente ubicados para evitar su remoción durante la progresión de los trabajos. Conforme avanza la construcción, las marcas se trasladan a columnas, muros etc. Es práctica común en construcciones de albañilería, “correr” nivel en el perímetro interior de los diversos ambientes, marcando el nivel + 1.00 m del piso terminado; a este nivel se referirán los diversos trabajaos y componentes de las edificaciones: altura e muros y de columna, encofrado de vigas y techos, dinteles de puertas y ventanas, y, desde luego, los niveles de los pisos terminados (Figs. 2.26, 2.27, y 2.28).


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CONSTRUCCIONES DE LOS CIMIENTOS MATERIALES CON QUE SE PUEDEN CONSTRUIR LOS CIMIENTOS Los materiales con que se pueden construir los cimientos dependen, en gran parte, del grado higrométrico del terreno y la mayor o menor facilidad que el mismo tenga para absorber el agua meteórica. Los tipos de cimentación hasta ahora conocidos, aparte del pilotaje que señalaremos o estudiaremos en capítulo aparte, son: a) de mampostería b) de mampostería hormigonada c) de hormigón ciclópeo d) de hormigón en masa e) de hormigón armado f) de ladrillo g) de piezas prefabricadas

CIMIENTOS DE MAMPOSTERÍA La piedra, es le elemento más generalizado no solamente en el ambiente rural, sino también en el urbano, donde es fácil observar cómo las fundaciones se resuelven con material pétreo. Pero no toda la piedra es apta para la construcción de cimiento y es conveniente que antes de elegirla se realice un ensayo previo, el que y en principio, nos dará a conocer si resiste bien a la intemperie y no es heladiza, reconociéndose prácticamente estos extremos si ha aguantado bien el aire libre, uno o dos inviernos. Tampoco deben emplearse piedras que estén aglomeradas con óxido de manganeso o hierro, ya que no resistiría al aire. Los esquisitos pizarrosos y piedras que al golpe se parte en lajas, no deben emplearse, pues son piedras en que la humedad pude penetrar fácilmente. En cuanto a las piedras que absorben agua o tienden a disgregarse por las heladas, deben desecharse por completo. Una excelente piedra de construcción, es aquella que no tiene grietas ni oquedades y en cuya rugosa superficie se adhiere mejor el material de agarre, cosa que no ocurre con las de superficie lisa, que siempre estarán expuestas al deslizamiento. En la tabla 7 puede verse algunas características técnicas de las piedras más utilizadas. COEFICIENTE DE TRABAJO DE LA PIEDRA PARA CIMIENTOS TABLA 7 Piedras Sillería de granito Sillería de arenisca Sillería de caliza dura Sillería de caliza blanda Mampostería de piedra molar Mampostería de granito Mampostería de caliza (húmeda) Mampostería de caliza (seca) Pizarra Esquisto

Peso específico Kg/m 2.600 a 2.900 1.800 a 2.500 2.000 a 2.500 1.600 a 2.000 1.200 a 1.500 2.200 a 2.500 2.300 a 2.500 2.200 a 2.400 2.600 a 2.900 2.700 a 2.900

3

Coeficiente de trabajo Kg/cm 40 a 50 20 a 25 12 a 15 5a8 6a8 10 a 15 6a8 6 a 10

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Pero esto, que sería tan sencillo, en la práctica no se suele hacer, salvo en algún caso aislado. En el mejor de los casos nos limitamos a reconocer la dureza de una piedra golpeándola con la maceta, de cuyo sonido observamos que si es hueco, sordo, la piedra es blanda mientras que, si el sonido es agudo, metálico, la piedra es dura. También reconoceremos la calidad de una piedra rompiéndola y viendo sus fragmentos: si éstos se presentan con aristas vivas propicias al corte, es dura y si estas aristas se presentan sin filo o con el canto romo, la piedra es blanda. De todas formas cualquier procedimiento será dudoso si, como decíamos antes, no se recurre a un laboratorio adecuado, que es quien en definitiva nos podrá dar la resistencia por centímetro cuadrado de una piedra con arreglo a su naturaleza.

TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC



MANERA DE CONSTRUIR LOS CIMIENTOS: LADRILLO; CAPA DE ARENA EN EL FONDO

DE

MAMPOSTERÍA,

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DE

En principio, por ser buenos conductores de humedad, descontaremos para material de agarre los morteros de yeso y cal, aunque este último sea discutible, y utilizaremos el de mortero de cemento Pórtland y, sin inconveniente el de cemento natural y cal hidráulica cuya dosificación variará según la humedad del terreno y su más o menos facilidad en absorber las aguas pluviales. Para terreno seco impermeable bastará con la dosificación 1:6, pero si el terreno es húmedo o absorbe con facilidad, el agua de lluvia y no se dispone barreras anticapilares, convendrá rebajar la arena para que el mortero resulte más impermeable. Esto en cuanto a terrenos corrientes que de los anegados, ya trataremos más adelante. Construir una cimentación de mampostería, equivale, en todos sus aspectos, a construir una pared por el mismo sistema, para la que se observará y aún se acentuará las reglas que para las mismas se usan. En la figura 63 presentamos un relleno defectuoso de mampostería ordinaria donde con línea de trazos hemos destacado la posibilidad de dos juntas si la piedra no es convenientemente aparejada, llamándose aparejo a la disposición en cuanto a trabazón de las piedras o mampuestos, procurando que sus hilados monten una sobre otra de manera que la superior mate la junta de la inferior (Fig. 64). Si el terreno es sensiblemente horizontal, se rellenará el cimiento hasta su rasante. Pero si la nivelación no está hecha, convendrá enrasar a unos 10 centímetros más bajo que el terreno con el fin de que, al efectuar la nivelación del muro, no haya necesidad de demoler parte de la cimentación pro haber quedado ésta más elevada y luego constituya un estorbo para aceras, calles, etc.

CAPA DE ARENA EN EL FONDO Recordamos que, con frecuencia, y una vez excavada la zanja de cimentación, ha surgido siempre el problema de cómo debería iniciarse esta cimentación. Queremos decir que si, por ejemplo, se trataba de un cimiento de mampostería, que es lo que en contacto con el terreno deberá ir, si una hilada de piedra en seco o un tendel de mortero. Las dos soluciones dejan que desear, pues al dejar y precisamente en la base piedras sin recibir, éstas quedarían sueltas y por muy bien que se macizaran con ripio siempre quedarían coqueras no muy interesantes desde el punto de vista constructivo; la segunda solución parece más racional pero presenta el inconveniente de que el tendel, al ser extendido con la paleta, ésta arrastraría tierra, que al confundirse con el mortero, le hará perder mucho de su resistencia máxima.

CIMIENTOS DE MAMPOSTERÍA HORMIGONADA La cimentación resulta con mampostería hormigonada constituye una derivación de la anterior con la diferencia de que, en vez de utilizar el mortero como material de agarre, se utiliza el hormigón. La piedra se dispondrá en hiladas horizontales. En cuanto al vertido del hormigón, podremos decir que colocada la primera hilada de piedra se recubrirá con una capa de hormigón que será apisonada con todo vigor, a fin de que “la grasa” se introduzca por todas la juntas que pudieran quedar. La mampostería hormigonada se realiza mediante banquetas escalonada para dar lugar (Fig. 65), a que la piedra sea colocada como si se tratara de mampostería. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC



Este trabajo tiene 4 importantes fases: 1° Al comenzar la cimentación, s echará en el firme la primera togada de hormigón, que un peón, calzado con botas de goma y provisto de un rastrillo repartirá a lo largo de la zanja de forma que venga a quedar de unos 10 cm de espesor. 2° El oficial, provisto de paleta sentará la primera hilada de piedra, calzándola lo suficiente con el mismo hormigón de la zanja, cuidando especialmente de que ninguna zona de su asiento quede en falso o con alguna oquedad. 3° Posteriormente se volverá a echar otra tongada de hormigón equivalente a la primera, en cuanto a espesor, que será igualmente repartida por el mismo procedimiento aprisionando después. 4° Volverá a ponerse otra hilada de piedra, pero esta vez retranqueada 50 ó 60 cm con el fin de presentar un buen enlace cuando se continúe el trabajo; y así sucesivamente hasta su coronación procurando hacerla coincidir con hormigón, cuya superficie se dejará a “paso regla” o sea sin rematar, para que luego el mortero de arranque de los muros “haga clavo” en las rugosidades; obteniéndose con esto una más íntima unión entre cimentaciones y paredes.

CIMIENTOS CON HORMIGÓN CICLÓPEO También se utiliza, sobre todo en grandes macizos, el hormigón ciclópeo. Tiene la ventaja sobre los anteriores de que resulta algo más barato al eliminar la mano de obra del oficial u oficiales, ya que para la confección y puesta en obra el hormigón ciclópeo, no se requiere especialización alguna, bastando, por tanto, los obreros con la categoría de peones. El hormigón ciclópeo es muy parecido a la mampostería hormigonada y en rigor deben observarse casi las mismas precauciones, con la sola diferencia de que en la primera debe colocarse la piedra como si se tratara de una pared. En el hormigón ciclópeo, la piedra puede ser más pequeña y ser tirada por el obrero desde lo alto de la zanja y siempre que las capas de piedra y hormigón, se lleven alternadas, es decir, tongada de hormigón con tongada de piedra, procurando que no se amontone la piedra ni roce con la pared de la zanja. Es decir que la piedra debe ir totalmente envuelta en hormigón pues en caso contrario se produciría la coquera; la terrible coquera de la que hay que huir a toda costa.

CIMIENTOS CON HORMIGÓN EN MASA Este tipo de cimentación es el más generalizado cuando las condiciones del terreno lo permiten; es también el que menos complicación tiene y el más rápido en su ejecución, máxime si se dispone de una hormigonera corriente de 250 litros, accionada con motor eléctrico de 220 voltios o con motor de gasolina.

RECONOCIMIENTO DE LOS ARIDOS QUE FORMAN EL HORMIGÓN Loa áridos que intervienen en la formación de morteros y hormigones deben tener ciertas características en cuanto a granulometría y limpieza de limos o arcillas. En la obra se reconocen las arenas tomando un puñado y estrujándolo en la mano. Si mancha y no cruje, será una arena deficiente; pero si ésta deja la mano limpia y cruje ásperamente, la admitiremos sin más averiguaciones. También se puede echar un puñado de arena en agua limpia, que quedará más o menos turbia según contenga más o menos impurezas. Pero estos reconocimientos de tipo práctico, no nos llevan al resultado final de conocer exactamente cuando un árido es apto o no para su empleo. Y ante la duda no nos quedará otro remedio que investigar químicamente su composición, lo que en la práctica, al no tratarse de un caso especial, se pasa por alto, quizá por el retraso que en la obra suponen todas estas gestiones, de no haberlas previsto antes de su comienzo. En las normas españolas se prohíbe el empleo de áridos con un contenido de arcilla superior al 3 por 100 en peso. Vamos a describir primeramente un ensayo de arenas a pie de obra. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Para ello se toma una probeta de cristal o de plástico de 250 centímetros cúbicos (Fig. 66). De la muestra representativa de la arena a ensayar se toma una determinada porción que se pasa por un tamiz y de la parte tamizada se echa en la probeta la cantidad necesaria para alcanzar en ella la división 100. A continuación se agrega agua hasta la división 150 y tapando la probeta con la mano, o mejor aún con un tapón de goma, se agita vigorosamente durante tres minutos. Se deja sedimentar en reposo completo durante una hora y al cabo de este tiempo se observará en la probeta tres zonas: La inferior estará constituida por la arena que ya se habrá depositado. Una zona intermedia constituida por la sedimentación de limos y arcillas; y Una tercera zona de agua trasparente o ase trasparente. Si la zona ocupada por la sedimentación de arcilla es decir, la intermedia, mide menos de 8 mm (Fig. 67) la arena es totalmente utilizable, siendo tanto más limpia cuanto menor sea esta zona. Si esta zona tiene exactamente 8 mm, la arena tendrá el ya prohibido 3 por 100 de arcilla, por tanto se deberá lavar, si ello es económicamente posible, o desechar en caso contrario. No hay que decir que si la zona fuese superior a 8 mm (Fig. 68) es que pasa del 3 por 100, tanto más cuanto más amplia sea esta zona. Determinación de la materia orgánica existente en un árido Uno de los principales enemigos de un mortero o de un hormigón es la materia orgánica, hasta tal punto que ésta puede llegar a impedir que el hormigón fragüe o, en el mejor de los casos, reducirá su resistencia mecánica haciéndole más atacable por los agentes atmosféricos y reduciendo en mayor o menor cantidad su durabilidad. El que una arena o un árido manche los dedos, no es prueba suficiente para desecharla, bien es verdad que la mayor parte de las veces será así, pero es necesario cerciorarse bien, sobre todo, cuando obtener una buena arena de miga o de río resulte caro. Para analizar un árido desde este punto de vista, s sigue el procedimiento de Duff Abrams. Primeramente disolveremos completamente 15 gramos de sosa (hidróxido sódico) de buena calidad, en medio litro de agua. Conviene emplear una disolución recientemente hecha, ya que si lleva mucho tiempo preparada podría estar impurificada y falsearnos los resultados. A continuación pondremos en una probeta graduada de 300 centímetros cúbicos, árido hasta la división 200. Seguidamente se tapa la probeta con tapón de goma o cristal y se agita vigorosamente unos minutos, dejándola a continuación en reposo. Transcurridas 24 horas de reposo, se observa el color del líquido existente encima de la arena de acuerdo con las siguientes características: Árido bueno para todo: líquido transparente o ligeramente amarillo. Árido bueno sólo para trabajos que no sean delicados: líquido anaranjado. Árido malo, pero utilizable en trabajos secundarios líquido de color parduzco. Árido rechazable totalmente: líquido casi negruzco. No demos, pues, más palos de ciego con respecto a la determinación de un árido y enfoquemos las cosas, desde su principio con un punto de vista más objetivo y más eficiente, ya que, unas horas perdidas (y que para estos ensayos se puede aprovechar la transición entre excavación y preparación de hormigonado) no significan nada si ello nos puede reportar una gran tranquilidad eliminando, en un principio, muchas preocupaciones con respecto al comportamiento de los áridos, material básico, por el momento en la construcción de edificios. Para las cimentaciones de hormigón en masa no es recomendable, económicamente, construirlas 3 con dosificaciones que pasen de los 200 kilos de cemento por m de hormigón; en la práctica el más utilizado es el de 150 y en algún caso, el aludido de 200.

CONFECCIÓN DEL HORMIGÓN A MANO El hormigón, como todo el mundo, sabe, es una mezcla de cemento, grava y arena, cuya dosificación varía según el fin a que se destine. Los cementos a utilizar son los de fraguado lento y, a ser posible, los denominados cementos artificiales Pórtland, aunque en cimentaciones de no mucha envergadura, pueden utilizarse los naturales. Pero lo que sí discutiremos son los de fraguado rápido por la razón de que como todo hormigón necesita un apisonado y éste lleva algún tiempo, aquél fraguaría antes de comenzar tal operación. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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A continuación presentamos en la tabla 8 las dosificaciones más comúnmente usadas en fundaciones de edificios, indicando en las primeras columnas de proporción en volumen; y en la cuarta los kilos de 3 cemento que entran en tal proporción por m de hormigón y la última, sus aplicaciones.

Cemento

APLICACIONES DEL HORMIGÓN EN CIMIENTOS Arena Grava Kg de cemento por m2

1 1 1

1´50 2 3

3 4 6

400 300 200

1

4

8

150

TABLA 8 Aplicaciones Hormigón armado Cimentación de máquinas Cimientos de alguna importancia Cimientos ordinarios

Relación agua – cemento En la confección del hormigón, la relación agua – cemento es de vital importancia, ya que un exceso de aquélla resta un poco su resistencia mecánica, lo que hace necesario contratar a obreros y capataces con cierta responsabilidad moral, pues hemos visto muchas veces cómo éstos, llevados de su tendencia a reducir el trabajo, de apisonado, procuran añadir al hormigón la mayor cantidad de agua posible y se impone la necesidad de que el hormigón sea trabajado convenientemente cuando no son muy manejables por excesivamente secos. Una prueba práctica de la relación agua – cemento, la obtendremos fácilmente de la manera siguiente. Si al tomar un poco de hormigón y oprimirlo con la mano, se forma una bola y resume ligeramente y conserva su forma al soltarla, puede admitirse que la cantidad de agua es la conveniente. A no se en obras pequeñas o de escasa importancia, en la actualidad no se hace el hormigón a mano, pero como esta práctica se sigue utilizando especialmente en el ambiente rural, daremos aquí algunas normas al efecto: Sobre una pastera confeccionada con tablas o sobre una chapa, vamos volcando ordenadamente y con arreglo a la dosificación del hormigón que queremos realizar, los áridos y el cemento en seco. Este montón se volverá, como mínimo, tres veces al objeto de que el cemento se mezcle íntimamente con los áridos, cosa que reconoceremos cuando el montón haya tomado un color gris uniforme. Realizando esto se irá volteando, al mismo tiempo que otro obrero eche agua en pequeñas dosis; hasta conseguir la pastosidad común del hormigón y que reconoceremos mediante la prueba ya indicada. Las normas alemanas prescriben que para el volteo en seco, se mezclará separadamente la arena con el cemento y luego al montón resultante se le adicionará la grava, con lo que ya todo junto se procederá a nuevos volteos. Esto es comprensible, pues si el secreto de un buen hormigón es el que el cemento se confunda y mezcle uniformemente cuando más volteos en seco se den mayor será esta uniformidad.

CONFECCIÓN MANUAL DEL HORMIGÓN EN CUBETAS ESPECIALES Uno de los procedimientos que simplifica extraordinariamente la puesta en obra o el volcado del hormigón en zanjas, pozos de cimentación, etc., es la confección del mismo en cubetas especiales (Fig. 69), en donde puede hacerse el hormigón sin mas operaciones auxiliares que, como decimos antes, su puesta en obra, lo cual facilita la forma cóncava del sistema que estudiamos. Mezclaos a mano todos los elementos que integran el hormigón no es necesario trasportarlo a lugar alguno, ya que con un simple impulso, la cubeta bascula, pudiendo terminarse la operación mediante una batidera de palo largo, si es que TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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en el primer impulso no haya volcado todo y hubiera quedado dentro del aparato restos del material.

CONFECCIÓN MECÁNICA DEL HORMIGÓN Pero hoy en día y debido también a las amplias facilidades que las casas constructoras del material auxiliar para obras, conceden, es fácil que cualquier contratista de obras, por modesto que sea, posea una hormigonera con la que, no sólo se consigue que el esfuerzo humano sea menor al confeccionar el hormigón, sino que su rendimiento es mucho mayor. Hay varios sistemas de hormigoneras: desde las más sencillas, hasta el complicado castillete; pero las más usuales son los dos modelos que presentamos a continuación: Hormigonera de bombo oscilante: La figura 70 representa una hormigonera de este tipo, que suele ser de tamaño pequeño pero no más de medio saco de cemento. Como observará el lector en la figura, va dispuesta para motor, hincándose la plataforma del mismo, ya que a estas hormigueras se las puede adoptar, distintamente, bien un motor eléctrico o uno de gasolina. Las características técnicas de esta hormigonera son:  Capacidad del tambor, 160 litros. 3  Rendimiento, 3 a 4 m por hora.  Potencia del motor, 2 CV. Peso propio de la máquina, incluyendo el carro de transporte, 450 Kg. La mezcla del hormigón es debido a que el tambor donde van alojados los materiales lleva dispuesto unas palas fijas, las que, al girar, mezclan los componentes del hormigón, mezcla que será más completa cuando más rápidamente se consiga remover los materiales mediante el movimiento reseñado. El tiempo de amasado contado desde que ha terminado de cargarse el tambor hasta la descarga de éste, viene determinando por la velocidad de la máquina y el volumen del material que interesa mezclar. La velocidad del tambor (velocidad óptima, es inversamente proporcional a la raíz cuadrada del diámetro del tambor), por ello, la duración del a mezcla debe ser, en hormigonera de eje vertical (basculante del tambor) de 30 segundos en un tambor de un metro de diámetro. Y en hormigoneras de eje horizontal, 90 segundos con tambor también de un metro de diámetro. En hormigoneras de eje inclinado, 120 segundos con una cubeta de un metro de diámetro. Hormigoneras fijas de tambor giratorio: Estas hormigoneras llevan una tabla junto a la estructura de la máquina para recibir los materiales, canal inclinable con doble mando para descargar el depósito dosificador de agua. La figura 71 corresponde a una hormigonera del tipo que describimos. Se construye de diversos tamaños según capacidad del tambor. Estas máquinas son para obras de importancia, por su capacidad y rendimiento, proporcionado grande masas de hormigón con regularidad. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


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A continuación presentamos dos cuadros con las características de capacidad y rendimiento de las hormigoneras de tambor basculante y fijo más corriente utilizadas en España. HORMIGONERAS DE TAMBOR BASCULANTE TABLA 9 Fabricante

Modelo

Capacidad litros

Rendimiento en 8 horas m

Ferrovías y

22011

125

20

Siderúrgica

22014

180

24

“

22012

250

40

“

22013

325

48

El Medrano

160

160

24

“

300

300

48

H-1

160

32

“

H-2

160

47

“

H-3

265

64

“

G-2

160

32

Emira-10

200

65

“ 20

250

“

“ 40

377

“

“ 50

600

“

SHP.20

200

40

Jautor-250

250

42

27-C

270

56

27-SC

270

32

“

35-SC

350

40

“

35-C

350

64

“

Mipra

160

28

Mipra

300

72

OB

150

35

Guardiola, S.A.

El

material

industrial

C.A.

Huarte y Cía. Gumersindo García Luis Grasset

Metalúrgica San Martín “

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Florencio Gómez Es muy importante que para confeccionar el hormigón en la hormigonera, se echen en ella los diferentes elementos siguiendo exactamente este orden: 1° Agua 2° Cemento 3° Arena 4° Grava


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001

Fabricante El Medrano “ “ Luis Grasset “ “ “ “ “ “ Ferrovías y Siderurgia “ Florencio Gómez “ “ “ “ “ “ “ Metalúrgica San Martín “ “ “ “

ENCOFRADOS FIERRERÍA HORMIGONERAS DE TAMBOR FIJO TABLA 10 2 Modelo Capacidad litros Rendimiento en 8 horas m Universal 500 Universal 750 Universal 1000 50-T 50-C 80-T 80-T 100-T 150-T 150-C 22031 22032 0 T-1 T-2 T-3 T-4 T-5 C-1 C-2 Roll-100 Roll-200 Roll-300 Roll-750 Roll-100

500 750 1000 500 500 800 800 1000 1500 1500 1000 1500 130 200 350 700 1000 1350 200 350 100 200 300 750 1000

184 272 360 80 80 144 144 176 288 288 160 240 35 48 80 160 240 320 48 80 24 48 72 184 240

Ya que, de no hacerlo así, el hormigón no saldría homogéneo y habría zonas en las que sobraría de un material y faltaría otro. Sobre todo hay que tener especial cuidado en echar el agua primero y su medida exacta, pues se ha dado el caso de que al adicionar agua, el hormigón ha salido bueno en su parte superior, quedando, en el fondo, completamente seco. Esto es fácil de comprender si se observa el trabajo de una hormigonera y la función de sus palas interiores, las que tienen por objeto impeler hacia arriba los elementos menos pesados consiguiendo confundir y mezclar todos los elementos uniformemente.

PUESTA EN OBRA DEL HORMIGÓN El hormigonado o puesta en obra del hormigón, lo llamaremos hablando de cimentación, relleno de zanjas. Consta de dos fases: El transporte desde el lugar de su confección y el lanzamiento propiamente dicho. El transporte puede hacerse mediante carretillas y, si se trata de obras de mucha importancia, mediante trenes de hormigonar, castilletes de distribución o cintas transportadoras. El lanzamiento tiene como remate el apisonado del hormigón, que se realiza mediante pistones, generalmente de hierro. Nos ha dado siempre un resultado práctico, consiguiéndose notables aumentos en el rendimiento del trabajo, volcar el hormigón directamente en las zanjas mediante una tolva de madera o chapa realizada al efecto (figura 72), y, sobre todo, para grandes extensiones a hormigonar, si se dispone de hormigoneras accionadas con motor a gasolina porque permiten un largo desplazamiento de los tendidos eléctricos.

MECHINALES Pero antes de echar en las zanjas de primeras cargadas de hormigón, se replanteará con sumo cuidado el lugar en que se hayan situado los conductos para aguas residuales, así como su altura. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Esto tiene por objeto el prever antes del mezclado de cualquier tipo de cimentación, no la colocación de los tubos, sino los huecos por donde han de introducirse los mismos, ya que, de otra manera, sería forzoso perforar la cimentación, lo que significaría un costoso trabajo además de la forzosa vibración producida por el mazo y el puntero, cosa no muy recomendable. Estos mechinales pueden dejarse sin perjuicio para el cemento de las dos formas siguientes: a) de madera b) de yeso Los de madera no son más que un pequeño encofrado realizado mediante cuatro tablas clavadas por su extremo y fijados en la masa de hormigón mediante el mismo. Estos tienen el inconveniente de que, si el cimiento o la situación de los mismos es profunda, costará trabajo recuperar las tablas, por lo que nosotros siempre hemos preferido lo de yeso. Con yeso corriente, se hace un macizo cilíndrico con diámetro un par de centímetros mayores que lo que luego tenga el tubo y de igual longitud que el ancho del cemento. Una vez fraguado y endurecido el yeso se coloca en sentido transversal a la zanja y en el lugar indicado por los planos, y se hormigona tranquilamente, para después cuando convenga, perforar fácilmente, con cualquier herramienta puntiaguda, este yeso. Lo que se conseguirá a los pocos momentos, teniendo el conducto perfectamente logrado. El que recomendamos que se haga un par de centímetros mayor que el tubo, es con el fin de contar con la holgura necesaria para introducir cómodamente después los conductos.

UNIONES DE HORMIGÓN INTERRUMPIDAS Ocurre diariamente que en el relleno de zanjas, bien por terminación de jornada de trabajo, o bien por traslado de tajo, etc, se interrumpe la construcción de un cimiento, que no obstante y pasada esta circunstancia transitoria será necesario continuar. Para ello, a fin de establecer en lo posible su continuidad monolítica, esta interrupción no se dejará con el talud natural que forma el hormigón ni mucho menos en su plano inclinado (figura 73), sino que se tomará ciertas precauciones que conviene reseñar.Calculado el espacio en que acabaremos de hormigonar, con unas tablas de encofrar haremos un encorado en forma de línea quebrada (Fig. 74) o si se considera más fácil en forma de V (Fig. 75), que fijaremos en las zanjas mediante unos pequeños codales, cuyo encofrado se podrá retirar en el momento en que el hormigón haya tomado algo de consistencia. Si al reanudar la cimentación consideramos que la cara o caras con las que se mantuvo en contacto con el encofrado quedarán lisas o casi enlucidas, se salvará, en parte, esta dificultad picando las superficies correspondientes y vaciándolas después con abundante lechada de cemento puro. Caso de que su continuidad sea en sentido ascendente, se anclarán unas piedras tal y como se indica en la figura 75; pero sin olvidar la lechada dicha anteriormente, precaución a tomar no solamente en cimientos, sino también en cualquier estructura en la que el hormigón sea el material preponderante de relleno.


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PROTECCIÓN CONTRA LA INTEMPERIE Aparte de los agentes químicos (de los que haremos mención en el último capítulo de la presente monografía) los enemigos del hormigón son las variaciones de temperatura y, más concretamente, las heladas y el calor excesivos. Las temperaturas muy bajas retrasan el fraguado, debiendo suspenderse esta operación cuando el terremoto marque 4°. Algunos autores aconsejan que si a una temperatura de 0° es necesario continuar hormigonando, se añada a la masa aditivos tales como el cloruro de calcio en una proporción en peso del 4 al 5 por 100, o bien se calienta el agua de amasado; pero estos procedimientos tienen el inconveniente de disminuir la resistencia mecánica del hormigón. No obstante y si por la noche pueden preverse heladas deberá protegerse el cimiento mediante paja, tierra, sacos, etc. A los 7 días de endurecido un hormigón el peligro de heladas ha cesado por completo. En las altas temperaturas de 35 a 40° es más práctico dejar de hormigonar, pero se insiste en ello, convendrá resguardar el cimiento del sol por medio de sacos, ramas, etc., sobre los que continuamente se tendrá un ambiente de humedad mediante riesgos continuos. Como dato curioso diremos que tanto el aspecto de bufado (calor) como el de halada, no se diferencian nada en absoluto. HIERROS “EN ESPERA” En un edificio de estructura de hormigón armado, pero cuya cimentación corrida se haya resuelto con hormigón en masa, la unión de ésta y los pilares se resuelve mediante las “esperas”, cuya definición corresponde al argot de albañilería. Estos hierros, embutidos en la cimentación y sobresaliendo por encima de la rasante de la misma, tienen como misión la de unir toda la estructura, por lo que estos hierros y aun respondiendo al cálculo deberán tener un par de diámetros más que el que le corresponda al pilar. La situación exacta de los mismos es como se presentan en la Fig. 77 (plata) y Fig. 78 (sección) o sea la parte embutida en hormigón (no menos de 69 cm) deberá ser igual a la que se eleva por encima del nivel del mismo. Si el replanteo del edificio se ha realizado por el sistema de camillas la colocación de los esperas se realizará fácilmente si efectuamos la colocación (cosa que de otro modo no sería posible) antes de que el hormigón se endurezca, es decir que el momento justo de su colocación es cuando éste comienza su fraguado. De camilla a camilla (Fig. 79) se tiran los cordeles en cuyo centro se formará un cuadrilátero que será el pilar, y para lo cual habremos descontado los gruesos de recubrimiento. A más los gruesos de los hierros del pilar, posteriormente será fácil introducir los hierros en el hormigón, auxiliándose de una maceta haciéndoles pañear con los cordeles fijados anteriormente. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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CIMIENTOS CON HORMIGÓN ARMADO En edificios muy cargados y en suelos movedizos a los que, por su constitución geológica, para dar con el firme es preciso ir a grandes profundidades, se hace necesaria la utilización del hormigón armado para la cimentación. El hierro que se utiliza en hormigón armado, es el llamado acero dulce y también hierro siemens que se presenta en forma de varilla de sección redonda suministrándose en los calibres de 5 a 40 mm, aunque los más utilizados en la construcción son 5, 6, 7, 8, 12, 14, 18, 20, 22, 24, 25, y 30. La prueba o ensayo del hierro en obra, puede hacerse mediante el doblado en frío sobre otra barra de doble diámetro (Fig. 80) sin que aparezcan grietas ni señal alguna de rotura. La característica primordial el hormigón armado es la perfecta colaboración que existe entre los dos elementos para soportar toda clase de fatigas, estándole reservada al hormigón los esfuerzos de compresión mientras que el hierro absorbe los de tracción. Algunos autores aconsejan que las armaduras se introduzcan en los encofrados libres de óxido o herrumbre, pero la práctica diaria demuestra que puede ahorrarse este trabajo ya que, en varias ocasiones que no se ha limpiado, al efectuar demoliciones, las armaduras salieron completamente intactas y casi pulidas. Pero lo que sí es imprescindible es que la armadura esté lo suficientemente envuelta en hormigón para que los agentes exteriores no provoquen su oxidación. Este recubrimiento de unos 2´5 centímetros como mínimo, debe preverse de antemano, pues en caso contrario puede venir la ruina (o al menos grietas peligrosas) en la obra y precisamente por oxidación de la armadura. Es decir, que en rigor no importa que la armadura se utilice oxidada, sino que, posteriormente debe evitarse su oxidación.

COLOCACIÓN DE LAS ARMADURAS La colocación de la armadura de pilares, pude hacerse cuando el hormigón de la cimentación ya está endurecido. Deberá encajar perfectamente en los cuatro hierros “en espera” a los que se asegurará mediante ligaduras efectuadas con alambre de atar.

BANCO FERRALLISTA Actualmente existen máquinas que con un mínimo esfuerzo doblan el hierro automáticamente, aunque éste sea de gran calibre (Fig. 81). Esta máquina va montada sobre chasis de ruedas para facilitar su trasporte a aquellos puntos de la obra en que convenga situarla. Para su accionamiento consta de un pedal y dispositivos para su mando a mano. Después de haber doblado un hierro adquiere automáticamente su posición inicial, y puede doblarse tanto hacia la derecha como hacia la izquierda sin necesidad de cambiar su dispositivo, lo cual supone el ahorro de personal especializado en el trabajo del hierro. Se construye en tres tipos, SINDO la mayor la que es capaz de doblar en frío hasta redondos de 50 mm, siendo accionada por un motor eléctrico de 4 CV, y tiene un peso propio de 1,500 kg.


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Otras máquinas de pocas pretensiones son las dobladoras a mano, las qué, por ser de sobra conocida no reseñamos y las que también son sustituidas por el banco de ferrallista, que es como si dijéramos lo más elemental en esta clase de trabajos. Con un par de tablones fijaremos mediante puntas clavadas de oído a unas barraquetas corrientes, de andamio, formaremos un buen banco de ferrallista. Para el doblado del hierro, en uno de los extremos clavaremos unas puntas gruesas sin cabeza o mejor aún unos recortes de hierro de calibre 5 u 8 en las que se ha practicado una aguzadura, en sentido diagonal a la barra y tal como se dispones en la figura 82; para después y con los grifos correspondientes se hará el doblado. Para que el hierro se mantenga rígido convendrá situar espaciadamente y a lo largo de la varilla, unos hierros iguales a los descritos en forma de tresbolillo (misma figura). Para el doblado de los hierros de compresión bastará hacer una plantilla, aunque en realidad y tal es la pericia de muchísimos ferrallistas que con sólo este artefacto hemos visto realizar obras de gran envergadura.

LIGADURAS Ya hemos enunciado antes que el atado o ligaduras se efectuarán en las armaduras de hormigón armado mediante el alambre de atar, que no es más que un alambre arrollado. Para ello hay también atadores mecánicos (figura 83), los cuales ahorran un 80 por 100 de mano de obra, efectuando de 3.000 a 1.500 atados por hora, según sea más o menos grande el aparato. Las ligaduras a mano, se realizan pasando el alambre de manera que la ligadura presente la forma de cruz de San Andrés, la cual se fijará mediante la tenaza, dando vueltas al alambre y tensándolo mediante leve apoyo de la cabeza contar el hierro de la armadura. La operación se termina cortando el alambre sobrante, cuidando de que no sea al mismo tipo de la armadura, ya que de esta forma se disminuirá el atado, todo lo cual se muestra gráficamente en la figura 84.

CIMIENTOS CON FABRICA DE LADRILLO Si por cualquier circunstancia, final de jornada, etc., hubiera necesidad de interrumpir la construcción del cimiento convendrá dejarlo en superficie escalonada o mejor aún con entrantes y salientes a modo de dientes, pues de este modo al continuar los trabajos se conseguirá una más perfecta trabazón y continuidad (Fig. 86). Para terrenos eminentemente secos y para edificios de tipos chalet o casita de campo, no hay inconveniente en construir la cimentación con ladrillo macizo o mejor aún con el ladrillo denominado “gafa” que es el que tiene dos agujeros en el centro en forma de óvalo. Este ladrillo tiene la ventaja de que, al introducirse el mortero por los referidos agujeros, éstos se opondrán al deslizamiento con mucha más firmeza que los corrientes. El ladrillo deberá estar bien conocido, no tendrá TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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caliches y sus superficies deberán presentar un aspecto rugoso. Toda su masa será de composición homogénea. La prueba práctica de la calidad del ladrillo se hace frotando uno contra otro, pues si está bien cocido sus superficies permanecerán inalterables mientras que, en caso contrario, su masa se desmoronará. Otra prueba consiste en golpearle con un objeto duro, debiendo el sonido resultante ser agudo, metálico. La cimentación con ladrillo se ejecutará con arreglo a las normas existentes para los muros previniendo y dejando los pasos correspondientes a las tarjetas, las que se construirán mediante pilastra haciendo, como dintel de las mismas, una cuantas vueltas a modo de arco de descarga. Antes de su puesta en obra, los ladrillos deberán ser regados con abundancia y puestos sobre las hileras a restregar sobre buena pasta de mortero y, mejor aún, vaciando el cubo por entero y extendiéndole con la paleta. El aparejo más indicado es “a la española”, o sea a tizón con juntas encontradas. Si las paredes de las zanjas con respecto al grueso de la cimentación lo permiten, se dispondrán las miras correspondientes y en todo caso se verificará el nivel, pero nunca se hará en forma que éste apoye directamente en las hiladas, sino en una regla larga, tal como se enseña en la figura 85. Durante el tiempo que dura el fraguado del mortero se mantendrá la cimentación en un bien ambiente de humedad mediante riesgos. Los tendeles no deberán ser excesivos, procurándose un grueso de juntas entre los 5 y los 12 milímetros. En los cimientos escalonados de fábrica de ladrillo, el ancho se aumentará siempre en medio ladrillo, de modo que cada lado cuente con un sobrando de ¼ de ladrillos. En las paredes medianeras se da todo el sobreancho, de ½ ladrillo, en el lado interior. De este modo los escalos serán:  Fábrica de ladrillo con cal y ensanche en ambos lados, 2 hiladas.  Fábrica de ladrillo con cal y en un solo lado, 4 hiladas.  Fábrica de ladrillo recocido o de máquina, 1 a 2 hiladas. El escalón inferior se construye, en general, una o dos hiladas más alto, ya que en la hilada inferir, por estar colocada sobre el terreno, a veces eficiente, no se puede contar con la misma resistencia y distribución de fuerzas que en la hilada superiores. Las figuras 87 y 88 ilustrarán estos conceptos.

CIMIENTOS CON PIEZAS PREFABRICADAS En Bogotá, y en el Centro Interamericano de Viviendas se desarrollaron unos interesantes estudios, con carácter de ensayo, al objeto de dotar las viviendas de un tipo de cimentación con piezas prefabricadas. Describimos este tipo de cimiento prefabricado en las figuras siguientes: Fig. 89. Excavación realizada, a la manera tradicional. Fig. 90. En el fondo de la zanja, relleno de arena de 10 cm de espesor y sobre la misma una barrera capilar de asfalto. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Fig. 91. Cimentación de bloques huecos, dirección en forma de trapecio que facilita la transmisión de la carga al terreno. Fig. 92. Sobre los bloques huecos de la cimentación se indica la construcción del muro, también de bloque huecos. Fig. 93. Con el relleno de tierra la cimentación queda terminada. Otro tipo de cimentación prefabricada, es el realizado por los franceses, de cuya construcción dan idea las figuras siguientes:


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Fig. 94. El bloque hueco que constituye el cimiento en mutua ligazón con el panel, también prefabricado, es izado por una grúa y colocado en el lugar correspondiente. Fig. 95. Detalle constructivo del cimiento con la pared incorporada al mismo, mostrando los mechinales por donde se inyecta el cemento y donde se aprecia también la ubicación de la cubierta y el cielo raso. Fig. 96. Cimentación prefabricada continua de cerámica precomprimida de Freyssinet.

ENCOFRADOS Aunque a simple vista sea una paradoja muchas veces nos hemos visto obligados a encontrar parte o toda de una cimentación. No siempre los terrenos son sensiblemente horizontales, sino que, por el contrario, presentan pequeñas ondulaciones, donde no merece la pena realizar una cimentación escalonada, y es entonces cuando, para continuar el nivel de la cimentación, se impone el encofrado. En las figuras 97 y 98 se muestra un ejemplo de lo dicho, cuya orientación suele bastar con unos cuantos tableros y, si acaso, algún tornapunta, ya que el propio terreno hará las veces del mismo. Como norma general para la preparación de los tableros, diremos que los barrotes extremos de los mismos no se disponen a ras de los extremos de las TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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tablas, sino remitidos en un espesor de tabla. Todas las cruces de barrotes extremos y tablas se aseguran con dos clavos, los de barrotes intermedios, con un solo clavo. Los clavos se colocarán de modo que la distancia al borde de la tabla en dirección a la fibra, sea por lo menos de 10 diámetros del clavo y transversalmente a la fibra de 5 diámetros. Con esto no solo trata de evitarse que se raje la madera, sino que también se procura buen asiento a la cabeza de los clavos y, por lo tanto, eficacia estática. Si un clavo se encuentra muy cerca de la testa de la tabla, un esfuerzo de tracción en sentido de la fibra no encontraría resistencia delante del clavo y se abriría la madera. Por eso dejando por lo menos 10 diámetros al final de la tabla, se tendrá madera suficiente para oponer resistencia al esfuerzo de cortadura ejercido por el clavo. El consejo de situar el clavo a 5 diámetros al borde de la tabla en sentido vertical a la fibra, lo justificamos porque un clavo es como una cuña que tiende a separar la fibra de la madera y para que quede fuera es necesario que encuentre en la tabla la resistencia suficiente. Tampoco los clavos deben clavarse muy próximos entre sí, pues cada uno de ellos acentuará en este caso el efecto de cuña de su compañero corriendo el riesgo de hendir la madera o de que los clavos no queden firmes y asegurados. Dado el caso anterior de cimentación, con las indicaciones que acabamos de dar para la confección de tableros, realizaremos las mismas, para uso repetido, con arreglo a la figura 90. También puede suceder que para alcanzar la cota que nos indique el plano de cimentación, esta “salga” fuera de la rasante del terreno y entonces el encofrado se hace un poco más complicado en cuanto a su arriostramiento se refiere y que estudiaremos seguidamente. Como las tablas de los tableros resultan fatigadas por flexión y los barrotes son los destinados a recibir el empuje, es decir a impedir la flexión de las tablas, es preciso elegir la distancia del embarrotado de acuerdo con los esfuerzos que se presente y cuya distancia limite debe ser la de 60 cm. También en principio, obtendremos un ahorro notable en la clavazón si disponemos el embarrotado de los tableros de forma que estos se hinquen en el terreno (Fig. 100). Se aseguran solo con un clavo a la tabla superior del tablero y, circunstancialmente, alguna tabla que no siente bien para evitar escapes de hormigón e imperfecciones en los parámetros. Hay muchas maneras de arriostrar los encofrados, pero la que ha nuestro juicio es la más conveniente, tanto en el orden técnico como en el económico, es la representada en la figura 101. Las correas las haremos con cuadrillo de 10 x 10 cm; estas tienen por objeto absorber más aun el empuje a flexión, ya que suponemos una cimentación de alguna importancia. Cada 80 cm. longitudinales, dispondremos de latiguillos con hierro de  5 mm (estos latiguillos, una vez desencofrados, se cortarán a ras del hormigón, aunque hay también quien acostumbra a doblar el hierro sobrante con el que el elemento adquiere algo más de consistencia) que terminaremos de tensar mediante cuñas. A excepción de las carreras y estacas, se puede utilizar tabla de 10´5 x 2´5 cm. Los codales, que en realidad no son más que escotillones con el ancho exacto de lo que ha de ser la cimentación y que hay que ir quitando a medida que avanza el relleno de cimientos, los fijaremos TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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provisionalmente con clavos sin embutirlos totalmente en la madera para su fácil extracción. Dando a las tablas un filo de cierra en su mitad obtendremos los codales. La longitud de los tornapuntas depende de la altura de los cimientos y de la distancia de las estacas a los tableros. El tornapunta debe quedar con inclinación de 45 a 60° y su pie clavado en un costado de la estaca. Para completar la rigidez o arriostramiento del tornapunta es preciso triangular la unión con una solera o riostra. Esta es una pieza horizontal o muy inclinada que va del pie del tornapunta a la base del barrote y va clavada a la estaca. Nunca se clavará el tornapunta y la solera al mismo lado de la estaca, sino uno por la derecha y otro por la izquierda, con objeto de que la estaca trabe mejor. Disponiendo los tornapuntas de este modo y colocando bien las carreras y latiguillos, se obtendrían encofrados con estabilidad perfecta. BÓVEDAS Cuando para encontrar un terreno firme sobre el que asentar el edificio debe excavarse profundidades superiores a los 2 m, desde el punto de vista económico no es aconsejable el cimiento continuo y es entonces cuando se recurre a la cimentación llamada discontinua. Cimentación discontinua es aquella que está formada por una base previa de pilares o bóvedas, sobre la que se establece la obra de fábrica; o sea que en vez de efectuar la excavación en zanja, se procede: 1° A la construcción de pozos de cimentación que estarán separados unos de otros, como máximo de 3 a 4 m. El material de relleno de estos pozos, es el hormigón. También se puede utilizar el ladrillo. 2° Construcción de arcos entre pozo y pozo de cimentación. Estos arcos son de obra de fábrica o de hormigón, llamados usualmente arcos de descarga. 3° Cimentación continua sobre la base formada, con obra de fábrica corriente. Los pozos se procurarán distribuir entre los puntos más cargados (ángulos, entre paños, etc.), pueden tener sección rectangular. El relleno de los pozos con hormigón se efectúa por capas sucesivas de 20 a 30 cm bien apisonadas. Las cimbras de los arcos de cimentación las forman el terreno mismo, para lo cual se acondiciona el terreno mediante riesgos y apisonado. Los arcos pueden ser: de medio punto (véase figura 23), rebajados o elíptico, aplicándose estos últimos cuando los pozos estén muy distanciados unos de otros, en cuyo caso es necesario unirlos en los arranques con una varilla de hierro para compensar empujes, como puede verse en la figura 24 del primer capítulo.

BOVEDAS INVERTIDAS Una forma de repartir la presión de pilares aislados al terreno, es la construcción de bóvedas invertidas cuyos arranques están bajo los zócalos de los distintos pilares de cimentación, tal como se indica en la figura 27 del primer capítulo. Esta clase de tipo de cimentación sirve para sustituir a las lozas y vigas de hormigón armado, y hoy en día casi no se emplean. No obstante, esta clase de bóvedas se pueden colocar como sostén parcial de la obra o en toda la extensión de su superficie, en cuyo caso es necesario que se proyecte para aguantar fatigas longitudinales que producen las bóvedas. Especialmente en sus arranques, para lo cual se colocan (como anteriormente dijimos) tensores bien protegidos contra la oxidación. Un caso concreto de construcción de bóveda invertida puede ser un puente de ferrocarril cuyas sobrecargas de trenes, no es imposible transmitir al terreno solamente mediante las pilas y estribos, sino que es necesario la superficie adicional de la bóvedas invertidas, cosa que también permitirá reforzar las pilas y el arco superior. Este sistema de cimentación que estudiamos, adolece del defecto que si los asientos son desiguales, la propia acción de la bóveda no tiene lugar, pudiendo agrietarse, con el inconveniente de la falta de ligazón de conjunto.

ZAPATAS Se da el nombre de zapatas, a los zampeados escalonados que gradualmente pasan, del grueso del muro, al nivel de mayor superficie de sustentación, lo que ya se estudió debidamente en el apartado sección escalonado y a la cual remitimos al lector.


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ZAPATAS ARMADAS Las zapatas armadas pueden construir un sustitutivo del emparrillado y tienen como finalidad repartir la carga en una mayor superficie. En rigor no es más que una losa armada como puede verse en la figura 102.

CIMENTACIÓN SOBRE ARENA Cuando el terreno es arenoso el mejor sistema es el pilotaje, pero sus características ya las veremos más adelante al tratar este tema. Ahora vamos a estudiar la arena como base de sustentación. La arena se ha empleado bastante como cimentación: ejemplo: depósitos de palastro para gasolina. Pero para ello es necesario que el terreno reúna 2 características esenciales: que no sea demasiado blando (pues la arena se hundiría poco a poco en el mismo) y que esté al abrigo de corriente de agua pues la arrastraría. Para realizar una cimentación de arena se comienza efectuando una excavación de unos 75 cm. Posteriormente, echaremos la arena por capas sucesivas que se irán apisonando con objeto de que la misma se introduzca en las paredes laterales de la zanja. La cimentación de arena presenta la ventaja de lo reducido de su coste y la de que reparte uniformemente la carga del edificio. El procedimiento anterior indicado es muy antiguo, usándose aun en la actualidad. Se basa (Fig. 103) en que la presión del cimiento sobre la arena se trasmite al suelo según una pirámide truncada cuyas caras están inclinadas a 45°, con lo que la superficie del asiento del cimiento C se amplía. La letra D corresponde a la altura del relleno de la arena,, el cual se puede mejorar mediante un apisonado mecánico.

CIMENTACIÓN SOBRE FANGO La cimentación sobre terrenos fangosos, es de especial interés, ya que muchas veces es necesario afrontarlas en labores portuarias. Estos terrenos tienen asientos enormes y a veces verdaderos hundimientos, tales como un dique que se construyó en La Spezia (Italia) el cual se apoyaba en un lecho de fango y el que, al término de 4 años, descendía 18 metros en algunos puntos. Estos hundimientos de fundaciones pueden aminorarse interponiendo entre fango y el cemento una gruesa capa de arena que oscile entre los 2´50 y 3 m de altura. Sistema del que quedó prácticamente demostrada la eficacia, pues en el mismo terreno del puerto de la Spezia se construyó después en esta forma y en los 16 años de terminada la construcción sólo se nota un asiento de 80 cm como máximo. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Pero el sistema más generalizado, es el que se ejecuta mediante el emparrillado, el cual (Fig. 104) es una construcción de largueros de madera de encina dispuestos en sentido horizontal y transversal sobre las cuales se establece una plataforma del mismo material. El emparrillado debería tener una superficie algo mayor que la del edificio pero en la práctica se limita la construcción del emparrillado a la superficie ocupada por muros, aunque con mucha más anchura para mejor repartir su carga. Entre los emparrillados se coloca tierra apisonada, a la vez que se une por medio de largueros. Los travesaños van debajo y son de 20 a 30 cm de espesor. En la unión de cimientos de 2 alas contiguas, los largueros de una de ellas se prolongan por encima de la otra (Fig. 105). Cuando existe desigualdad en el asiento de las cargas, es fácil la aparición de grietas por flexión de los maderos, lo que se evita enlazando los diferente cimientos con arcos de descarga y ampliando los mismos con zapatas (Fig. 106). Actualmente, en la construcción de los emparrillados, se emplea, más que la madera, el hormigón armado, en forma de losas ya descritas, o formado por un grupo de vigas metálicas paralelas entre sí y tubos intermedios para su fijación y correcta distribución, tal y como se ve en la Fig. 107, la que representa el emparrillado de los apoyos de las columnas del rascacielos Empire State de New York.


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CIMENTACIÓN EN EL AGUA Como luego veremos, éstas se realizan mediante ataguías, tablestacas, etc., pero para aquellos lugares en que las profundidades sean excesivas, la cimentación se realiza mediante cajones sin tapa, llamados cajones flotantes, los que son construidos en tierra y botados al agua de forma análoga como cualquier embarcación. Estos cajones pueden ser construidos de hormigón armado y acero. Emplazando el cajón que nos referimos en el lugar exacto, y utilizando arena como lastre, se va sumergiendo mediante una guía de pilotes, con el fin de que llegue al fondo en su posición correcta, donde se le asegurará mediante anclajes. El suelo que haya de soportar el cajón deberá ser horizontal. Dicho terreno se prepara con excavadoras, o bien haciendo un terraplano con arena. Los grandes cajones flotantes se dividen interiormente en compartimientos, tanto en sentido horizontal como transversal, con objeto de dotarlos de mayor resistencia, de todo lo cual da una idea las figuras 108 (alzado) y 109 (planta). En las cimentaciones en el agua también se emplea el sistema denominado sobre escalera, el cual consiste en que una vez realizada la superficie de asiento por medio de dragas, se lanzan al agua bloques de piedras u hormigón, sobre los cuales se establecen las fundaciones (Fig. 110).

ATAGUÍAS TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Con objeto de que un terreno anegado se pueda construir una cimentación, se disponen ataguías (también conocidas con el nombre de diques). El sistema consiste en formar un empalizado o recinto cerrado lo suficientemente impermeable para que el agua, una vez sacada de este recinto, no pueda penetrar otra vez y dificulte las faenas de excavación. El sistema más elemental es el formado por un terraplén de tierra apisonada (Fig. 111) la que, para la formación del recinto, dependerá de su calidad, así como de su espesor, de su apisonado y del movimiento que tengan las aguas. A título de orientación podemos indicar que para aguas tranquilas y de profundidades no mayores a un metro, si se emplean tierras arcillosas dan buenos resultados estas ataguías, construyéndose con un ancho en la parte superior igual a la profundidad del agua. El ancho de la parte inferior depende de talud natural de la tierra a emplear. Cuando la altura del agua sea superior a un metro, será necesario reforzar el sostén de tierra con una pared de madera, que puede situarse en el centro como en la figura 111; de tras del montón de tierras (Fig. 112), apoyada a la pared por un tornapuntas, o como en la figura 113, en que la pared de madera está en contacto con el agua, suprimiéndose el tornapuntas. Las estacas acostumbran a ser de 0´18 a 0´25 m de diámetro colocadas a la distancia de 1 a 1´25 m y enlazadas por los tablones con travesaños (Fig. 14). La ataguía con doble pared de madera forma un cajón que se rellena de tierra. En la figura 115 puede verse un esquema de las ataguías de este tipo. Como se observará, está formada por dos paredes continuas de tablones, situados a 2´25 m de distancia, con una serie de estacas externas bien incrustadas en la tierra. La forma de colocar los tablones depende de la finalidad que se persiga; si se trata de conseguir solamente el apoyo de la tierra, se coloca uno al lado del otro como en la figura 116.


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Cuando a demás del apoyo interesa la impermeabilidad se ensamblan los tablones en la forma que se indican en las figuras 117 y 118. Este tipo de sostén es muy utilizado para alturas de agua de 3 a 3´50 m.

Cuando la altura de agua es superior a 3´50 m el tipo de dique o sostén que se utiliza es el de escalera que consiste en una serie de diques adosados de diferentes alturas. En la figura 119 pude observarse un muro ataguía con dos escalones para una altura de 5 m, relleno de arena.

La arena se emplea en lugar de tierra, cuando se teme que pueda haber infiltraciones de agua.

TABLESTACAS También los tablestacados son paredes formados por tablones unidos por travesaños y terminados en punta que se hincan en el terreno, tal como puede verse en la figura 120 en la que se observa que hay unos tablones que se hincan más profundos haciendo las veces de pilotes. Para evitar el desplazamiento que los empujes pueden ocasionar sobre el tablestacado se unen mediante costillas de perfiles laminados o con las puntas ensambladas como anteriormente indicamos al referirnos a las ataguías.


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El fin primordial de las tablestacas es asegurar las paredes contra los desprendimientos antes de iniciar la excavación, cuando, por alguna razón exista agua subterránea en el lugar de la obra.

CAJONES INDIOS El método indio se ejecuta mediante pozos de ladrillo u hormigón. Los de fábrica de ladrillo, generalmente circulares, tienen la ventaja, dado su peso, de que su descenso puede hacerse sin piezas suplementarias; simultáneamente puede efectuarse su prolongación con el descenso. Según se va ejecutando, los muros de fábrica de ladrillo deberán sobresalir de la tierra lo necesario para que, al descenso inmediato, puedan resistir la presión del terreno y el muro sobresalga algo de la superficie. Con una corona triangular de madera o un corte de acero, quedará protegida la parte inferior de la pared, que es la que se abrirá paso en el terreno durante su hinca. Hay un inconveniente en la hinca de estos pozos y es que como son circulares, tienen la tendencia a girar sobre su eje lo que produce desplazamiento de la dirección vertical que interesa dar. La dimensión de los pozos es proporcionar a las cargas que deba soportar, así como a la resistencia del suelo, aunque no se tengan en cuenta las fuerzas de razonamiento entre las cajas y la tierra. Para la construcción de estos pozos se adoptarán grandes dimensiones, pues es preferible construir pocos muros de este tipo a muchos de dimensiones más pequeñas. Los muros serán construidos con fábricas de ladrillo prensado o recosido, recibida con mortero de segmento de fraguado rápido. Su paramento exterior, en roce con la tierra, deberá ser enlucido a fin de disminuir el rozamiento. Con objeto de aumentar el peso se harán más gruesas las paredes por su parte interior siempre que haya espacio suficiente. Cuando el suelo esté formado por estratos de distinta naturaleza que oponga al rozamiento resistencia variable puede armarse la pared sobre una columna en la que se ancla, evitándose con ello que el pozo se destruya por disminución brusca de rozamiento. En la actualidad y por sus inconvenientes y muchas dificultades no se usa este procedimiento, prefiriéndose otros sistemas de cimentaciones tales como pilote, aire comprimido, etc., que lo ha desplazado por completo, y es raro que cualquier tratado de técnica constructiva moderno, lo incluya en su índice.


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA PILOTES

En terrenos de escasa resistencia, en los que la zona para recibir las cargas está a gran profundidad o cuando el terreno está empapado de agua, se recurre al sistema de pilotaje. Tiene por misión transmitir las cargas que gravitarían sobre un estrato del terreno a otro de mayor resistencia, ahorrando la total excavación para la búsqueda del mismo y el mayor volumen de cimentación. Los pilotes se clasifican como sigue:

de punta a. pilotes de madera ... de tornillo de disco  b. pilotes metáli cos .. ...de punta de tornillo 

en masa armados  c. pilotes de hormigón. prefabrica dos en taller  prefabrica dos "in situ "   pretensados PILOTES DE MADERA Son árboles derechos, generalmente de encina, la que se escoge sin nudos, y con un diámetro de 20 a 30 cm. Para protegerlos d la humedad se les hace un revestimiento previo con hormigón, hierro o sustancias alquitranadas, etc. Su parte inferior termina en punta, cuya longitud varía desde su propio diámetro al doble del mismo. A la misma se le adapta unas chapas de hierro en la forma que puede verse en la Fig. 118. La parte superior es protegida con una arandela de hierro con el fin de que cuando se procede a su hincamiento, el martinete no desgaje la madera. Los pilotes de madera provistos de tornillos se utilizan generalmente para el pilotaje en sentido oblicuo.

PILOTES METÁLICOS Como ya dijimos anteriormente, los pilotes metálicos, pueden ser de disco, de punta o de tornillo. Los de discos son muy utilizados en la construcción de las cimentaciones de puentes ferroviarios. Su parte inferior está formada por una plancha circular (disco) reforzada por medio de nervios, con un agujero en el centro (Fig. 129 y 130), por el que se inyecta agua a presión para hacer la abertura por la que se introduce el piloto. El de punta (Fig. 131), se clava por percusión o también por inyección o presión por el agujero central de que está provisto. Los pilotes de tornillos son muy utilizados en terrenos sujetos a cambio de humedad y sequedad; su punta (Fig. 132, 133 y 134), va provista de 2 a 3 filetes en espiral de gran saliente, que al hacer girar el pilote, lo introducen en el terreno. Este tipo de pilote está en función con la dureza del terreno, disminuyendo el diámetro de la hélice cuanto más aumenta aquella.


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PILOTES DE HORMIGÓN En un principio se creyó que a la acción de los martinetes de hincamiento; el hormigón se desintegraría. La práctica demostró lo contrario. Los pilotes de hormigón se utiliza solo en pequeñas profundidades, existiendo infinidad de tipos, de cuya nomenclatura dimos cuenta a principio del presente capítulo y de los cuales trataremos separadamente según marca o denominación. Pilote “Vibro”: Son los formados mediante tubos de un largo máximo de 20 metros. Su hinca es por medio de martinetes, llevando en su interior una armadura compuesta con 4 varillas de 20 mm Ø son muy utilizados en Inlaterra (Fig. 135 y 136).


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Otro pilote similar al SIMPLEX es el “Strauss”, diferenciándose únicamente en que la introducción del tubo se ejecuta mediante taladro Pilote “Simplex” Es muy utilizado en los Estados Unidos. Consiste en clavar un tubo de acero provisto, en su parte inferior, de una punta resistente. La forma de operar es la siguiente: se va echando el hormigón al mismo tiempo que se va extrayendo el pilote poco a poco y a medida que se va sucediendo las tongadas, las que se apisonan mediante el pisón suspendido de una clave. En las Fig. 137, 138 y 139 puede verse el hincado, retirado y como queda finalmente el pilote. A veces, a la base se le da mayor superficie, denominándose en este caso pilote “simplex prensado”. Tiene el inconveniente de que la tarea de extraer el tubo se hace penosa y difícil y dificultándose, caso de tener armadura, su apisonado hasta el punto de que pueda modificarse su posición. Pilote “Wilhem” Este es un sistema perfeccionado del “simplex”, en el sentido de darle más superficie a la base, para lo que utiliza un explosivo que al estallar hace un cono esférico, por donde se introduce el hormigón (Fig. 140, 141, 142, y 143).

Su proceso de construcción es el siguiente: 1° En el terreno se hinca un tubo de acero en cuyo seno inferior se deposita una carga de dinamita protegida con un tablero de madera. 2° Se rellena el tubo con hormigón fluido. 3° Se extrae un poco de tubo y se provoca la explosión, a cuyo efecto el terreno se comprime, produciéndose el vano esférico mencionado anteriormente, y que pasa a ocupar el hormigón fluido. 4° Se rellena el tubo, que se va sacando poco a poco hasta la formación del pilote. Pilote “Radio” Es uno de los más usados en España. La perforación se efectúa como si se tratara de un sondeo de gran diámetro, con diversos elementos, de forma que se van conociendo las diversas zonas de terreno que se van atravesando, con lo que se adapta la longitud del pilote a la resistencia de estos. Una vez perforado, se coloca la armadura y acto seguido se rellena con hormigón mediante una cuchara especial, cerrada en un extremo inferior por una válvula automática que se abre cuando se apoya en el fondo, con lo que se evita que el hormigón se mezcle con el agua que puede existir entre el tubo y la forma. Se va rellenando por partes y lentamente se apisona a la vez y se va retirando el tubo de forma, con lo que el pilote no sale cilíndrico sino con protuberancias que son como las resultantes de su herencia en el terreno. El diámetro de los tubos es entre 35 y 45 cm, lo que resulta para el pilote de 40 a 60 cm según el terreno y sus características. Para terrenos de poca consistencia son de gran aplicación. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Pilote “Derquí” Otro tipo de pilote de los más empleados en España es el “Derquí”. Sus características corresponde al de tipo strauss, aunque más perfeccionado. El hormigonato se efectúa mediante una campana de cierre estanco. Las tuberías de moldeo y perforación se recuperan por fases. El vertido del hormigón en el interior del tubo se efectúa disponiendo una tolva o campana en su parte superior con cierre totalmente estanco y el llenado se realiza sin disgregación del árido, con lo que se logra una mayor homogeneidad del material. Otro tipo de pilote de Derquí es el conocido con el nombre de “Con estroma “ y que es muy adecuado para terrenos muy blandos, caracterizándose por tener la base ensanchada y una doble armadura, la normal y otra de tela metálica cuya forma recuerda los antiguos corsés femeninos y que se coloca después de vertido el hormigón en la base ampliada. Se emplean, como puede verse en las figuras 144, 145, y 146, dos tubos de diferente diámetro, el mayor para dar a la base el ensanche necesario (Fig. 144), y una vez hormigonado éste y colocado el corsé de tela metálica se coloca el segundo tubo (Fig. 145). A medida que se va hormigonando se retiran los dos tubos, realizando el vertido del hormigón como en el pilote descrito en primer lugar por medio de la tolva o campana Derquí. Para cargar muy próximos entre si y fuertemente concentradas, se utiliza el pilote Derquí con ensanche excavado, cuyo procedimiento consiste, mediante trépanos ya rotativos, ya por percusión y con tubos, llegar hasta la profundidad conveniente a la del pilote, menos 2 m a fin de poder ensanchar la base.

DESMOCHADO DE PILOTES El desmochado de los pilotes consiste en cortarlos a nivel de la rasante del terreno.

COLOCACIÓN DE PILOTES Los pilotes se colocan al tresbolillo o formando otras figuras semejantes. De entre ellos se retira la tierra removida, cuyo hueco se rellena con hormigón. Posteriormente se forma (enmarcándolos a todos) un emparrillado de madera chapada, sobre la que se apoya toda la construcción o edificio; algo similar a lo que representado en la figura 147. Para mayor facilidad de hincar el pilotaje oblicuamente, se usan pilotes de tornillo, que son los que, en vez de una punta característica, tienen un tornillo. Si la longitud o la profundidad que hay que alcanzar es tal que no es posible contar con pilotes de madera de una sola pieza, pueden empalmarse dos, uniéndolas primero sólidamente con varillas de hierro y luego recubriéndolas con hormigón. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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EXTRACCIÓN DE PILOTES La extracción de pilotes se realiza generalmente solo en los casos en que se han colocado de forma transitoria, pudiéndose realizar esta operación con un trozo de palanca (Fig. 148) que, como podrá observar el lector, por uno de sus extremos tiene dispuesta una tenaza, un anillo de agarre o una cadena, según expresa la citada figura. Otro procedimiento, que para pilotes de gran longitud es más eficaz, consiste en utilizar una prensa hidráulica (Fig. 149) que colocada en forma fija permite un desarrollo de mayor fuerza extractora y de fácil manejo.

También, en ciertas ocasiones, se utilizan ciertos explosivos.

CÁLCULO DE PILOTES El cálculo de pilotes se realiza teniendo en cuenta: a) Su construcción. b) El transporte del taller a la obra por las vibraciones que sufre el material. c) Su levantamiento por grúa. d) Su hinca. e) Las cargas a soportar. Como regla general se puede decir que el cálculo se basa, principalmente, en los esfuerzos que sufre durante su transporte y la tensión producida al ser izado por la grúa para prepararlo a la hinca. También, como es natural entra en juego la sección del hormigón y del hierro de que está compuesta su armadura; así como también la transmisión de fuerzas por frotamiento con el terreno y presión de la punta aunque estas circunstancias quedarán perfectamente determinadas con pilotes y cargas de ensayo, empíricamente se puede tomar la de 1´ 2 toneladas por cada cm de longitud del pilote enteramente embutido en el terreno. Una vez determinado el numero de pilotes a colocar, será necesario determinar la forma de la losa sobre la que irá la construcción cuya forma geométrica se habrá escogido, partiendo de colocar los pilotes al tresbolillo, formar una figura (losa) cuadrada, rectangular o poligonal, según más interese en cada caso. Despreciando el peso propio de la losa y el de la tierra superpuesta, se determinarán, para el cálculo de las mismas, los momentos y la reacción que el pilote ejerce en su eje, pues es necesario tener muy en cuenta el esfuerzo portante a que está sometida la losa. Seguidamente y por las tablas damos las diferentes medidas de las losas para cimentaciones con pilotes de hormigón armado y de madera. La carga concentrada es de 30 toneladas para los primeros y 15 para los segundos. La distancia entre ejes es de 0´ 90 y 0´ 75 respectivamente.


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


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PILOTES DE HORMIGÓN ARMADO TABLA 21 LOSA Rectangular a = 1´50 m b = 0´90 m Columna 30 x 30 Triangular a = b = c = 2´_ m Columna 30 x 30 Cuadrada a = b = 1´50 Columna 40 x 40 Cuadrada a = b = 1´90 m Columna 40 x 40 Rectangular a = 2´40 m b = 1´50 m Columna 45 x 55 Exagonal Distancia entre vértices a = 2´54 m Distancia entre bases b = 2´20 m Columna 50 x 50 m Cuadrada a = b = 2´40 m Columna 55 x 55 cm Rectangular a = 3´30 m b = 2´40 m Columna 68 x 68 cm Rectangular a = 3´30 m b = 3´10 m Columna 60 cm Ø Cuadrada a = b = 3´30 m Columna 66 cm Ø Rectangular a = 3´80 m b = 3´20 m Columna 66 cm Ø Rectangular a = 4´20 m b = 3´30 m Columna 70 cm Ø

Toneladas carga

Altura Útil cm

Altura Total cm

a

b

N° de pilotes

53

45 55 61

55 65 71

8 Ø 16 6  16 5  16

4 Ø 16 3  16 3  16

2

45 53 61 43 50 60 58 65 75

55 63 71 53 60 70 68 75 85

10 Ø 16 8  16 7  16 17 Ø 16 17 Ø 16 15  16 15  16 12  16 12  16 17 Ø 16 17 Ø 16 16  16 16  16 13  16 13  16

156

65 75 85

75 85 95

16 Ø 19 14  19 13  19

17 Ø 16 15  16 13  19

6

181

70 80 85

80 90 95

13 Ø 19 11  19 10  19

15 Ø 19 13  19 12  19

7

231

85 95 105

95 105 115

17 Ø 19 16  19 14  19

17 Ø 19 16  19 14  19

9

308 304 301

87´5 105 120

100 117´5 132´5

19 Ø 22 16  22 14  22

11 Ø 25 9  25 10  22

12

355 351 348

92´5 107´5 120

105 120 132´5

22 Ø 22 18  22 16  22

22 Ø 22 19  22 10  28

14

405 401 397

104 116´5 121´5

116´5 129 134

20 Ø 25 23  19 12  28

20 Ø 25 23  19 12  28

16

450 446 441

116´5 121´5 136´5

129 134 149

24 Ø 25 16  28 18  25

17 Ø 25 15  25 18  22

18

500 495 490

120 137´5 152´5

132´5 150 165

28 Ø 25 25  25 12  28

20 Ø 25 18  25 16  25

20

80

105

130

Para el cálculo de la anterior tabla se han empleado: 2 Coeficiente de trabajo del hormigón = 20 kg/cm 2 Coeficiente de trabajo del acero = 400 kg/cm 2 Coeficiente de esfuerzo cortante = 5 kg/cm


Barras

3

4

5

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


PILOTES DE MADERA LOSA Rectangular a = 1´37 m b = 0´76 m Columna 30 x 30 cm Triangular a = b = c = 1´80 m Columna 30 x 30 cm Cuadrada a = b = 1´37 m Columna 30 x 30 cm Cuadrada a = b = 1´72 Columna 40 x 40 cm Rectangular a = 2´10 m b = 1´35 m Columna 42 x 42 cm Exagonal Distancia entre vértices a = 2´20 m Distancia entre bases b = 1´90 m Columna 38 x 38 cm Cuadrada a = b = 2´10 m Columna 43 x 43 cm Rectangular a = 2´85 m b = 2´10 m Columna 48 x 48 cm Rectangular a = 2´85 m b = 2´65 m Columna 50 x 50 cm Cuadrada a = b = 2´85 m Columna 55 x 55 cm Rectangular a = 3´20 m b = 2´85 m Columna 55 x 55 cm Rectangular a = 3´60 m b = 2´85 m Columna 60 x 60 cm

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TABLA 22

Toneladas carga

Altura Útil cm

Altura Total cm

a

b

N° de pilotes

26´5

33 30 37´5

33 40 47´5

6  16 8 Ø 16 5 Ø 16

4 Ø 16 4  16 4  16

2

30 37´5 45 33 37´5 45 37´5 45 50

40 47´5 55 43 47´5 55 47´5 55 60

7 Ø 16 6  16 5  16 12 Ø 16 12 Ø 16 10  16 10  16 8  16 8  16 15 Ø 16 15 Ø 16 12  16 12  16 11  16 11  16

78

45 50 57´5

55 60 67´5

11 Ø 19 10  19 9  19

12 Ø 16 11  16 10  16

6

90

47´5 53 60´5

57´5 63 70´5

15 Ø 16 13  16 11  16

15 Ø 16 13  16 11  16

7

115

53 58 65´5

63 68 75´5

17 Ø 19 15  19 13  19

17 Ø 19 15  19 13  19

9

152

63´5 71 81

76 83´5 93´5

14 Ø 22 12  22 11  19

14 Ø 19 13  19 14  16

12

176

63´5 71 81

76 83´5 93´5

13 Ø 22 12  22 14  19

12 Ø 22 11  22 13  19

14

202

68´5 76 86

81 88´5 98´5

15 Ø 22 14  22 12  22

15 Ø 22 14  22 12  22

16

224

78´5 91 100

91 103´5 112´5

18 Ø 22 12  25 14  22

13 Ø 22 11  22 10  22

18

248

81 91 101

93´5 103´5 113´5

13 Ø 28 15  25 18  22

15 Ø 22 18  19 16  19

20

39

52,5

65


Barras

3

4

5



MAQUINARIA PARA LA HINCA DE PILOTES Dará una idea bastante exacta de lo que es un martinete para la hinca de pilotes, nuestras figuras 150 y 151 que, aunque anticuado y rústico, es donde se basó la moderna maquinaria que luego reseñaremos. El martinete que describimos, es un aparato de madera cuya misión es hacer subir y bajar un peso que al oficiar de maza golpea la cabeza del pilote a cuyo esfuerzo el pilote se va hincando en el terreno. Como más tarde veremos hay muchos tipos de martinetes, de trinquete de vapor, etc.; pero el que ahora nos ocupa es accionado mediante cuerdas de las que tira el obrero para que se eleve la masa, y luego soltarlas con lo que, la mayor, por su propio peso golpea la cabeza del pilote, hasta que se produce el rechazo y el pilote no puede entrar más, lo que quiere decir que se ha encontrado terreno firme. En muchas ocasiones no se llega al verdadero rechazo, sino que se da una serie de golpes con un peso determinado y no se avanza, o no tiene un avance limitado; se considera que se ha encontrado un terreno lo suficientemente firme para dar por terminada la operación. En toda esta maquinaria, repetimos, hay muchos tipos que van desde el casquillete doble de 25 m de altura hasta el que va montado sobre camión, requiriéndose para su puesta a punto un corto espacio de tiempo. Los martinetes de estructura metálica están compuesto de perfiles laminados con objeto de facilitar el montaje de las mismas facilitándose así un cómodo desplazamiento y su situación exacta en el punto o puntos de hincaduras es debido a uno sordillos que llevan en su base. La energía motriz que empele a los martinetes es el vapor, merced a una caldera que lleva instalada en su base que genera una máquina y dos cabrias: una para el martillo o masa y la otra para el pilote. También, y además del vapor, puede utilizarse petroleo, electricidad, etc., siendo esta última (si se dispone de ella) la más recomendable, ya que evita humo y ruidos. Una máquina de este tipo es el modelo XVII de la casa Franki. Puede hincar pilotes de diámetro usual con tubo de 52 cm de diámetro para las que se emplea una masa de 3.200 kilos en peso. La longitud máxima es de 9 m con 70 cm, no obstante puede alcanzar los 18 m mediante dispositivos de prolongación. El peso total de la máquina es de 15,000 kilos incluyendo la cabria con sus tres tambores acmetros; cabrias de 5 tambores y potencia del motor 130 CV. Para pilotes de gran longitud, la casa antes citada fabrica otro tipo que denomina XIII y que es capaz para pilotes cualquiera que sea su diámetro. Las características de esta máquina son: longitud máxima de pilotes = 30 m; cabria de 6 tambores y potencia del motor 130 CV. Desde el año 1887 se viene empleando con éxito, en los Estados Unidos, el martillo Warrington – Vulcan de simple efecto accionado por aire comprimido a media presión o vapor y cuya maza es un peso equivalente al del total de la máquina. Su conjunto se mueve por medio del aire comprimido o vapor, aunque en la caída de la maza sólo interviene la gravedad. Siendo relativamente pequeña la altura desde donde cae el pisón, el pilote recibe el impacto sin que su cabeza se agriete ni dañe y sin que se produzca excesivo rechazo o vibración. Una pequeña válvula de distribución y un pequeño paso de vapor o aire comprimido, actúan de reductores con lo que el gasto es el mínimo. Los perfiles laminados de hierros en U constituyen la armazón de la máquina y disponiendo dos de ellos a uno y otro costado de la misma, actuarán de guía para el martillo. Como es natural existen muchos modelos, pero para determinar el más conveniente hay que considerar las características del terreno y la relación entre peso del mazo y del pilote. Como regla general se estima que el mazo debe tener la suficiente energía para sobreponerse a la inercia del


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pilote, la fricción peculiar y resistencia elástica y el suficiente peso para que, durante el impacto, se reduzca al mínimo la inevitable pérdida de energía. En las tablas 23 y 24 presentamos las características de los martillos a utilizar, según las condiciones del terreno, martillos y pilote empleado. Los martillos son de la casa Warrington-Vulcan.

CARACTERÍSTICAS DE MARTILLOS PARA HINCAR PILOTES TABLA 23 Longitud pilote metros

7´50 15 22

{ { {

Penetración

½ total ½ total ½ total

TIPO DE MARTILLO PILOTE DE HORMIGÓN PILOTE DE MADERA ARMADO 45 kg/ml 90kg/ml 225 kg/ml 590 kg/ml m° _ 2 m° _ 2 m° _ 2 m° _ 1 m° _ 2 m° _ 2 m° 2 _ 1 m° _ 1 m° _ 2-1 m° _ 2-1 m° 1 m° _ 0 _ m° _ 1 _ m° _ 0 _ m° _ 1 _ _ _ m° _ 1-0 _ _ _

Este tipo de martillo es el indicado para atravesar tierras cuya composición sea la las arcillas duras, gravas compactas y arena con gran resistencia, y el de la tabla 24 es para terrenos de arcillas y gravas con resistencia normal.

CARACTERÍSTICA DE MARTILLOS PARA HINCAR PILOTES TABLA 24 Longitud pilote metros

7´50 15 22´50

{ { {

Penetración

½ total ½ total ½ total

TIPO DE MARTILLO PILOTE DE HORMIGÓN PILOTE DE MADERA ARMADO 45 kg/ml 90kg/ml 225 kg/ml 590 kg/ml m° _ 3 m° 3 _ 2 m° _ 2 m° 1 m° _ 3 m° 3 _ 2 m° 2 m° 1 m° 3 _ 2 m° 2 m° 1 m° 1 _ 0 m° 2 m° 2 _ 1 m° 1 m° 1 _ 0 m° 1 m° 0 m° 1 m° 0

Continuando con los martillos de la firma Warrington-Vulcan presentamos en la tabla 25 las referencias de tipos seriados, correspondiendo las energías hincadas a las del choque estando basadas en la carrera normal del martillo.

CARACTERÍSTICAS DE MARTILLOS PARA HINCAR PILOTES TABLA 25 Tipo de martillo Impactos por minuto Diámetro émbolo mm. Carrera émbolo mm. 2 Presión vapor kg/cm Longitud martillo mm. Peso total kg. Potencia CV 2 Volumen aire m por mm. Energía choque en kg.

n° 0

n° 1

n° 2

n° 3

n° 4

50 420 1000 5´6 4500 8000 60 23´55 3412

60 340 900 5´6 3900 4300 40 15´82 2100

70 265 740 5´6 3450 3300 25 9´40 1016

80 200 600 5´6 2850 1850 18 6´12 508

80 100 535 5´6 2100 700 8 1 115

Otro tipo similar al anterior es el de doble efecto con la ventaja de que el número de impactos es doble y su consumo de aire comprimido o vapor, mucho menor.


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LESIONES Y REPARACIÓN DE CIMIENTOS PELIGROS A QUE ESTAN EXPUESTAS LAS CIMENTACIONES ASIENTOS Todo edificio hace su asiento y es muy fácil de observar como en muchos edificios recién construidos aparecen fisuras y grietas que son fáciles de reparar y tapar. En construcción ocurre igual que en mecánica. Un motor nuevo recién salido de la fábrica, no da el mismo rendimiento como cuando ya lleva algún tiempo en movimiento; que es cuando por sí solo se ha terminado de ajustar y acoplar. Es decir que todo el edificio se acopla, se ajusta, pues al fin y al cabo una casa no es más que una máquina de vivir, y que no se asombre los legos si, una vez terminada la obra, observan alguna que otra grieta por ahí. Las grietas verdaderamente peligrosas y que reclaman con urgencia el maderamen espectacular del apeo, son aquellas de trazado parabólico que aparecen en las distintas fábricas y macizos con una inclinación aproximada de 45° (Fig. 152).

En las esquinas, la curvatura anterior se invierte en los parámetros, conservando sus características en la vertical del encuentro de paredes (Fig. 153).

En las paredes con huecos o ventanales y puertas, las figuras llevan otra dirección a las apuntadas, ya que estas siguen el curso de los elementos más débiles. Si las cargas actuantes son concentradas en dos puntos, el caso es idéntico al de la viga simplemente apoyada y las grietas siguen la trayectoria del esfuerzo constante máximo (Fig. 154).

Ejemplo: Lo difícil que resulta averiguar la causa de un asiento lo puede comprobar no hace mucho tiempo. Por un reconocimiento que se hicieron, jamás pudimos averiguar las causas que mediaron para que los pilares de la fachada lateral de un edificio destinado a almacén, recién construido, se desplazara TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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de su base un par de centímetros. Y sin embargo, todo estaba perfectamente: cimentación, terreno, armaduras...pero la grieta resultante estaba allí (más ancha de abajo que de arriba). El edificio en cuestión, de estructura de hormigón armado, estaba construido con pilares de 4´20 m de altura, distribuidos cada 4 m eje, coronados por una viga cadena para apoyo de la cubierta (Fig. 155). La cimentación de 200 kg de cemento Pórtland, se apoyaba directamente sobre un estrato de roca dura, cuyo previo reconocimiento nos dio un espesor de 2´50 m repartidos y sensiblemente horizontales. De la construcción doy fe que fue esmeradísima, pues personalmente atendí el último detalle, cosa que me fue posible dado lo reducido de la obra. No cabía pensar más que en un seísmo, pero en este caso, ¿cómo fue posible que este lateral lo acusara y el resto de la construcción no?. Pero la segunda parte fue más exasperante todavía. Parece lógico que si el parámetro afectado se pica, se limpia, se riega abundantemente o mejor aún se enlecha como cemento puro, y se enfosca, la grieta no vuelve a surgir; pero en nuestro caso las cosas sucedieron de otro modo. Por tres veces se repitió la operación y por tres veces la grieta se manifestó aun sin tanta violencia como al principio. Sospechando que los pilares continuarán en movimiento, se colocaron 2 ó 3 “chivatos” (testigos), los que al cabo de cierto tiempo permanecieron intactos. Una prueba más y la grieta volvió a salir culebreando por el muro. Se consultaron textos, técnicos; todos daban el remedio conocido y hubo hasta quien dijo que, al producirse la dilatación, la grieta no sería posible taparla nunca. Pero como aquello si pertenecía a mi oficio, apuré el último recurso. De la capital de provincia hice traer una malla hexagonal, de las que se utilizan para parque de gallinero; la que, después de picar el enfoscado en una zona de un metro de ancho a uno y a otro lado de la grieta, coloqué bien tirante y sujetada por puntas: posteriormente enfoqué de forma que el mortero se proyectara contra la grieta lo más violentamente posible (Fig. 156). Después de esto se fracasó, pintó y esperamos. A los tres meses no había ni huella de la grieta. Hoy ha pasado mucho tiempo de aquello y el almacén de “pilares torcidos”, continúa en la misma posición que lo dejamos, y es que los edificios también tienen derecho de salir triunfantes con su misterio.

CORRIMIENTOS Ante el desplazamiento del plano de asiento el compartimiento de un edificio de hormigón armado, por la ligazón y la continuidad monolítica que significa el hierro de su estructura, sufre muy poco, máxime, si su cimentación la compone una placa armada. Corrientemente son escasos los fenómenos de este tipo. No obstante, tampoco hay que excluirlo del cuadro de las posibilidades y aún así y caso de producirse los daños, serán insignificantes. En cuanto a las de fábrica ordinaria, de ladrillo o bloques, no pueden producir más que fenómenos de sedimento o rotación que reseñamos brevemente.

CEDIMIENTOS Hay que señalar dos clases, los leves y los considerables. Leves: son los producidos por los asientos eventuales del terreno donde se apoya la cimentación o por accidentes de índole constructiva o casual, tales como inundaciones de sótanos, infiltraciones de agua, construcción de calles contiguas, nuevos edificios adyacentes, etc. La duración de este fenómeno es breve y por lo TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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general no llega a manifestarse en la estructura principal de la obra y por lo tanto no merece una atención especial, ya que la estabilidad del edificio no corre ningún peligro. Otra cosa es cuando la superficie de asiento de la cimentación va cediendo en forma gradual y rápida, circunstancia reconocible por los “chivatos” rotos, pues entonces cuando se precisa un ingente apuntalamiento. Para que este resulte eficaz se deben observar las siguientes reglas: 1° Si el edificio es de varios pisos, el apuntalamiento deberá efectuarse con dos ordenes de tablones de pino o abeto, en el que el primero quede empotrado a la altura del forjado del piso de la segunda planta, y el 2° puede muy bien acomodarse, en sentido paralelo, al forjado de la planta primera. Los dos ordenes se enlazarán entre sí por tablas cruzadas, de manera que se forme una viga celosía (Fig. 157). El ángulo de los puntales con la horizontal del pavimento terreno exterior no deberá ser menor de 60°. 2° Recercar con un cuadrillo de escuadra de 10 x 10 cm todos los huecos (Fig. 158) o, si se prefiere, cercarlos con ladrillos macizos (Fig. 159). Una vez dispuesto el apuntalamiento en la forma descrita, ya se puede comenzar, con cierta seguridad, los trabajos de realce.

ROTACIÓN DE CIMIENTOS Los fenómenos de rotación son idénticos a los anteriores; manifestándose en una deformación más o menos acentuada de las armaduras de pilares (en edificios de hormigón armado) al que sigue un despegue de la capa envolvente de hormigón. Las reparaciones de este fenómeno son sencillas y elementales, pero a cambio de que se utilice un buen material en áridos y un buen Pórtland en cementos. Los trabajos consisten en: 1° Ensanche de la base de cimentación. 2° Colocación de encadenados de hierro que se oponga al deslizamiento de los muros. 3° Y en las grietas hacer un buen zurcido con mortero muy rico en cemento, no sin antes haber despegado y picado el mortero viejo que se halle desprendido.

CIMENTACIÓN SOBRE TERRENOS INCLINADOS Partiendo de la base de que la cimentación de un edificio deberá ser siempre horizontal y lo más nivelado posible, es completamente improcedente cimentar en un terreno inclinado siguiendo la rasante del terreno. Para salvar esta dificultad, la excavación se hace escalonada (Fig. 160) al objeto de que el plano de asiento sea también horizontal. Sabido es que todo cimiento trabaja a la TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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comprensión y si se cimentara siguiendo el plano inclinado, las fuerzas verticales intentaría seguir esta pendiente y el peligro del deslizamiento estaría siempre presente.

FENÓMENO DEL BUJEO Si el terreno donde se asienta un edificio está compuesto por tierras de origen sedimentario y constituidas de sílice, aluminio y óxido de cal en íntima mezcla tiene la particularidad de absorber y retener el agua; pero si sus estructuras moleculares tienen cierta porosidad, esta las hace impermeables. No obstante, un terreno así formado se alterará si varía la porción de agua contenida en la capa freática. Las consecuencias del fenómeno del bujeo pueden ser muy importantes, pues un terreno en grado de saturación se reblandece hasta formar masas modelables, de viscosidad variable. El terreno pierde su principal contextura de firmeza y es incapaz de oponerse a los esfuerzos de deslizamiento y corrimiento, provocando la ruina en los edificios afectados. Las zonas más propias para el bujeo se hayan en las regiones donde con más frecuencia se suceden los cambios atmosféricos de humedad y temperatura y que, además, estén situados en sitios altos y en pendientes, donde la aportación de agua sea exclusivamente la de lluvia, pues está claro que la violenta transmisión de humedad a sequedad transforman estos terrenos, sin propiedades mecánicas, contrayéndose y agrietándose en profundidades que oscilan entre los 5 y los 12 m de profundidad. De allí la explicación de los efectos del bujeo. En el estado húmedo y cuando un muro está presionado por un empuje vertical igual a su peso, permanecerá en equilibrio, si el barro tuviera la fluidez del agua. Pero como en la práctica no sucede así, se establecerá que cuando el peso del muro esté contrarrestado por el de la masa desalojada, siempre menor, incrementada en el correspondiente a las fuerzas de rozamiento, el muro descendería con el nivel freático hasta encontrar una nueva superficie de apoyo (Fig. 161). Pero no termina aquí la cosa, pues en el descenso es íntimamente ligado con el, es muy posible que se inicie un movimiento de rotación alrededor del eje del plano de cimiento (Fig. 162) y en el sentido de la zona más húmeda hacia la más seca. En estado seco, la composición del suelo formado por los estratos aluminio – silicios referidos anteriormente, libera fuerzas expansivas traducidas en empujes hacia las cimentaciones que 2 alcanzan0 valores del orden de los 15 kg/cm (media normal de 8 kg) (Fig. 162). Este defecto de fuerzas (digamos en libertad) son las que producen la explosión de la cimentación, originándose fracturas y grietas en planos verticales; sin que hasta el presente se hayan definido con exactitud la forma y distribución de las tensiones expansivas; sin embargo se ha ensayado con buen resultado una ley parabólica para el peritaje de algunas cimentaciones explosionadas, por lo que parece ser una aproximación aceptable. Los remedios que para la supresión de los fenómenos del bujeo se han establecido, quedan resumidos en los siguientes: 1° Anulando los movimientos verticales. 2° Suprimiendo los de giro. 3° Evitando los de flexión lateral. 4° Repartiendo las cargas de manera uniforme. 5° Favoreciendo la conservación de un estado de humedad constante.

ESTABILIZACIÓN DE TERRENOS MEDIANTE LA SILICATACIÓN A veces surge la necesidad insoslayable de construir en terrenos que ya “a priori” sabemos no reúnen las condiciones debidas por que se fisuran, son inconscientes, permeables, etc., lo que extraña unos peligros de hundimiento y corrimientos del terreno y, en definitiva, resquebrajamientos en la obra. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Esto es evitable “vigorizando” el terreno, procurándole artificialmente esa fortaleza, esa consistencia que le falta, del mismo modo que se vigoriza al enfermo con inyecciones que le introducen en el organismo los elementos biológicos que necesita y de los que está en un estado deficitario. ¿Cómo, pues, se vigoriza o estabiliza el suelo? El procedimiento genérico es el de inyección de soluciones químicas que, al dar mayor dureza al terreno, aumentan su resistencia. Hay varios procedimientos particulares que analizaremos a continuación y que llevan el nombre de sus autores. Procedimiento Jooten El ingeniero berlinés Joosten preconiza la inyección de silicato sódico y que posteriormente otra de un segundo líquido (ácido o sal ácida) que reaccione con silicato. Entonces tiene lugar la solidificación. La inyección se hace introduciendo en el terreno tubos puntiagudos de acero de 25 mm de diámetro, hasta una profundidad de 25 m y distanciados entre sí de 0,75 a 1,00 m. En su parte inferior llevan unos agujeros por los que a una presión de 100 atmósferas se “riega” el terreno con la solución primero, e inyecciones de 50 cm de espesor, partiendo de la parte superior de la capa que se quiere mejorar hasta la profundidad necesaria, bajando el tubo 50 cm antes de cada inyección. Terminada esta operación se inyecta una solución salina del mismo modo, pero levantado el tubo 50 cm por cada inyección, hasta llegar a la superficie de la capa que se quiere endurecer. Este procedimiento puede aplicarse también para terrenos situados debajo de una obra, como se muestra en la Fig. 163. La resistencia de los terrenos solidificados por este procedimiento depende de su naturaleza: las arenas finas 2 varían entre 10 y 40 kg/cm ; en las gravas y guijarros, de 40 a 2 100 kg/cm , y en las arenas movedizas, llega a los 190 2 kg/cm . además, la resistencia crece con el tiempo, de tal modo que probetas ensayadas a los 28 días, con una 2 resistencia de 22,5 a 24 kg/cm , 6 meses después alcanzaban los 40,5. Este procedimiento se ha empleado con éxito para cortar las vías de agua en trabajos de carreteras y hacer estancas las obras de fábricas aún para grandes cargas de agua (hasta 75 m). Las arenas de granos redondeados parecen aglomerarse mejor formando una masa más dura y más cohesionada, aunque también los granos angulosos dan buenos resultados. Los suelos que mejor admiten la silicatación son los de arenas movedizas no demasiado finas y silíceas. En resumen, el método Joosten se ha empleado con éxito en minas, impermeabilización de obras de fábrica y otras aplicaciones.

Método Gayrard El principio Gayrard no difiere esencialmente del método Joosten y solamente discrepa en las mezclas a inyectar. Según Gayrard (ingeniero Frances), en circunstancias normales, una solución de silicato alcalino de comercio, diluida en 9 veces su volumen de agua y llenando todos lo poros de un terreno basta para hacerlo impermeable y aumentar su resistencia. Pueden utilizarse simultáneamente: Bicarbonato de sodio potasio, 3,15 por 100. Cloruro de sodio, 3,15 por 100. Hipoclorito de sodio o potasio, 0,3 – 1 por 100 Estos porcentajes se refieren al peso de silicato empleado.

Procedimientos Francois El contratista Belga A. Francois.

Inyecta soluciones de


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silicato y una sal ácida que casi siempre es sulfato de alumina, aumentando la concentración de varios cm de longitud. Se acaba la consolidación mediante inyecciones de cemento. Se diferencia del Joosten en que las inyecciones de las dos soluciones son aplicadas simultáneamente por los dos agujeros vecinos. 2 El sistema Francois equivale a la inyección de lechada de cemento a razón de 200 Kg/cm . En la figura 164 puede verse un aparato de inyección para silicatación de terrenos. Hay una aplicación curiosa que podríamos llamar de tipo “preventivo” y es la silicatación de terraplenes con exquisitos hulleros. Estos exquisitos suelen ir mezclado con una cierta cantidad de carbón con los consiguientes perjuicios. Como el silicato sodio es un excelente ignifugo, formara una cortina refractaria al fuego. En Estados Unidos se esta empleando el silicato sódico para la estabilización de terrenos en carreteras.

REPARACIONES Y RECALCES Siendo este tema muy amplio, ya que por si solo significa todo un libro, como los seguidores de estas monografías podrán comprobar en fecha próxima, dejaré la exposición en tipo general para reducirme a una experiencia propia, pues aunque esto sea repetición de uno de los capítulos anteriores, creo que el caso bien merece la pena de divulgarse ampliamente. Las operaciones que voy a detallar son las consecuencias del ataque de aguas selenitosas descrito anteriormente, cuya cimentación hubo que sustituir completamente. El recalce de un edificio, como toda reparación importante, es siempre peligroso, difícil y caro. Hay que trabajar en pésimas condiciones y por mucho que se estudie la operación, siempre habrá alguna circunstancia adversa que nos haga dudar de sí el método elegido es bueno, además de la incógnita de cómo se comportarán los muros si eliminamos, en parte su punto de apoyo. Para estar tranquilos sobre este particular, en un principio se pensó quitar primero la parte exterior (Fig. 165, parte rallada), rellenarla y luego la interior, con el fin de que cada mitad soportará el peso de los muros; pensamiento que se desechó, pues en todo el perímetro del edificio se hubiera establecido una junta y aunque esta no amenazara seriamente la estabilidad del edificio, la tenemos al menos para provocar el desarrollo de las fuerzas capilares. Posteriormente se pensó en el recalce por juntas el cual consiste en cimentaciones corridas, en demoler alternativamente cada metro de cimentación (Fig. 166); pero el problema anterior se acentuaba, pues aparte de la humedad precedente de la lluvia al filtrarse por la junta de la obra con el muro, se perdía totalmente la continuidad monolítica de la cimentación cosa que era necesario evitar en lo posible.


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Aprovechando la circunstancia de que los muros estaban construidos por el sistema de paredes armadas, se cayó en la cuenta de que los muros podían aguantar su propio peso y el de la cubierta, durante el tiempo que durara la operación, ya que los hierros que longitudinalmente la atravesaban podían trabajar a modo de vigas, y por lo tanto, dejar entre pilar y pilar – en los cuales estaban anclados – el espacio necesario no solo para trabajar cómodamente, sino también para construir la cimentación en forma escalonada para cuando se hormigonarán los pilares contar con una superficie que nos diera ciertas garantías de seguridad. Es decir: que lo que exigimos al edificio era que los pilares soportaran las paredes y estas – una vez recalzadas – que soportaran a las anteriores, pues en manera alguna queríamos apeos ni apuntalamientos, ya que hubiera significado una nota discordante apear un edificio que se acababa de construir. Y así se hizo, francamente, el éxito coronó nuestros esfuerzos, pues demolida la parte de cimentación correspondiente a las paredes, dispusimos la solera de carbonilla, ladrillo, etc., elevamos los muretes de protección a toda velocidad y rellenamos la caja resultante con hormigón de 200 k de cemento, quedando un conjunto tal y como se expresa en la Fig. 167.

Terminada esta operación de paredes, reanudamos el segundo ciclo de pilares con lo que de poco tiempo y construida la acera, nada denotaba que la cimentación hubiera sido sustituida, coronando nuestro éxito el que ni durante los trabajos, ni mucho después apareciera grieta alguna de asientos, lo que demuestra que doto trabajo, si se pone interés en él, sale a la perfección aunque para ejecutarlo no se disponga de un gran lujo de medios. Como aplicación de este tema estudiamos a continuación un moderno sistema de realce de cimientos mediante pilotes.

REALCE DE CIMENTACIÓN CON “PALI RADICE” El recalce de cimientos por “pali radice” de origen Italiano se realiza a base de pilotes de hormigón que se sitúan de bajo de las cimentaciones a realizar mediante perforaciones oblicuas. El “pali radice” se efectúa perforando (no hincando), mediante dispositivos especiales, las estructuras existentes que se deseen recalzar y continuando la perforación a rotación por el terreno, para formar un tubo de unos 10 cm de diámetro, hasta alcanzar una profundidad adecuada, en relación con las características del terreno. El avance de la perforación se obtiene mediante aire comprimido, agua u otros dispositivos (según la naturaleza del terreno). Una vez ejecutada la perforación, se introduce en el tubo vaciado un alma metálica formada por una o varias barras de acero con aletas. Después se vierte en el tubo un hormigón rico en cemento, con ayuda de aire comprimido. El hormigón llena la cavidad del pilote tanto en el terreno como en los cimientos, los que así quedan automáticamente ligados al pilote. El vertido del hormigón a presión hace que este penetre en todos los insterticios del terreno y crea en este una zona de transición que hará colaborar todo el terreno en el sostenimiento de las cargas de la obra recalzada.


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El diámetro del pilote “pali radice” terminado, resulta de 15 a 20 cm, y a veces más, en donde las capas del terreno más débiles han cedido a la presión, con lo que el pilote compensa automáticamente las diferencias de resistencia de las diversas capas del terreno, presentado mayor diámetro allí donde su mayor diámetro es precisamente necesario. La resistencia de estos pilotes es muy elevada. Contando con un amplio coeficiente de seguridad, puede admitirse que un pilote de 10 cm de diámetro sostiene una carga de más de 10 toneladas pueden perforarse con cualquier inclinación. La mayor ventaja del sistema del “pali radice” consiste en que su construcción no produce vibraciones en la obra existente y en que no necesita apenas espacio para su ejecución. Como ejemplo de este sistema puede ver en la figura 168 y 169 el realce de la cimentación de un muro; en la figura 170 recalce de la pila de un puente; y en la figura 171 el recalce de un muro de sostenimiento. En este ejemplo (Fig. 171) los pilotes tipo A y D funcionan como tirantes y los B y C cumplen la función de recalce.


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HUMEDADES La principal característica de una cimentación, aparte de su condición resistente, es la de que sea impermeable. Todos los terrenos tienen agua, uno en más y otros en menos proporción según su capacidad absorbente. Por lo que juzgamos útil conocer el estado de permeabilidad que tiene el terreno donde pensamos erigir un edificio cualquiera. Para ello tomaremos una muestra de tierra en su estado natural. La pesaremos en una balanza de precisión. Posteriormente la secaremos en un horno mufla a la temperatura de 105° y por diferencia de peso obtendremos la cantidad en los pesos de la muestra.

HUMEDAD DE OBRA Toda obra efectuada según el sistema tradicional de construcción no sería posible sin su vehículo acuoso; todos los morteros se amenazan con agua; gravas y arenas necesitan lavados previos; toda obra cocida tiene que colocarse mojada; los hormigones necesitan riegos mediante sufragado, lo que nos da un elevado porcentaje de humedad en el momento que el albañil termina su tarea, habiéndose 3 calculado que en 1 m de fábrica de ladrillo recién terminado contiene de 130 a 230 litros de agua. Por esta razón el material que ha de integrar el relleno de zanjas, lo hemos de estudiar y elegir con cuidado. Descontando de antemano el yeso y, si es posible, también la cal, por ser buenos conductores higrométricos, solo nos queda el cemento (y en casos muy concretos de sequedad el ladrillo) y dentro de su gran variedad de clases, el cemento o supercemento artificial tipo Pórtland.


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IMPERMEABILIZACIÓN: BARRERAS ANTICAPILARES Si antes de empezar una obra no se tuviera la precaución de proteger de humedades el edificio, es muy posible que está absorbida por la cimentación comience su ascensión capilar por los muros, cosa que es fácil de evitar dada la técnica y los materiales que, a tales efectos, existen en el mercado. Una solución sencilla sería construir los cimientos con piedras densas y duras que, al no ser porosas, no dejarán ascender la humedad; pero como no siempre se tiene a mano esta clase de piedra, en la práctica se sustituyen por la caliza, pero sin resultado alguno por la porosidad de la misma. Otra solución más aconsejable es la de construir una verdugada formada por 3 ó 4 hiladas de ladrillo recibidas con un mortero impermeable (1: 1) y que rodeen todo el perímetro del edificio, o bien hacer una verdugada de hormigón impermeable. Pero la solución más racional para evitar las humedades capilares consiste en establecer verdaderas barreras anticapilares, en los muros, formadas por capas de asfalto fundido, chapas de plomo, o bien capas de mortero impermeables. Este último sistema solo es recomendable cuando el terreno en que se apoyan los cimientos es muy firme y no existe el peligro de pequeños asientos que, aunque no pongan en peligro la estabilidad de la obra si producieran fisura en la capa de mortero impermeable, por donde se introducirá la humedad. En cambio las capas de asfalto fundido o plomo, gracias a su elasticidad o maleabilidad, no son afectadas por estos movimientos. En la figura 172 y 173 presentamos 2 formas sencillas de formar estas barreras, la primera mediante una capa de plomo, un poco más alta que el nivel del terreno y la segunda con dos capas de betún asfáltico, distanciadas una de otra un metro, para mayor seguridad al establecer una doble barrera. La elección de uno y otro sistema dependerá de la importancia que pueda llegar adquirir la humedad procedente del terreno. Los materiales más utilizados para formar estas barreras son el plomo y, sobre todo, telas y fieltros bituminosos. Otros sistemas de protección contra la humedad, consiste en confeccionar los cimientos con hormigones y morteros hidrofugados, o sea, a los que se le ha añadido, en el agua de amasado, aditivos impermeabilizantes. Las figuras 174 y 175 son dos ejemplos de impermeabilización de cimientos. En la figura 174 el orden de ejecución de trabajo sería (véanse números en la figura). 1. Hormigón hidrófugo en cimientos. 2. Muros de hormigón en masa, impermeabilizados hasta 30 cm sobre rasante del terreno. 3. Pedraplén anticapilar. 4. Losa de hormigón hidrofugado. 5. Muros sobre rasantes, muros interiores, pilares, tabiques, etc., sin impermeabilizar.


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TRATAMIENTO ELECTRO OSMOTICO En la lucha que contra la humedad se viene practicando en todo el mundo cabe destacar los ensayos realizados en Suiza y Holanda a tal respecto. El tratamiento electro-osmótico (patenteErnst) fue ideado en Suiza y tiene la enorme ventaja de que se pueda instalar en un edificio completamente terminado y que los gastos de su funcionamiento son complemente nulos. El invento está basado en la electricidad, pues según los ensayos Suizos se ha comprobado que, en el subsuelo donde se apoya los cimientos de un edificio cualquiera y los muros a nivel del suelo hay una diferencia de potencia eléctrica de 10 a 100 milivoltios, diferencia que depende de su constitución: humedad, elementos químicos, etc. El sistema Ernst (Fig 176) consiste en que dentro del muro se introduce un alambre de cobre que actúa como conductor horizontal, el cual por medio de tomas de tierra de un metal distinto clavado en el suelo, crea una polaridad inversa a la anterior (polo positivo en el muro, polo negativo en el terreno) estableciéndose una dirección inversa de la humedad a las del efecto capilar. No es preciso, al menos hasta el momento, una fuente de energía eléctrica, por lo que no hay que considerar gasto alguno de funcionamiento. La colocación de los alambre de cobre, de 4 a 5 mm de diámetro se hacen en muro en el que previamente se han hecho una pequeñas rozas que penetran en el interior del mismo y a una distancia, entre si de 50 cm. Todo el edificio pude rodearse con una tupida red, unida a profundas y numerosas tomas de tierra. En las líneas generales, este es el sistema electro-osmótico que actualmente es aplicado por un número determinado de casas especiales. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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AGENTES QUÍMICOS QUE ATACAN LOS CIMIENTOS Los componentes básicos del cemento artificial Pórtland, no son la cal, la sílice y la arcilla. Candat ha complementado esta cifra con el óxido de hierro, magnesio y anhídrido sulfúrico. El cemento Pórtland se vuelve más impermeable si fragua bajo el agua. De aquí que se recomienda llenar los dispositivos de agua construidos en hormigón a los pocos días de terminada la construcción de los mismos. Esta impermeabilidad no es debida a la ausencia de poros, como puede suponerse, sino al agua que al filtrarse por los poros finísimos del hormigón, va depositando poco a poco pequeñas cantidades de sales cálcicas insolubles, que terminan por llenarlas casi por completo. Este fenómeno, naturalmente más acentuado con aguas muy calizas, tiene efecto, aún con las aguas tan puras de Madrid, normalmente en un periodo de 15 a 20 días. Por lo tanto y dada la característica principal del cemento, elegiremos a este como aglutinante único en toda clase de cimentaciones expuestas a humedades, ya sea por sí mismo o pondrá resistencia a las fuerzas capilares. Pero como en toda composición química, el cemento en contacto con otras sustancias puede producir reacciones tan violentas que, alterando totalmente sus propiedades lleguen incluso anularle por completo. El suelo está lleno de sustancias que antes de edificar convendría analizar y ensayar. Afortunadamente, son pocos frecuentes los casos que se dan de que un agente químico haya atacado a una cimentación; pero como son perfectamente reconocibles, convendrá tenerlas presentes cuando iniciemos la primera fase de una construcción. A estos elementos, digamos precisos, los señaló Mazzocchi como “Los enemigos de Pórtland” y aunque dejaremos a un lado los detalles técnicos, más propios de un tratado especializado pasaremos a innumerarlos, ordenándolos como disolventes, disgregantes, destructores, nocivos o simplemente como disminuidores de la resistencia mecánica de hormigones y morteros. Las aguas dulces. El agua químicamente pura. Las aguas potables ordinarias que contengan bicarbonatos. Las aguas selenitosas. Las aguas marinas. Las lejías de sosa. Las aguas amoniacales. Las aguas pantanosas. Las salmueras. Las soluciones azucaradas. Los ácidos en general. Las sales ácidas. El humus. Las materias grasas. Los aceites minerales. Los aceites vegetales. Los aceites animales. El cloruro de calcio. Las sales de magnesia. El hidrógeno sulfurado. El gas del alumbrado. Las aguas sulfuradas gaseosas. Las aguas ricas en ácido carbónico. Y en general los líquidos a alta temperatura. Es muy posible que, ante tales agentes nocivos para el cemento, el entusiasmo de muchos decaiga un poco o les haga tomar exageradas precauciones que solo encarecerían el costo ya elevado de una cimentación. Si bien es cierto que no nos cansaremos de repetir que en España se descuida bastante el acto de reconocer el terreno antes de echar en las zanjas la primera tongada de hormigón, también es cierto que esto no sucede con frecuencia, pues en más de 20 años de práctica constructiva solo conocemos un caso en el que por la acción de las aguas selenitosas toda la TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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cimentación se descompuso, de tal forma que fue necesaria su inmediata sustitución. Caso que creemos merece la pena mencionarlo. Fue como sigue: Ya habíamos “cubierto aguas” y realizado el enfoscado de las fachadas de un importante edificio cuando a los 5 o 6 días de haber sufrido una lluvia torrencial comenzaron a surgir grietas por todas las paredes y manchas de humedad que ascendían por capilaridad, lo que dada la sólida y cuidada estructura de la edificación, aquello era francamente imposible que así sucediera. Anteriormente a esto, observamos que a unos 30 cm de la arrasante del terreno se había dado con una roca de aspecto grisáceo, de la cual teníamos la sospecha de que fuera un yacimiento de yeso (sulfato de cal). Consultado con el director de la obra sobre la piedra en cuestión, este aseguró que, no obstante hallarse presente el sulfato de cal, ello no constituía peligro alguno, debido a su mínimo tanto por ciento y que se podría continuar la obra tranquilamente, cosa que así se hizo hasta que surgieron las grietas aludidas. Realizadas unas cuantas calas, el hormigón de la cimentación no podía presentar aspecto más desastroso. El hormigón se desmoronaba al tacto y su aspecto era el de la miga de pan mal cosido, después de haberle sobado con exceso. Cemento y arena habían desaparecido y en su lugar había una masa de igual valor a la de la piedra donde se apoyaba la cimentación, cuya desagradable olor recordaba el yeso negro. ¿Orígenes?, muy sencillo. El agua de lluvia, al entrar al contacto con el terreno, francamente yesoso, dio lugar a la formación de aguas selenitosas, las cuales tienen una acción disgragante notable sobre los cementos Pórtland; penetrando en la masa de cemento, determina la formación del sulfato cálcico, que se une a la alúmina para dar lugar, con aumento de volumen, a un compuesto cristalino.

¿Remedios? Cimentar con cemento Pórtland. Tipo V de U.S.A. metalúrgico de alto horno, aluminoso y pusolánico, o sobresulfatado. Pero como estos cementos o son muy costosos o de débiles adquisición, se ideó una protección acompañada de drenaje (“dren” en el argot constructivo) que, en causando las aguas pluviales, las alejara de la cimentación. Todo lo cual (Fig. 177) consistió en: 1° Una solera de carbonilla y ladrillo en seco 2° Excavada la correspondiente zanja a un lado y otro de la cimentación, se chaparon con ladrillo macizo los costados tanto de la cimentación como del terreno. 3° Esta especie de caja se enfoscó con tierra refractaria y cemento de dosificación 1:3. 4° Una vez seco el enfoscado, se le dio una mano de pintura asfáltica a la que siguió otra de otro producto, también asfáltico, pero mucho más denso y el que, para poder hacerlo manejable, se diluyó un poco en gas – oil. 5° Se rellenó con grava gruesa (morrillo) la caja anterior citada, cuidando de que las piedras tuvieran todos los mismos tamaños, al objeto de obtener la mayor porción de huecos posible para que las aguas se deslizaran con el menor impedimento. 6° En su parte superior se construyó una acera para evitar infiltraciones; y 7° A todo esto se le dio una estudiada pendiente de un 2 por 100 colocándose arquetas de salida en los sitios estratégicos, con lo que se dio terminada la operación a satisfacción de todos. TEMA : CIMENTACIONES REFER: CIMIENTOS – A. HIDALGO B. - CEAC

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Y esto, amables lectores, que fue solo una experiencia, nos sirvió de tan buena lección que, en lo que a nosotros respecta, jamás volvimos a tropezar con ningún otro caso, aunque si bien pusimos todos los medios a nuestro alcance para saber con que clase de terrenos teníamos que vérnoslas cuando nos encargaban la dirección de una obra cualquiera.

DRENAJES En los terrenos ya construidos, es decir: en aquellos solares o parcelas en las que al edificar no se tuvo en cuenta la contingencia de humedades, la técnica más aplicada al caso es la del avenamiento, la cual consiste en dar salida a las aguas que se estancan alrededor de la construcción. Esta agua pueden tener (como ya hemos dicho) dos procedencias: de aguas de lluvia que caen sobre terreno y que debido a la poca pendiente de este, fallos o permeabilidad, quedan estancadas alrededor del edificio, o bien de aguas subterráneas que existan en el terreno. Tanto en un caso como en el otro, si el agua corre sobre una capa impermeable (por ejemplo de arcilla) y la construcción en su parte mas baja queda un nivel inferior a esta capa (por existir sótanos) es necesario que se canalicen esta aguas bien dando pendiente natural al terreno, para que se alejen o conduciéndolas hacia un pozo. Puede ocurrir que la capa impermeable de terreno, por donde se desliza el agua, sea horizontal (Fig. 178) o en ladera (Fig. 179) más alta que el asiento del cimiento (Fig. 178), o bien más elevada por un lado y más baja por el otro (Fig. 179) debido a la pendiente de la ladera. En el caso de la citada Fig. 178, lo mas recomendable es hacer un pozo absorbente a donde se conduzcan las aguas mediante una tubería dren, cuyo colector de recogida se coloca entre unas piedras que hacen de filtro, como puede apreciarse en la Fig. 180. En cambio, para el caso de la Fig. 179, las aguas pueden recogerse mediante un canal en la parte alta de la ladera y de forma que este canal sea parcialmente absorbente, y con conductores laterales que conduzcan las aguas a puntos del terreno más bajos que los cimientos, lo cual sería fácil de realizar debido a que el terreno es en ladera. En la Fig. 181 representamos gráficamente este sistema. Si la construcción queda aislada o sea circundada por parte del solar libre y asimismo en el interior del recinto de la construcción, mientras no se haya cubierto la primera planta, deberá disponerse el terreno de forma que existan pendientes y puntos de circulación de agua con fácil salida al exterior, en evitación de que se formen charcos. Con respecto a los cimientos, se procurará que, en su parte de contacto; con las tierras y en especial en el perímetro exterior, reúna las máximas garantías de impermeabilidad. A este efecto, en el momento de abrir las zanjas estas se harán de anchura superior a la del relleno y lo suficiente para que desciendan las aguas. La zanja que quedara libre una vez construido el cimiento se rellenará con piedra y grava (Fig. 182) con el fin de que el agua caiga fácilmente al canalillo de recogida evitándose así la humedad que con el contacto de las tierras empapadas sería transmitida al cuerpo del cimiento. También puede colocarse este objeto construyendo un tabiquillo vertical revocado y enlucido, algo separado del cimiento dejando así una cámara de aire (Fig. 183).


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TERREMOTOS También fenómenos endógenos, son los conocidos por sacudidas sísmicas, que según lo mas o menos alejada que la construcción esté de su más epicentro, causan a la misma desde ligeras grietas hasta la ruina total de la obra. Pero los técnicos – y es especial ahora con las bombas atómicas y de hidrógeno - coinciden en afirmar que es el hormigón armado quien más resiste a estas vibraciones telúricas; pues se sabe por experiencia la diferencia y el comportamiento que hay entre un edificio de estructura de hormigón armado y otro de fábrica de ladrillo, pues mientras el primero aguanta bien la sacudida, el otro se derrumbó por completo. En España, poca experiencia tenemos de edificios afectados por terremotos, y si algo hubo, fue tan insignificante que en materia constructiva no mereció la pena ocuparse de ella, ya que, en todo caso se reducirán a pequeñas grietas y fisuras fáciles de reparar con un mortero; y en el peor de los casos en las que el subsuelo haya cedido algo, bastará con aumentar la base de la cimentación, encadenando, si fuera menester, algún muro desplazado. En España no tenemos, afortunadamente, experiencia sobre terremotos, pero valgan las presentes líneas como grito de alerta caso de que contra las bombas atómicas y de hidrógeno, se descubra algún material verdaderamente eficiente contra los poderosos estragos de las mismas.


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TOMO II LIMA, SEPTIEMBRE DEL 2,002

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001



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PRESENTACIÓN – TOMO II REFERENCIA: SENCiCO – GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL – PROY D 36 – 2,001

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001




EQUIPO DE TRABAJO

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ELABORACIÓN

: Ingº.



DIAGRAMACIÓN FINAL






PRESENTACIÓN

El presente documento denominado “BANCO TEMÁTICO DE ENCOFRADOS FIERRERÍA”; contiene información bibliográfica adicional a las hojas de información tecnológica del curso modular de encofrados fierrería. El Banco Temático tiene como propósito la estandarización del aprendizaje de los alumnos del nivel operativo y del nivel técnico; así como de instructores y profesores, en el ámbito nacional y por ende el desempeño laboral de los educandos o del desempeño docente de los segundos. Permitirá que instructores, profesores y alumnos de los cursos de calificación ocupacional del nivel operativo y de los institutos de educación superior, tengan al alcance información escrita adicional de consulta, que les permita estar actualizados o preparados. A instructores y profesores a diseños de cursos de capacitación específica no previstos y a los alumnos a los retos de las nuevas tecnologías, la solución de problemas y el aprender a aprender. Las informaciones técnicas, que se presentan en siete (07) tomos, están organizadas en 14 temas relacionados a un aspecto significativo de encofrados fierrería, provienen de diversas fuentes, sean autores o instituciones, la misma que consta en el documento. Es necesario tener presente que la información que contiene el Banco Temático, es únicamente para el uso en las Bibliotecas del SENCiCO, como material de estudio o de consulta, por lo que está terminantemente prohibida su reproducción parcial o total por cualquier medio. Cabe señalar que el Banco Temático, como todo documento educativo, será motivo de reajustes permanentes, con la inclusión de temas complementarios a los existentes o de nuevos; por lo que para que cumpla su cometido, será permanentemente actualizado. En tal sentido los aportes y sugerencias de los usuarios serán recibidos con el reconocimiento de la Gerencia de Formación Profesional del SENCICO.



SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001




01 al 07

A 02


08 al 13

A 03


14 al 21

A 04


22 al 27

A 05


28 al 34

A 06


35 al 40



01 al 30

B 02


31 al 37

B 03


38 al 47

B 04


48 al 52


01 al 10


11 al 23


01 al 23


24 al 29


30 al 38


39 al 53


54 al 89


90 al 102


103 al 111


112 al 117


118 al 129


130 al 136


137 al 144


145 al 185


186 al 193


194 al 198


199 al 283


284 al 305

E CONCRETO E 01


01 al 13

E 02


14 al 23

E 03


24 al 42

E 04


43 al 62

E 05


63 al 65

E 06


66 al 68

E 07


69 al 72

E 08


73 al 75

E 09


76 al 78

E 10


79 al 82

E 11


83 al 86


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


E 12


87 al 88

E 13


89 al 90

E 14


91 al 92

E 15


93 al 94

E 16


95

E 17


96 al 98

E 18


99 al 101

E 19


102 al 104

E 20


105 al 106

E 21


107 al 111

E 22


112 al 114

E 23


115 al 117

E 24


118 al 120

E 25


121 al 122

E 26


123 al 124

E 27


125 al 126

E 28


127 al 129

E 29


130

E 30


131 al 148

E 31


149 al 150 151 al 169

E 32

TOMO III E 33


170 al 173

E 34


174 al 194

E 35


195 al 201

E 36


202 al 207

E 37


208 al 220

E 38


221 al 224

E 39


225 al 233

E 40


234 al 236

F ENCOFRADOS F 01


01 al 9

F 02


10 al 17

F 03


18 al 88

F 04


89 al 119

F 05


120 al 143

F 06


144 al 157

F 07


158 al 174

F 08


175 al 189

F 09


190 al 204

TOMO IV F 10


205 al 228

F 11


229 al 242

F 12


243 al 259

F 13


259 al 277

F 14


278 al 301

F 15


302 al 313

F 16


314 al 400

F 17


401 al 411


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001



01 al 02


03 al 30


31 al 47


48 al 57


1 al 7


8 al 23


24 al 34


35 al 43



01 al 04

I 02


05 al 11

I 03


12 al 17

I 04


18 al 34

I 05


35 al 39

I 06


40 al 46

I 07


47 al 49

I 08


50 al 70

I 09


71 al 87

I 10


88 al 107

I 11


108 al 138


139 al 153


154 al 173


174 al 189


190 al 201


202 al 216

I 14


217 al 229

I 15


230 al 235

TOMO VI I 16


236 al 244

I 17


245 al 250

I 18


251 al 263

I 19


264 al 274

J ESCALERAS J 01


01 al 13


01 al 47


48 al 64



01 al 13

L 02


14 al 22

L 03


23 al 38

L 04


39 al 58


59 al 91


92 al 128


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001 L 06



129 al 130


01 AL 23


24 AL 55


56 al 77


78 al 96


97 al 110


111 al 125


126 al 148


149 al 168


169 al 173


174 al 178


179 al 187


188 al 192


193 al 204


205 al 224


225 al 239


240 al 244


245 al 253


01 AL 09


10 AL 17


18 AL 49


50 AL 57


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA CIMENTACIONES PROFUNDAS

1.

INTRODUCCIÓN

1.1.

Generalidades El uso de pilotes es una de las técnicas más antiguas del hombre para superar las dificultades de la cimentación de estructuras en suelos blandos. Antes del siglo XIX, el tipo de cimentación más común en los edificios eran zapatas continuas, y solo si el terreno era incapaz de soportar las presiones que ejercían las zapatas, se usaban pilotes. El diseño de estas cimentaciones estaba basado en la experiencia o simplemente dejado a la divina providencia En sus incisos, los pilotes eran todos de madera por su abundancia y su fácil maniobrabilidad, así que para dar seguridad a una estructura se hincaban pilotes en forma abundante, sin ninguna norma y a criterio del constructor. De esta manera, la capacidad de carga del pilote estaba limitada por el grosor de la madera y su capacidad de soportar el peso del martillo sin astillarse. Es así que en un principio se basaba en la resistencia al golpe de un martillo de peso y altura de caída conocidos. Como el tipo de estructura de esa época no sufría grandes asentamientos, no surgió otro material que lo reemplace. A medida que el desarrollo industrial aumenta, se crea una demanda de estructuras pesadas en lugares de terreno blando; surge entonces el pilote de concreto como una solución que supera largamente al pilote de madera, debido a que podía ser fabricado en unidades de las mismas dimensiones que el pilote hecho de madera, pero capaz de soportar compresiones y tensiones mucho mayores. Además que puede moldearse en cualquier forma estructural de acuerdo a las solicitaciones de carga del tipo de suelo sobre el que se hinca. Con el desarrollo de las máquinas de gran eficiencia de perforación a gran profundidad y diámetro, se reemplazo parcialmente los pilotes hincados por los pilotes moldeados in – situ. Posteriormente el acero, por su fácil maniobrabilidad y gran resistencia de hincado a grandes profundidades, empezó a tener auge, siendo los problemas de corrosión solucionados con la introducción de capas de pinturas durables y resistentes. Conforme el costo de las cimentaciones pilotas toma importancia, surge la necesidad de determinar un número de pilotes que no fuese mayor que el necesario para proporcionar seguridad a la estructura; se llega entonces a especulaciones teóricas que dan por resultado formulas de hinca, aunque posteriormente se determina que éstas adolecían de grandes defectos, haciéndose usual determinar la carga admisible del pilote ejecutando ensayos de carga sobre un pilote de prueba y determinado el número de pilotes mediante el cociente de la división de la carga total entre la carga admisible por pilote. Algunas estructuras resultaron satisfactorias, sin embargo otras fallaron, de los cual se deduce que el asentamiento de un pilote de prueba, aún cuando la carga por pilote fue igual a la carga de un pilote de prueba. De cualquier forma, es necesario conocer la capacidad de carga de un pilote porque forma parte de a formación para desarrollar un proyecto de cimentaciones piloteadas. Para tener una cabal compresión del comportamiento de pilotes, se debe conocer todos los tipos de pilotes y los métodos de instalación existente. El diseño y la construcción de cimentaciones piloteadas es un campo de la mecánica de suelos en la que se requiere el criterio de un ingeniero que no se confié en el discutible valor de una formula y que sepa hacer uso de su experiencia, sentido común e infusión del comportamiento de los materiales.

1.2.

Funciones y usos de los pilotes El pilote es un elemento estructural que forma parte de la infraestructura de la edificación, cuyas principales funciones son las siguientes: a) Transferir cargas de la superestructura y del resto de la infraestructura a través de estratos débiles o compresibles, a través del agua o aire, hasta estratos inferiores con la suficiente capacidad de carga como para soportar la estructura, comportándose el pilote como una extensión de columna o pilar. Estos estratos inferiores pueden ser rocas, arcillas duras o suelos de baja compresibilidad. Al pilote que reposa sobre estos estratos se le denomina “pilote de punta” (fig. 1.1 a).

TEMA: CIMENTACIONES REFER: CIMENT. DE CONCRETO ARMADO EN EDIFICACIONES – J. ALVA – ACI PERU

186



b) Transferir o repartir la carga sobre un suelo relativamente suelto a través de la fricción de superficie entre pilote y el suelo. Este tipo de pilote se denomina “pilote de fricción” y a su vez se puede subdividir, según Terzaghi, en pilotes de fricción en suelos de grano fino o de baja permeabilidad. En la naturaleza es difícil encontrar estratos de suelos homogéneos, por lo que no existe un limite real entre estas categorías (fig. 1.1 b) c) En situaciones donde el suelo alrededor de un pilote lo mueve hacia abajo, a esto se le denomina «pilote de fricción» esta fricción tiende a hundir el pilote y si este no puede penetrar más, en la punta en la punta del pilote se generará una presión concentrada. Este caso se puede presentar cuando se hinca un pilote en un estrato blando en cuya superficie se coloca un relleno que consolide el terreno, entonces éste al consolidarse generará en las caras del pilote unas fuerzas de fricción hacia abajo que se denomina fricción negativa (fig. 1.1 c). d) Proporcionar anclaje a estructuras sujetas a supresiones, momentos de volteo o cualquier efecto que trate de levantar la estructura. Las fuerzas horizontales resisten por pilotes en flexión (fig. 1.1 d) o por grupos de pilotes verticales e inclinados que actúan como un sistema estructural, combinado las resistencias axiales y laterales de todo el grupo (fig.1.1e) e) Alcanzar con las cimentaciones profundidades que no estén sujetas a erosión, socavaciones u otros efectos (fig. 1.1 g). f) Para evitar los daños que puede producir una futura excavación a la cimentación de una edificación adyacente; en este caso del pilote lleva la carga de la cimentación debajo del nivel de excavación esperado (fig. 1.1 g). g) En áreas de suelos expansivos o colapsables, para contra impactos movimientos estaciónales no sucederán. (fig. 1.1 h). h) Proteger estructuras marinas como muelles, atracaderos, contra impactos de barcos u objetos flotantes. i) Soportar muros de contención, contrafuertes o cimientos de máquinas. j) Compactar el suelo.

1.3.

Alcance La materia de cimentaciones profundas y el diseño de cimentaciones mediante pilotaje cubre un amplio alcance, sobre el que existen muchas referencias bibliográficas, tales como las que se presentan en las referencias. El propósito de estas notas es introducir los principales tipos de pilotes existentes en nuestro medio y presentar la evaluación de la capacidad portante y asentamiento de pilotes bajo carga axial. Se presenta la evaluación de la capacidad de carga y el asentamiento de pilotes individuales y en grupo, así como las formulas de hinca y los ensayos de carga. En el anexo se descubre un programa de cómputo que permite determinarla capacidad de carga axial de un pilote en base a fórmulas empíricas que utilizan resultados de ensayos de penetración estándar. Se discuten algunos ejemplos de aplicación de dichas fórmulas en la experiencia del autor.

2. CAPACIDAD DE CARGA DE PILOTES Y SEGURO DE PILOTES El primer paso en el diseño de pilotes es calcular la capacidad de carga última de pilotes individuales. Existen diversos procedimientos de diseño, los mas sencillos serán presentados en este acápite. Después de calculada la capacidad de carga última, deberá determinarse la capacidad de carga admisible del pilote algunos comentarios sobre dicha determinación serán indicados. En ciertas condiciones del terreno, el suelo que rodea la parte superior del pilote se puede asentar con relación al pilote, cambiando la dirección de la fuerza de fricción en el lado del pilote y tendiendo a jalarlo hacia abajo. Este fenómeno, conocido como fricción negativa, produce una carga adicional en el pilote. De modo que reduce su capacidad portante. Se presentarán los casos donde puede ocurrir fricción negativa y un método para estimar la máxima fuerza impuesta por la fricción negativa. La capacidad portante de un grupo de pilotes puede no ser igual a la suma de las capacidades portantes de todos los pilotes en el grupo, por lo que debe considerarse el comportamiento del grupo como un todo.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA ANEXO PILOTES

1.

GENERALIDADES Los pilotes son piezas largas, cilíndricas o prismáticas, que penetran a través de un suelo de baja capacidad portante, a fin de transmitir las cargas a una zona de capacidad portante mas elevada. Los materiales empleados (madera, concreto armado o pretensado, acero) y dimensionamiento (longitud y sección) de los pilotes están determinados por la naturaleza de los estratos del terreno; en cambio, la naturaleza de los pilotes (pilotes prefabricados o hechos «in situ») esta determinada por las condiciones económicas y prácticas. Los pilotes se emplean particularmente para las cimentaciones de abras bajo agua, como las escolleras o las pilas de los puentes, trabajan de la forma siguiente: Pilotes resistentes por efecto de punta: Cuando la zona o estrato portante de cimentación esta formado principalmente por materiales resistentes (terreno rocoso o formado por una mezcla de arena y grava), los pilotes trabajan por punto (pilote de punta), son análogos a columnas que transfieren la carga de un estrato superior no resistente a un estrato más resistente.

2.

CONCEPTOS FUNDAMENTALES Cuando el terreno resistente esta profundo, la carga de las estructuras se suelen transmitir al mismo mediante pilotes. Generalmente, los pilotes solo están sometidos a esfuerzos axial, es decir a tracción o compresión. Las fuerzas horizontales deben ser absorbidas mediante pilotes inclinados. En edificios no suelen ser necesario generalmente. Si la fuerza horizontal que solicita un pilote totalmente embebido en el terreno grupo de pilotes no es superior a 3 por 100 o como máximo 5 por 100 de carga vertical, se puede prescindir en general de los pilotes inclinados (norma DIN 1054). La carga del pilote puede transmitirse al terreno por razonamiento por el fuste presión en la punta o combinación de ambos, la transmisión de la carga depende del tipo de terreno y de las características del pilote.

3. 3.1

CLASIFICACION DE PILOTES Y PILOTAJES SEGÚN LA CLASIFICACIÓN DE LA CAPA RESISTENTE

3.1.1 PILOTES COLUMNA En los cuales la carga de la estructura se transmite pilotes en una capa de terreno resistente profunda. 3.1.2 PILOTES FLOTANTES Que en general debe evitarse en ellos la carga no se transmite directamente a una capa de terreno resistentes, ya que este suele encontrarse tan por debajo de las capas cohesivas compresibles que la punta del pilote no pueda alcanzarlos dentro de limites económicos. 3.2 SEGÚN EL TIPO DE TRANSMISIÓN DE CARGAS 3.2.1 PILOTES DE RAZONAMIENTO Que transfieren su carga al terreno resistente principalmente por razonamiento del fuste. 3.2.2 PILOTES POR PUNTA En los cuales las carga se transmiten principalmente por la presión en la punta y el rozando del fuste en las proximidades de la misma. El rozamiento del fuste en la parte superior del pilote desempeña poco o ningún papel. Típicos pilotes de este tipo son el pilote de concreto armado de punta de estrella y el piloteo moldeado IN SITU sistema PAPROTH. La presión admisible en la punta aumenta notablemente mediante un ensanche de la misma en algunos pilotes moldeados IN SITU. 3.3 SEGÚN EL GRADO DE EMPOTRAMINTO EN EL TERRENO 3.3.1 PILOTES ENTERRADOS Que están inducidos en el terreno en toda su longitud.


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3.3.2 PILOTES LIBRES Que sólo tienen la parte inferior dentro del terreno estando la parte superior libre y quedando, por lo tanto, solicitado a pandeo.

4.

PILOTES DE CONCRETO ARMADO

4.1 CARACTERISTICAS Los pilotes de concreto armado tienen generalmente forma cuadrada u octagonal, alguna vez tienen sección hexagonal o circular y aún anular. La longitud normal varía de 10 a 20 m, pero pueden alcanzar los 30 m y sobrepasarlos. Su dimensión transversal varía de 25 a 60 cm, su peso es considerable. Pueden hincarse verticales o inclinados, siendo la oblicuidad normal alrededor de un 10%. La longitud de un pilote depende de la naturaleza del terreno en que va a ser hincado. Generalmente la longitud no sobrepasa los 20 o 30 m y raramente los 40 m. Se admite como longitud límite 50 veces la dimensión transversal más pequeña; pero se puede llegar a 80 veces esta dimensión. 4.2 FABRICACIÓN DE PILOTES a. Cementos Se emplea cemento Pórtland con una dosificación de 400 – 450 kg por m3 de agregado. El empleo de cemento Pórtland debe prohibirse en aguas salinas o selenitosas, en las que se emplearán cementosa de escoria, adecuados para sus aguas agresivas. a. Acero Para las armaduras longitudinales se utiliza normalmente acero corrugado, se puede utilizar igualmente aceros de alta resistencia. Se puede utilizar, así mismo, acero de alto limite, elástico, que constituyen las mejores armaduras longitudes para piezas fuertemente comprimidas. a. Encofrado El vaciado de concreto de los pilotes se ejecuta en los encofrados preparados previamente en la zona del vaciado del concreto especialmente preparada. Los encofrados para pilotes cuadrados se hacen generalmente de madera se combinan para que varios encofrados tengan caras verticales comunes; es el sistema de «acopio único», en el que se procede como sigue: En primer lugar se vacía el concreto en los pilotes impares, teniendo cuidado de dejar espacio necesario para los pilotes adyacentes pares, se quitan los encofrados verticales y se vacía el concreto en la serie de pilotes pares después de haber colocado una chapa de separación entre los parámetros verticales. Se obtiene así una capa de pilotes juntos que se utilizan, después de haberlos cubiertos de papel, como zona para el vaciado de concreto de la capa superior. La opresión continua así y se obtiene un conjunto de pilotes cuyo espacio ocupado en acopio es mínimo. 4.3 PUESTA EN OBRA DE LOS PILOTES a) Dispositivo de enganche Los dispositivos de enganche o pasadores, sirven para sostener los pilotes durante su acarreo. El anclaje de estas barras deben estudiarse para asegurar al adherencia necesaria. El diámetro máximo de las barras de elevación es de 1 pulg. Es necesario que el radio de curvatura de la barra de anclaje en el punto en contacto con las eslinga sea ligeramente superior al diámetro de la misma. b) Transporte Los pilotes son elevados y transportados de la zona de prefabricación a la zona de acopio, después a la zona de clavado, lo que constituye el acarreo. Los pilotes pueden engancharse en dos o más puntos. c) Hincado con Martillo Después de colocar el pilote en posición, se procede a la hinca que consiste en hundir el pilote en el suelo.


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Se utiliza un martinete. Él «martinete» esta provisto de un mazo cadete que, por medio de golpes repetitivos sobre el pilote, lo hinca progresivamente en el terreno. d) Casos de hincado Generalmente se cubre la cabeza de los pilotes por un casco de protección para evitar si disgregación. El casco que rodea muy estrechamente el perímetro del pilote es de función o de acero moldeado. El casco está coronado por un trozo de madera dura que confiere elasticidad al conjunto; un forro de madera tierna (eucaliptos) se intercala entre el pilote y el casco.

5.

PILOTE PRETENSADOS Los pilotes de concreto armado pretensado tienen, sobre los pilotes de concreto armado prefabricados, ciertas ventajas que hacen preferidos a estos últimos. Su resistencia al hincado es mayor, el concreto no se cuartea bajo el efecto del esfuerzo de hincado; existe también una mayor protección contra los agentes exteriores. Su acarreo y transporte son más fáciles (enganche en uno o dos puntos), mientras que un pilote equivalente de concreto armado requeriría un mayor número de puntos de agarre. Los pilotes pretensados están particularmente indicados para grandes longitudes. Los pilotes de concreto pretensado tienen un momento de inercia mayor que los pilotes de concreto armado de las mismas dimensiones; en los primeros toda la sección transversal del concreto contribuye al momento de inercia, mientras que en los segundos, la zona de recubrimiento no interviene; las armaduras si contribuyen (economía de acero como consecuencia de plena utilización de acero de lata resistencia).

6.

PILOTES METALICOS

6.1 GENERALIDADES Los pilotes metálicos empezaron a emplearse a partir de 1890. a partir de 1890 los perfiles en I aparecieron en el mercado y su utilización fue corriente. Estos pilotes, en los que la sección metálica absorbe íntegramente los esfuerzos a los que están sometidos, difieren fundamentalmente de los pilotes de tubos metálicos perdidos, que deben su resistencia al concreto. 6.2 VENTAJAS a. Resistencia elevada a la compresión y la flexión. b. Posibilidades de alcanzar grandes profundidades mediante soldadura de unos elementos metálicos con otros. c. Posibilidad de atravesar estratos resistentes.

PROBLEMAS DE PILOTES 7.1 FORMULA DE LA «ENGINNERING NEWS RECORD»

p

Wr h

s  C0 

1 FS

Donde: P = capacidad de carga del pilote (tn) Wr = peso del mazo (tn) H = altura de caída libre del mazo (m) s = hundimiento del pilote por cada 10 golpes de mazo (mm) FS = 6 Los valores de la constante Co son: Co = 25.4 mm (mazo de caída libre) Co = 2.54 mm (mazo de vapor) PROBLEMA Calcular la capacidad de carga de un pilote usando la fórmula de E.N.R. } Datos: TEMA: CIMENTACIONES REFER: CIMENT. DE CONCRETO ARMADO EN EDIFICACIONES – J. ALVA – ACI PERU

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Wr = 1.82 tn h = 3.81 m s = 12.7 mm Co = 25.4 mm. Reemplazando:

P

1.82  3.81103 1  12.7  25.4 6

P  30.3 tn

7.2 FORMULA DE PRANDTL (1921) La formula de Prandtl se escribe:

  B  A h e tg    K  F 

1  2

h2

1 K

Donde: B = resistencia por punta del pilote (tn) D = densidad del concreto F = resistencia debida al razonamiento lateral  = peso especifico per = perímetro del pilote (m) K = coeficiente del empuje f = coeficiente de rozamiento del pilote con el suelo h = altura del fuste del pilote (m) El coeficiente de seguridad varia de 2 a 2.5 PROBLEMA Determinar la capacidad portante de un pilote de concreto armado de 35 x 35, de 10m. de longitud, hincado en un terreno de las siguiente características:  = 35 grados

 = 1.7 t/m3 f = 0.35 t/m h = 10m Se tiene:

2

B  (0.35 x 0.35) x 10 (1.7/0.27 x e  3.14  0.70 - 2.4)

F  1/22 x 1.7 x 10 2x 1/ 0.272  4  0.35  0.35 

La carga admisible es:

P = (B + F) / FS = 213.8 / 3

B = 65.8 tn F = 148 tn P = 71.3 tn

7.3 FORMULA DE TERZAGHI Resistencia por punta del pilote: las formulas semiempíricas de Terzaghi son: 2 Pilote cuadrado de lado a: B = a (1.3 cNc +  h Nq 0.40 a N) 2 Pilote circular de radio r: B = a (1.3 cNc +  h Nq 0.40 a N) Resistentes al rozamiento lateral. Viene dada por la expresión: F Donde:

=fh 2

f : Coeficiente de rozamiento (t/m ) Terzaghi recomienda los valores máximos siguientes: Materiales arcillosos: - arcilla blanda y limo blando 0.75 - 3.0 - limo arenoso 2.1 - 5.0 TEMA: CIMENTACIONES REFER: CIMENT. DE CONCRETO ARMADO EN EDIFICACIONES – J. ALVA – ACI PERU

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- arcilla consistente 4.0 - 10.0 - arcilla muy consistente 5.0 - 20.0 Materiales arenosos: - arena poco compacta 1.25 - 3.50 - arena compacta 3.50 - 7.00 - grava compacta 5.00 - 10.0 Cuando el terreno de cimentación es arcilloso, se suele tomar para el coeficiente el valor de la cohesión o una fracción del mismo. PROBLEMA Determinar la capacidad portante de un pilote cuyas características y la naturaleza del terreno atravesado con las siguiente:  = 30º Nq Nq = 22, Ng = 20 r = 0.25 m h = 9m Se tiene: 2 2 Area =  x 0.80 /4 = 0.502 m 3.14 x 0.50 = 1.57 3.14 x 0.80 = 2.51 h = h1 + h2 = m de donde: B = 0.502 (1.1 x 0.80 x 20/2) B = La resistencia al rozamiento lateral es. F 0 (1.57 x 8 x 4) + (2.51 x 1 x 2.5) F = 56.52 tn La carga admissible es: R = (B + F) / Fs = (112.47 + 56.52)/3 R = 56.33 tn

112.47 tm

7.4 FORMULA DE REDTENBACHER (1859)

Rd 

EAr L

2     s  s 2  2M H L  1  M  P E Ar  FS 

Donde: E = Módulo de elasticidad del pilote M = peso del mazo (tn) h = altura de caída libre del mazo (m) P = peso del pilote (tn) s = rechazo del pilote (tn) FS = 3 - 4 2 Ar = sección homogenizada del pilote (m ) PROBLEMA

Determinar la carga admisible de un pilote vertical de sección 30 x 30 de 12 m de longitud, armado longitudinalmente con 4  ¾”, sabiendo que ha dado un rechazo de 2 mm, por hincado con un mazo que pesa 1.5 tn., cayendo en caída libre desde una altura de 1 m., con FS = 3 Coeficiente de equivalencia: m + Ea/Eb 2 2 E = 400.000 kg/cm = tn/m P = 0.30 x 0.30 x 12 x 2.4  P = 2.59 tn Para M/P = 1.5/2.59 = 0.58 el coeficiente de reducción es: 3 3 1-4 x (1-M/P) = 1-4 x (1-0.58) = 0.704 2 2 Ar = 30 x 30 + 15 x 11.4 = 1071.0 cm (4  ¾” = 11.4 cm ) (E Ar) / L = (400 x 1071.0) / (12 x 100) = 357.0 tn/cm 2 (2 M H) / ({M + P) x (L / E Ar)= 2 2 (2 x 1.5 x 100) / (1.5 + 2.59) x 1/357.0 = 0.308 cm TEMA: CIMENTACIONES REFER: CIMENT. DE CONCRETO ARMADO EN EDIFICACIONES – J. ALVA – ACI PERU

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ENCOFRADOS FIERRERÍA 0.2 2  0.308  0.590

Rd = 357.0 x (0.59 - 0.2) Rd = 139.2 tn R = Rd/Fs = 139.2/3 = 46.4 tn R = 46.4 tn 7.5 FORMULA DE VIERENDEEL (1906) La formula de Vierendeel para un pilote circular, se escribe B=A h

 1 - Sen 1 1  Sen    F   h 2 D f  21f 2 1 - Sen    1  Sen  Donde: B = resistencia por punta del pilote (tn) F = resistencia debida al rozamiento lateral (tn) D = diámetro del pilote (m) h = altura del fuste del pilote (m) 3  = peso especifico del terreno (tn/m ) f = coeficiente de rozamiento del suelo con el pilote f = coeficiente de rozamiento del pilote con el suelo Vierendeel admite un Fs de 3 a 6 PROBLEMA Se da un pilote de diámetro D = 0.60 m y de longitud H = 6m, se pide determinar la capacidad portante sabiendo que atraviesa un estrato de terreno definido por:  = 30º 3  = 1.6 t/m f = 0.70 2 B = 3.14 / 4 x (0.60) x 1.6 x 6 = 2.71 TN B= 2.71 tn 2 F = 3.14 x 0.60 x 1.6 x 6 / 6 x 0.70 x 55/3 = 231.5 tn R = (B +F) / 6 = 39 Tn


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA DISEÑO DE CALZADURAS

¿A QUE LLAMAMOS CALZADURA? La calzadura es un elemento que soporta carga vertical directamente y lo transmite a un estado inferior del suelo. El término lo hemos generalizado para otro tipo de funciones y lo empleamos indistintamente para aquellas obras que se realizan con algunos de los propósitos siguientes: a) Para consolidar la cimentación de una estructura existente. Tal es el caso de una estructura que ha sufrido asentamientos. Este caso es frecuente en edificaciones de valor arquitectónico o histórico que por estar cimentadas sobre terrenos que se consolidaron con el tiempo han sufrido asentamientos que comprometen su estabilidad y se requiere nivelar la estructura y detener los asentamientos. b) Para darle mayor capacidad portante a la cimentación y podía requerirse buscar un estrato de suelo más resistente a mayor profundidad o reforzar la misma cimentación ampliándola. c) Para protección de la propiedad vecina – edificaciones o taludes – cuando se va a realizar excavaciones cercanas. En este contexto las obras de calzadura tienen carácter temporal ya que su función de contención o confinamiento será asumida definitivamente por la nueva construcción. En los comentarios que siguen nos referimos a la calzadura hecha con este último propósito. Cabe diferenciar algunas formas de protección en función a la ubicación de la calzadura y a su exigencia estructural. 1. Aquella que se ejecuta dentro de los linderos del terreno por excavar, (fig. 1 a) 2. Aquella que se realiza en propiedad vecina, es decir fuera de los linderos del terreno por excavar (fig. 1 b)

En el primer caso no son propiamente calzaduras, son pantallas de contención (fig 2 a). Esta es la práctica usual en Norte América, Europa y en algunos países de Latinoamérica. (Como en el coso tan sonado de la pantalla de contención que falló en Bogotá y fue reportada en la revista. El ingeniero Civil En la pantalla de contención no hay transferencia de carga vertical a los estratos profundos, en este aspecto, no son propiamente una calzadura. Para evitar la posibilidad de asentamientos verticales en las estructuras existentes, por desplazamiento horizontal de la pantalla como consecuencia del empuje del suelo contenido, se depende exclusivamente de la rigidez lateral de la pantalla. En segundo caso, cuando el profundizar en el terreno vecino, lo hacemos por debajo de una edificación existente, (fig. 2b) estamos construyendo realmente una calzadura, porque, porque además de los empujes laterales que existen vamos a tener que transmitir parcialmente la carga vertical de la cimentación existente a un estrato más bajo.

TEMA: CIMENTACIONES REFER: CIMENTACIÓN DE CONCRETO ARMADO EN EDIFIC. – C. CASABOME – ACI PERU

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Las pantallas pueden ser de voladizo, apuntaladas o atirantadas, (fig. 3), pueden ser continuas o discontinuas. En este último caso, se aprovecha la capacidad del suelo para transmitir los empujes laterales por acción de arco a los nuevos soportes, (fig. 4). Para la construcción de pantallas son numerosas las posibilidades que hay en el mercado y tienen características estructurales y constructivas muy diferentes. Entre las mas empleadas están las tablestacas, las pantallas de concreto, las pantallas formadas por pilotes contiguos o secantes y las pantallas de poste – larguero. (fig. 5). La elección de una determinada solución dependerá de su conveniencia, el Constructor deberá estudiar cada posibilidad considerando entre otros factores la altura de la excavación, las características del suelo y presencia de agua, la relación con edificios existentes y las características de su cimentación, los materiales disponibles, su capacidad de ejecución y equipamiento disponible el tiempo de ejecución y el costo.

CALZADURA EN CONGLOMERADO COMPACTO La práctica de construir la calzadura fuera de los linderos del terreno por excavar, es decir en propiedad vecina, es tradicional en el Perú, en Chile y en otros países. Cabe preguntarnos si es correcto invadir la propiedad vecina. Evidentemente existen ventajas importantes para propietarios de la nueva construcción, entre ellas el ahorro de espacio al permitirle aprovechar el 100% de área del terreno y el control de asentamientos en la edificación existente, con lo cual se está protegida la propiedad vecina.


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En edificaciones en zonas urbanas donde el terreno cuesta mucho dinero, hay que buscar soluciones donde la pérdida de área útil se minimice y la construcción de una pantalla puede significar perder algunos decímetros den el perímetro de la propiedad. El mayor inconveniente al invadir el terreno vecino, esta en el perjuicio que causamos al vecino al dejarle en sus linderos, elementos estructurales que tendrá que retirar cuando quiera construir. En todo caso, lo correcto es comunicar a los vecinos que se va a excavar y calzar usando su propiedad y eventualmente acordar con ellos algún tipo de compensación por el uso de su propiedad y por los costos en los que eventualmente tendrá que incurrir. En Chile generalmente las calzaduras toman la forma de una pantalla mixta de concreto armado y suelo, (fig. 6 y 7). Se construyen columnas, o mejor dicho «Vigas - Columna» elemento que son sometidos a compresión y flexión transversal-, de concreto armado a espaciamiento que se define para cada caso en función de las condiciones particulares de la estructura por calzar y de las características del suelo, y se aprovecha si la acción de arco horizontal para la transmisión de los empujes del suelo a las vigas-columnas. Esto es posible dadas las características del conglomerado de Santiago y no veo inconveniente para su empleo en el conglomerado compacto de la zona central del valle de Lima. En el Perú, Lima, lo usual es construir una pantalla o muros continuos de concreto simple de espesor variable, (fig. 9). El procedimiento usual de calzadura en los tres caos es similar, consiste en una construcción secuencial a medida que avanza la calzadura. Son procedimientos que tienen una tradición muy antigua. 60 a 70 años cuando la vieja Lima comenzó a modernizarse, a construirse edificios en el Centro Histórico.

La calzadura como la conocemos es sin lugar a duda un invento criollo de los ingenieros de esa época que tuvieron que revolver el problema para proteger las casonas de adobe colindantes. Un invento que no podemos decir que haya sido desdichado, la experiencia en general ha sido buena. Las recomendaciones para la calzadura tradicional limeña que se transcriben en la figura 10 se basan en esa práctica de muchos años en el conglomerado de Lima. Son numerosos los ejemplos de calzaduras exitosas y son realmente pocos los casos de problemas.


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Los problemas muchas veces están ligados a la presencia de agua y al haber aplicado las recomendaciones usuales mas allá de los límites establecidos sin tomar precauciones adicionales.

RESPOSABILIDAD POR LA CALZADURA La calzadura es un procedimiento de construcción que ha sido ejecutado innumerables veces por los constructores sin cuestionarse de si deben ellos asumir la responsabilidad por su diseño o no. Claro está que para calzaduras menores es decir cuya altura es moderada el seguir las recomendaciones tradicionales era seguro. Para calzaduras de mayor altura, al aumentar los riesgos y el costo, nace el cuestionamiento sobre quien tiene la responsabilidad sobre la calzadura. Es indudable que la calzadura requiere de un diseño donde se tomen las decisiones de la tipología constructiva, analice el problema y las estructuras a emplear, sin embargo no es diferente al caso de un encofrado, donde el contratista asume la responsabilidad integral por un diseño y construcción. El contratista podrá, a su juicio, asesorarse o encargarse su diseño a profesionales fuera de su organización, será su decisión, pero la responsabilidad sigue siendo suya. Los costos de la calzadura forman parte del costo total de construcción y deben estimarse conservadoramente en base a la experiencia propia del constructor u al análisis de la situación especifica.

PRECAUSIONES EN LA CALZADURA PROFUNDA La calzadura es una operación a menudo difícil y peligrosa por el estado tensional en condiciones estáticas y bajo sismo al que pueden ser sometidas y al hecho que dicho estado puede modificarse drásticamente, especialmente por la presencia de agua y por la vibración. Es un trabajo que debe ser realizado únicamente por especialistas. Para llevar a cabo exitosamente una calzadura deben tomarse las precauciones siguientes en particular cuando las excavaciones tienen más de 6 a 8m de profundidad.

DISEÑO DE LA CALZADURA Es recomendable que antes de emprender trabajos de calzadura se analice el problema en la luz de las condiciones esperadas del suelo, de las características y ubicación de las edificaciones vecinas etc. Y se prepare un plano de calzadura y recomendaciones constructivas. Las cargas sobre la calzadura-empuje lateral y cargas verticales-en cada uno de los puntos de excavación deberán ser evaluadas en función a las características del suelo, su contenido de humedad y la cercanía de cimentaciones existentes. Conocimiento del suelo. Tanto para el diseño como para la ejecución de la calzadura es indispensable que se tenga conocimiento de las características del suelo, y estar atento a cualquier variación de éstas. En particular bolsones de arena. Planificación. Planificar el proceso de excavación-calzadura-apuntamiento y de construcción de las obras definitivas de manera que sea un proceso secuencial lo más rápido posible. Apuntalamiento. La calzadura, en particular en los frentes bajo o cercano a edificaciones existentes, debe apuntalarse. Considerar que la capacidad de la calzadura-pantalla de concreto simple-como muro de contención es limitada. El apuntalamiento es esencial sobre todo cuando tenemos edificaciones vecinas ya sea que éstas estén al borde de la excavación o estén mas retiradas, caso más peligroso porque la calzadura no cuenta con el beneficio de la carga vertical y trabajará solamente como pantalla con el empuje adicional del bulbo de presiones de la cimentación del edificio. Las recomendaciones de apuntalamiento deben ser parte del diseño de la calzadura. La carga de diseño de los puntales debe ser estimada conservadoramente. El empleo de apuntalamiento no sólo da seguridad a la calzadura sino que también puede reducir el costo sustancialmente al permitir espesores menores de calzaduras. En excavaciones profundas la longitud de los puntales de la calzadura puede llegar a ser considerable; el constructor debe evaluar la conveniencia del empleo de puntales robustos versus el empelo de puntales delgados a la luz de las necesidades de arriostre de éstos y las dificultades de obra. Es interesante comparar la práctica chilena, figuras 7 y8, con el apuntalamiento usual en nuestro medio, figura 16.


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Monitoreo. El proceso de excavación y calzadura requiere de un monitor permanente para detectar: desplazamientos, asentamiento – mediante control topográfico permanente – aparición de grietas de tensión o grietas en las edificaciones vecinas. Agua. La presencia de agua aumenta tremendamente los empujes y puede traernos abajo una calzadura aún apuntalada. En obra se debe estar siempre atento a la presencia de agua en el suelo. En la pantalla de concreto debe creerse drenes para aliviar cualquier presión de agua que pueda presentarse. Vibraciones. Las vibraciones pueden destruir la cohesión permanente que tiene el suelo de Lima y que es la que permite taludes casi verticales en el conglomerado. La pérdida de cohesión además de incrementar los empujes, dificulta el trabajo de calzadura y puede llevar a la necesidad de entibamiento de suelo.


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EXPERIENCIA RECIENTE EN UNA OBRA CON 5 SOTANOS Se trata de un edificio de esquina, en uno de los linderos existe un edificio de 14 pisos al borde del límite de propiedad y en el otro un edificio de 8 pisos alejado 2m del borde. La forma del terreno es particular pero beneficiosa, ya que presenta varios ángulos relativamente cercanos que se pudieron usar en mejorar el arriostramiento temprano de la calzadura. Se diseño la calzadura y se planifico el avance de la construcción de manera tal de proteger el área cercana a los edificios. En la zona del edificio de 14 pisos se dejó una banqueta de terreno natural y se calzó la construcción a cada lado de la banqueta de forma de crear arriostramiento permanente a la calzadura que minimizará los riesgos al retirar la banqueta, la excavación en está zona tuvo una profundidad de 18m. Fue necesario estudiar las juntas de construcción de las losas y vigas de los sótanos, para posibilitar la construcción parcial de los 3 sótanos más profundos, fig. 14 y 15. en la zona del edificio de 8 pisos el apuntalamiento inicial lo constituyo la rampa de bajada a sótano y luego la losa de los techos. La calzadura se apuntaló para darle más seguridad. En la figura 16 se observa el apuntalamiento en base a pies derechos de acero, son muchos puntales que probablemente podrían ser reemplazados por otros mas robustos en menor número. Este trabajo de calzadura siguió el procedimiento tradicional con medidas de seguridad adicionales por la mayor altura de excavaciones involucrada. Fue un trabajo en el que las operaciones de excavación- calzadura- apuntalamiento y construcción fueron secuencias y estrictamente planificados. El proceso en un tanto lento y laborioso pero demuestra que cuando se toman precauciones adecuadas es exitosa.


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FUNDACIONES 1.

Definición y terminología DEFINICIONES. La palabra fundación se deriva del latín, fundare, establecer o fijar la base o fondo de alguna cosa. El Diccionario de la Academia Española la define como la acción y efecto de fundar, y a esta palabra se da la significación de estribar, apoyar, armar alguna cosa material sobre otra. Se usa en el sentido más amplio para designar la base, física o no, que sustenta a algo, y en términos técnicos, es la parte de una estructura sobre la que se ha de hacer una operación o construcción. Así, un muro de hormigón puede recibir el nombre de fundación para una obra de fábrica que ha de colocarse sobre él y ésta, a su vez, puede ser la fundación de varias manos de pintura u otras obras ornamentales. Más específicamente y en relación con un edificio u otra estructura completa, la palabra fundación se aplica, desgraciadamente y sin distinción: 1) a la construcción por debajo del terreno, tal como cimientos corridos, muros del sótano, etc., que constituyen la selección inferior de la estructura. 2) al material natural, parte de la superficie terrestre, sobre la cual descansa la construcción; 39 a las cimentaciones especiales, tales como pilotes o pilares que se emplean para transmitir las cargas de la construcción al firme que esta en una capa inferior. En vista de los múltiples significados que se da a la palabra, es conveniente emplearla para distinguir las obras que quedan encima del mismo. En un sentido más estricto, se pueden designar solamente, bajo el nombre de fundaciones, las obras por debajo del sotana, o del suelo del piso inferior, hasta la roca o lecho firme de fundación.

2.

Requisitos esenciales Objeto de las fundaciones. Al proyectar una fundación, se debe tener presente que el objeto de la misma es proporcionar a la supraestructura una base permanente y segura, tal que el movimiento de la base y el de la construcción que se le superponga, sea el menor posible y que ocasione el mínimo perjuicio a la estructura. Las condiciones que se requieran para llenar en el requisito anterior, son: 1) Los materiales de construcción deben resistir a todos los agentes que puedan deteriorarlos, y si no fuera posible obtener materiales de esa condición, hay que darles una protección permanente. 2) Esfuerzos y sus variaciones en el futuro. Ninguna parte de la fundación debe someterse a esfuerzos superiores a sus límites de seguridad bajo ninguna combinación de cargas y se debe prever la posibilidad de adiciones o cambios futuros en la supraestructura o en el uso que se ha de dar al edificio. 3) Carga en el firme o lecho natural. Esta carga debe estar por debajo del límite de seguridad del material que lo forma en las condiciones más de 4) Excavaciones contiguas. Es preciso proteger la estructura y el firme de fundación contra riesgos posibles, procedentes de excavaciones próximas u otras causas. Condiciones físicas del emplazamiento. Para llenar los requisitos reseñados, hay que adaptar el proyecto a las condiciones físicas locales. El ingeniero o arquitecto debe examinar personalmente el lugar del emplazamiento. Es necesario procurarse toda la información posible y hasta hacer sondeos y pruebas, cuando se precisen para conseguir datos suficientes en que basar el proyecto de la fundación. Lo primero es hacer un estudio detallado y completo del lugar de emplazamiento, para determinar las características del firme o lecho de fundación en que ha de descansar la estructura.

3.

Consideraciones geológicas Características del firme o lecho de fundación. En muchos casos, es muy útil tener conocimiento de Geología para poder estudiar las características del firme o lecho de fundación. Aunque no es nuestro propósito extendernos, en este capitulo, en materia de Geología, las notas que siguen pueden ser útiles al arquitecto para determinar en que terrenos se puede confiar para utilizarlos como lecho de fundación. Como el emplazamiento de la construcción puede estar en cualquier parte del mundo, los materiales que se encuentren

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pueden pertenecer a una de las muchas formaciones geológicas que constituyen la corteza terrestre. Sin embargo, para fines prácticos, los materiales se pueden considerar divididos en rocas y materiales que no son rocas y que llamaremos tierras.

4.

Composición y clasificación de las rocas

Composición de las rocas. Las rocas y otros depósitos terrestres, que de ellas se derivan, se componen de varios minerales cuyas especies y variedades se encuentran por cientos y que se diferencian entre sí por alguna particularidad de su composición química, forma de cristalización u otras características. Un solo mineral puede, a veces constituir una roca, pero generalmente, se compone de varios minerales o mezclas de los mismos. Los minerales principales que componen las rocas, son: 1) Minerales silíceos, formados por sílice (SiO2) bajo formas distintas. 3 2) Minerales calcáreos, compuestos de calcita o carbonato de calcio (CaCO ) y sus combinaciones. 3) Silicatos o combinaciones de sílice con varias bases metálicas. 1) Minerales Silíceos. Los constituye el óxido de silicio, en diferentes formas. Cuando esta cristalizado, recibe el nombre de: Cuarzo, que es el mineral que más abunda. Gracias a su dureza e insolubilidad, resiste a la descomposición y abrasión mejor que los minerales con los que suele encontrarse asociado y forma, en pequeñas partículas diminutas, de la mayor parte de las arcillas. 2) Minerales calcáreos. Los principales minerales calcáreos son los siguientes: Calcita (CaCO3), carbonato de calcio, que cuando es puro y cristalizado se conoce con el nombre de espato de Islandia. Es soluble en agua que contenga anhídrido carbónico (CO 2). La calcita en varios grados de pureza forma calizas y mármoles. Por razón de su solubilidad, se ha formado en la caliza, con frecuencia, cavernas y cuevas. Dolomía es un carbonato de cal y magnesia. Forma la roca llamada caliza dolomítica, menos soluble que la caliza propiamente dicha. Selenita, yeso, alabastro, anhidrita, aragonito y apatita son minerales de cal de menos importancia. 3) Silicatos. Son combinaciones de sílice con varas bases y siguen en importancia al cuarzo. Feldespato. Es uno de los elementos constituyentes del granito y otras rocas ígneas. En un silicato alumínico-potasio, alumínico-sódico o alumínico-cálcico. Expuesto a la acción del agua se descompone lentamente, quedando convertido en silicato de alúmina, base de las arcillas. De la descomposición del granito resultan arcilla, mica y cristales de cuarzo. La mica se descompone muy lentamente y el cuarzo, prácticamente, no se descompone nada. Mica. Son silicatos de alúmina con potasa y otros elementos. Todas sus variedades son blandas y exfoliables en láminas delgadas y elásticas. En las arenas se encuentran con frecuencia pequeñas partículas de mica. Hornablenda y augita son silicatos de cal, magnesia, hierro y alúmina. Abundan bastante. Clorita, talco, esteatita o piedra de jabón y travertino son silicatos hidratados procedentes de otros silicatos, que han absorbido agua por proceso químico. Son blandos y jabonosos al tacto. Hay que tener especial cuidado al construir fundaciones sobre rocas que contengan esta clase de minerales para prevenir el resbalamiento sobre el lecho de fundación o entre las partes que lo constituyan. Clasificación de las rocas. Las rocas se clasifican no sólo por su composición mineralógica sino también por el proceso de su formación, en la forma siguiente: 1. Rocas ígneas, que se han solidificado desde un estado de fusión. 2. Rocas sedimentarias, que se formaron en el agua por presión mecánica o por cimentación debida a procesos químicos u orgánicos. 3. Rocas metamórficas o plutónicas, que en su estado primitivo fueron sedimentarias o ígneas y han sufrido un proceso de transformación debido a causas variables. 1. Rocas ígneas. No son realmente estratificadas y su textura puede ser granular, cristalina o vítrea. Ejemplos característicos son el granito, la sienita y el balasto. La lava, piedra pómez y TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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obsidiana son productos volcánicos, como lo son también ciertos depósitos de fango y ceniza. Exceptuando las cenizas y lodos volcánicos, las rocas de esta clase son resistentes a la acción del tiempo y compactas y no presentan ningún riesgo imprevisible como lecho de fundación. 2. Rocas sedimentarias. Se componen de arena, arcilla y otros materiales procedentes de la disgregación de rocas ígneas. Estos materiales se depositaron en el seno del agua, en estratos horizontales, por sedimentación y se consolidaron en rocas, siguiendo procesos mecánicos, químicos u orgánicos. Estas masas rocosas están estratificadas como resultado de haberse depositado. Por lechos, sus elementos. Como la arena y la arcilla son los productos que más abundantes de la descomposición de las rocas sedimentarias que más abundan son las silíceas y la arcillosas. La piedra arenisca es una roca compuesta de granos de arena unidos por cementos de sílice, óxido de hierro o carbonato de cal. La resistencia a la acción del tiempo de la arenisca depende de la solubilidad del mineral que le sirva de cemento. Las areniscas más recomendables son las que tienen un cemento de sílice u óxido de hierro, por que, como el carbonado de cal es soluble, las areniscas que le tienen de cemento se descomponen con cierta facilidad por la acción de los agentes atmosféricos. Las rocas arcillosas se componen de arcilla, arena finamente dividida, barros etcétera. Los esquistos y algunas otras variedades sin duros y compactos cuando se descubren, pero suelen desintegrarse cuando se exponen a la acción de la helada agua y otros desintegrantes. Dolomía es una caliza con gran proporción de magnesia. Creta es una caliza blanda, compuesta de conchas de organismos marinos diminutos. En general, es la más pura de las calizas, la más soluble y la más expuesta a fisuras o cavernas por la acción del agua.

3. Rocas metamórficas o platónicas. Estas rocas se han formado por metamorfismo de las sedimentaciones o ígneas a consecuencia de agente como el calor, compresión o humedad, obrando conjuntamente o por separado. Por ejemplo, la caliza puede haberse transformado en mármol cristalino por efecto del calor procedente de alguna roca fundida próxima. El metamorfismo produjo, en general. Rocas duras y resistentes a la acción del tiempo . Cuarcita es una roca cristalina, de gran dureza y resistente a la acción del tiempo, procedente del metaformismo de la piedra arenisca. Pizarra es una roca de gran densidad, exfoliable, por regla general, por laminas delgadas. Procedente del metaformismo de exquisitos arcillosos y, en general, es de bastante resistencia a la acción del tiempo, pero tiene el riesgo de resbalamiento sobre planos paralelos a los de la exfoliación o a lo largo de grietas no paralelos a la exfoliación. Gneis “es una roca metamórfica laminar que generalmente corresponde minerológicamente a alguno de los tipos plutónicos”.* Cuenta con muchas variedades que deberían clasificarse de acuerdo con las rocas ígneas más parecidas a ellas en composición minerológica. Algunas variedades se parecen al granito, pero su textura en laminas o franjases, en general, característica. Generalmente son compactas y resistentes a la acción del tiempo. Los exquisitos son semejantes al gneis, pero de exfoliación más fina. En la variedad llamada micacita, se ven claramente laminas de mica yuxtapuesta. Las micacitas se descomponen muy fácilmente y ocurre, con frecuencia, que hay que hacer excavaciones de gran profundidad para la fundación, a través de rocas descompuestas de esta clase, hasta encontrar un terreno firme. El material que resulta de la descomposición de la micacita está compuesto de granos finos de mica y otros materiales y se le denomina arena movediza. Las rocas como fundación. Cualquier roca compacta y que no tenga tendencia al deslizamiento, constituye, generalmente, una fundación sólida, capaz de resistir cualquier peso del edificio que se construya sobre ella. Hay que tener cuidado de que las rocas que tengan tendencia a desintegrarse estén protegidas de los agentes atmosféricos, del agua y otras influencias desintegradoras.

5.

Geología de los materiales terrosos Tierras. Los materiales que resultan de la desintegración de las masas de rocas, reciben el nombre genético de tierras.


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Los agentes que producen la desintegración de las rocas que forman la corteza terrestre son varios, pero nuestro objeto, consideraremos solamente: 1) los agentes químicos, y 2) los mecánicos. 1. Agentes químicos. Una de gran dureza y resistencia, y de composición minerológica compleja, puede descomponerse y convertirse en una masa incoherente de elementos mineralógicos, cuando se produce una acción química o descomposición. Así se desintegra por ejemplo, el granito feldespático bajo la acción combinada del agua y las temperaturas variables; los cristales de feldespato sufren una transformación química, dando lugar al silicato de alúmina hidratado que se llama arcilla en tanto que los cristales de cuarzo, mica y hornablenda, más resistentes a la acción química, conservan su composición, pero sus partículas constituyen lo que se llama arena. 2. Agentes mecánicos. Los agentes mecánicos, tales como la escarcha, corrientes de agua o hielo, obran sobre las masas de rocas de las que desprenden fragmentos que son arrancados por los heleros, corrientes de agua o las olas. El frotamiento de estos trozos de roca entre si los desintegra en partículas cada vez más pequeñas, sin alterar su composición. Corrientes de agua. Como las corrientes de agua transportan más fácilmente las pequeñas partículas que las mayores, los fragmentos de más volumen solamente se ponen en movimiento con intermitencia durante los periodos de tormentas, grandes avenidas o inundaciones y se depositan tan pronto como disminuye la velocidad del agua, mientras que las partículas más pequeñas siguen en suspensión durante más tiempo y a medida que la velocidad de la corriente disminuye van depositándose por orden de sus tamaños, siendo las primeras las de mayor volumen. Las rápidas corrientes de los arroyos y los ríos en las regiones montañosas, ruedan y trituran los materiales contra sus lechos rocosos, siendo movidas lentamente las masas pesadas. El frotamiento de unos fragmentos con otros produce gravas y arenas que son lavadas por la corriente hasta que ésta disminuye su velocidad y deposita los materiales primeramente, como lechos de agrava y después en forma de barcos de arena. Finalmente, en los niveles más bajos de aguas tranquilas, se sedimentan los aluviones o lechos de lodo. Heleros o glaciares y depositaos glaciares. La acción de los heleros es análoga a la de las corrientes de agua. Los depósitos glaciares, llamados aludes glaciares, se componen de arena, arcilla, grava y cantos rodados, pero estos depósitos se diferencian esencialmente de los que proceden de las corrientes de agua. Los cantos rodados procedentes de las corrientes de agua. Los cantos rodados procedentes de heleros presentan en la superficie muescas y estrías y suelen ser angulosos, tanto que algunos parece que han sido fracturados recientemente; casi nunca se parecen a los cantos rodados procedentes de corrientes de agua, de superficies desgastadas por ésta, redondeadas y listas. Además, los cantos rodados que proceden de heleros, se encuentran, a veces, aislados en algún depósito de arena o grava. Este genero de depósitos difiere de los de los ríos en que no hay clasificación por tamaños y los cantos rodados pueden aparecer sobre la superficie o encontrarse diseminados como si por accidentes hubieran atravesado la arena y grava que forman el cuerpo del deposito. Tales depósitos glaciares se parecen a un basto relleno artificial, sin la estratificación o clasificación por tamaños que es característica en las sedimentaciones de los ríos, en las morenas glaciares es frecuente que las superficies encuentren pasos subterráneos, que forman lo que se llama cuevas vertedero. América del Norte está atravesada por una línea de depósitos glaciares que se extiende desde Long Island hacia el oeste, hasta un límite sur señalado en los mapas geológicos. Cantos rodados glaciares suministran muy poca a ninguna información acerca de las características de los depósitos que los rodean, la aparición de cantos rodados en los depósitos o sedimentaciones fluviales indica que el lecho del río del que formaron parte se consolidó por la acción de la corriente; y también, porque, en época en que se produjo el depósito, resistió a la acción de la gran velocidad de la corriente Acción de las olas en los lagos y en el litoral. Las olas están obrando constantemente sobre los materiales que forman la costa. Las masas rocosas son arrancadas de las escolleras y trituradas las unas contra las otras, produciendo cantos rodados, gravas y arena. Las mareas arrastran las arenas con más facilidad y las depositan en los sitios resguardados, formando las playas. Las rocas de mayor volumen permanecen cerca de su punto de origen, formado bancos y arrecifes. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Lechos de arena, grava y cantos rodados. Estos materiales depositados, por la acción de las olas, en la orilla del mar o de los lagos, no presentan características constantes y conviene tomar muestras y estudiarlas para determinar las características de una formación costera. En los grandes valles fluviales, en que la formación es generalmente de lodo y otros materiales menudos, se debe confiar poco en que parezca capas de grava, aun cuando las capas se extienden sobre una gran superficie lo mejor es hacer ensayos para determinar si tales capas o lechos se superponen a materiales más seguros. Cuando los ríos afluentes desembocan en grandes valles, pueden depositar sus materiales, formando bancos de arena, grava y cantos rodado encima de los lodos, turberas y otros materiales anteriormente depositados por el rió principal. Las condiciones topográficas generales pueden servir para formar juicio acerca de los riesgos posibles de que esto ocurra. Consecuencia de las acciones químicas y mecánicas. Como consecuencia de la breve descripción que antecede, se comprende que el hielo, las olas corrientes de agua tienden igualmente a disgregar las masas rocosas y a producir cantos rodados, gravas, arenas y otros materiales más finamente divididos. En resumen, la combinación de las acciones química y mecánica reduce las rocas más duras a las arenas finas, las arcillas más impalpables y los lodos y barros de finísimo grano; y el viento, las olas y el agua en movimiento clasifican dichos materiales en depósitos de granos de tamaño uniforme.

6.

Materiales que componen el lecho de fundación Clasificación y definiciones. La siguiente lista incluye las definiciones de los materiales que se encuentran con más frecuencia. Roca. (Roca firme, estrato rocoso o arrecife). Masa de roca inalterada que forma parte de la formación rocosa primitiva. Roca deshecha. (roca descompuesta). Arenas, arcillas y otros materiales procedentes de la desintegración de las rocas primitivas. Carece de las condiciones de compacidad de las rocas de que se derivan, pero ocupan el mismo lugar que éstas ocuparon. Rocas perdidas o suelta. Masas de rocas desprendidas de la formación de que formaron parte. Cantos rodados. Masas de rocas desprendidas de la formación rocosa, mayores que las gravas; generalmente redondeadas y debilitadas a consecuencia de su transporte, por el agua o el hielo, a distancias considerables de las masas de que formaron parte. Gravas. Partículas separadas de las rocas, desgastadas por el agua, redondeadas y de tamaño intermedio entre las partículas de arena y los cantos rodados. Arena. Partículas de rocas, menores de 0.5 cm en su dimensión máxima. Arcilla. Material procedente de la descomposición e hidratación de las rocas feldespáticas. En otros materiales. Brechas y pudingas. Mezcla o conglomerado muy coherente de arcilla u otro material cementado arenas, gravas o cantos rodados. Aluvión. Material térreo, finamente dividido, depositado por una corriente de agua. Limo. Material térreo finamente dividido, generalmente con materia vegetal, depositado por las aguas tranquilas o de poca velocidad. Tierra. Término empleado para designar, en general, cualquier material térreo. Tierra vegetal. Material térreo capaz para alimentar la vida vegetal. Se compone, principalmente, de materia animal o vegetal podrida. Margas. Material térreo con una cierta proporción de materia vegetal. Mantillo. Material térreo que contiene una gran proporción de humus o materia vegetal. Turbas. Materia vegetal carbonizada parcialmente y comprimida.

7.

Características de los materiales de los lechos de fundación Roca firme. Por otros nombres, estrato rocoso o arrecife, constituye una fundación sólida. Las rocas más duras, como son los granitos, pizarra, arenisca, caliza, etcétera, soportan perfectamente el peso de una estructura ordinaria. Las rocas menos duras, como los exquisitos, pizarras e esquistosas y ciertas calizas margosas y arcillosas, no deben cargarse con más de 150 toneladas por metro cuadrado, a menos que se hayan ensayado


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satisfactoriamente para mayores cargas. En todos los casos, donde la fundación ha de colocarse en lo que se supone que es roca firme, debe tomarse el cuidado de cerciorarse de que no es una porción separada de la masa. También hay que ver si los planos de estratificación están inclinados y si existe el riesgo de deslizamiento del estrato que ha de constituir el lecho de fundación. Roca deshecha. Ciertas rocas ígneas o metamórficas, tales como los granitos, gneis, etc., se desintegran frecuentemente, formando lo que se llama roca deshecha o roca descompuesta, que generalmente se encuentra en el mismo sitio de la formación primitiva. Se da el caso de que conserva la estratificación, el color y todo el aspecto de la roca firme de que se procede, pero la desintegración producida por la acción del agua u otros agentes, le ha hecho perder la solidez de la roca primitiva. Cuando se golpea con un martillo, no da la resonancia del sonido característico de la roca firme. Puede ser bastante dura y compacta o tan blanda que se pueda excavar fácilmente con pico y pala. La capa superficial de esta roca desintegrada, superpuesta a la roca firme, tiene un espesor muy variable; en ciertos casos, basta excavar unos cuantos centímetros, para encontrar la roca firme, y en otros es preciso llegar a profundidades de algunos metros. Los testigos de sondeos de la roca deshecha son semejantes a las muestras de la roca firme, de modo que a veces ocurre que cuando se proyecta la fundación sobre roca firme, las excavaciones descubren una gruesa capa de roca deshecha. En tales casos, es imposible llevar los cimientos hasta la roca y será necesario aumentar las dimensiones de los mismos o adoptar alguna otra solución. Rocas perdidas. Cuando se trata de una masa de rocas desprendida de la formación primitiva, se encuentra una parte a la que no se debe hacer soportar una carga mayor que la de seguridad de los materiales que la rodean. Si los espacios entre los diversos trozos de roca perdida están ocupados por pudingas o brechas, o grava, arena o arcilla compacta, la carga puede ser la misma que para estos últimos materiales, pero teniendo cuidado de asegurase de que no quedan espacios vacíos, en rellenos naturales de rocas, lo mismo que en los ratifícales, puede ocurrir que existan grandes huecos entre las masas de rocas y que encuentres paso corrientes de agua, con el riesgo consiguiente de asentamiento peligrosos. Cantos rodados, gravas y arenas. Los cantos rodados son fragmentos de rocas transportados por la acción del agua o del hielo y suelen encontrarse, a veces, diseminados entre arenas y arcillas. En tal caso, la carga a que se les somete no debe ser superior a la de la seguridad de los materiales que los rodean. Otras veces se encuentran estos materiales en lechos muy compactos, con rellenos, en los intersticios, de grava, arena o arcilla. En tales casos, casi se puede asegurar que no tendrá lugar una consolidación posterior de la masa. Si el lecho de cantos rodados se extiende hasta la roca, podrá soportar, con seguridad, cualquier carga inferior a su carga de rotura por compresión. Gravas. Se da el nombre de gravas a las partículas de rocas mayores que granos de arena y menores que cantos rodados. Si son compactas y no están superpuestas a materiales peores, constituyen un buen lecho de fundación, igual que el formado por arenas o cantos rodados, en cuanto a su resistencia y no están expuestas a posibles alteraciones por causa de excavaciones u operaciones de desagüe próximas. Si están cementadas, reúnen las buenas cualidades de las pudingas, brechas o rocas. Sin embargo, se debe averiguar si el lecho se ha depositado o no sobre aluvión o arena viva o movediza. Arena. La arena se compone de partículas diminutas de material rocoso. Como el cuarzo es el elemento más abundante de los que entran en la composición de las rocas y como es muy resistente debido a su gran dureza e insolubilidad, es el componente principal de los depósitos de arenas o materiales arenosos. En las arenas se encuentran granos de mica, feldespato, granate y otros minerales. La arena se suele clasificar en fina, media y gruesa, según el tamaño de sus granos. La arena gruesa puede contener partículas de grava pero, después de eliminar con un tamiz de 4 mallas por pulgada* las partículas mayores, se ve que la mayoría del material restante no puede pasar por una malla del numero 40. *NOTA DEL REVISOR. Los tamices que se indican en el texto corresponden al estándar americano e ingles. El número del tamiz corresponde al número de mallas por pulgada inglesa de longitud: así el tamiz de 20 mallas por pulgada es el Nº 20. en otros países, incluso los que emplean el sistema métrico, los números corresponden al número de mallas por pulgada prusiana o francesa, que tiene 26.15 y 27 mm; Pero los espesores diferentes de los alambres del tipo ingles o prusiano sé compresa en forma que, con relación a la luz de las mallas, son equivalentes en ambos sistemas los tamices del mismo número. Como


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en los países que emplean el sistema métrico también se clasifican los tamices por el número de mallas por centímetro cuadrado, damos a continuación un cuadrado en cuya primera columna figura el numero del tamiz, que es el mismo para los dos sistemas antes indicados, y que representa el numero de mallas por pulgada de un sistema u otro, y en la segunda columna se muestra el numero de mallas por centímetro cuadrado del segundo sistema descrito. Nº del tamiz o mallas por pulgada 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

Mallas por cm2 2.5 3.5 5.25 7.25 9 12 14 17 21 25 28

Nº del tamiz o mallas pulgada 15 16 18 20 22 25 28 30 32 35 40

Mallas por cm2 33 37 47 58 71 91 115 130 150 180 235

Nº del tamiz o mallas por pulgada 45 50 55 60 65 70 75 80 85 90 100

Mallas por cm2 300 365 440 525 600 715 815 900 1050 1180 1460

Nº del tamiz o mallas por pulgada 110 120 130 140 150 160 180 200 220 240 250

Mallas por cm2 1760 2100 2470 2860 3280 3780 4900 5480 7070 8400 9150

La arena fina contiene partículas que no pasen por el tamiz del número 20 y una parte considerable de sus granos pasan por el número 100. La arena muy fina se confunde generalmente con la arcilla e, indudablemente, contiene alguna con frecuencia, del mismo modo que la arcilla suele contener granos de arena fina. En la arena uniforme sus granos son aproximadamente del mismo tamaño. Arena compensada es la que tiene granos de varios tamaños en proporciones aproximadamente iguales. Arena limpia es la que no tiene arcilla ni margas, pero una arena pura con una gran proporción de partículas fijas suele considerarse como arena sucia. Arena angulosa es la arena limpia con granos gruesos y angulosos. Cuando se frota en la mano canta a causa del frotamiento de unas partículas con otras. Se aprecia mucho esta arena para hacer morteros, aunque requiere más cemento para llenar los vacíos y, según la opinión de algunos autores, no es tan conveniente como una arena limpia y redondeada. La arena redondeada es de granos redondos, no cementados unos con otros de arena fina y arcilla, que cuando está húmeda constituye un material blando e inestable. Es popular el supuesto de que esta arena e inestable. Es popular el supuesto de que esta arena tiene cualidades peculiares y amistosas, como la de corre igual que el agua y succionar los seres vivos y objetos. Estas manifestaciones se relacionan con varias teorías acerca de la composición de la arena movediza; algunos opinan que debe contener copos de micas algún mineral resbaloso, otros que las partículas son de extraordinaria finura o de forma esférica y otros dicen que con la arena debe haber cierta proporción de arcilla fina. El hecho cierto es que toda arena no cementada, cuando está sujeta a la acción de corrientes de agua, se mueve, y que al moverse por dicha acción, se convierte en arena movediza. Cuanto más fina sea la arena, sufrirá más fácilmente el efecto de una corriente de agua, y por ello son más perturbadoras las arenas finas que las gruesas. Una arena gruesa tiene grandes vacíos que permiten la circulación de cierta cantidad de agua si la corriente de agua no tiene velocidad bastante para alterar la masa de arena, el desagüe puede hacerse sin que aquella se mueva. En una arena fina que tiene espacios vacíos pequeñísimos, una tal corriente de agua la hace desplazarse y seria muy difícil el desagüe sin que el agua tuviera velocidad suficiente par arrastrarla. Las excavaciones en arena movediza presentan la gran dificultad de que la arena que forma las caras laterales de la excavación se depende y corre hacia el fondo de la misma y aun cuando se protejan dichos laterales, sucede frecuentemente que el fondo de la excavación se levanta, es decir, que se produce un movimiento de material del exterior al interior de la excavación. Esta corriente sigue generalmente una línea curva, transportando arena bajo las paredes de los costados protegidos de la excavación. En tales casos, será muy útil rodear la excavación de pozos o puntas coladeras y drenar el suelo por medio de un bombeo continuo a través de la arena; en otros casos, se pueden introducir tablestacas de acero o madera hasta debajo del punto al cual debe llegar la excavación o hasta alguna capa inferior de material impermeable, en cuyo caso dichas tablestacas harán el papel de una ataguía para tener el


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flujo de material. Estas tablestacas tienen que ser prácticamente estancas, porque la arena extremadamente fina, como la arena movediza, pasa a través de intersticios pequeñísimos. La arena movediza como lecho de fundación. No es muy conveniente este material para dicho objeto, a causa del riesgo de que se desplace y corra si encuentra un camino apropiado, como por ejemplo, el de una excavación contigua. Se han dado casos de excavaciones que han causado el escape de la arena movediza. Dando resultado en el asentamiento del edificio a un movimiento considerable. Estos caos no solamente han ocurrido cuando los cimientos, propiamente dichos, estaban son de arena movediza, sino también cuando descansaban sobre un lecho de arena gruesa, grava o arcilla de buena calidad apoyado sobre arena movediza. Bolsas de arenas movedizas. Con frecuencia se encuentran estas bolsas en depósitos de carácter heterogéneo. Cuando tales bolsas son de poca extensión, se las puede vaciar, y llenar con hormigón los espacios vacíos. Cuando las bolsas alcanzan dimensiones más importantes, no hay más remedio que construir machones a través de la arena hasta un mejor lecho de fundación o hincar pilotes o adoptar alguna otra solución que se juzgue conveniente.

Arena fina seca. Se convierte fácilmente en arena movediza por la adición de agua; hecho que hay que tener muy en cuenta cuando se calcula las cargas para arena fina, porque este material que en tiempo seco es aparentemente seguro, puede presentarse grandes riesgos en tiempo húmedo. La arena movediza se supone que es, en general, aconsejable para fundar un edificio, siempre que se contenga conveniente, cos muy difícil de conseguir en la mayoría de los casos por lo que aquella suposición resulta peligrosa. Variaciones en el año de los granos de arena. El diagrama de arriba (Fig. 95) reúne los resultados de los ensayos al tamiz de las arenas características. La línea de trazos (1) representa él termino medio de los resultados de ensayos al tamiz con las llamadas arenas movedizas; La línea (2) da el resultado de muestras de arena natural clasificada como buena para construcción; la línea de punto y trazo (3) da el resultado de los ensayos con arena fina de playa, notable para la uniformidad del tamaño de sus granos. Para proporción comparativos y al objeto de mostrar las variaciones en las arenas que parecen ser substancial las mismas, se agrega la línea de puntos (4). Esta curva representa el resultado de ensayos en un banco de arena, aparentemente tan gruesa como la arena (2) pero con una proporción mucho mayor de partículas diminutas, con diámetros comprendidos entre 0.38 y 0.14 mm. La arena fina tiene, con frecuencia, una proporción considerable de arcilla. Un análisis químico de una arena de los suburbios de Nueva York, considerada como arena movediza y analizada por el Dr. C.F.MacKenna, dio el siguiente resultado: Sílice Alúmina y óxido de hierro Cal Magnesia Perdida de ignición

73.76% 18.52% 1.60% 1.48% 2.26%

Un análisis racional de la composición siguiente: Cuarzo Arcilla y mica Detritus feldespáticos

39.38% 23.94% 36.68%


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Una muestra de arena muy fina de Michigan, de la cual pasó el 75% por un tamiz de 200 mallas por pulgada, estaba compuesta totalmente de cuarzo. Arcilla. Cuando es pura, se compone exclusivamente de silicato de alúmina hidratado y procede de la descomposición de los feldespatos. Por lo general, acompañan al silicato varias impurezas. La arcilla se puede considerar como una mezcla de hidrosilicato de alúmina con otros minerales finamente divididos. Se han encontrado mezcla natural de arcilla y arena con proporción variada, desde los lechos de arcilla casi pura hasta los de arena casi pura; es difícil establecer una clasificación. Efecto de la humedad en la arcilla. La arcilla se encuentra, generalmente, en las excavaciones en forma de masa plástica por causa de la humedad, presentándose ésta en proporciones variadas. La arcilla, al secarse, sufre una contracción de volumen y pierde su plasticidad, convirtiéndose en una más sólida y coherente, semejante, en su consistencia, a un ladrillo secado al sol. Las grandes masas de arcillas están expuestas, cuando se secan a, romperse en pequeños trozos por causa de su contracción. Cuando se aplastan o trituran estos terrones, se convierte la arcilla en polvo impalpable. La perdida de volumen que exprime la arcilla, cuando se seca totalmente al aire, puede ser del 10% al 20% de su volumen primitivo. La arcilla compacta y húmeda es impermeable, es decir, que el agua no pasa a graves de ella como lo haría a través de una arena porosa; pero cuando la arcilla está expuesta al agua, la absorbe gradualmente hasta saturarse y convertirse en una más blanda. La arcilla como lecho de fundación. No es un material recomendable para fundaciones por causa de su plasticidad, cuando contiene agua, y de su tendencia a contraerse, cuando pierde humedad. La plasticidad de la arcilla aumenta con la proporción de agua, y arcilla sólida y dura se puede convertir en una papilla cuando se agita en presencia de una cantidad suficiente de dicho líquido. Su plasticidad aumenta también con la presión, como puede verse con una máquina de hacer ladrillos. la arcilla desarrolla, con frecuencia, esta condición de plasticidad cuando se emplea como lecho de fundación y está sometida a la presión moderada de una estructura; Entonces, la arcilla corre y se escurre por debajo del cimiento, causando asentamientos y desplazamientos en aquél. Este movimiento de la arcilla corre hacia los costados y después hacia arriba, produciendo pandeos u ondas en la superficie de los materiales adyacentes. Si el movimiento es uniforme del centro a los costados, puede haber un asiento vertical del cimiento, pero lo más frecuente es que el movimiento no sea simétrico y, entonces, el asiento será mayor en unos lados que en otros. En ciertos casos, se pueden reducir o prevenir estos movimientos por el sencillo recursos de cargar las tierras circundantes con un pido de cemento, por ejemplo. Movimientos de los lechos de fundación de arcilla. El movimiento de la arcilla puede producirse en gran escala, bajo la forma de un flujo general del material sobre que descansa la construcción hacia ciertos puntos en que la presión sobre la arcilla sea menor que la que produce de las cargas de la construcción. Estos movimientos generales se producen con más facilidad en los edificios o construcciones situados en la ladera de un cerro o colina, porque entonces, la arcilla encuentra un camino fácil para correr hacia un nivel más bajo que el del cimiento. Sucede, con frecuencia, que ciertas excavaciones próximas producen asientos en las construcciones con movimientos considerables, por haber facilitado la salida al lecho de arcilla, como ya hemos dicho en otro lugar, los lechos de arcilla que están sobre estratos inclinas de rocas u otros materiales, están expuestos a correrse hacia abajo, ya movimiento lento, apenas perceptible, o en corrimientos de más o menos importancia. Protección de los lechos arcillosos de fundación. Cuando el lecho de fundación es de arcilla, o de arena con una gran proporción de arcilla, es conveniente protegerlo de la acción del agua en lo que sea posible, rodeando el emplazamiento de la construcción con un sistema de drenajes y desviando las aguas superficiales de la construcción. Hay que tener cuidado de evitar cualquier acumulación de agua que pudiera afectar al material bajo los cimientos, al rellenar alrededor de los muros exteriores; el olvido de esa precaución ha producido, a veces asientos muy serios durante la construcción. Limo, aluvión, turba y otros materiales inestables. Cuando hay que emplazar una estructura en un pantano o sobre materiales que no ofrezcan la seguridad suficiente para una fundación sólida, no hay otro recurso que fundar sobre pilotes, pilotes o hundir una ataguía de


207



cajón, hasta que siente sobre los estratos firmes inferiores. Este genero de fundaciones se estudia en otros párrafos de este mismo capitulo. El subsuelo de la Cuenca del Valle de México es elástico, impermeable, ligero e impregnado de agua, debido a que fue antiguamente un gran lago. Por ello, el terreno de la Ciudad de México es de una estructura muy especial y esta constituida por tierras de acarreo, lavas volcánicas y polvo de tolvaneras, formando una estructura celular y cavernosa, con grandes huecos llenos de agua, en la que las cargas producen asentamientos importantes, que no son mayores debido a que las paredes de tales depósitos de agua son poco permeables. Suponiendo una sección del terreno, se encuentra en general las siguientes capas: a) la de formación más reciente, pudiendo ser un terreno de origen vegetal; b) terreno consolidado por las cargas que han actuado sobre él y que se mantiene seco y comprimido; c) terreno que mantiene húmedo por capilaridad y que se agrieta y produce asentamientos si le falta el agua freática; d) aguas freáticas; e) lecho o fondo de las aguas freáticas; f)mantos de agua y estratos de arena, arcilla, grava y tepetate más o menos entrecruzados. La superficie del terreno es, a veces, muy irregular, debido a rellenos de cascajo que emplearon los coloniales para cubrir los canales y a restos de construcciones mas o menos antiguas que han sido tapados. A causa de la gran cantidad de agua que contiene y que, a veces, llega al 70%, el 3 terreno es de muy poca profundidad 1135 Kg. por m . Las capas de arcilla impermeables se encuentran a 100, 200 y 300 m, pero en ocasiones, sus ondulaciones llegan casi hasta la superficie. Las aguas freáticas en que esta embebido el terreno suelen encontrarse a los 0.70 m y 2 m. Para cimentar hay que descubrir el terreno consolidado, quitando la capa de reciente formación o tierra vegetal. Dicho terreno consolidado es mas uniforme y resistente que las capas inferiores, pues la resistencia disminuye a medida que se profundiza, y sirve además como ensanchamiento del cimiento para transmitir la carga, pues las líneas de presiones por debajo de una zapata de puntal o columna, por ejemplo, se van separando hacia abajo, formado lo que se llama un bulbo de presiones. En relación con lo anterior, el Reglamento de Construcciones Urbanas de México da las siguientes reglas: ninguna casa, edificio u otra construcción se podrá almacenar material animal o vegetal, ya sea lodo, basura, etc, tales materiales o desechos serán removidos del terreno a satisfacción de la Dirección General de Obras Públicas. Las construcciones no deben asentarse sobre tierra vegetal o terreno de relleno. Los restos de otras construcciones, cimientos, albañales, etc., deben quedar desligados de los cimientos que se utilicen. El terreno debe ser limpiado, nivelado y, cuando sea el caso, drenado y consolidado. Relleno. Todos los rellenos artificiales y algunos naturales están sujetos a un asiento mas o menos uniforme pero continuo, causado por la contracción debida a la consolidación gradual de los materiales de que se componen. Cuando el relleno es de roca sólida, la consolidación puede ser de poca importancia, pero si el relleno es de tierra y especialmente donde es de materiales mezclados, la contracción será no solamente importante, sino que continuara durante un largo periodo. Por ejemplo, cuando se echan los escombros sobre un relleno de roca, cada vez que llueva, el agua arrastrará los escombros a los espacios vacíos del relleno y esta acción continuara hasta que todos esos huecos se hallan llenado. Cualquier materia vegetal u otra sujeta a degenerar y contraerse en volumen, aumentara la contracción total de la masa. Algunos depósitos naturales, como la turba y la tierra más o menos vegetal, se contraen, por las mismas causas. Cuando hay que fundar un edificio sobre tales materiales, el asiento del cimiento es inevitable con la masa, aun en los casos, en que la carga unitaria sobre la fundación sea muy pequeña. En tales casos, los asientos pueden ser verticales y uniformes, pero si el espesor del relleno en alguna parte es mayor que en otras, el asiento no puede ser uniforme y la contracción, en general, será proporcional a dicho espesor. No se debe fundar ninguna construcción importante sobre tales materiales y cuando sea posible debe llevarse el cimiento, a través del relleno, hasta cualquier estrato más recomendable inferior a dichos materiales.

8.

Cargas admisibles sobre los materiales de los lechos de fundación Consideraciones generales. Teniendo en cuenta e numero infinito de diferencias en los materiales existentes y las condiciones que los hacen más o menos aptos para el objeto a que se destinan, no es posible establecer reglas generales o definidas y, por lo tanto, debe estudiarse cada caso cuidadosamente, para poder determinar la carga unitaria uniforme sobre el lecho de fundación. Si el material y las condiciones en que ha de trabajar son uniformes en


208



toda la construcción, se puede adoptar una carga unitaria uniforme, pero la experiencia ha demostrado que, en general, son distintas las condiciones en las diversas partes de una misma construcción y, en tales casos, se debe tener cuidado especial para la determinación de las cargas unitarias. Por ejemplo, cierta sección de una construcción puede descansar sobre roca firme y otras, de la misma construcción, sobre tierra compresible o arcilla de estabilidad dudosa; en tal caso, la carga unitaria sobre la parte compresible o sobre la arcilla se debe reducir todo lo que se pueda para que las diferencias de asiento en las dos secciones se reduzcan al mínimo. Si la construcción hubiera estado fundada en su totalidad sobre materiales compresibles, podría admitirse un asiento considerable, con la condición de que fuera uniforme; pero en el caso particular considerado se conoce de antemano que la sección de la construcción que descansa sobre roca, no asentará en conjunto y que cualquiera otro asiento de otras secciones se debe considerar como un asiento desigual y, como tal, susceptible de producir roturas y distorsiones en la construcción. Es importante también tener presente que aunque una carga unitaria pueda ser de seguridad para un suelo compresible, en el sentido de que, en último resultado, dicho terreno pueda soportar el asiento excesivo que pueda producir. En consecuencia, podemos decir que un asiento considerable, pero uniforme, en la totalidad de un edificio o una parte aislada del mismo, puede no tener importancia, pero si se trata de una edificación a construcciones ya existentes, la importancia que pueda tener el asiento es un asunto de interés primordial. Estas y otras consideraciones, como las características de la construcción y de los materiales que en ella hayan de usarse, hay que tenerlas en cuenta para la determinación de la carga unitaria para un lecho de fundación dado, independientemente de las cargas admitidas por las leyes y reglamentos o por ejemplo de este capítulo. Cargas de seguridad sobre roca. La carga unitaria de seguridad sobre roca puede ser superior, con frecuencia, a la resistencia a la compresión de la fábrica y mampostería y, en la mayoría de los casos, cualquier material que merezca el nombre roca puede soportar una 2 carga de 145 a 390 toneladas métricas por m . Cargas de seguridad sobre arena, grava y cantos rodados. Cuando estos materiales son compactos y están contenidos lateralmente, pueden resistir una carga de 98 toneladas 2 métricas por m sin asiento apreciable. Sin embargo, resulta poco recomendable cargar estos 2 materiales con cargas superiores a 50 toneladas por m . Cargas de seguridad sobre arena suelta o sin contener. En este material puede asentar por efecto de su propio peso, independiente de las cargas que soporte. Se deben hacer ensayos sobre estos materiales para determinar la carga unitaria que convenga. Cargas sobre arena fina o movediza. Puede suceder que la arena fina, si está bien contenida, sea de resistir tanta carga como la arena gruesa, pero teniendo en cuenta que a la menor circunstancia desfavorable se desplaza lateralmente, no se aconseja fundar ninguna estructura sobre este material, u cuando sea inevitable cimentar sobre ella, no se le debe 2 someter a cargas superiores a 20 toneladas por m , teniendo cuidado de unir todos los cimientos con una capa continua de hormigón para prevenir el riesgo de cualquier flujo de material en la excavación de los sótanos. También hay que cuidar que ningún sumidero o colector, pozo de bomba, sistema de drenaje, alcantarilla de saneamiento, pueda permitir escapes de arena. Cargas de seguridad sobre brechas y pudingas. Las de las brechas y pudingas y ciertas arenas ceméntales que se consideran como tales, pueden aproximarse a las de las rocas en cuanto a sus condiciones de dureza y seguridad. Sin embargo, tales materiales son susceptibles de ablandarse por la acción del agua. Si estos materiales están secos cuando se descubren, se deben hacerse experimentos con ellos para determinar su comportamiento en estado húmedo y, si el nivel hidrostático en el terreno es susceptible de cambiar hasta llegar al lecho de pudingas o brechas, se debe reducir la carga a la correspondiente a dicho estado. Algunas brechas, cementadas contenido grava, se han cargado, a veces, son mas de 100 2 toneladas por m . Es importante determinar si el lecho es continuo hasta un estrato firme, porque sucede, con frecuencia, que los estratos de pudingas o brechas con otros de arena o arcilla. Cargas de seguridad sobre arcillas. La arcilla ordinaria no se debe cometer a cargas a 2 2 superiores a 20 toneladas por m . si es blanda y plástica, una carga de 20 toneladas por m puede ser causa de asientos inadmisibles. La arcilla con una proporción tal de arena que haya 2 perdido su plasticidad, se ha llegado a cargar con 40 ó 60 toneladas por m , dando asientos TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

209



admisibles, y las arenas o gravas, con que las brechas o pudingas. Sin embargo, la arcilla es el material que presenta más riesgos de todos los que se emplean como lecho de fundación y, por lo tanto, no solamente se debe reducir la carga a un mínimo, sino que se deben tomar todas las precauciones convenientes para evitar flujos del material. Hay que huir de una confianza excesiva en los ensayos que se hagan sobre suelos arcillosos. Puede suceder que una carga sobre una área extensa produzca el movimiento de la arcilla y tenga en un área reducida un efecto nulo, y de ahí la inseguridad en el juicio que se forme acerca de los resultados de ensayos practicados en una área mas reducida que la del emplazamiento. Por la experiencia que se tiene de grandes edificaciones de Albany y Chicago flotantes sobre arcilla, 2 la carga unitaria admisible se ha reducido, por lo general, a 20 toneladas por m sobre arcilla ha dado asientos que variaron desde 0 a 30.5 cm.

9.

Cargas unitarias admisibles sobre los lechos de fundación por las leyes y Reglamentos Diferencias entre los reglamentos de edificación. La tabla I da un resumen de las cargas unitarias admisibles en diversas ciudades para los distintos materiales, tomadas de los respectivos reglamentos de edificación. Es posible que, en que algunos casos, se basen las cargas admisibles en la experiencia de la construcción real en los respectivos lugares, pero es mas probable qu8e tenga como punto de partida la experiencia personal de los que redactaron los reglamentos o que se hayan copiado de otras leyes o reglamentos. Por tanto, el arquitecto no debe confiar mucho en las cargas unitarias que dan los reglamentos. Por lo tanto, el reglamentos y será conveniente que estudie cada caso y determine por si mismo la tolerancia admisible. Condiciones especiales exigidas por algunos reglamentos. El de Nueva Orleáns limita la 2 carga máxima a 6840 Kg. por m , porque toda la ciudad descansa sobre el aluvión de una delta. 2 El búfalo, la carga sobre tierra se limita a 34 toneladas por m ; si el suelo no es de arcilla dura o grava, las áreas de apoyo serán tan extensas como se indique. 2 En Cincinati, se limita la carga sobre tierra a 9.8 toneladas por m . Debido a la estructura especial del subsuelo de la Ciudad de México, que ya se ha debido explicado, su Reglamento de Construcciones Urbanas admite unas cargas muy bajas para el terreno compresible de la cuenca del valle de México en las cimentaciones por superficie. Donde no exista construcciones o sólo las haya aisladas, la carga admisible será por lo general 2 de 3000 Kg. por m . si hubiera alguna construcción antigua en buenas condiciones de estabilidad, sin asentamientos ni deformaciones producidos por el suelo, la carga unitaria máxima admisible sobre éste será igual a la fatiga que le imponen los elementos de dicha construcción anterior, pero si se acusaran en esta los asentamientos y deformación indicados, 2 la carga máxima admisible será por lo general de 5000 Kg. por m . Sólo podrán aumentarse las cargas indicadas si se demuestra que el terreno puede resistir otras mayores.

10.

Estudio del emplazamiento Consideraciones generales. Para determinar las características de los materiales que se encuentras al nivel del lecho de fundación, el arquitecto debe procurar informaciones lo más completas posibles de otros, tales como las de su experiencia con las excavaciones y construcciones de las proximidades. En ciertas localidades, las condiciones del subsuelo permanecen uniformes sobre grandes áreas; en cambio, en otras, hay muchas variaciones dentro de límites relativamente poco extensos. Grandes cambios en la topografía del terreno, en las características del suelo y en su vegetación natural, proximidad a antiguas o actuales corrientes de agua, son condiciones muy sugestivas de las irregularidades del subsuelo. En tales casos, y en todos los que puedan sugerir alguna duda respecto a las cualidades del subsuelo, se debe hacer un número suficiente de sondeo o pozos exploradores, con el objeto de determinar dichas cualidades. Esta investigación tiene que llegar por debajo del nivel del lecho de fundación, determinar el nivel hidrostático de las aguas del terreno y asegurarse de que no existe ningún lecho insospechado de arena movediza u otro material poco apropiado debajo del lecho de fundación. Los procedimientos de exploración que más se usan son los siguientes:


210

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


Arena movediza o terreno de aluvión

5

Denver, 1927

Chicago 1924

Boston 1928

Tipo de lecho de fundación. Carga en toneladas en metro cuadrado

Atlanta1911

Akrow 1920

Tabla 1. Cargas en toneladas métricas por metro cuadrado sobre los lechos de fundación admitidos por los reglamentos de edificación

5

Tierra de adobe

5

Arcilla blanda o húmeda de 4.5 m de grueso al menos Arcilla blanda, arenosa

tierra

negra

o

10

10

17

20

10

10

10

aluvión

Arcilla blanda y arena mojada

15

10

20

20

10

10

20

20

10

15

20

Arcilla firme Arena mojada Arena mojada fina

10

15 20

Arena y arcilla mezclada o en capas

Arcilla y arena secas

10 10

20

20

20

20

Arcilla blanda contenida contra desplazamientos

20

20

20

20

20

20

20

20

20 30 20

20

20 20-40

Arcilla en gruesas capas, relativamente seca

30

22

25

30

Arcilla maciza, seca Arcilla con tierra negra, arena fina, firme y seca Arena limpia Tierra negra, firme y seca Arena seca y firme

25 25 25

20-30

30

20-30

30

10-20 20-40

30

30

30-40

Arcilla dura

30

40

40

30

30 30

Arcilla o arena fina, firme y seca

30-40

Arena gruesa, muy firme

40-60

30-40

Grava

40

40

40

40

40

60

40

40

40

40

40 40

40

40

40 40

Arcilla plástica, mezclada o no con agua

40

Arcilla seca de granulado fino

40

40

80

60

10 50 50

Arena gruesa a media, mojada o seca

40

50

Arcilla azul dura con mezcla de arena

60

Arena gruesa, firme y grava

00-100

60

Grava, arena compacta y arcilla amarilla, dura

50 60 100

Grava o arena gruesa bien cementada 60

80

100

100

60

Esquistos duros, sin descubrir

100

Esquistos y puzolanas

50

80

Roca con lechos desintegrados

80

80

Roca blanda

150

150

210

100

100

100

Roca de dureza media

40

40-60 20-30

Arcilla seca, fina

40

60 40

Piedra y arcilla estratificadas

Puzolanas

60

30

Arena y arcilla regularmente secas

Arena gruesa y grava en gruesas capas

40

40

40

Arena regularmente seca

Arena gruesa compacta y grava

40

40

30

Arena mojada de granulado fino

Arcilla en gruesas capas, siempre seca

30

30

Arena movediza, cuando está drenada

Arcilla dura y seca

30

100

100

1000

100

100

80 250 100

100

Roca

Exploración por pozo abierto. Para una exploración poco profunda, un pozo abierto es el procedimiento más eficaz porque permite el estudio de los materiales in situ en un área extensa. Si el pozo se abre sobre materiales firmes, no hacen falta tablestacados ni ninguna otra protección; pero en otros materiales pastosos o fluidos o a mayores profundidades que los cimientos adyacentes, es necesario entibar con tablestacas de madera o acero. Si la excavación s no es más honda que el nivel proyectado para cimiento, los materiales más profundos se pueden estudiar por uno de los métodos que sigue. Exploración con barras de acero. Una barra de acero puntiaguda o un tubo de acero con un extremo afiliado, se clava hasta la profundidad necesaria por medio de un mazo o una porra TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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que cae de cierta altura. Aunque este método rudimentario no suministra testigos, se puede determinar con él el nivel hidrostático y distinguir, con un poco de práctica, los terrenos arenosos de los arcillosos por el sonido de la barra, cuando se le hace vibrar. La dificultad mayor o menor que se encuentra para clavar la barra en un síntoma del grado de dureza y compresibilidad del suelo. Se debe tener presente, sin embargo, que cualquier material seco ofrecerá una resistencia considerable a la barra y que un canto rodado pequeño será suficiente para detenerla en su carrera, de modo que no debe ponerse mucha confianza en el informe de que la barra encontró macizo o alcanzó la roca. Exploración con excavadoras de postes. Para exploraciones poco profundad, en materiales fácil de excavar, se puede usar el azadón propio para colocarse postes o el más largo y mayor empleado para los telegráficos, hasta profundidades de 2 a 2.5 m. Exploración con barrena. En arcillas o materiales analógicos, puede usarse una barrena de carpintero, soldada a una varilla larga o la llamada sonda ranurada. Esta herramienta puede suministrar muestras bastante satisfactorias. Cuando la operación se hace en grava o material suelo y arenoso, se desprenden las paredes del sujeto, interrumpido la operación y destruyendo las muestras. Exploración por sondeo con tubo seco. Se puede usar para este objeto una sonda ranurada o una barrena de carpintero dentro de un tubo, que se clava casi hasta el fondo del agujero y la barrena. El tubo sirve para evitar que caigan las paredes del agujero y la barrena para perforar y desprender el material por delante del tubo, facilitando así su introducción. Los métodos descritos no son, generalmente, muy satisfactorios para exploraciones profundas o cuando en la exploración se tropieza con grava, cantos rodados o materiales compactos. Exploración o sondeo hidráulico. Este método se usa para profundidades de mas de 3 m y consiste en un tubo de acero o hierro dulce, llamado tubo de revestimiento o tubo perforador que se clava en el terreno, de la misma manera que en el método anterior, pero la perforación se facilita con un chorro de agua. El extremo inferior del tubo va provisto de una zapata hueca o refuerzo, ligeramente más ancha que el diámetro exterior del tubo, que sirve para proteger a éste cuando atraviesa grava, pudinga o brechas y su perforación es un poco mas ancha que el diámetro del tubo. El extremo superior del tubo perforante se protege con una cabeza anular provista de una parte roscada, correspondiente a otra roca en el tubo, y de un orificio central, para dar paso a un tubo de inyección; este tubo es lo bastante pequeño para seguir su acción inyectará. El extremo superior se conecta con la distribución de agua, que debe estar a gran presión, el mecanismo de perforación consiste en un peso de hierro fundido previsto de un orificio vertical lo bastante ancho para admitir en él tubo del agua y de un dispositivo que se mantiene vertical y que sostiene la masa de un martinete con un orificio que suelta al peso cuando éste alcanza una altura determinada. Con este aparato, se inyecta agua en corriente continua por medio del tubo inyector, cuya longitud se regula de modo que la acción del chorro desprenda el material inmediatamente por debajo o delante del tubo perforador. Parte del agua inyectada vuelve a la superficie por la parte exterior del tubo y sirve de lubrificante de la superficie que se mantiene en contacto con los materiales del orificio. Otra porción de agua vuelve hacia la superficie por el espacio anular comprendido entre el tubo del agua y el perforador y arrastra con ella partículas del material desprendido por el chorro. A medida que el chorro desprende y arrastra el material inmediatamente inferior al tubo perforador, éste se introduce a una profundidad mayor, golpeándole con el martinete; la perforación y el arrastre de materiales se verifican así simultáneamente y continúan hasta la cabeza del tubo perforador enrasa con la superficie del terreno; entonces la cabeza percutora del martillo, la pieza anular y el manguito de conexión se sacan ara poder agregar longitudes suplementarias de tubos de perforación e inyección, después de lo cual se vuelve a poner en su lugar las cabezas del tubo y el manguito. Con este dispositivo, se pueden hacer sondeos a grandes profundidades en arena, arcilla u otros materiales apropiados. Las muestras de material se obtienen dejando que se sedimenten en el agua que retoma entre el tubo perforador y el del inyector. Estas muestras no son precisas, porque el agua hace una separación de los materiales cuando éstos se sedimentan en ella. Las partículas más finas no se sedimentan fácilmente y las de mayor tamaño y de mayor peso pueden suceder que no hayan sido arrastradas del todo al exterior. Es evidente que tales muestras no pueden proporcionar ninguna indicación acerca de la solidez de los depósitos de que será muy difícil atravesar dichos obstáculos con la sonda. En tales casos, el TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

212



chorro se substituye por una barra perforada que rompe el obstáculo o lo empuja hacia un costado; en todo caso, es muy difícil conseguir una muestra o indicaciones reales respecto a las características de la obstrucción. Este método no puede continuarse cuando se encuentran roca firme o cantos rodados de grandes dimensiones, no pudiendo obtenerse ninguna muestra con el tubo perforador; en estos casos, hay que ocurrir a uno de los procedimientos del perforador anular que se describen en los párrafos siguientes. Por dichos procedimientos, se podrán determinar las características de la obstrucción. Exploración con el perforador anular. Estos procedimientos se pueden emplear para roca firme y cantos rodados y suministran muestras muy exactas. En todos los procedimientos del perforador anular, la perforación se hace por medio del giro de una herramienta tubular, que hace un corte anular en la roca y corta un testigo cilíndrico que después se desprende y se saca a la superficie por medio de una pinza o tenaza. La pieza cortante puede hacerse de distintos modos. Corona de diamantes. Consiste en un anillo colocado en el extremo inferior del tubo rotatorio y provisto de cierto número de diamantes pequeños, dispuestos de modo que forman bordes cortantes que, al girar en contacto con la roca, la van gastando gradualmente y siguen penetrado por el espacio anular. Los diamantes que se emplean, para este género de sondeos, se llaman diamantes negros o carbones y solamente se parecen a los diamantes usados en joyerías por su dureza. Estos diamantes se fijan firmemente, en una capa de metal blando, en encajes perforados en la corona, resaltando por debajo de ésta, y también por las superficies interior y exterior, lo suficiente para asegurar un corte de dimensiones lo bastante grandes para permitir el avance de la corona y el vástago o tubo. Sonda de perdigones. El mismo resultado se consigue por el procedimiento de la sonda rotativa de perdigones, en la cual se emplean partículas de fundación enfriada, llamadas perdigones, que obran como cortadores. Los perdigones se echan sueltos en su orificio y se le obliga a gastar la roca por medio de rotación de la corona. Eficacia de los procedimientos de perforación anular. Los dos procedimientos mencionados son costosos, pero como son los únicos métodos capaces de dar testigos o muestras exactas en rocas, es necesario emplear cualquiera de los dos cuando necesite una información exacta. Si el testigo corresponde a la formación rocosa principalmente conocida y se presenta con continuidad, en una oportunidad de 3 a 5 m, es seguro que se habrá llegado al firme. Si el testigo corresponde a una roca diferente de la formación rocosa conocida, es probable que se trate de un canto rodado. Si el testigo no es uniforme, indica que la roca tiene vetas o que existen masas rocosas sueltas. Estos procedimientos se emplean cuando la capa superior de tierra ha sido estudiada por métodos del tubo seco o del sondeo hidráulico. Los resultados de estos métodos de sondeos con tubos pueden dar lugar a error por no interpretarlos correctamente; se debe tomar gran cuidado en comparar las muestras con otras procedentes de otros sondeos en que se conozca el carácter exacto de los materiales.

11.

Ensayos de carga Consideraciones generales. Los ensayos de carga de los materiales que componen el lecho de fundación se hacen con objeto de determinar su capacidad de sustentación de seguridad. No se sabe qué medida varía la potencia sustentadora de cierto terreno, con el área que ha de estar bajo la carga y, por lo tanto, los ensayos en área restringidas no constituyen una buena guía para la carga de seguridad sobre áreas extensas. Además, el material no se prueba más que para un pequeño incremento de cargas. Los ensayos en superficies extensas cuestan caros, por cuya razón se practican pocas veces; lo más corriente es que las pruebas se hagan 2 en superficies de 0.1 m . La prueba debe hacerse sobre una parte normal del lecho de fundación que previamente se nivela para poder recibir la carga de ensayo, y para una superficie circundante al área probada, tal que los materiales adyacentes no estén reforzados no recargados por ningún banco o material sin excavar. Se debe aplicar la carga evitando en lo posible las vibraciones o movimientos de la superficie de contacto con el material del lecho de fundación. Se toman niveles, a intervalos frecuente durante la aplicación de la carga del punto marcado en la viga, tomando carga suplementaria sobre carga del 50% hasta 100%, y se observa los asientos periódicos y el total que se produzcan. Si el asiento procedente de una sobrecarga del 100 % no es excesivo, se considera que el ensayo es satisfactorio.


213


12.


Condiciones topográficas y especiales Excavaciones es contratos inclinados. En el caso de que haya que empezar la construcción en un talud y especialmente si es de gran pendiente, se corre el riesgo de resbalamiento del material del lecho de fundación (véase Roca firme, Art. 7). Esto puede ocurrir si el plano de separación entre las capas de la roca adyacentes o entre la superficie de la roca y los materiales sobre ella es inclinado o si se presentan estratos inclinados de arcilla por debajo del lecho de fundación. En tales situaciones, el mayor peligro de resbalamiento se tiene cuando se presenta el agua, que aumenta el peso del material y disminuye el coeficiente de rozamiento. Un síntoma de tales condiciones es la aparición de bretes de agua o manantiales en el subsuelo. En los lugares en que la base del talud se extiende hasta un arroyo o río, puede haber peligro procedente de la erosión de los bancos que soportan los taludes laterales del valle. En el caso de valles profundos, con bancos inclinados de arcilla, o en cualquiera otro emplazamiento donde hayan ocurrido corrimientos de tierras, se debe tener especial cuidado de fundar sobre un lecho que no haya sido afectado por los corrimientos. Excavaciones en las proximidades de aguas navegables. Cuando la construcción está cerca de aguas navegables, no es difícil que las operaciones de dragado a una distancia considerable produzcan un flujo de arena fina o arcilla de los estratos subyacentes de los bancos contiguos. Esto ha ocurrido en sitios en que ni siquiera se sospechaba la existencia de tales estratos. Hay que prevenir este riesgo, muy especialmente en los terrenos pantanosos contiguos a corrientes de agua que son o pueden ser navegables, o no localidades próximas a las riberas donde es presumible que se construyan muelles. Perjuicios por excavaciones contiguos. Está prevista, en la generalidad de las legislaciones, la protección de los propietarios contra los daños procedentes de actos de tercero que practique dichas excavaciones; pero un propietario no puede, en general, ejercer control sobre tales operaciones en las propiedades adyacentes o en la vía pública y, en general, prefiere prevenir, en lo posible, los perjuicios en su propiedad a una reclamación legal de éxito problemático. Aunque no sea posible provenirse totalmente contra los efectos de las excavaciones contiguas y aunque los gastos para conseguirlo no son siempre justificados, se debe conceder la atención debida a este punto. Los párrafos siguientes pueden ser útiles. Profundidad de las excavaciones contiguas. Los cimientos adyacentes a los limites de la propiedad o situados donde haya probabilidad de ampliaciones futuras a los edificios existentes, o los cimientos de una construcción con propiedades contiguas que puedan convertirse en el emplazamiento de construcciones, deben excavarse, por lo menos, a una profundidad igual a la profundidad máxima de los adyacentes. Para apreciar esta circunstancia, deben tenerse en cuenta las condiciones de su situación. En las zonas residenciales lujosas, es corriente que haya piso bajo o de subsuelo y sótano, en cuyo caso hay que suponer una profundidad de 6 m, por debajo de la rasante. Es muy raro que los sótanos de las residencias tengan más de 3 m de profundidad, cuando el nivel de la excavación ha pasado, ha dicha profundidad, del nivel hidrostático. De hecho, un nivel hidrostático alto es su dificultad y en los gastos que ocasiona la excavación, sino también por el gasto que supone la impermeabilización. En los centros urbanos de negocios y especialmente en localidades en que prevalecen precios altos de terrenos, aumenta la tendencia a hacer pisos bajos. Los pisos bajos permiten poner en el más bajo las instalaciones de servicios auxiliares, como calderas y equipos mecánicos, y alquilar uno o aun dos o tres pisos bajos. Los locales de los pisos bajos son muy útiles para los bancos, no sólo para guardar documentos valiosos, valores, etc., en sus tres o cuatro bóvedas y de cupones. Para construir estos pisos bajos, es preciso llevar las excavaciones hasta 25 ó 30 m por debajo de la rasante del terreno, aunque el nivel hidrostático se encuentre a pocos metros del nivel de la calle. El edificio de la Barcly-Vesay de Nueva York de la New York Telephone Company tiene 3 cinco pisos bajos, comprendiendo un volumen de unos 103 000 m de bajo de tierra. El Federal Reserve Bank de Nueva York con sus cinco pisos bajo tiene bajo tierra un volumen de 3 914 000 m , de los que una quinta parte se usa como bóveda para caja fuerte de efectivo y valores. Alcantarillas y fosos de asentamiento en relación con las fundaciones. En las poblaciones y ciudades, hay que tener en cuenta la posibilidad de la apertura de zanjas o fosos en las calles. En la mayoría de las localidades, será suficiente prever la profundidad probable de un colector suficientemente profundo para dar servicio a la calle. En otras localidades, el


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asunto tiene más importancia, porque habrá que pensar en la posibilidad de excavaciones más profundas para la red principal del alcantarillado y para la construcción de ferrocarriles subterráneos, etc. Tales construcciones están supeditadas a consideraciones topográficas de importancia, no es posible establecer reglas generales y deberá consultarse al ingeniero oficial de la ciudad. Fundaciones próximas a minas, pozos, conductos de ventilación, etc. En los distritos mineros, se debe consultar a las autoridades acerca del riesgo de excavar cerca de antiguas labores mineras. No se puede hacer ninguna previsión en las fundaciones contra las dispersas cavidades y los hundimientos que pueden resultar de las operaciones mineras. En algunos casos, los desprendimientos de fragmentos de roca de los techos de las labores pueden llenar los vacíos que hayan dejado los trabajos, porque estos fragmentos ocuparan mas volumen que ocupaban cuando eran una parte de la masa firme. En otros casos la sobrecarga puede asentar como una masa sólida y producir un descenso igual a la profundidad de las labores antiguas. Las medidas de precaución que deben tenerse para el relleno de estos trabajos se salen de los límites de este capitulo. En casos de construcciones importantes, se debe consultar a un ingeniero de minas de la localidad o, si es posible, cambiar el emplazamiento de la construcción a lugar mas seguro. Los pozos o conductos de ventilación de mina, pozos profundos y ventilaciones de túneles, etc., pueden causar trastornos en el suelo, pero, en tales casos, el asiento se concentra alrededor del pozo o conducto y las construcciones que están a una distancia razonable no son afectados o lo son en una medida muy escasa. Fundaciones próximas a túneles y trincheras para ferrocarriles y pasos subterráneos. En las grandes poblaciones, en que el transporte y la circulación adquieren gran importancia, es necesario construir ferrocarriles, túneles y pasos subterráneos y tales construcciones tienen, generalmente, el mismo recorrido que las calles. Los túneles de los ferrocarriles metropolitanos para las líneas principales pueden seguir líneas directas o estaciones situadas céntricamente o terminales a lo largo de rutas que evitan, en lo posible, dificultades de construcción, expropiaciones y daños a las propiedades de gran valor. La profundidad de la excavación para este género de obras se hace, generalmente, tan poco profundas como sea posible. Cuando un túnel tiene que pasar por debajo de algún obstáculo, el nivel del paso será probablemente el nivel limite de la sección. Relación de las vías subterráneas con las fundaciones de las construcciones mas importantes. En la construcción de vías subterráneas para el servicio rápido de circulación de viajeros, se pueden trazar curvas d menor radio y con más pendiente que en los ferrocarriles ordinarios; esto permite a la línea ceñirse a las direcciones de las calles de la ciudad. Bajo el punto de vista del tráfico, la línea debe seguir, en general, las grandes arterias del trafico superficial y las estaciones deben emplazarse en las intersecciones de calles y avenidas importantes, donde hay mayor congestión de la circulación. La causa de estas circunstancias es la existencia de centros comerciales, que exigen la construcción de edificios de gran altura, de donde resulta que las edificaciones importantes son las que tienen más probabilidades de que sus fundaciones se vean afectadas por la construcción de vías subterráneas en sus proximidades. Cuando hay razones para intentar la construcción de una vía subterránea o túnel, es preciso informarte acerca de la profundidad probable de la excavación, el nivel hidrostático o profundidades a la cual se encuentra el agua, la clase de material, el ancho probable de la construcción, teniendo en cuenta el empleo de andenes bojo bóvedas y el método que ha de empelarse para hacer las excavaciones. En los sitios en que estas excavaciones para los túneles y pasos subterráneos llegan por de bajo del nivel los cimientos de los edificios adyacentes, como sucede en Baltimore, Boston, Brooklyn, Chicago. Nueva York y Filadelfia, las edificaciones a lo largo de las rutas subterráneas se han visto seriamente afectadas. Las consecuencia que quedan apuntadas no están limitadas a ningún método especial de construcción de los túneles, porque aun en los casos de excavaciones, total o parcialmente en roca, se han producido serios perjuicios.

13.

Cargas que intervienen en los cimientos Cargas. Las que hay que considerar al proyectar los cimientos de una estructura son: 1. Las cargas muertas, o peso real de la estructura completa, preparada para su utilización. 2. Las cargas vivas, o cargas producidas por la utilización del edificio y también por el peso de la nieve sobre el tejado. 3. Las cargas del viento, o componente vertical de los esfuerzos producidos en la estructura, por la presión del viento.


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1. Cargas muertas. La carga viva de una estructura es la suna de las cargas sobre el tejado y los pisos. Cuando se proyectan el tejado y los pisos, el cálculo de la resistencia se basa una carga unitaria adoptada que debe ser la máxima compatible con el empleo que haya de darse a la estructura y a la cual puede estar sometida una parte cualquiera del tejado o el piso en algún momento. La carga viva que se adopta es, por tanto, mayor que la carga media sobre el área total del tejado o de los pisos. Por consiguiente, como no es probable que las condiciones que produzcan la carga máxima tengan lugar simultáneamente en el tejado y en todos los pisos, es probable que la carga máxima sobre los cimientos resulte menor que la suma de las cargas máximas sobre el tejado y sobre todos los pisos. 2. Carga viva. La carga viva de una estructura es la suma de las cargas sobre el tejado y los pisos. Cuando se proyectan el tejado y los pisos, el cálculo de la resistencia se basa sobre una carga unitaria adoptada que debe ser la máxima compatible con el empleo que haya de darse a la estructura y a la cual puede estar sometida una parte cualquiera del tejado o el piso en algún momento. La carga sometida que adopta es, tanto, mayor que la carga media sobre el área total del tejado o de los pisos. Por consiguiente, como no es probable que las condiciones que produzcan la carga máxima tengan lugar simultáneamente en el tejado y en todos los pisos, es probable que la carga máxima sobre los cimientos resulte menor que la suma de las cargas máximas sobre el tejado y sobre todos los pisos. La carga viva mínima para un edificio sin más carga que su peso propio es igual a cero. La carga viva real variara desde cero hasta un máximo, generalmente menor que la carga viva total adoptada. La relación entre la carga viva máxima probable y la carga viva adoptada varía según las construcciones y no se puede establecer una regla general a cerca de este punto. Carga viva máxima probable. Teniendo en cuenta que es importante saber, aproximadamente por lo menos, las cargas vivas máximas que han de soportar los cimientos, y como este máximo puede ser solamente una fracción de las cargas vivas adoptadas, el arquitecto debe hacer un estudio cuidadoso de las condiciones de carga a las que será sujeto el edificio y calcular la carga viva máxima probable para toda la estructura. Datos para calcular las cargas vivas. Para calcular las carga vivas máximas probables para distintos usos, pueden ser útiles los datos que siguen. En ciertas edificaciones, la carga unitaria adoptada para el tejado y los elementos de cada piso puede alcanzarse en varios momentos, pero no es probable que la carga máxima de todas las partes del edificio actué simultáneamente en todas ellas. En los edificios de muchos pisos, disminuye dicha probabilidad proporcionalmente al número de los mismos. Ajuares ordinarios y muebles en oficina. Se debe adoptar la carga máxima de 25 a 50 Kg. 2 por m del espacio ocupado. En tanto que las cajas de caudales, bibliotecas o archivos 2 pueden producir cargas locales de 50 a 500 Kg. Por m , la carga media para pisos 2 destinados a oficinas muy pocas veces llega a 50 Kg. Por m . Residencias, apartamientos y hoteles. Cuando no se celebran en ellos reuniones publicas, 2 las cargas raramente pasan de 25 Kg. Por m . Tiendas de mayoreo y menudeo. Estos locales necesitan alrededor del 50% de su área total para los compradores y clientes; la parte rasante es para el almacenaje de mercancías. Para calcular el peso de mercancías variadas, se debe tomar un término medio de peso por metro cúbico entre las clases mas y menos pesadas y, además, al cifrar el espacio ocupado por las existencias, deberá tenerse en cuenta el termino medio entre el máximo y el mínimo de la cantidad de mercancía soportada. En las tiendas de mercancías generales al por 2 menor, la carga en el piso para todo el edificio puede no ser mayor que 125 Kg. Por m , pero en las tiendas de mayoristas y especialmente en las de comestibles y loza, la carga puede ser muy superior a la citada. Talleres, cobertizos y edificios para fábricas. Las cargas vivas efectivas varían según la clase del material manufacturado y el peso de la maquinaria empleada y no es posible hacer un cálculo en general para estas cargas. Cuando se conocen las características de la industria, se puede tener una aproximación de los pesos de maquinaria, dispositivos y mercancías, por termino medio, sobre cada piso. Almacenes. En las construcciones que se empleen total o parcialmente para almacenaje, el piso puede utilizarse para materiales de poco peso y mucho volumen que, cuando se TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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estiban de manera que dejen hueco para circular y trabajar, darán una carga resultante mucho menor que la adoptada. Por el contrario, las mercancías mas pesadas suelen apilarse de modo compacto, desde el suelo hasta el techo, desafiado los reglamentos de edificación, avisos y hasta el sentido común. Los materiales toscos y los que estad en cajas o fardos pueden estar colocados con mas aglomeración que los artículos diversos y suelen, por lo tanto, producir mayores cargas. Las bóvedas para cajas fuertes se prevén, 2 generalmente, para soportar una carga de 3 000 Kg. Por m , en el caso de almacenaje de 2 oro y placa en barras, la carga viva puede llegar a ser de 8 800 Kg. Por m o más. Relación de la carga viva máxima total probable a la carga vital total adoptada. Si se ha determinado esta relación para todo el edificio, la carga viva máxima probable para cada elemento de los cimientos se puede conocer exactamente, multiplicando la carga viva calculada o adoptada de cada elemento, por dicha relación. 3. Carga del viento. Se calcula tomando como base que la presión del ciento es uniforme 2 y se toma frecuentemente como de 150 Kg. Por m sobre toda el Rea exterior de cualquier lodo del edificio. Para este supuesto, no se deducen las protecciones que representan los edificios colindantes. No es fácil que la presión máxima se alcance en la superficie total expuesta del edificio en el mismo instante y, por lo tanto, si la presión adoptada representa la presiona máxima, la presión media en un instante determinado será menor que la total calculada. El Reglamento de Construcciones Urbanas de México indica que se supondrá que la presión del viento actúa horizontalmente con una intensidad de 70 Kg. Por m2. En efecto general de la presión del viento. La presión horizontal del viento tiende a aumentar la carga sobre los cimientos de la parte del edificio al lado contrario a la dirección del viento y a disminuirla sobre los del lado frente al viento. En muchas edificaciones se usan una riostra diagonal llamada contraviento, u otra construcción especial, para evitar que la presión del viento produzca deformaciones en la estructura y para convertir el esfuerzo horizontal, debido a la presión del viento, en componentes verticales que actúan según las direcciones definidas de los soportes, o sea, como cargas contracargas sobre ciertos muros, pilares o columnas. Cuando la contracarga en algún elemento de la estructura es menor que la carga muerta sobre el mismo, no se la tiene en cuenta. Si la componente vertical hace que aumente la compresión en algún elemento, recibe el nombre de carga del viento en ese elemento de la construcción y sobre el cimiento correspondiente. Para el proyecto, se toma generalmente, como base la concentración de toda la carga del viento sobre ciertos cimientos exteriores. Si por causa de la rigidez de la construcción o cualquiera otra, llegan los refuerzos del viento a cimientos que no han sido designados para soportar las cargas del viento, la magnitud cifrada sobre los cimentos exteriores será reducida en consecuencia. Es probable que el efecto máximo del viento se produzca por una serie de impulsos de corta duración y que el efecto de tales pulsaciones pueda ser contrarrestado parcialmente por la inercia y elasticidad de la estructura; si es que la carga resultante que llega a los cimentos, para ser solamente una parte de la carga teórica en el instante durante el cual actúa la presión máxima. (Véase el capitulo Contravientos en los edificios altos). Probable carga máxima del ciento. La carga máxima probable del viento sobre los cimientos es, por tanto, menor que la carga teórica debida a la presión máxima de dicho agente. Si la carga adoptada representa aproximadamente la presión máxima del viento, medida con un anemómetro, es razonable suponer que solamente 50% de la carga adoptada actúa para producir asiento en los cimientos del edificio. Algunos autores recomiendan que se prescinda de la carga del viento en los cimientos proporcionados, pero esto es manifiestamente impropio, especialmente en el caso de edificaciones altas estrechas. La carga mínima del viento es negativa, o, mejor dicho, es contracarga, a partir de la cual, la carga puede variar hasta el máximo; Pero este máximo se alcanza muy pocas veces y es de corta duración. Combinación de las cargas vivas y de las debidas a la presión del viento. Es muy difícil que los valores máximos de la carga viva y de la velocidad a la presión del viento, actúen simultáneamente, lo que se debe tener en cuenta al calcular la carga efectiva del viento.

14.

Cargas adoptadas construcción

que

se

especifican

en

los

reglamentos


de

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Cargas adoptadas por los reglamentos de Norteamérica en los edificios para oficinas. En los distintos Estados de Norteamérica, varían las reglamentaciones, según las circunstancias locales y otras, pero en lo esencial, las cargas admisibles son las que siguen: 2

Cargas vivas 250 a 450 Kg por m 2 Cargas del viento 100 a 150 Kg por m En algunos Estados, para el cálculo de los cimientos, pilares y muros se consideran las cargas muertas y las cargas vivas siguientes: total de la cubierta, 90% de las del piso superior, y las de cada piso por debajo van disminuyendo en 5% para cada uno de ellos, hasta que se llega al 50%, que se aplica a todos los siguientes: En otros casos, se calculan los cimientos con la carga muerta y un tanto por ciento de las cargas vivas que oscila entre 75 y 40. 2 En cuanto a la presión del viento, se suele fijar en 75 Kg por m , hasta una altura de 10 a25 m, 2 y 100 Kg m , para alturas mayores. Las cargas vivas mínimas admisibles que recomienda el reglamento de construcción del Departamento de comercio del Bureau of Standars, U.S., son: 2 Residencias, hospitales, cuartos de hoteles y casas de alquiler 200 Kg por m 2 Edificios para oficinas, iglesias, escuelas, teatros, etc. 250 Kg por m En este caso, se debe prever el piso para soportar una carga concentrada de 900 Kg sobre una superficie cuadrada de 46 cm de lado. 2 Corredores, vestíbulos, locales públicos, salas para reuniones, escaleras 500 Kg por m 2 Pisos para almacenes en general 1200 Kg por m 2 Pisos para almacenes especiales, imprentas, almacenes al por mayor 500 Kg por m 2 Pequeña manufactura, establos, locales para ventas al por menor 350 Kg por m 2 Garajes para cualquier tipo de coches 500 Kg por m 2 Garajes para autobuses solamente 400 Kg por m 2 Muros laterales 570 Kg por m o 300 Kg concentrados, lo que dé el mayor momento o esfuerzo cortante. 2 2 Cargas con los tejados: 150 Kg por m o 100 Kg por m normal a los planos de los faldones o vertientes, si estos tienen una pendiente de 45% o mayor. Reducciones de las cargas vivas, excepto en los edificios para almacenes o bodegas. Las reducciones siguientes, sobre las cargas vivas totales adoptadas para los pisos, son admisibles para el cálculo de todas las columnas, pilares, muros, funciones, armaduras y vigas: Soportando 1 planta 0% Soportando 2 plantas 10% Soportando 3 plantas 20% Soportando 4 plantas 30% Soportando 5 plantas 40% Soportando 6 plantas 45% Soportando 7 plantas o más 50% La carga muerta comprende todo el peso de la construcción permanente y estacionaria que compone el edificio. Reducción de las cargas adoptadas. Los reglamentos de distintas ciudades dan reglas acerca de las cargas vivas y del viento que deben suponerse, y estas reglas prevén, generalmente, alguna reducción en las cargas adoptadas. Generalmente, es posible atender estos requisitos y proporcionar al mismo tiempo la superficie de apoyo apropiada y proporcionada. El reglamento de Construcciones Urbanas de México indica que para las cargas muertas, debidas al peso propio de los materiales, se aplicaran los pesos volumétricos dados en la tabla II, y advierte que al determinar el peso por metro cuadrado de muros, además del peso de las mamposterías u obras de fábrica, deberá considerarse el de los aplanados o revoques, que se supondrán de un espesor mínimo de un centímetro de cada lado; cuando los muros sean de carga, no se aceptaran descuentos por concepto de claros, porque la disminución de peso que éstos significan equivales aproximadamente al exceso de peso no considerado, debido a cadenas, castillos, repisones, puertas y ventanas; En muros de relleno podrá hacerse un descuento por claros que no sea mayor del porcentaje del peso de los muros. En cuanto a las cargas vivas permanentes para los pisos, el citado reglamento da los siguientes valores, en kilogramos por metro cuadrado. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Pisos en lugares de habitación: Residencias, departamentos, viviendas, cuartos de hoteles y similares 150 Dormitorios de internados de escuelas, cuarteles, cárceles, hospitales, Correccionales y similares. 200 Pisos en lugares de reunión: Templos, salones de espectáculos, teatros, cines, auditorios, etc. 350 Gimnasios, arenas, plazas de toros, estadios, salones de baile pistas de patines y similares. 450 Bibliotecas, museos, aulas, baños públicos, restaurantes, salas de espera, fumadores, salas de juego o de tertulia en clubes y casino y, similares. 300 Lugares de comunicación de uso publico: Pasillos, escaleras, rampas, banquetas, pasajes y lugares en que puede haber aglomeración de personas. 550 Garajes y lugares para estacionamiento de vehículos y similares. 350 Pisos en lugares de trabajo: Despachos 200 Oficinas 250 Laboratorios 300 Pisos para comercio al menudeo: a) Ligero 300 b) Semipesado 400 c) Pesado 500 Pisos para comercio al mayoreo: a) Ligero 350 b) Semipesado 450 c) Pesado 550 Pisos en fábricas o talleres: a) Ligero 400 b) Semipesado 500 c) Pesado 600 Pisos en bodegas: a) Ligero 450 b) Semipesado 550 c) Pesado 650 Azoteas: Cargas vivas usuales en azoteas (con pendientes de 0 a 5%) 100 Las mercancías las clasifica en la siguiente forma: a) Ligeras: ropa hecha, calzado, sombreros, juguetes, joyas, adornos, cajas mortuorias, muebles, alfarería, envases, candiles, cuadros, artículos de corcho, flores, plantas, artículos de óptica, telas e hilos, cristalería, abarrotes, frutas, madera, tlapalería, pieles, jardinería, artículos de hule, drogas, bebidas y similares. b) Semipesadas: vidrios, loza, cales y cementos, piedras naturales y artificiales, vehículos, maquinaria ligera, carbón y similares. c) Pesadas: ferretería, herrería, maquinaria pesada, fundición y laminación, artículos de plomo, libros, papel y similares. En las cargas vivas accidentales considera la del viento y la de los sismos. La presión del viento supone dicho reglamento que actúa horizontalmente con una intensidad 2 de 70 Kg. Por m , y para determinar la presión normal, Pn, en kilogramos por metro cuadrado sobre techos inclinados, se aplica la fórmula de Duchemin:

Pn }  Ph

2 sen a 1  sen 2 a

a = ángulo que la superficie de cubierta forma con la horizontal. Esta fórmula, que el autor estudia con más extensión en los Capítulos XXVI y XXVIII, se aplicará a techos en los cuales a sea mayor de 5 grados. El valor mínimo que se admitirá para 2 Pn serpa de 40 Kg por m . TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Los sismos pueden ser trepida torios y oscilatorios, siendo éstos los más peligros, pues además de aumentar las compresiones producen empujes horizontales que causan otras tensiones, mientras que los primeros sólo dan lugar a aumentos de la compresión de los apoyos. La importancia de los empujes horizontales es una función del peso del edificio o construcción y del grado del temblor. En cuanto a éste, es necesario informarse del de los ocurridos anteriormente, pues, en general, son del mismo tipo los que se repetirán. El grado máximo posible en México es el 7º y para él conviene suponer un empuje de P/15 ó P/20 aplicado en el centro de gravedad del edificio, siendo P el peso del mismo. En los del grado 10%, este empuje seria de P/10. Tabla II. Pesos volumétricos de los materiales de construcción según el Reglamento de México y las normas alemanas (DIN) Clasificación del material Sillería, mampostería u obra de fábrica de piedras naturales

Nombre del material

Granito, gneis Sienita, pórfido Basalto Lava basáltica compacta Lava basáltica porosa Mármol Chiluca Recinto Caliza compacta Caliza porosa Caliza concoide Areniscas Areniscas carbonífera Grauvaca Pizarra Piedra braza Tobas compactas de pórfido o caliza Tezontle Naguelfluche Tepetate Pómez, leucita y toba caliza porosa Obra de fábrica Concreto u hormigón simple (de de materiales o gravilla, de grava granítica y de piedras escorias de alto horno) artificiales Concreto u hormigón armado o reforzado Hormigón de cascote Hormigón de escorias con arena en rellenos Hormigón de pómez y arena Hormigón de pómez armado Bloque hueco de concreto u hormigón Adobe Ladrillo (tabique) rojo, macizo, prensado Ladrillo (tabique) rojo, macizo, hecho a mano Ladrillo (tabique) rojo, hueco, prensado Ladrillo hueco, hecho a mano Ladrillo ligero, de cemento, macizo Ladrillo ligero, de cemento, hueco Ladrillo vitrificado Ladrillo ordinario Ladrillo poroso Ladrillo hueco Ladrillo hueco poroso Ladrillo flotante Ladrillo flotante de altos hornos Ladrillo de corcho Ladrillo de cal y arena Ladrillo de escorias Ladrillo de escorias de altos hornos Ladrillo delgado, rojo, prensado Ladrillo delgado, rojo, común Azulejo o loseta mosaico

Reg. De México, Kg/m3

DIN Kg/m3

2 200

2 600 2 600 3 000 2 800 1 800 2 700

2 300 1 900

1 800

18 00 1 300 1 100

2 600 2 200 2 600 2 400 2 700 2 700 2 700 2 000 2 400 1 200

2 200

2 200

2 400

2 400

1 200 1 400 1 800 1 500 900 1 200 900 800 1 900 1 800 1 100 1 450 1 000 1 000 1 000 600 1 800 1 400 1 800 1 800 1 500 1 800 2 000


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA Tabla II. Pesos volumétricos (continuación)

Clasificación Nombre del material del material Morteros Para De cemento y arena aplanados o De cemento revoques De cemento y trass De cemento y cal De cal (o cal y yeso) De cal y trass De cal y arena De yeso Madera (en las Pino (ocote) normas DIN se Abeto rojo consideran Abeto, pinabete secadas al aire Oyamel con 15% de Alerce humedad y si Pinotea (pitchpine) no están Pino de Obregón protegidas Roble, encino contra está se Haya aumentaran los Maderas duras del trópico pesos en 50 Kg/m3 ) Metales (el Fundición (o hierro fundido o vaciado) Reglamento de Hierro laminado y acero México indica Hierro dulce que para los Acero de lingotera o moldeado pesos de los Aluminio perfiles se vea Plomo el “Manual para Cobre, laminado Constructores”, Bronce Monterrey, Cinc, fundido 1937) Cinc, laminado Estaño, laminado Latón Vidrio Tabiques de vidrios para muros estructural Prismáticos para tragaluces Materiales de Tierra suelta seca relleno, tales Tierra suelta húmeda como tierras, Tierra apretada seca arenas, gravas Tierra apretada húmeda y escorias (el Tierra, arena y légamo empapados Reglamento de Tierra, arena y légamo empapados con México indica la humedad de mina (5%) que para Tierra, arena y légamo secos empujes de Gravilla empapada tierras se Gravilla seca} consideren Arena y grava suelta seca éstas con un Arena y grava apretada y seca peso Arena y grava mojada volumétrico de Arena de tepetate 1 600 Kg/m3) Escoria de coque Escoria de hulla Escoria de altos hornos en tamaño de grava para balastos Escoria de altos hornos en arena de escorias granuladas Escoria de altos hornos flotante Arena pómez

Reg. De México, Kg/m3

DIN Kg/m3

2 000 2 100 2 100 1 900 1 700 1 900 1 500 1 500 6 00

1 200 6 00 5 50 5 00

6 00

9 50

7 200 7 600

6 00 8 00 8 00 8 00 7 00 1 000

7 250 7 800 7 850 2 750 11 400 8 900 8 500 6 900 7 200 7 400 8 500

1 800 2 000 1 200 1 300 1 400 1 600 2 100 1 800 1 600 2 000 1 700 1 600 1 650 1 700 800 7 00 1 000 1 500 1 000 7 00 7 00

El Reglamento de Construcciones Urbanas de México, para impedir en lo posible los daños causados por los mismos, da las reglas siguientes como válidas, mientras estudios especiales permitan completarlas o modificarlas: Uniones.: Las uniones entre los diferentes elementos de una estructura deben calcularse de manera que resistan tanto como los elementos que ligan. Unidad: Cada estructura debe ser proyectada y construida de tal manera que, durante un temblor, oscile como una sola unidad. Las estructuras con alas (con planta en forma de T, L o H) tendrán éstas firmemente ligadas al resto de la estructura, de manera que oscilen en conjunto. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Clasificación: tipo I, construcciones que es indispensable que permanezcan intactas cuando las otras hubieran sido destruídas por un temblor, por ejemplo, aquellas de las que depende la habitabilidad y la seguridad de las poblaciones, como plantas de bombeo, depósitos de agua potable, estaciones de bomberos, plantas de energía, plantas de tratamiento de aguas negras, y también los monumentos que se desea conservar; Tipo II, construcciones para lugares de reunión o de cualquiera otra clase que, al fallar, pongan en peligro la vida de gran numero de personas, por ejemplo, escuelas, teatros, salas de cinematógrafo y similares; tipo III, construcciones para edificios destinados al publico, pero donde no se congrega gran número de personas (así como otras construcciones que al fallar puede3n poner en peligro a las primeras), por ejemplo, hoteles, casa de viviendas o departamentos, edificios para despachos, plantas industriales, etc.; Tipo IV, construcciones para guardas materiales o equipos costosos o necesarios. Por ejemplo. Almacenes elevadores de granos, etc., y las construcciones que al fallar puedan poner en peligro a otras de este mismo tipo; Tipo V, construcciones que son de valor y cuya falla sólo puede poner en peligro la vida de pocas personas, por ejemplo, residencias privadas de lujo; Tipo VI, cualquier construcción usada como habitación para pocas personas; Tipo VII, cualquiera otra construcción que se usa ocasionalmente por pocas personas, pero no para habitación o lugar de reunión; Tipo VIII, cualquiera otra construcción aislada, cuya falla por un temblor no pueda ocasionar normalmente daños a otras estructuras ni a seres humanos. Coeficiente sísmico: es la relación de la aceleración del temblor supuesto a la de la gravedad, y el que se usa para el cálculo en el proyecto de estructuras de cada uno de los tipos anteriores, será como sigue: Tipo I 0.10 Tipo II 0.05 Tipo III a VI 0.025 Tipo VII 0.01 Tipo VIII 0.00 Definiciones: la fuerza sísmica es el producto del coeficiente sísmico por el peso total de la estructura, incluyendo cargas muertas y vivas arriba del plano horizontal que se considere; el esfuerzo cortante sísmico es igual a la fuerza sísmica para el mismo plano. Cimientos: los cimientos serán proyectados y construidos de tal manera que con la estructura totalmente cargada, incluyendo cargas muertas y vivas, permanentes y accidentales, pero no las del viento y los momentos que provoquen en las condiciones más desfavorables, satisfagan los requisitos siguientes: a) la estructura no debe deslizar sobre el subsuelo; b) la unión entre las trabes o losas de cimentación y los pilotes no deberá romperse; c) ningún pilote soportara una carga mayor que la de trabajo (que se especifica en el Reglamento y también en el lugar correspondiente de este libro) aumentada en 33%; d) la presión unitaria sobre el subsuelo en ningún punto de la cimentación (las presiones criticas usualmente ocurren en las esquinas con la fuerza sísmica actuando diagonalmente) excederá la capacidad de sustentación del subsuelo (antes especificad) más un aumento del 33%; e) la estructura no deberá soportar esfuerzos más allá de los especificados en el Reglamento aumentado en un 33%. Muros: los muros estructurales (los construidos de manera que exista la posibilidad de que reciban esfuerzos cortantes sísmicos de algún otro elemento de la estructura), tomamos en conjunto, deben ser capaces de resistir en un plano horizontal el esfuerzo cortante sísmico sin fallar; los muros que no sean estructurales deben construirse de manera que en un temblor las fatigas que se produzcan estén dentro de los limites dados en las especificaciones para ellos. El reglamento que en las construcciones en que se haya tenido en cuenta la presión del viento, no es necesario considerar simultáneamente los efectos de presión de viento y sismos, sino únicamente los que produzcan mayores fatigas. En cuanto la fatiga de un elemento estructural que, además de las cargas muertas y vivas permanentes, esté sujeto a cargas vivas accidentales, podrá aumentarse la fatiga de trabajo especificada en el reglamento (y que se indica más adelante en este Manual) en 33%, siempre que la sección obtenida con todas aquellas cargas y la fatiga aumentada, no resulte menor que la correspondiente a la fatiga especificada y a las cargas muertas y vivas permanentes. Exige el reglamento que se presenten cálculos sobre los sismos en los proyectos para edificios que tengan más de 16 m de altura, para aquellos cuya altura sea mayor de dos veces la menor dimensión de la planta y para los lugares de reunión. También admite este reglamento reducciones en las cargas vivas verticales sobre las columnas, muros y cimientos en las TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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construcciones de varios pisos, con los mismos porcentajes indicados antes en el Reglamento del Comité del Departamento de Comercio del Bureau of Standards, U.S., y además en las 2 trabes de entrepiso o azotea que soportan 20 m o más losas, permite, para los cálculos, una disminución de la carga viva de éstas del 15%. Las normas alemanas (DIN) que se utilizan en muchos países dan los pesos volumétricos que se indican en la tabla II para calcular la carga muerta. En cuanto a las cargas vivas o sobrecargas dan los siguientes datos: Azotea o cubiertas cuya inclinación no exceda de 1/20, cuando no se excluya la probabilidad de utilizarla para 2 recreos, juegos, etc. 200 Kg/m Suelos de viviendas y habitaciones para oficinas públicas y privadas, incluyendo sus corredores y vestíbulos y comprendiendo la carga que representan las personas, mob2 biliario y enseres, mercancías en pequeña cantidad, etc. 200 Kg/m Suelos de desvanes y graneros, comprendiendo lo mismo 2 que los anteriores 200 Kg/m suelos de bazares, tiendas y salas de exposición (hasta 2 2 50 m ), comprendiendo lo mismo que los anteriores 200 Kg/m 2 Establos para ganado menor, comprendiendo lo mismo 200 Kg/m Suelos de los hospitales y establecimientos análogos, inclu2 so sus vstibulos y comprendiendo lo mismo 300Kg/m 2 Escaleras de viviendas y sus descansillos y accesos 350 Kg/m 2 Aulas y salas de conferencias 350 Kg/m Salas de reunión, de baile, de gimnasia o de conferencias; teatros, cinematógrafos e iglesias; vestíbulos de aulas, balcones y voladizos abiertos y separados de las habitaciones interiores; comercios, bazares, oficinas y salas de exposición (con más de 50 2 m ); bibliotecas y archivos, si el calculo real no diera valores mayores; fondas, mataderos, fabricas de pan, fabricas y talleres de maquinaria ligera; suelos sobre los sótanos de los patios en que no transiten vehículos; escaleras que no sean de viviendas 2 y sus vestíbulos, descansillos y accesos 500 Kg/m 2 Establos para ganado mayor 500 Kg/m 2 Tribunas de asientos fijos 500 Kg/m 2 Tribuna sin asientos fijos 750 Kg/m La reducción de estas cargas vivas o recargos en las columnas, pilares de fachada, jácenas, muros de cimiento y demás elementos que soporten las de más de tres pisos se regula de la siguiente manera para oficina, comercios y similares con sobrecargas iguales en todos los pisos: 1 Piso o planta 0 2 Piso o plantas 0 3 Piso o plantas 0 4 Piso o plantas 20% 5 Piso o plantas 40% 6 Piso o plantas 60% 7 Piso o plantas 80% 8 Piso o plantas 80% 9 Piso o plantas 80% 10 Piso o plantas 40% 11 Piso o plantas 40% 12 Piso o plantas 40% En los talleres de maquinaria ligera, bazares y similares, se disminuyen estas reducciones a la mitad. En los graneros, almacenes y talleres de maquinaria pesada, no se hace reducción alguna de dichas cargas vivas permanentes. Las normas alemanas suponen también horizontal la dirección del viento, pero aplican la formula. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

223


BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA Pn  Ph sen a 2

en la formula de Duchemin. Los valores Siendo Pn, Ph y a lo mismo que que indica para Ph son: Paños de pared menos de 15 m de alto, en lugares no 2 resguardados 100 kg/m Id., en lugares resguardados, puede reducirse, según 2 el grado de abrigo, hasta 75 kg/m Paños de pared situados ente 15 y 25 m de altura, y 2 cubiertas situadas a menos de 25 m de altura 125 kg/m (si la inclinación de la cubierta es menor de 25º puede desperdiciarse la componente horizontal, pero aumentan algo la vertical) paños de pared y cubiertas a mas de 25 m de altura, 2 entramados metálicos, andamios y postes 150 kg/m Aunque la carga viva accidental procedente de la nieve es muy variable según los países y regiones, damos los siguientes datos de las normas alemanas: La carga de la nieve sobre tejados cuyas inclinaciones sean 20º, 25º, 30º, 35 7, 40º y 45º será 2 de 75, 70, 65, 60, 55 y 50 kg/m , respectivamente, y si la pendiente es mayor de 60º, se admite que dicha sobrecarga es nula. El capítulo XXVI, al tratar de las cargas sobre armaduras para cubiertas, se dan datos sobre las cargas muertas y vivas que obran sobre estas estructuras, entre ellas las de la nieve y e viento.

15.

Proporciones del área de apoyo para el asiento uniforme Superficie mínima de apoyo. Una vez calculada las cargas muertas reales y las cargas vivas y del viento adoptadas, para cada metro lineal de muro y para cada columna, pilar o soporte cualquiera de la edificación, bajo el nivel de los cimientos, se puede preparar un plano de fundaciones en que e fije la magnitud y punto de aplicación de todas las cargas. Para conseguir la seguridad conveniente en la combinación de cargas más desfavorables, cada cimiento debe tener la amplitud necesaria para resistir el total de todas las cargas muertas, vivas y del viento que actúen sobre él. El área resistente mínima para cada cimiento se obtiene dividiendo el total de las cargas muertas, vivas y del viento por la resistencia de seguridad del lecho de fundación si el lecho de fundación es roca, o puede considerarse como incompresible cuando soporta la carga unitaria, las áreas mínimas que así se obtengan pueden utilizarse para los cimientos. Sobre los materiales compresibles y, en general, para todos los materiales que no sean roca, el empleo de estas áreas, mínimas nos dará como resultado un asiento uniforme, porque las cargas vivas y de los vientos reales no son iguales a las adoptadas. Cargas reales sobre los cimientos. De acuerdo con lo que procede, supongamos que la carga muerta es constante y que para un edificio determinado, la carga viva máxima probable es 50% de la carga viva adoptada; que la carga máxima probable del viento es 40% de la carga del viento adoptada y que a la terminación del edificio, las cargas vivas y del viento se reducen a cero durante un periodo de corta duración. Las cargas que actúan en los cimientos serán entonces: 1. A la terminación del edificio, a la carga muerta solamente: 2. Bajo la carga máxima producida por el uso del edificio y nieve en la cubierta, la carga muerta mas 50% de la carga viva adoptada; 3. cuando la carga es como en 2 y sujeta, además a la acción del viento máxima probable: a) Los cimientos, en el lado opuesto a la dirección del viento, soportaran la carga muerta total mas 50% de la carga viva adoptada, más 40% de la carga del viento que se adopte; b) Los cimientos, en el lado frente a la dirección del ciento, soportaran la carga muerta total mas 50% de la carga viva adoptada, menos 40% de la contracarga adoptada; c) Los otros cimientos soportaran la carga muerta total, mas 50% de la carga viva adoptada y ninguna carga del viento;


224



4.

Las circunstancias intermedias, en cuanto a las cargas vivas y cargas del viento, darán resultados comprendidos entre 1 y 3. Variaciones de las cargas unitarias en los lechos de fundación. Teniendo en cuanta variada circunstancia, no es posible proporcionar la superficie de apoyo de modo que la carga unitaria sobre el lecho de fundación sea uniforme en todo momento. Si las superficies de apoyo son proporcionadas a la carga muerta solamente, el edificio, a la terminación de la construcción y antes de su cotización, cargara uniformemente dichas superficies y, en este momento, todos los cimientos sufrirán el mismo asiento; pero, después, cuando las superficies de apoyo soporten el efecto total de las cargas vivas y del viento, algunas de estas áreas, cargadas con una gran proporción de las cargas vivas o cargas vivas y del viento, tendrán que resistir a una carga unitaria mayor y los cimientos correspondientes asentaran mas que los que soporten una proporción menor de las cargas vivas y del viento. Asientos no uniformes de los cimientos. Si, por otra parte, la superficie de apoyo se proporciona a las cargas muertas, mas las cargas máximas, más las cargas máximas del viento, aun en el caso de que las cargas máximas sean las cargas máximas reales probables y no las cargas ficticias supuestas, es inevitable que, a la terminación del edificio y antes de que se ocupe, las superficies de apoyo con menor proporción o porcentaje de las cargas vivas y del viento tengan que resistir a una carga unitaria mayor y los cimientos correspondientes hagan más asiento que otros con gran proporción de cargas vivas y del viento. Por lo tanto, los cimientos no harán un asiento uniforme, hasta que sean justos a las cargas máximas vivas y del viento. Reglas empíricas para proporcionar las superficies de apoyo. Se han dado varias reglas empíricas para proporcionar las superficies de apoyo en forma que aseguren asientos uniformes. Dichas reglas se basan, generalmente, en una reducción de las cargas vivas y del viento adoptadas o supuestas, peor no tienen en cuenta que una gran proporción del asiento total en ciertos cimientos puede verificarse después de la terminación del edificio y luego que otros cimientos puedan haber alcanzado, prácticamente, su máximo de asiento. Reglas racionales para proporcionar las superficies de apoyo. La regla que se recomienda a continuación no solo provee una reducción de las cargas supuestas sobre una base racional, sino que, además proporciona los cimientos para la carga media, en vez de para la carga máxima, y es de creer que los asientos resultantes sean tan aproximadamente uniformes como es posible. La regla se basa en proporcionar los cimientos de acuerdo con las cargas que actuaran sobre ellos en el momento en que coincidan todas las cargas muertas y la mitad de las probables cargas vivas y del viento máximas. La razón por la que se toma la mitad de estas últimas cargas es que ella varía de cero a un máximo, siendo su promedio la mitad del máximo. Provisión para las variaciones de las cargas. El asiento no es uniforme a la terminación del edificio, antes de que las cargas vivas y del viento haya obrando sobre los cimientos, porque las superficies calculadas para una gran proporción de estas últimas cargas soportaran mucho menos que su carga media y asentaran menos que los cimientos calculados para una pequeña proporción de cargas vivas y del viento. Cuando estos cimientos hayan soportado el máximo probable de cargas vivas y del viento, vuelve a producirse un asiento desigual, porque se han previsto las superficies para la mitad solamente de las cargas máximas probables vivas y del viento, pero los cimentos que antes quedaron más altos serán ahora los que bajen más. El movimiento inevitable debido a las variaciones de las cargas vivas y del viento se dividirá en dos partes iguales: una mitad del asiento corresponde al necesario para llevar al cimiento al nivel de otro que solamente soportará las cargas muertas y la otra mitad del asiento lo lleva a la misma distancia por debajo de dicho mismo cimiento supuesto. Es decir, que el método procura la menor diferencia posible entre los cimientos que soportan distintas proporciones de cargas vivas y del viento. Carga media. A falta de mejor nombre, las cargas tomadas para proporcionar los cimientos, que consisten en la carga muerta total y la mitad de las cargas vivas máximas probables y del viento en cada cimiento, se llama la carga media. Carga media unitaria. Se tomaran las áreas de tal extensión que la carga sobre el lecho de fundación producida por las cargas medias sea uniforme, y esta carga uniforme por unidad de superficie que, en general, será considerablemente menor que la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación, recibe el nombre de carga media unitaria


225



Carga unitaria mínima. La necesidad de prever las circunstancias más desfavorables se satisface si el área de apoyo de todos los cimentos es lo bastante grande para soportar la totalidad de las cargas muertas y de las cargas vivas y del viento adoptadas con la presión unitaria admisible. Las áreas de apoyo resultantes son las áreas mínimas y cualquier cambio en ellas, para hacerlas proporcionales a las cargas medias, debe hacerse aumentando alguna de las superficies, en lugar de disminuir cualquiera de ellas. Cuando las cargas media divididas por cualquier carga media unitaria den todas ellas superficies mayores que las áreas mínimas, podar tomarse como tal dicha carga media unitaria, pero es más económico determinar la carga media unitaria más baja posible tal que, cuando se aplique a las cargas medias, del mínimo incrementado posible de las áreas mínimas. Esto se hace, determinado cual de las áreas mínimas soporta la carga media menor por metro cuadrado. Esta área se halla calculando la carga media sobre cada una de las áreas mínimas o, mas sencillamente, comparando la tabla de cargas adoptadas o supuestas con una tabla que dé las cargas medias y tomando nota del cimiento que tenga el mayor porcentaje de reducción entre la carga adoptada y la carga media. La carga media que resulte en dicho cimiento será la carga unitaria mínima que se puede emplear como carga media unitaria. Regla para aplicar el método. La regla se reduce a lo siguiente: 1. Se prepara una tabla que dé en columnas verticales, para cada cimiento, las cargas muertas, las cargas vivas y del viento adoptadas y de los totales de las tres. Esta tabla se llama tabla de cargas adoptadas. 2. Se prepara otra tabla con los pesos muertos, la mitad de las cargas vivas máximas probables, la mitad de las cargas del viento máximas probables y los totales de las tres. Estas tablas se llaman tabla de cargas medias. 3. Por comparación de las dos tablas que anteceden, se halla el área de apoyo que aya experimentado el máximo porcentaje de reducción, entre las cargas adoptadas totales y las cargas medias totales, y se halla la carga unitaria que resulte con la carga media sobre esta área. Esta carga unitaria se llama carga media unitaria. 4. Se divide la carga media total dada en la tabla de cargas medias para cada cimiento, por la carga media unitaria. El resultado será el área de apoyo necesaria. Método simplificado para determinar la carga media unitaria. De lo anterior se deduce que la carga media unitaria se puede hallar más directamente por la regla siguiente. Se halla el área de apoyo que haya sufrido el máximo porcentaje de reducción entre la carga total adoptada y la carga media total y se multiplica la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación por el cociente de la carga media total y la carga total adoptada. EJEMPLO. El ejemplo que sigue se expone con más amplitud de la que es necesaria en la practica, no solamente con el objeto de exponer el método con mas extensión, sino también para establecer la comparación con otros métodos recomendamos de uso frecuente. Ordinariamente, las cargas del viento en un edificio de las dimensiones que se citan en este ejemplo no se tienen en cuanta, pero nosotros las tomaremos en consideración para que el ejemplo sea mas completo. Un edificio para fábrica (Fig., 96) tiene cuatro pisos por encima del piso bajo, cada uno capaz 2 de resistir una carga unitaria adoptada de 1 000 Kg por m . Como presión uniforme horizontal 2 del viento se adopta 200 Kg. por m , en los costados laterales AB y CD solamente. Hay que tener en cuenta la componente vertical del viento en los cimientos de los muros laterales. En el interior hay una chimenea que se soporta independientemente y un conducto de ventilación protegido contra el viento y que no soporta las cargas de los pisos. El lecho de fundación es de material arenoso uniforme y se supone uniformemente 2 compresible, en la proporción de 1.3 mm por 1 tonelada de carga por m de superficie de 2 apoyo. La carga unitaria máxima en el lecho de fundación se supone de 40 toneladas por m , correspondiendo un asiento de 5.2 cm a la carga adoptada. Las cargas muertas de la edificación, incluida toda la construcción hasta el nivel de los cimientos, las cargas vivas adoptadas y las componentes verticales de las cargas supuestas del viento se dan en la tabla III.


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227

Un estudio detenido de las cargas probables del edificio no demuestra que las cargas vivas máximas simultaneas no exceden del 60% de la totalidad de las cargas vivas adoptadas y que las cargas máximas del viento serán menores del 50% de las cargas del viento adoptadas, porque la presión supuesta del viento se basa sobre las mayores presiones registradas sobre una superficie expuesta al viento, en tanto que el edificio proyectado se encuentra en una posición resguardada. Habiendo, por tanto, fijado las cargas vivas máximas probables y las cargas del viento en 60% y 50%, respectivamente, de las cargas adoptadas, las llamadas cargas medias correspondientes a las media entre las cargas mínimas y máximas, serán la mitad de las cargas máximas probables o sea: 60% X ½ = 30% de las cargas vivas adoptadas, y: 50% X ½ = 25% De las cargas del viento adoptadas. La tabla IV da las cargas muertas y las cargas medias vivas y las del viento por separado y el total de las cargas muertas y cargas medias cuyo total se emplea para proporcionar las áreas para la menor discrepancia en los asientos. Esto se conoce con el nombre de carga media total. Comparando las dos tablas, sé vera que las columnas interiores del edificio 2,3 y 4 tengan, primitivamente, la proporción mayor de cargas vivas y del viento y, por consiguiente, han experimentado la mayor reducción en la magnitud de la carga total. Las áreas mínimas resistentes para las columnas 2,3 y 4 y también para los otros elementos de los cimientos se obtienen dividiendo las cargas totales adoptadas de la división 4, tabla III, por 40 000, carga unitaria admisible en kilogramos por metro cuadrado sobre el lecho de fundación, sin que se exceda el límite impuesto de que las combinaciones más desfavorables de cargas, aunque improbables, no excedan de la carga unitaria de seguridad. El ajuste de las áreas a la carga media probable, que se da en la tabla IV, se debe hacer solamente aumentado las dimensiones de ciertos cimientos. Tabla III. Cargas muertas y cargas vivas y del viento adoptadas Elementos de los cimientos

División 1

División 2

División 3

División 4

Cargas muertas solamente

Cargas vivas adoptadas

Cargas del viento supuestas

Total muertas,

Kg

Kg

Kg

kg

745

25 295

Muros de fachada por m

20 800

3 750

Columnas 1 y 5

62 400

21 780

Columnas 2,3 y 4

40 900

46 200

Chimenea

145 000

vivas y viento

84 180 87 100 145 000


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Las columnas de la tabla se llaman divisiones, para evitar la confusión con las columnas del edificio. Si dividimos las cargas medias totales de la división 8, tabla IV, por las áreas mínimas de división 9, tabla V, hallaremos la carga media por metro cuadrado para las áreas mínimas de cada elemento del cimiento. Los resultados se dan en la división 10k, tabla V, que muestra 2 que la media para las columnas 2,3 y 4 es solamente de 17 870 Kg por m , mientras que 2 abajo la chimenea, la carga es de 40 000 Kg por m . Como no se puede admitir la reducción del área, es necesario aumentar los cimientos bajo la chimenea, muros de fachada y columnas 1 y5, hasta que la carga media unitaria corresponda a la carga media unitaria de las columnas 2,3 y4. Esto se consigue, dividiendo las cargas medias dadas en la división 8, tabla IV, por 17 870, que es la carga media unitaria determinada para las columnas 2,3 y 4. las áreas resultantes son las de la división 11, tabla V, y son las que deben emplearse. Tabla IV. Cargas muertas, vivas medias y del viento y cargas totales muertas y medias. División 6

División 7

½ de 60%

½ de 50%

Cargas vivas adoptadas

viento adoptada

Kg

Kg 745

División 5 Elementos de los cimientos

Cargas muertas, invariables Kg

Muros por m

de

de Cargas del

División 8 Cargas total medias kg

fachada 20 800

3 750

Columnas 1 y 5

62 400

21 780

Columnas 2,3 y 4

40 900

46 200

Chimenea

145 000

25 295 84 180 87 100 145 000

El metido de calculo puede sintetizar y reducirse a regla, como sigue: se compara la tabla IV, tabla de cargas medias, con la tabla III, tabla de cargas adoptadas y se encuentran el elemento de apoyo que ha sufrido el mayor porcentaje de reducción entre la carga total adoptada y la carga total media y se calcula el Rea mínima de apoyo correspondiente a la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación. Se divide la carga media, para el mismo elemento de apoyo, por el número para el asiento medio. También se puede determinar la carga media unitaria, multiplicándose la carga unitaria admisible por la relación entre la carga media, para el elemento de apoyo que ha experimentado el mayor porcentaje de reducción, y la carga adoptada para el mismo elemento. Tabla V. Cargas medias sobre las áreas mínimas y áreas para las cargas medias

División 9 Elementos de cimientos

Areas mínimas m2

División 10

División 11

Cargas medias sobre las áreas mínimas

Áreas para cargas

Kg por m2

m2

en los cimientos


0.907

27 890

1.415

Columnas 1 y 5

3.375

24 940

4.710

Columnas 2,3 y 4

4.872

17 870

4.872

Chimenea

3.625

40 000

8.114

Asientos resultantes. Las tablas VI, VII y VIII contienen los asientos comparativos presumibles, si las áreas de apoyo se han determinado de acuerdo con las diversas cargas supuestas. En todas las tablas, se supone que el lecho de fundación tendrán un asiento de 1.3 mm por 1 tonelada de carga y que la carga total adoptada no cargara el lecho de fundación 2 con mas de 40 toneladas por m . En la tabla VI, los cimientos están proporcionados en relación con las cargas muertas solamente. En la tabla VII, con las cargas totales adoptadas. En la tabla VIII, con las cargas medias. En cada tabla, la división 1 da la carga muerta que soportan los cimientos a la terminación del edificio. La división 2 da la carga que soportan los cimientos cuando el edificio esta sujeto a TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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máximo probable de cargas vivas y del viento. La división 3 de las afeas de apoyo de acuerdo con las cargas supuestas. La división 4 da los asientos para el edificio sin cargar (vacío). La división 5 da los asientos después de la adición de las cargas máximas probables vivas y del viento. Tabla VI. Cimientos proporcionados en relación con las cargas muertas solamente Asiento potable cuando las áreas de apoyo son proporcionales a las cargas muertas solamente

Elementos de los cimientos

División 1

División 2

Cargas

Cargas

muertas solamente

máximas

Arenas

probables

m2

Kg

División 3

División 4

División 5 Asientos

Kg

En vació

En carga

cm

cm

1.52


20 800

29070

2.491

1.09

Columnas 1 y 5

62 400

105960

7.474

1.09

1.84

Columnas 2,3 y 4

40 900

133300

4.872

1.09

3.55.

Chimenea

145 00

145000

17.36

1.09

1.08

Explicación de la tabla VI. El método que se emplea para hacer las áreas proporcionales a los pesos muertos solamente, es el siguiente: Se compara la división de cargas muertas de la tabla VI con la división de cargas vivas adoptadas y se halla el elemento de apoyo a que tiene el mayor porcentaje de cargas vivas con relación a las muertas y se calcula la correspondiente área mínima de apoyo con la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación. Se divide la carga muerta para dicho elemento de apoyo por el número de metros cuadrados de esta área mínima y el resultado será la carga unitaria debida a la carga muerta solamente. Después se dividen las cargas muertas de todos lo otros elementos de apoyo por dicha carga unitaria y se tendrán las áreas que se buscan. Tabla VII. Cimientos proporcionales a la relación de las cargas totales adoptadas Asiento potable cuando las áreas de apoyo son proporcionales a las cargas muertas solamente


División 1

División 2

Cargas

Cargas

muertas solamente

máximas

Arenas

probables

m2

En vació

En carga

cm

cm

Kg

División 3

División 4

División 5

Asientos vacíos

Kg


20 800

29 070

0.907

2.98

4.17

Columnas 1 y 5

62 400

105 960

3.375

2.40

4.08

Columnas 2,3 y 4

40 900

133 300

4.872

1.09

3.55

Chimenea

145 00

145 000

3.625

5.20

5.20

4.11

1.63

Variación máxima en vacío Variación máxima en carga

Así, en la tabla VI se ve, refiriéndose a la tabla III, que las columnas 2,3 y 4 tienen la mayor 2 proporción de carga muerta y su área mínima de apoyo, como en la tabla V, es 4.872 m . 2 Entonces 40900: 4.872 = 8349 Kg/m , carga unitaria debida al peso muerto solamente. El área 2 para las columnas 1 y5 es: 62 400 = 7.474 m . el procedimiento es el mismo para todos los elementos. El cálculo de los asientos es fácil, cuando se conoce la compresibilidad del lecho de fundación, y se hace multiplicando la carga unitaria sobre el lecho de fundación de cada elemento de apoyo por la compresibilidad del lecho de fundación por unidad de carga. Así, en los ejemplos precedentes, la magnitud de la compresibilidad se ha puesto que es de 1.3 mm por tonelada. En la tabla VI, las cargas unitarias debidas a las cargas muertas, para cada elemento de 2 apoyo, es la misma, o sea 8349 Kg = 8.349 toneladas por m , y multiplicada por 0.13 = 1.1 cm. De la misma manera son determinadas las cargas unitarias debidas a las cargas máximas probables, para cada elemento de apoyo, y estas cargas en toneladas, multiplicadas por 0.13, san los asientos en centímetros inscritos en la división 5 de la tabla VI.


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BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


Explicación de la tabla VII. Las áreas de la tabla VII se han obtenido dividiendo el máxima 2 total de las cargas muertas, vivas y del viento por la unitaria admisible de 40 000 Kg por m y son las áreas mínimas de la tabla V. Los asientos para el edificio en carga se basan en las cargas máximas probables de la división tabla VII. Explicación de la tabla VIII. Las áreas de tabla VIII se han hallado como se ha explicado ya, y son las de la división 11, tabla V, y el método seguido para determinar los asientos es análogo al que hemos empleado para las tablas que preceden, en la tabla VIII, se observara que en las columnas 2,3 y 4 se produce un asiento de 3.55 – 1.09 = 2.46 cm, como resultado de la adición de las cargas vivas y del viento. La mitad de este asiento es necesario para hacer descender estos cimientos hasta el nivel de los de la chimenea y la otra mitad del asiento los lleva por debajo de los cimientos de la misma. No hay medio de evitar este asiento de 2.46 cm, pero su efecto en la estructura se reduce al mínimo, por haber empezado el asiento de los cimientos de las columnas 2,3 y 4 por encima de los de la chimenea y terminar por debajo de ellos. Los cimientos de la chimenea no cambian de nivel después de la terminación del edificio y, comparando los otros con éstos, se ve que las diferencias de nivel de aquellos es mínima. En su posición media, a medio camino de su movimiento, los otros cimientos estarán al mismo nivel que los de la chimenea. Tabal VIII. Cimientos proporcionales a las cargas inferiores Asiento potable cuando las áreas de apoyo son proporcionales a las cargas medias totales


División 1

División 2

Cargas

Cargas

muertas solamente

máximas

Arenas

probables

m2

Kg

División 3

División 4

División 5 Asientos

Kg

En vació

En carga

cm

cm


20 800

29 070

1.415

1.91

2.67

Columnas 1 y 5

62 400

105 960

4.710

1.72

2.92

Columnas 2,3 y 4

40 900

133 300

4.872

1.09

3.55

Chimenea

145 00

145 000

8.144

2.31

2.31

Variación máxima en vacío Variación máxima en carga

16.

1.22

1.24

Determinación de las áreas de apoyo Requisitos esenciales. Para determinar las áreas de apoyo de una estructura, debe tener presente, como se ha dicho, que: 1) la totalidad de las cargas muertas, cargas vivas y cargas del viento adoptadas no debe cargar el hecho de fundación con una carga mayor que su carga admisible; 2) cuando el hecho de fundación es comprimible, se deben calcular las áreas de apoyo por el método de cargas medias; 3) el centro de gravedad del área de apoyo debe coincidir con el punto de aplicación de la carga soportada. Para esto añadiremos una nueva condición, que; 4) resultara más económico que las áreas sean de contornos simples y disponer cada área, tan compactamente como sea posible, alrededor del punto de aplicación de la carga. 1. La primera condición es indispensable para evitar que una circunstancia cualquiera haga que se sobrepase la presión admisible sobre el lecho de fundación. 2. La segunda condición se necesita para que los asientos de los diversos cimientos sean lo mas iguales posible. 3. La tercera se impone para que los asientos de cada cimiento sean uniformes, esto es, que ningún cimiento asiente desnivelado. 4. La cuarta se tendrá en cuenta para el menor costo de la excavación y construcción de los cimientos y muy especialmente en el caso de excavaciones profundas que necesiten tablestacas para proteger sus caras laterales. En el caso de que haya libertad para construir la estructura y la carga total de la misma no sea mayor que la capacidad de sustentación del área total del edificio, sometida a la carga unitaria de seguridad del lecho de fundación, será posible, generalmente, servirse de superficies sencillas de apoyo cuyos centros de dichas áreas es el objeto de los párrafos que siguen que tratan de cargas concéntricas. En los edificios de emplazamiento restringido por alguna circunstancia, como, por ejemplo. Cuando sus muros o columnas caen cerca de limites de


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propiedad, no siempre será posible emplear simples cargas concéntricas y será necesario recurrir a cimientos escalonados o con resaltos, cantileves u otros procedimientos para referir las cargas a las áreas de apoyo emplazadas dentro de la propiedad. Los párrafos que tratan de cimientos excéntricos se refieren a dichas áreas. Cimientos con carga concéntrica. Para conseguir una carga uniforme sobre el lecho de fundación, se necesita que el centro de gravedad del área de apoyo coincida con el de la carga resultante sobre el lecho de fundación no será uniforme. Cualquier variación en la carga de un lecho de fundación compresible producirá un asiento desigual en los cimientos, y esto dará esfuerzos desiguales en el muro, pilar o columna soportados por el Rea citada. Cimientos de muro con carga céntrica. El cimiento de un muro debe tener resaltos iguales a cada lado de él, de manera que el centro de gravedad del área de apoyo coincida con el centro de gravedad del muro y el punto de aplicación de las cargas que el muro transmita. El ancho del área de apoyo será con la carga sobre el muro, independiente de cualquier cambio en el grueso del mismo. Cimiento para concéntrica aislada. En el caso de una sola carga concentrada aislada, como, por ejemplo, una carga de columna o pilar, el cimiento puede ser circular, cuadrad, rectangular o de perfil irregular, pero el centro de gravedad del area debe coincidir con el centro de gravedad de la carga. Teóricamente, el cimiento circular es el más economico, porque el area de apoyo se extiende radicalmente a la menor distancia posible del centro de la carga. Cuando se necesitan excavaciones profundas, la forma circular es muy apropiada para practicar un método economico de excavación, como por ejemplo, cuando se hunden los pilares por procedimiento neumático o por dragado. Sin embargo, en general, la forma rectangular es preferible para cimientos corrientes, por que conduce por si misma a una disposición economico, porque la suma de los movimientos de flexión en el emparrillado y traveseros se reduce al mínimo. Superficie de apoyo alargadas. Cuando el area de apoyo para una carga aislada no se puede hacer circular ni cuadrada, por ejemplo, cuando el cuadrado o el circulo montan en la propiedad vecina o infieren con un area de apoyo adyacente, se hace rectangular como ABCD (Fig. 97), con anchura w igual al doble de la distancia a entre el centro de la carga O y la línea limite AB. La longitud necesaria, l, es igual al area necesaria divina por w y el centro de la superficie debe ser O, o sea, que I 1 debe ser igual a I2. Combinaciones de superficies simples. Dos áreas aisladas adyacente. Cuando ciertas superficies de apoyo adyacente se superponen en parte o cuando por otras razones se desea combinar cimientos adyacentes, la mejor solución es la que sigue: si se conoce la superficie de apoyo necesaria para cada una de las dos cargas concentradas adyacentes y la distancia entre los centros de estas, la suma de las dos áreas se divide por el doble de dicha distancia; el cociente será el ancho del rectángulo necesario de apoyo, que se tomara perpendicular a la recta que uno los centros de las cargas y la otra dimensión del rectángulo será igual al doble de la distancia entre dichos centros. El centro del area debe colocarse coincidiendo con el centro de gravedad de las dos cargas, en el caso de que cada carga sea concéntrica con su propia superficie de apoyo. Cuando una fila de columnas necesita áreas cuyas superficies casi se montan, la combinación de las suele traer como consecuencia economía en la excavación y en el encofrado. Los cimentos anchos o con resaltos que están lejos de los centros de las columnas, se rigen, a menudo, por los hierros planos o el emparrillado de dichas columnas. Estos se pueden modificar, en una cierta medida, para satisfacer las dimensiones y objetos de los cimientos, pero en este caso, se deben estudiar y comparar cuidadosamente las formas económicas de los cimientos y del emparrillado. Superficie de apoyo para una carga concentrada en la dirección de un muro. Si una o mas cargas concentradas actúan en la dirección o a lo largo de un muro, las áreas de apoyo suplementarias necesarias para tales cargas concentradas pueden ser provistas por uno de los dos métodos siguientes: 1. Si las cargas concentradas descansan sobre el muro, como, por ejemplo, cuando el muro sirve como apoyo a los extremos de vigas maestras o carreras y cuando las condiciones son tales que las cargas concentradas se distribuyen a lo largo del muro a ciertos TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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intervalos, todo lo que hay que hacer es aumentar el ancho del cimiento en los intervalos dados, lo bastante para resistir las cargas concentradas y uniformemente distribuidas. 2. si la carga concentrada está en la línea central del muro, pero no se reparte por el mismo, como, por ejemplo, cuando una gran carga se refiere por medio de un pilar o columna al nivel de los cimientos, entonces la mitad del area suplementaria para la carga concentrada se debe situar en uno de los dos lados del cimiento del muro y la otra mitad al lado opuesto, de modo que la recta que una de los centros de las dos áreas por el centro de la carga. En general, es conveniente que las áreas suplementarias formen con el area del muro comprendida entre ellas un rectángulo tan próximo como sea posible a un cuadrado. Si se conoce el ancho del cimiento que se necesita para soportar al muro y el área suplementaria para la carga concentrada, la longitud del lado del cuadrado que es necesario se puede determinar por la formula siguiente (Fig. 98): Supongamos que: Sea w = ancho del cimiento; A = area necesaria para soportar la carga concentrada; b = lado del cuadrado que comprende una longitud de muro igual a y b provee además un area suplementaria igual a A. Entonces:

w  w b   A  2 2

2

Superficie de apoyo para carga concentrada no situada en la línea central del muro. En este caso, se necesita la misma area suplementaria que en el de carga concentrada en la línea central de un muro, pero el area total ha de ser dividida en partes desiguales a los dos lados del cimiento del muro; la porción más ancha se sitúa en el lado correspondiente a la carga excéntrica. El procedimiento más sencillo para determinar el emplazamiento de las áreas de apoyo es determinar el tamaño del cuadrado, como si la carga concentrada fuese concéntrica con la línea central del muro. Después se determina la carga debida al muro para la longitud de este cuadrado y el centro de gravedad de las cargas combinadas, esto es, el punto de aplicación de la resultante de esta carga del muro y la carga concentrada. El centro del area de apoyo se coloca, entonces, coincidiendo con el de gravedad de las cargas combinadas. Supongamos (fig. 99) que: w = anchura necesaria del cimiento del muro; O = carga concentrada; A = área necesaria para soportar la carga concentrada. La longitud del lodo del cuadrado será:

w  w b  AB   A    2 2

2

El centro de gravedad de la carga del muro, situado entre las líneas AD y BC, está en g y la magnitud de la carga es, evidentemente, la carga por metro multiplicada por la distancia AB =b, conocidas las posiciones y magnitudes de las cargas en O y g, el centro de gravedad de las cargas combinadas queda determinado en G, lo que fija el centro del cuadrado.


232



Superficie de apoyo para carga concentrada en el extremo del muro. Para este caso, se sigue un procedimiento algo distinto. El area de apoyo se puede determinar, conociendo (fig. 100) el ancho w del cimiento necesario para el muro, el area suplementaria para la carga concentrada O y la distancia c desde el centro de la carga concentrada al extrema del muro, en la forma siguiente: Se ha determina el cuadrado cuya area corresponda a la suma de las áreas necesarias para soportar la carga concentrada y una longitud de muro igual al doble de la distancia del extremo del muro al centro de la carga concentrada. Se sitúa este cuadrado ABCD en la planta de fundaciones y se hace lo mismo con el area necesaria para soportar el muro. El cuadrado ABCD tiene un area bastante para la carga concentrada y una sección de muro EFGH, que corresponde a una longitud de muro igual al doble de la distancia c, multiplicado por el ancho del cimiento. Es evidente, que el area KEHR resulta cargada con el muro y la carga concentrada, o de otro modo, que el cuadrado ABCD es demasiado pequeño en el area del rectángulo KEHR. El cuadrado necesario LMNO será, aproximadamente, la suma del área primitiva ABCD más el área KEHR, más el doble del área JKRQ. La longitud del lado LM = MN será, aproximadamente, la longitud del lado del cuadrado primitivo, más la mitad dela rea KEHR dividida por la longitud del lado del cuadrado primitivo. El cuadrado que resulte se modera de la posición que se ve en el dibujo para que su centro coincida con el punto de aplicación de las cargas concentradas y la carga del muro que se ha desplazado del cuadrado dibujado sobre el muro. Para gran exactitud es necesaria una aproximación mayor. El resultado final debe ser que el área LMNO baste a resistir la carga concentrada O y la porción de muro JFGQ que descansa en el cuadrado, y que el centro de gravedad de este coincida con el centro de aplicación de las cargas combinadas.

17.

Cimientos escalonados excéntricamente Superficies de apoyo de cargas excéntricas. Cuando los muros, pilares o columnas están situados muy cerca de los linderos de otras propiedades. En tales casos, hay que recurrir a procedimientos que trasfieran las cargas a áreas de apoyo excéntricas con ella. Se emplea bastante, para ello, el procedimiento llamado de los cimientos escalonados excéntricamente, especialmente para los muros adyacentes a los límites de la propiedad. Aunque este procedimiento es teóricamente defectuoso, sino inútil, es indiscutible que con el se ha conseguido, generalmente, el fin propuesto. En las construcciones clásicas, se hace descansar un muro de sótanos sobre una palca de hormigón p de losas de piedra que forman una placa de cimiento mucho más ancho que el muro, quedando el resalto o zarpas por completo a un solo lado del muro. Como la carga actúa a un lado del eje de los cimientos, obra sobre el área de apoyo de un modo desigual. La variación de la carga sobre el área de apoyo, se puede calcular como sigue: Supongamos que (fig. 101) W = carga total por unidad de longitud que actué el área de apoyo; e = excentricidad de la carga, o sea, distancia entre el punto de aplicación de la carga y el centro del área de apoyo; b = ancho del cimiento, igual al ancho del área de apoyo, igual a AB; p1 = carga unitaria o presión sobre el lecho de fundación en el borde B del cimiento más alejado de la carga; y = cualquier ordenada desde A hacia B. Entonces la presiona media sobre el lecho de fundición será igual a W/b. La presión en A, borde más próximo del punto de aplicación de la carga, será p 1 = W/b (1+6 e/b), o sea, que la carga máxima Sara igual a la carga media más seis veces la larga media multiplicada por la relación de la excentricidad al acho del cimiento. Del mismo modo, la presión en el borde B, más alejado del punto de aplicación de la carga será p2 = W/b -(1-6 e/b), o será que la carga mínima es igual a la carga media menos seis veces la carga media multiplicada por la relación de la excentricidad del ancho del cimiento. Cuando la excentricidad es igual a 1/6 del ancho, la presión en B vale cero.


233



Si la excentricidad es mayor que 1/6 habrá una contracarga o empuje hacia arriba en B y el cimiento tendrá tendencia a volcarse. Esto se suele expresar diciendo que, para evitar una reacción hacia arriba, la línea central de la carga debe caer dentro del tercio medio de la base. Diagramas de carga para cimientos escalonaos excéntricamente. En el diagrama de la figura 102, ADEC representa el diagrama de cargas sobre el lecho de fundación para un ancho de cimiento AD. La carga AC es la carga máxima admisible y, por tanto, el área ADEC representa la capacidad de resistencia máxima que puede suministrar el cimiento AD. Si se incrementa el ancho hasta que la carga caiga sobre el limite del tercio medio AB. Si se incrementa el ancho hasta que la carga caiga sobre el limite del tercio medio de AB, entonces, la carga en B es cero y la capacidad de resistencia viene representada por el triangulo ABC cuya área es menor que la de la superficie ADEC. Si el ancho del cimiento se reduce hasta que su centro caiga sobre la vertical del punto de aplicación de la carga, entonces el diagrama de carga será AFGC, cuya superficie es mayor que la de la ABC o ADEC. Según esto, es evidente que cualquier ventaja que se consiga con el cimiento escalonado excéntricamente, tiene que ser obtenida concentrando la carga sobre muro fuera de la línea central del mismo. Cargas excéntricas debidas a los cimientos escalonados excéntricamente. En la figura 103, que representa un caso sencillo de cargas excéntricas debidas a los cimientos escalonados excéntricamente, supongamos que la carga en el lecho de fundación en E es igual al doble de la carga media y que en F la carga es casi nula. En estas condiciones, la parte de la zarpa del cimiento puede ser cortada, como se indica, a lo largo de la línea DG. Si no se corta y si hay algún asiento debido a la carga, este asiento será desigual y el cimiento tendera a girar como la figura 104. Entonces, la totalidad de la carga será transmitida a la arista inferior interna D del muro del sótano, contribuyendo a la inestabilidad del muro y desarrollando en el mismo una tendencia a moverse en la dirección H. El muro del sótano puede resistir bien a esta tendencia por su rigidez propia, ayudada por la acción de las vigas del primer piso que actuan como tirantes o por la resisitencia suministrada por un muro o un banco de tierra colindantes, pero también derrumbarse; parcial o totalmente, produciendo una grieta horizontal tal como I, de la figura 105. En la última figura citada, se ve que la misma base del muro es escalonada para evitar la rotación aislada del cimiento, pero esta disposición no disminuye la tendencia a la rotación de la base total del muro no la formación de la grieta en I. En la figura 106, se puede ver un tipo perfeccionado de construcción, en que están empotradas en el muro las vigas de piso y el muro de sótano tiene un talud escalonado continuo desde el nivel de los cimientos hasta el de las vigas. Las vigas deberán, evidentemente, ser dispuestas como elementos de tracción, correrán a lo largo de la construcción y estarán ancladas en el muro opuesto. Aunque este método produce algún efecto, es de eficacia algo dudosa y no se debe aplicar nunca a los pilares.


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18.


235

Empleo del cantilever o viga voladiza en las fundaciones Aplicación del principio de la palanca. El empleo del cantilever para transmitir una carga a una superficie de apoyo excéntrica con ella, se basa en el principio de la palanca y consiste en una viga o cantilever que conecta las dos cargas y una superficie, o superficies, de apoyo, cuyo centro de acción está entre las cargas citadas. Una parte, o la totalidad de la carga en uno de los lados, contrarrestan la carga situada al otro lado del centro del area de apoyo. Ejemplo. Una columna exterior A (fig. 107) con una carga de 400 toneladas que requiere un 2 2 área de apoyo de 10 m , con carga de 40 toneladas por m , y estando el centro de la columna a 46 cm de la línea limite del solar PP. Es evidente que no se puede hacer uso de un cimiento concéntrico de 0.92 X 10.86 m para su soporte. Pero , sin embargo, si se puede conseguir un contrapeso suficiente con la carga de una columna adyacente interior, como B, la carga exterior puede ser transmitida por una viga o cantilever, CDEF, a un area de apoyo MN, situada entre las dos cargas y totalmente dentro de los limites del solar. Supongamos (fig. 107) que la línea PP representa el limite del solar, A el centro de la carga sobre la columna A, y B el centro de la carga en la columna B. Supongamos que la carga en A es de 400 toneladas, y en B, de 200 toneladas, y que la distancia AB, entre los centros, es de 6 m, supongamos también que una viga rígida soporta y une las dos columnas. Si ponemos una cuchilla G, o punto de apoyo para el cantilever, en algún punto situado entre A y B, se puede determinar fácilmente la carga en dicho punto por el principio de la palanca, multiplicando la carga en A = 400 toneladas por la distancia AB = 6 m dividiendo el producto por la distancia BG = 5.70 m y se tendrá: G = 400 X6/5.70 = 420 toneladas.

2

El área que se necesita para el soporte de esta carga, a razón de 40 toneladas por m , será 2 420/40 = 10.5 m . la carga en B, o sea, la parte de la misma que se requiere para el equilibrio de la carga voladiza en A, será igual, por el principio de la palanca, al producto de la carga A por el brazo de palanca AG, dividido por el brazo de palanca BG. La carga en cimiento B, es igual a la diferencia entre la carga primitiva y la contracarga, pero teniendo en cuenta que la carga en B, es mejor prever para un incremento posible de la carga B. Determinación del área de apoyo. Supongamos una dimensión del área de apoyo del doble de la distancia GP, es decir, 1.52 m; la otra dimensión tendrá que ser de: 2 10.5 m /1.52 m = 6.90 Si esta dimensión resultase excesiva, se puede mover el punto G hacia la izquierda una cierta longitud y la dimensión correspondiente de la superficie de apoyo se determina como antes. Cuando la longitud del área de apoyo para la cuchilla del cantilever está limitada, de modo que la distancia de la paralela al limite del solar es fija, se puede determinar el ancho del área experimentalmente, o empleando la fórmula:

b  (L  a) -

L  a 

2

 2WL / lp

en la que : L = distancia entre los centros de las dos cargas; W = carga más próximas al límite del solar; L = longitud del área de apoyo; TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA



p = carga unitaria sobre el área de apoyo; a = distancia entre el punto de aplicación de la carga que ha de ser compensada en el cantilever y la arista del área de apoyo más próxima al limite del solar. Si se determina la posición del centro de gravedad de la carga A combinada con aquella parte de la carga B equilibrada por el cantilever, se verá que coincide con el punto de apoyo G, lo que demuestra que el empleo del cantilever suministra el medio de combinar dos cargas, de modo que su punto de aplicación coincida con el centro de un área de apoyo excéntrica con cada una de las dos cargas. Emparrillado de la cuchilla o fulcro. En la práctica no se usa la cuchilla que hemos descrito en el esquema. El patín inferior del cantilever se hace descansar directamente en el emparrillado de distribución, como se ve en la disposición típica de la figura 108. Sistema de carreras para dos cargas iguales. Cuando se desea una sola área de apoyo para dos o más cargas concentradas adyacentes, se emplea el procedimiento de carrera. En este caso de dos cargas concentradas, supongamos que A y B representan dos columnas (fig. 109). Sea C1 la carga sobre A y W 2 la de B y L la distancia entre los puntos de aplicación de las dos cargas; G, el centro de gravedad de las cargas combinadas y p, la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación. El área de apoyo necesaria será: (W 1 + W 2)/p. La forma de esta área puede ser cualquiera con la condición de que su centro de gravedad, la disposición más económica resultará cuando cada carga esté tan próxima como sea posible al centro de gravedad de su propia área de apoyo necesaria. Si esto fuese prácticamente imposible, por ejemplo, cuando cada una de las columnas está próxima al límite del solar o a unos cimientos contiguos, será necesario distribuir las cargas de ambas columnas sobre el área comprendida entre ellas. En el caso de dos columnas con cargas iguales, como en la figura 109, la distancias a del eje de la columna A al lindero PP del solar, determina la máxima extensión disponible más allá de la columna citada. Las dimensiones de la superficie se obtiene haciendo la longitud I del cimiento igual a la distancia L entre las columnas, mas el doble de a. Una vez conocida la longitud del área necesaria, el ancho b se determina por medio de una sencilla división.

Sistema de carreras para dos cargas desiguales. El caso de dos columnas con cargas desiguales, el área de apoyo será un trapecio, como en la figura 110, cuyo centro de gravedad TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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coincidirá con el de las dos cargas. Si se conoce la suma de las dos cargas y el área de apoyo que les corresponda y fijamos la longitud total I del cimiento, de tal modo que éste no rebase el límite del modo siguiente: Supongamos que B representa la distancia de la base menor del trapecio al centro de gravedad de las dos cargas y que A representa el área del trapecio. Entonces: b2 = 2 A/I (3B/I-1) b1 = 2 A/I (2-3B/I) A = (b1 + b2) 1/2 b1 + b2 = 2A/I Cantilever en un muro exterior. En el caso de un muro, se aplica el mismo principio, pero se debe repartir el efecto de cantilever en toda la longitud del muro, lo que se puede conseguir por medio de una carrera debajo del muro, descansando aquella, a su vez en el cantilever o por un entramado de cantilevers en abanico que irradie desde el centro de la carga interior. En las construcciones estrechas, los cantilevers pueden ir de muro a muro.

Cantilever doble. Las consideraciones que gobiernan el proyecto de las áreas de apoyo necesaria son las mismas indicadas en el párrafo que procede.

19.

Esfuerzos en los cimientos corridos Forma y dimensiones de los cimientos corridos. El cimiento corrido de todos los muros y pilares debe ser de mayores dimensiones que la construcción que soporte para asegurarse contra el riesgo de vuelco y disminuir la carga unitaria sobre el lecho de fundación. Si el cambio de las dimensiones tiene lugar de un modo brusco, como, por ejemplo, cuando, el cimiento recibe el nombre de cimiento extendido. Si la base del muro se ensancha por medio de hiladas escalonadas, de modo que su hilada inferior resulte tan ancha como el cimiento corrido, la construcción se llama de cimiento escalonado. Es evidente que no se pueden fijar limites definidos entre dos clases. Cualquiera que sea la forma del cimiento, debe ser lo


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bastante resistente para distribuir las cargas, más o menos concentradas, que actúan en el, transformándolas en una presión o carga uniforme sobre el lecho de fundación.

Cargas unitarias en los cimientos corridos. Si la carga sobre la superficie superior de un cimiento corrido está repartida uniformemente, la intensidad de la carga, o en otras palabras, la carga unitaria sobre el cimiento se calcula dividiendo la carga total por la superficie, en dicho nivel, de la base del muro, pilar u otra construcción. La carga sobre el lecho de fundación deberá ser distribuida con uniformidad y de lecho, si el lecho de fundación es compresible y la carga concéntrica con el área de apoyo, puede suponerse con seguridad uniforme, puesto será igual a la carga total dividida por el area de apoyo. Si el area del cimiento corrido, y si está distribuida uniformemente, la carga unitaria en cualquier nivel se obtiene dividiendo la carga total por la superficie de la sección del cimiento en el nivel citado. Pero propio del cimiento. Es, generalmente, tan pequeño, comparado con las cargas que soporta, que se puede despreciar sin comentar un error apreciable. Transmisión de cargas por los cimientos. Si se desprecia el peso propio del cimiento, podemos considerar a éste como un vehículo para transmitir las cargas superiores al lecho de fundación, o sea, como sujeto a dos cartas iguales: una las cargas superiores, más o menos concentradas sobre el eje de los cimientos y actuando de arriba abajo, y otra la reacción debida a la carga del lecho de fundación, que se supone uniformemente repartida y actuando de abajo arriba. Como estas cargas o fuerzas son iguales y de sentidos contrarios, los esfuerzos desarrollados en el cimiento se deben a las diferencias en la distribución de estas cargas y el cimiento corrido actúa solamente para convertir cargas concentradas en cargas distribuidas. Clases de ruptura de los cimientos. Un cimiento puede romperse de diferentes maneras: 1) por esfuerzos cortante; 2) por aplastamiento; 3) por derrame y 4) por flexión. 1. ruptura del cimiento por esfuerzo cortante. En la figura 111, se ve un muro cuyo peso se ha causado la ruptura por esfuerzo cortante, por las líneas EG y FH. La fuerza que produce el esfuerzo cortante es el peso del muro, menos la reacción del lecho de fundación que actúa bajo la parte TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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inferior de la sección EFGH. Como la carga se supone uniformemente distribuida, aquella equivale al producto del área, correspondiente al ancho CD menos GH, por la longitud del muro, por la carta unitaria sobre el lecho de fundación. Para un metro de muro, la fuerza que produce el esfuerzo cortante, será: V = W (I - w)/I, en la que: W = carga del muro por metro de longitud, en Kg/m; I = ancho del cimiento, en metros; w = ancho de la base del muro, en metros; 2 W/I = p = carga unitaria sobre el lecho de fundación, en Kg por m ; V = p(I - w) en Kg/m. La resisitencia, R, que se opone a la acción del esfuerzo cortante en las condiciones de la figura 111, considerada para la longitud de muro, b, de un metro se determina por la formula: R = 2 X d X b X v, en que: 2 v = resistencia de seguridad del material al esfuerzo cortante en Kg por cm ; d = profundidad de los cimientos en cm; b = longitud considerada del muro = 100 cm. Haciendo V = R, tendremos: 2dbv = p (I - w) y como (I - w)/2 es la zarpa del cimiento, c, se tiene: cp = 100 dv. Según esto, la profundidad del cimiento no debe ser menor de d = cp/100v en la que viene c viene expresado en metros. Esfuerzo cortante en cimientos de pilares y columnas. En los cimientos de pilares y columnas, es donde , más fácilmente ocurre la ruptura por esfuerzo cortante. La fuerza que tiene a hacer el corte es la carga total sobre la columna o pilar, menos la reacción del lecho de fundación sobre el área inmediatamente debajo de la base de la columna. La resistencia que se opone al corte se determina multiplicando el perímetro de la base de la columna por la profundidad del cimiento y por el esfuerzo cortante unitario admisible. Cuando la base de la columna tiene poca superficie, se debe tomar toda la carga como produciendo esfuerzo cortante. Cuando el cimiento es de hormigón armado, se debe poner un número suficiente. Cuando el cimiento es de hormigón armado, se debe poner un número suficiente de estribos para evitar la ruptura por esfuerzo cortante. Si se emplean vigas de acero, la sección de las vigas debe ser suficiente para evitar la ruptura por esfuerzo cortante o, en otro caso, se refuerzan sus almas con planchas. 2. uptura de los cimientos por compresión directa o aplastamiento. Esta ruptura por aplastamiento no es frecuente o, mejor dicho, no ocurre casi nunca. Sin embargo, cuando l a carga concentradas de un pilar o columna se distribuye por medio de vigas o carreras de almas de poco espesor, estas almas pueden fallar por pandeo o flambeo. El alma de estas vigas se debe reforzar con nervios verticales o placas. Se debe aumentar el área de la base de la columna en los sitios en que la carga transmitida por dicha base exceda la carga unitaria de seguridad en los materiales de los cimientos. También se puede intercalar un bloque de granito entre el cimiento de hormigón u obra de fábrica y la base de la columna. En tal caso, por tanto, el bloque se debe considerar como un cimiento corrido y calcular su resisitencia a la flexión por las formulas que se dan más adelante. 3. Rotura de los cimientos por derrame o fluencia. La rotura por derrame puede ocurrir bajo los muros o pilares, como se ve en la figura 112, especialmente cuando el lecho de fundación es de arcilla u otro material flojo, que tiene, bajo la carga del cimiento, tendencia a correrse en las direcciones indicadas por las flechas de la figura. Deberán tomarse precauciones contra esta tendencia, haciendo el fondo del cimiento por capas continuas y de resistencia adecuada a la tracción. Las juntas verticales, tal como se hacen en los cimientos de fábrica, debilitan éstos y se deben evitar. La tendencia al derrame es mayor en los cimientos que tienen una amplitud superior a la anchura de la base del muro u otro elemento que cargue sobre ellos. El autor ha visto un cimiento importante que ha fallado


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de este modo, siguiendo en general las grietas las juntas de la mampostería, como en la figura 112.

4. Rotura de los cimientos por flexión. Un cimiento puede romperse por flexión lo mismo que una viga. Cuando el cimiento se flexa, en el caso de un muro, como la figura 113, la concentración de la carga en las artistas inferiores del muro, como E y F, puede causar la ruptura. Esta posibilidad debe tenerse en cuanta cuando se proyecten cimientos con carga en el muro próxima a la carga unitaria admisible para el material de que se componga y, especialmente, si el ancho del cimiento es mucho mayor que su propio ancho. Si ocurre la rotura, ésta puede producirse debajo de la línea central del muro (fig. 114), o en puntos muy próximos a la arista exterior del mismo (fig. 115). La figura 114 muestra la objeción de un cimiento corrido de mampostería o piedras que no alcancen el ancho total del cimiento. Las juntas de una tal construcción impiden al cimiento corrido por tracción y que obre, en su conjunto, como una viga.

20.

Procedimientos para calcular cimientos de los muros

los

esfuerzos

de

flexión

en

Supuestos de que se parte para determinar esfuerzos de flexión en los cimientos. Se empelan, en general, dos procedimientos para calcular esfuerzos de flexión en los cimientos corridos y los dos se basan en el supuesto de que la reacción del lecho de fundación es uniforme, pero los dos métodos difieren en las hipótesis que se hacen respecto al modo de actuar de los cimientos y de la base de la supreestrutura. Ninguno de los dos supuestos o hipótesis pueden ser considerados como completamente correctos. Primer procedimiento para calcular los esfuerzos de flexión en los cimientos. Este procedimiento se basa en el supuesto de que la presión del muro sobre el cimiento es uniforme sobre su superficie y permanece uniforme en cualquier instante. Si ABCD representa (fig, 116) un cimiento corrido que soporta un muro colocado en su centro EFGH, u si: W = carga del muro en kilogramos por metro lineal; w = ancho del muro en metros; y I = ancho del cimiento en metros, tendremos:

I  w = zarpa AE o FB, en metros y 2

2

W/I = p = carga unitaria, en kilogramos por m , sobre el lecho de fundación. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

los

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Teniendo en cuenta las fuerzas que obran a la derecha del eje del muro para una longitud de 1 m. es evidente que la contracarga, o fuerza hacia arriba, en el semicimiento OD, será igual a ½ W y que su punto de aplicación estará situado en el punto medio de OD, o a una distancia ¼ ---i del eje OO y, del mismo modo, la carga debida a una mitad del muro será igual a 1/2W, y su punto de aplicación estará a una distancia de 1/4w del eje OO. Los momentos resultantes para dicha longitud del muro de 1 m, serán: M1 = ½ W X ¼ I = WI/8 M2 = ½ W X ¼ w = Ww/8 Y como en estos dos momentos actúan en sentidos opuestos, el momento resultante, que tiene a flexar el cimiento, será igual a la diferencia de los dos, o sea que el momento de flexión en el eje OO, es: Mo = M1 – M2 o Mo = Y como: W/I = p y

W I  w 8

I  w  c, resultado o zarpa, 2

La formula (1) se puede escribir de cualquiera de los dos modos siguientes:

Mo 

p I  w) I 8

Mo  Wc / 4 El error que se comete en este método primero se debe al supuesto de que la presión en la superficie superior del cimiento se conserva siempre uniformemente distribuida, como si la base del muro obrase como un fluido, en cuyo caso, la carga permanecería constante y la formula será correcta. Pero la base del muro no es fluida, sino un sólido que resiste a la deformación. Si como en la figura 113, el cimiento corrido ABCD se flexa y la base del muro se supone incompresible, toda la carga del muro se referirá al cimiento por las aristas E y F. Aunque una tal concentración es, ciertamente, imposible (ya que las aristas E y F se aplastarían o comprimirían, hasta que una considerable parte del área de la base del muro quedase en contacto con el cimiento), el resultado es que el peso del muro se concentra cerca de las aristas exteriores de su base. La formula (1), da resultados demasiado grandes, pero, ya que su error es sobre el lado de la mayor seguridad, se recomienda para la generalidad de los casos. Segundo procedimiento para calcular esfuerzos de flexión en los cimientos. Se usan también bastante y solo tiene en cuenta la porción de zarpa de los cimientos, en la forma siguiente: Si ABCD (fig. 117) representa un cimiento corrido soportando un muro EFGH, situado centralmente sobre él, y si empleamos la misma notación que para el procedimiento anterior y suponemos que el cimiento actúa como una viga empotrada y las zarpas AE y FB como cantilevers, soportados rígidamente por el muro, y designamos la zarpa del cimiento a cada lado del muro por c, la reacción del lecho de fundación en esta porción c, por unidad de longitud del muro, será igual a pc. El punto de aplicación de esta fuerza estará a una distancia c/2 de E o de F, y su momento en E o F será: 2 M = cp X c/2 =pc /2

Y como

c

I  w , el valo de M 2

M 

p I  w 8

puede escribirse :

2


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El error que se comete en este procedimiento se debe al supuesto de que la contracarga, P. Sobre la zarpa puede ser resistida por las aristas exteriores extremas de la base del muro. Si la contracarga sobre una parte de la zarpa se concentra en la arista, ésta se tiene que comprimir o romper por aplastamiento; en los dos caos, el centro del soporte del cantilever retrocedería de la arista del muro y esto es contrario a lo que hemos supuesto al calcular el momento. Este procedimiento solamente tiene en cuenta la intensidad de la reacción o contracarga y la longitud de la zarpa y se conoce por el nombre de método de la zarpa. Comparación de los resultados. Comparando los resultados de los dos procedimientos, se vera que la carga no puede obrar en las dos aristas E y F , como se supone en la formula (2), ni generalmente puede estar uniformemente distribuida, según el supuesto de la (1), sino que la intensidad de la carga por unidad de superficie variara, siendo máxima cerca de la intensidad de la carga por unidad de superficie variara, siendo máxima cerca de las aristas y mínima en el centro de la base del muro. Las posiciones exactas de los puntos de aplicación dependen de circunstancias variadas que no podemos explicar completamente en este capitulo. Nueva formula para determinar los momentos d flexión en los cimientos. El autor ha establecido una formula que da valores para el momento de flexión M, intermedios entre los de las formula que (1) (2) y que corresponden, muy aproximadamente, al supuesto de que considerando las fuerzas a cada lado del eje del muro, el centro de aplicación de la semicarga del muro esta en el eje central de la mitad del mismo cuando la zarpa vale cero, y cuando ésta aumenta, se mueve hacia una posición que esta a dos tercios de la distancia desde el eje central del muro a su arista. Dicha formula se puede expresar así:

M

pI  wI  w / 2 8

o substituyendo el valor de p en función de W,

M

W I  wI  w / 2 I  8

Unidades de peso y presión. En la práctica, W, peso debido al muro, se expresa en kilogramos por metro d e muro y la presión admisible sobre el lecho de fundación viene, ordinariamente, en toneladas o kilogramos por metro cuadrado. El ancho necesario de los cimientos en metros se obtiene dividiendo el peso del muro, en kilogramos por medio lineal, por la carga unitaria admisible sobre el lecho de fundación en kilogramos por metro cuadrado. Unidades de momento. El momento que tiende a producir la ruptura puede expresarse en metros-kilogramo o centímetros. Si en la s formulas (1), (2) y (3) se expresa las dimensiones I, w y c en metros y p en kilogramo por metro lineal del muro. Como el momento resistente de flexión vendrá en metros-kilogramos por metro lineal de muro. Como el momento resistente se da, generalmente en centímetros-kilogramos, será mas conveniente expresar el momento flexor máximo o momento de ruptura,* en centímetros-kilogramo. así, para la formula (1). M (en cm-Kg por m de muro) = 100 M (en m.kg) M (en cm.kg) =

100 pl  wl 8

Haciendo lo mismo en la formula (2) M (en cm.kg) =

100 2 pl  w 8

O, empleando la forma más conveniente, 2 M = 50 pc * En la formula de flexión, el momento resistente se considera igual al momento flexor en cualquiera sección transversal de los cimientos y el momento flexor máximo suele llamarse momento de ruptura.

Y expresado c en centímetros en vez de en metros, tendremos 2 M (en cm-Kg por metro de muro) = 0.005 pc De una semana semejante la fórmula (3) se convierte en TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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100 w M (en cm-Kg por metro de muro)  p ( I  w) ( I ) 8 2

(3)

Hasta que las formulas (3) y (3)´ sean más generalmente aceptadas, el proyectista, para evitar criticas y estar prefentemente seguro, usara la formula (1) y en su pagina que siguen, el autor emplea las formulas (1) o (1)´, en tanto no se advierta otra cosa. EJEMPLO. El ejemplo siguiente servirá de aclaración a las formulas precedentes: Un muro de 0.5 m transmite a los cimientos una carga de 70 000 Kg por metro lineal de muro. L a carga unitaria admisible en el lecho de fundación es de 20 000 Kg por metro cuadrado. Hallar el ancho y el momento resistente de los cimientos. 70 000/20 000 = 3.5 m y entonces por la fórmula (1): M = 1/8 X 20 000 (3.5 – 0.6) 3.5 = 25 375 m-Kg por m; 2 Y por la (2): M = 1/8 X 20 000 (3.5 – 0.6) = 21 025 m-Kg por m; Y por la (3): M = 1/8 X 20 000 (3.5 – 0.6) (3.5 – 0.3) = 23 200 m-Kg por m. Si comparamos los resultados, veremos que el momento obtenido por la formula (3) es el término medio entre los hallados por las (1) y (2). Comparación grafica de los momentos flectores en los cimientos. El grafico de la figura 118 es una comparación grafica de los momentos para relaciones variables de I a w, calculados por las formulas (1), (2) y (3), suponiendo que: W = ancho del muro = 0.30 m; 2 p = carga unitaria sobre el lecho de fundación = 5 500 Kg por m ; r = I/w (abcisa). La carga del y sobre el muro por metro de longitud para cualquier valor de I es de 5 500 I. Comparando las curvas de las formulas (1) y (2) se ve en los resultados difieren bastante y que las variaciones son mayores en el caso de resaltos o zarpas pequeños. Cuando I es el menor que el doble de w, es decir, cuando la zarpa es menor que la mitad del ancho del muro, la formula (2) da momentos menores que la mitad de los momentos hallados por la fórmula (1). Se puede emplear la (2) para pequeñas zarpas. La (1) da resultados demasiado grades y especialmente cuando las zarpas son pequeñas. La (3) da resultado comprendidos entre los de la (1) y la (2) y de acuerdo con una hipótesis razonable podría ser preferible, pero no esta de acuerdo con la practica actual.

21.

Momentos de flexión en los cimientos de columnas y pilares


243



Planteamiento general del problema. La figura 119 representa la planta de un pilar o columna que descansa sobre un cimiento que tiene zarpas o sobresale por los cuatro lados. La base de la columna o pilar se representa por ABCD y el cimiento y su superficie de apoyo por EFGH. La parte de los cimientos comprendida en las áreas MNOP y QRST se puede considerar que actúa de la misma manera que los cimientos con zarpas bajo un muro, pero las contracargas o empujes hacia arriba de los cuatro cuadrados de las equinas EQMa, etc, sin carga del muro, también producen momentos de flexión. Diferentes teorías. Se conocen alguna teorías, más o menos complicadas y no satisfactorias, para poder determinar la magnitud de la contracarga en las cuatro áreas de las esquinas. El estudio de las dichas teorías estarían fuera de lugar en este capitulo. En un cimiento cuadrado, si la zarpa no es mayor que la mitad de la anchura de la base que se le superpone, las cuatro áreas de las esquinazo incrementaran en mas del 25% el parea total del cimiento y entonces podemos suponer que el momento flexor es igual que si la base de la columna o pilar se extiéndase como un muro a través de la totalidad de los cimientos, como cuando en la figura 120. Para asegurar estas condiciones, cuando la zarpa del cimiento es mayor que w/2 y, todos los casos en que el cimiento no sea homogéneo, como cuando se emplea un emparrillado de acero, la carga de la columna se debe distribuir sobre el ancho del cimiento por medio de una viga o travesero o por una ampliación de la base de la columna. En el caso de un cimiento de varias capas, debe extenderse cada una con una anchura igual a la de la inferior. En una construcción de este genero, es evidente que el momento flexor será el mismo que si la viga o travesero fuese un muro y, entonces se podrá aplicar la formula (1). Momentos de flexión en cimientos de columnas. Para este caso, se puede emplear la fórmula (1), tomando la carga total, en lugar de la carga por metro, y entonces tendremos el momento flexor total. EJEMPLO. Una columna con carga de 96 toneladas ha de apoyarse en una placa cuadrada de hormigón. La base de fundición de la columna es cuadrada y tiene 0.60 m de lado. La carga admisible sobre el lecho de 2 fundación es de 67 toneladas por m . Hallar el momento flexor máximo en la placa o losa. 2

El área de apoyo será igual a 96/97 = 1.43 m , ósea, un cuadrado de 1.2 x 1.2 m de lado aproximadamente. La zarpa será de ½ (1.2 –0.3) = 0.30 m, o sea, la mitad del ancho de la base. Por la regla anterior, se puede calcular el momento flexor, como se la base de la columna se extendiese en una dirección, a través del cimiento. Aplicando la formula (1), pero poniendo en lugar de p la carga de la columna, tendremos el momento producido: M = 1/8 x 96 000 (1.2 – 0.6) = 7 200 m-Kg 0 720 000 cm-Kg. El cimiento tendrá profundidad bastante para resistir a este momento flexor. Si, en este ejemplo, la presión unitaria admisible en el lecho de fundación fuera de 22 toneladas en vez de 67 por m2, el área de apoyo y el área en fondo del cimiento será de 96/22 = 4.36 m2. el cimiento puede ser un cuadrado cuyo lado mida 2.09 m. Según la regla que dimos anteriormente, como la zarpa es mayor que la mitad del ancho de la base, deberá ponerse un travesero que se extienda a través de todo el cimiento y su longitud será, por lo tanto, de 2.09 m, pudiendo estar compuesto de dos o más vigas de acero. La base de la columna es de 0.45 m de lado y el ancho del travesero de 0.60 m. El momento de flexión del travesero se determina por la fórmula (1), tomando el ancho de la base de la columna 0.45 m para w y 2.09 m, la longitud del travesero, para l. M = 1/8 x 96 000 (2.09 – 0.45) = 19 680 m-Kg o 1 968 000 cm-Kg El momento de flexión en la losa se determina de la misma manera por medio de la fórmula (1), tomando el ancho del travesero, 0.60 m , para w y 2.09 m, longitud de la losa, para l. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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M = 1/8 x 96 000 (2.09 - 0.60) = 17 880 m-Kg o 1 788 000 cm-Kg Cimientos no cuadrados. En caso de que sea necesario emplear formas diferentes del cuadrado para las superficies de apoyo, los momentos que resultan para la losa y travesero serán distintos de los que acabamos de calcular. Si en el ejemplo que sigue hay que hacer, por alguna razón, el área de apoyo de 1.8 x 2.40 m, lo que da un área de 4.32 m2, y si el travesero es paralelo al lado menor, su momento será: M = 1/8 x 96 000 (1.8 – 0.45) = 16 200 m-Kg o 1 620 000 cm-Kg Y el momento en la losa: M = 1/8 x 96 000 (2.40 – 0.60) = 21 6000 m-Kg o 2 160 000 cm-Kg El momento en el travesero es menor, y en la losa mayor que en el caso de 2.09 x 2.09 para el área de apoyo. Si el travesero tiene una dirección paralela al lado mayor, su momento y el de la losa serán respectivamente: M = 1/8 x 96 000 (2.4 – 0.45) = 23 400 m-Kg M = 1/8 x 96 000 (1.8 – 0.6) = 14 400 m-Kg En los cimientos con más de dos hiladas o capas, se debe calcular cada una separadamente, tomando para l la longitud de la que se calcula y para w el ancho de la inmediatamente superior. Cimientos compuestos. En los cimientos compuestos en que se carga un solo cimiento con un muro y una columna o dos o más columnas, o donde se emplea cantilever para las cargas, estas se distribuyen generalmente por medio de carreras o cantilever. Los esfuerzos cortantes y momentos de flexión de dichas vigas o cantilevers se determina en cada caso por los procedimientos usuales.

22.

Proyecto de Cimiento Materiales para los cimientos. Para que los cimientos tengan la resistencia necesaria, es preciso que el momento resistente de seguridad del cimiento sea igual, por lo menos, al momento de la ruptura ( que tienda a producirla), calculado con arreglo a lo dicho en los párrafos procedentes. La obra de fábrica, ya sea de ladrillo o piedra, no es construcción apropiada para los cimientos excepto para las construcciones muy ligeras, porque su resistencia a la tracción es pequeña. El hormigón corriente o armando y los emparrillados de acero embebidos en hormigón son los materiales que se usan generalmente. Cimientos de losa o placa homogénea. Si el cimiento se construye de losa de material homogénea, como un bloque de granito u otra piedra conveniente de construcción o de una simple capa de hormigón, el momento resistente será, según fórmula de flexión conocida para 2 sección transversal rectangular: Mr = 1/8 bd f, en la cual: d = espesor del cimiento en centímetros; b = ancho del cimiento en centímetros; f = esfuerzo unitario de tracción admisible para el material en kilogramos por centímetro cuadrado. Mr = momento resistente en centímetros - kilogramo Suponiendo M, el momento de las fuerzas que tienden a producir la ruptura, igual a M r para una longitud de muro igual a 1 m, tendremos b = 100 cm y 2 d = 0.06 M/f (4) Substituyendo en la fórmula (4) el valor de M en centímetros-kilogramos, de terminado por medio de las fórmulas (1), (2) y (3), y el valor de f por le que se da en el párrafo siguiente, la profundidad d se podrá determinar fácilmente. Resistencia de Seguridad a la tracción para los materiales de los cimientos. Los valores de f, esfuerzo unitario de tracción admisible, para el hormigón o piedra, deben comprender un coeficiente de seguridad elevado, porque se sabe por experiencia que estos materiales presentan grandes diferencias en su resistencia a la tracción y en su módulo de ruptura o resistencia a la flexión. Los siguientes valores de f en kilogramos por centímetros cuadrado, incluye un coeficiente de seguridad de 8 a 10 y no deben sobrepasarse. 2 f en Kg por Cm Fábrica de ladrillo o mampostería con mortero de cal 0 a 0.70 Fábrica de ladrillo o mampostería con mortero de cemento 0.7 a 2.8 Hormigón 1 : 3 : 6 1 a 1.8


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Hormigón 1 : 2.5 : 5 1.4 a 2.8 Hormigón 1 : 2 : 4 2.1 a 3.5 Arenisca y caliza en bloques monolíticos 5.3 a 10.5 Granito en bloques monolíticos 7 a 17.5 EJEMPLO DE UN PROYECTO DE CIMIENTO DE HORMIGÓN. HORMIGÓN COLADO EN UNA PIEZA. Un cimiento corrido de hormigón de 1.20 m de ancho soporta un muro de 0.60 m e grueso. La carga sobre el lecho de fundación es de 42 000 kg por metro lineal de muro, o 2 2 sea 35 000 Kg por m . si tomamos para f un valor de 2.5 Kg por cm , hallar la profundidad del hormigón del cimiento corrido. El momento de ruptura, según la formula (1)‟, es:

M

100 100 W ( I  w), o sea, 42000(1.20  0.6)  315 000 cm  Kg. 8 8

Substituyendo en la formula (4)

d 2  0.06

315000  7560, osea .d  87 cm 2.5

el momento de ruptura, según la fórmula (2)‟ será:

1 pc2  0.005 x 35 000 x 30 x 30  157 000 cm - Kg por m 24 d2  0.06 x 157 500/2.5  3780, o sea, d  62 cm. M

La profundidad determinada por las fórmulas (1) o (1)‟ es algo errónea, como ya se dijo, del lado mayor seguridad. El resultado de las fórmulas (2) 0 (2)‟ es más conforme con la práctica corriente y como la zarpa es pequeña comparada con el ancho del muro, se puede emplear; o bien un valor intermedio calculado por las fórmulas (3) o (3)‟, que puede ser considerado como ampliamente seguro. Cimiento escalonado. Si se hace la colada del cimiento de hormigón sin interrumpir la operación, para que actúe como una viga simple en toda su profundidad, se puede economizar material haciendo el cimiento en escalones, como en la figura 121. Si los escalones son de igual altura, el saliente o zarpa total se puede repartir a partes iguales entre todos ellos, si se hace la colada del cimiento en varias capas o si se superpone una losa de granito sobre una capa de hormigón, entonces cada capa debe ser calculada separadamente, empleando el ancho de la capa superpuesta en vez de w, ancho del muro. Precaución necesaria en los proyectos de cimientos de varias capas. La formula (2) no se debe usar cuando el cimiento consta de varias capas, porque el error que lleva en su hipótesis se acumula y de ello podrían resultar concentraciones importantes en las aristas exteriores de las capas superiores. EJEMPLO DE CIMIENTOS DE VARIAS CAPAS. En el caso en que se haga el colado de los cimientos en varias capas, los cálculos se deben hacer del modo siguiente: supongamos que i 2 = longitud del cimiento que soporta un momento M. Según la fórmula (1)‟, que es la (1) transformada a centímetros-kilogramo. 8M I1  w 100W 2 Una vez fijado el espesor de cada capa en 38 cm, por ejemplo, y el valor de f en 2.5 Kg/cm 2 para el hormigón, tendremos por la fórmula de flexión M = M r = 1/8 x 100 x 38 x 2.5 = 60 170 cm-Kg, cuyo valor substituido en la formula anterior nos dará el valor de l 1 o la longitud de la hilada superior. Una vez determinado l1, la longitud de l2 se halla de la misma manera del cimiento. Las dimensiones de l y w se expresan en metros. Comparación de cimientos de una pieza y de capas separadas. Los cimientos compuestos de varias capas, son muy antieconómicos por la cantidad de material que necesitan, si se compara con los que son colados en una sola vez. Si el cimiento del ejemplo que precede se


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proyecta a base de varias capas y se supone que su espesor sea de 38 cm, sus longitudes serán las que siguen:

I1

8M  w  (8 x 60 170)/(100 x 42 000)  060  0.7146 m 100W

l2  0.8292 m, l3  0.9438 m, l4  1.0584 m y l5  1.173 m. I5 tiene aproximadamente 1.20 m que es el ancho necesario en la base, y se puede adoptar esta medida incrementando el espesor de la hilada del fondo hasta 40 cm. El espesor total del cimiento será, según esto, de (4 x 38) + 40 = 192 cm, en lugar de 87 cm como hablamos determinado por la fórmula (1) para el cimiento colado en una sola operación. Reglas empíricas para las zarpas y escalones en los cimientos. Se han dado varias reglas empíricas para obtener, para materiales diversos de construcción, lo conocido con el nombre de zarpas de seguridad para profundidades de cimientos dadas o para dar la relación de seguridad entre la zarpa y la profundidad del cimiento. Estas reglas prescinden del hecho de que la contracarga varía y, por lo tanto, no son aconsejables, aunque tales reglas empíricas se citan en los reglamentos de construcción de lagunas ciudades. EJEMPLO. El resalto o zarpa de seguridad para escalones en obra de ladrillo se da frecuentemente, en los reglamentos de construcción y en los libros de texto, de 7.5 cm para una hilada doble de ladrillo o para un espesor aproximado de 12.5 cm y la relación que le corresponde es de 0.6 si suponemos que el valor de f para fábrica de ladrillo es de 1.4 Kg por 2 cm y no habrá seguridad cuando la carga unitaria sea mayor. Relación de zarpa a la profundidad del cimiento. Para los cimientos de material homogéneo que tengan una zarpa pequeña y para los que se pueda usar la fórmula (2) como seguridad, se puede calcular la relación de seguridad de la zarpa para una carga unitaria dada. De la fórmulas (2)‟ y (4) deducidas de la del momento resistente para vigas de material homogéneo y sección transversal rectangular, se deduce la formula siguiente:

c/d  3 331 f/p

En la cual todas las dimensiones están expresadas en centímetros, f en kilogramos por centímetros cuadrado y p en kilogramo por metro cuadrado. La magnitud c/d es la relación de la zarpa a la profundidad o altura de la viga o cimiento. Así, para un cierto valor dado de f, la relación variará en razón inversa de la raíz cuadrada de p. El diagrama muestra las curvas características para diversos valores de f y p, desde las que se puede hallar la relación de zarpa a la profundidad del cimiento. Así, por ejemplo, si el 2 esfuerzo unitario admisible a la tracción, f, para un cimiento de hormigón es de 2 kg por cm y 2 la carga p en el hecho de fundación es de 15 000 Kg por m , la zarpa admisible será igual a la TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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profundidad del cimiento corrido multiplicado por 0.67,. si el hormigón tiene 30 cm de espesor, la zarpa admisible será de 20.1 cm. recíprocamente para una zarpa dada de 30 cm, cuando la carga unitaria es de 15 000 Kg y f = 2 Kg, como anteriormente, la profundidad necesaria será a la zarpa multiplicada por 1.49

23.

Emparrillados de acero en las fundaciones Ventajas del empleo de emparrillados de vigas de acero. Cuando se quiere evitar una gran excavación, como la que se requiere para cimientos de hormigón o mampostería y en el caso en que la carga de un muro tenga que repartirse en una superficie de apoyo extensa, se emplean con frecuencia las vigas o carriles de acero, que tienen la ventaja de proporcionar el momento resistente necesario con in mínimo de profundidad. Las vigas de acero con, generalmente, más baratas y preferibles a los rieles, aunque a veces se usan rieles de segunda mano, como recurso. Preparación del lecho y colocación de vigas. El lecho de fundación se cubre primeramente con una capa de hormigón cuyo espesor sea por lo menos de 15 cm, bien mezclado y compacto, de tal modo que quede tan impecable como sea posible. Las vigas se colocan sobre esta capa con sus patines superiores alineados y los inferiores bien en lucidos para asegurar un apoyo bien plano. Inmediatamente como sea posible. Las vigas se colocan sobre esta capa con sus patines superiores alineados y los inferiores bien enlucidos para asegurar un apoyo bien plano. Inmediatamente se hace la colada del hormigón entre las vigas y alrededor de ellas para que tengan una protección permanente. Requisitos que deben llenar los emparrillados de acero. Al determinar número y dimensiones de las vigas para cierto cimiento, se deben tener en cuenta las siguientes consideraciones: 1. Las vigas resistir el momento flexor máximo, sin que en ellas se produzca una flecha mayor de la conveniente. 2. Las vigas deben resistir al esfuerzo cortante para evitar su aplastamiento o pandeo. 3. Los espacios entre vigas no deben ser muy grandes, para evitar el riesgo de que el hormigón intercalado no distribuya la carga convenientemente. 4. Los espacios entre vigas no deben ser tan pequeños que dificulten su relleno de hormigón. Los espacios entre los patines de la capa superior deben ser por lo menos de 5 cm y algo mayores en las capas inferiores. 5. cuando el momento flexor sea el factor predominante, entre dos vigas de pesos iguales se debe emplear la viga de mayor altura. Así, por ejemplo, si el módulo de la sección es 2 2 392.5 cm , una viga estándar de 508 mm (20‟‟) y 121 Kg/m (81.4 lb/pie) con un módulo de la 2 sección de 2 402.8 cm , será apropiada, pero tendrá más rigidez y resistencia otra de 609.6 2 mm (24‟‟) y 119 Kg/cm (79.9lb./pie) con un módulo de la sección de 2 850.2 cm . 6. Cuando el factor esfuerzo cortante es el que ha de tenerse en cuenta para la elección entre dos vigas de pesos iguales, se debe elegir la menor, que será la de más resistencia. Así, el valor del esfuerzo cortante de una viga de 508 mm (20‟‟) y 121 Kg/m (81.4 lb./pie) es mayor que el de una de 609.6 mm (24‟‟) y 119 Kg/m (79.9 lb./pie) y es aproximadamente equivalente al e una de 609.6 mm (24‟‟) y 134 Kg/m (90 lb./pie). Sin embargo, algunas veces es conveniente emplear la viga de mayor altura, si se tiene en cuenta que es más rígida que la otra aunque aumente el costo. 7. Recientemente, varias compañías siderúrgicas han fabricado vigas H con alas o patines pesados y almas ligeras, con secciones apropiadas y económicas para vigas y columnas, pero que no deben emplearse en los emparrillados. Sus delgadas almas tienen escasa resistencia al pandeo, a menos que se las refuerce con placas suplementarias. Separación de las vigas en los emparrillados. La tabla IX de las separaciones limites entre 2 vigas de acero para cargas desde 10 a 60 toneladas por m , teniendo en cuenta la capacidad de seguridad del relleno de hormigón para actuar como una viga. Cuando en tramos tan pequeños se produzca en efecto de arco considerable, el hormigón servirá para repartir la carga sobre tramos más amplios que los de la tabla, con la condición de emplear un número suficiente de tirantes de varillas de bastante sección transversal para resistir el empuje de los arcos. Tabla IX. Separación límite para vigas de acero empleadas con relleno de hormigon Altura de las

Separación de las vigas en metros para las siguientes presiones por metro cuadrado


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vigas cm 15.2 18.8 20.3 22.9 25.4 30.5 38.1 47.7 50.8 61

10 ton.

20 ton. Mét.

30 ton. Mét.

40 ton. Mét

50 ton. Mét.

60 ton. Mét.

0.38 0.45 0.51 0.58 0.63 0.73 0.91 1.11 1.21 1.44

0.28 0.33 0.38 0.43 0.45 0.55 0.68 0.81 0.88 1.06

0.25 0.28 0.33 0.35 0.40 0.45 0.55 0.68 0.73 0.88

0.23 0.25 0.28 0.30. 0.35 0.40 0.50 0.58 0.65 0.78

0.20 0.23 0.25 0.28 0.33 0.38 0.45 0.53 0.58 0.71

0.17 0.20 0.23 0.25 0.30 0.35 0.43 0.50 0.55 0.65

Proyecto de un cimiento de muro de vigas de acero. Supongamos un muro de 60 cm con carga de 62 5000 Kg por metro lineal. Hallar el tamaño comercial y la separación de las vigas 2 de acero para distribuir la carga sobre el lecho de fundación a razón de 17 6000 Kg por m . el ancho del cimiento será de 62 500 / 17 600 = 3.55 m y el momento flexor por la formula (3) será de 21 000 m-Kg por metro lineal de muro = 2 110 000 cm-Kg por m. El valor del esfuerzo cortante según la formula conocida es V = W(l – w), o sea 51 900 Kg. Como las vigas están a esfuerzo cortante doble, el esfuerzo sencillo por metro lineal de muro será de 25 950 Kg. El módulo de la sección necesario por metro lineal de muro se halla dividiendo el momento flexor por el esfuerzo admisible en la fibra del acero, o sea, 2 110 000/1 130 (esfuerzo supuesto de la fibra) = 1 867, y si, como primer tanteo suponemos que se coloca una viga cada 0.30 m, su módulo de sección de vigas de acero, encontramos que una viga estándar de 304.8 mm (12‟‟) 3 y 47.3 Kg/m (31.8 lb./pie) tiene un módulo de sección de 589.4 cm ; para satisfacer las condiciones que se requieren para la flexión, la separación de las vigas no debe de ser mayor de (589.4/560.1) X 0.30 = 0.315 m de eje a eje. Para que las almas de las vigas no pandeen o se comben bajo el efecto de la compresión, el esfuerzo unitario por compresión no debe ser mayor que S B (resistencia admisible al pandeo), 2 el cual para una viga de 304.8 mm (12‟‟) y 47.3 Kg/m (31.8 lb./pie) es de 918 Kg/cm . El área de la viga que se resiste a ka compresión es igual a la parte de su longitud en que se halla repartida la carga del muro por el espesor del alma. Algunas autoridades consideran que la carga está repartida en una longitud igual a la porción cargada de la viga, más el alma de la viga dividida por dos, pero en el ejemplo presente sólo hemos tomado la longitud de la porción 2 cargada. En este caso el área será 60 X 0.89 = 53.4 cm . Si la equidistancia entre los ejes de las vigas es de 0.315 m, la compresión directa unitaria será: 62 500 X 0.315/53.4 = 369 2 2 Kg/cm , que queda bien dentro del esfuerzo admisible de 918 Kg/cm . Para que el alma resista al esfuerzo cortante, esté no debe ser mayor que el se deduce de la fórmula del esfuerzo cortante admisible. El esfuerzo cortante unitario admisible se obtiene dividiendo el valor de Sb por el factor F, cuyos valores se encuentran en la tabla IXa. Por ejemplo, para una viga de 2 304.8 mm (12‟‟) y 47.3 Kg/m (31.8 lb./pie), el valor será: 918/1.65 = 556 Kg/cm . la capacidad de la viga al esfuerzo cortante se halla multiplicando este esfuerzo unitario por la altura de la viga y el espesor de su alma, o sea: 556 X 30.48 X 0.89 = 15 080 Kg, que es superior al que se necesita (igual a 25 950 X 0.315 = 8 174 Kg). Solamente hay que tener en cuenta una de las dos condiciones anteriores relacionadas con la resistencia del alma, aplicando la regla siguiente: si el esfuerzo cortante dividido por la altura de la viga, es mayor que la carga total dividida por el producto de la distancia sobre la que se está repartida la carga por el factor F, hay que calcular el esfuerzo cortante y, es caso contrario, calcular la compresión directa. También se puede expresar esta regla del modo siguiente: según que (l-w)/l sea mayor o menor que 2 D/wF será necesario calcular el esfuerzo cortante o la compresión, siendo: L = longitud de la viga; w = porción cargada de la viga; D = altura de viga w‟ = longitud de viga sobre la que se supone que está repartida la carga (es frecuente tomar este valor = w + ½ D); F = factor de la Ixa para la viga. Todas las dimensiones tienen que expresarse en las mismas unidades. Si en lugar de emplear una viga de 304.8 mm (12‟‟) elegimos una de 381 mm (15‟‟) y 63.8 Kg/m (42.9 lb./pie) con un 3 módulo de sección de 965.3 cm , la equidistancia será: (965.3/560.1) 0.30 = 0.517 m. Por la tabla IX se ve que la separación de las vigas está dentro del limite de seguridad del hormigón y por tanto no hace falta reforzado con varillas. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Proyecto de cimientos para columnas. Los cimientos de vigas de acero y losas para columnas han sufrido algunas modificaciones en los últimos años. Primeramente se usaban dos o tres filas de vigas de acero con una losa para construir la base de la columna. Actualmente se tiende a emplear, para la columna, sólo una gruesa losa o una fila de vigas con una losa o también una fila de vigas con una losa, que se hace rígida con planchas en los costados. Al proyecto el emparrillado para las fuertes cargas que soportan las columnas de los edificios modernos para las oficinas, el proyectista debe determinar, no solamente el límite económico de la carga que puede soportar una sola losa y en que momento sería más barato el empleo de losa y vigas, sino que también debe tener en cuenta otros diversos factores. Cuanto más espesor o altura tenga el emparrillado, si se emplean planchas en los costados para el asiento del emparrillado. Si se emplean planchas en los costados para el dar rigidez a la de losa del emparrillado. ¿Será posible extenderlas por encima del nivel del acabado del piso bajo o subterráneo inferior y hacer así la excavación lo más pequeña posible? ¿Puede la laminadora laminar los hierros planos de las dimensiones convenientes? Muchos ingenieros prefieren el hierro plano único independiente de la carga y emplazamiento de la columna, ya sea una columna interior emplazada en un pozo o sobre un pilar o una exterior descansando sobre un muro en ataguía y toman como factor determinante el tamaño y espesor que puedan producir las laminadoras. The Chase National Bank de Nueva York descansa sobre hierros planos; las dimensiones de algunos de ellos son 80‟‟ X 10½ X 6‟8„‟ (203 mm X 27 mm X 203 cm) con una carga de 1438000 Kg; en algunos casos, se colocaron dos hierros planos uno al lado del otro y se repartió la carga desde la columna por medio de planchas voladas o cantilevers. Por ejemplo, en uno de los casos se emplearon 2 hierros planos de 58½ „‟ X 15‟‟ X 9‟3‟‟ (148 cm x 38 cm x 351 cm), con una carga de 2 933 000 Kg y planchas voladas de 37/8 „‟ (9.8 cm) de espesor. Tabla Ixa. Valores del factor F* para esfuerzos cortantes para varias vigas Vigas

Para vigas de peso estándar

Para vigas pesadas

12 pulg. = 304.8 mm

1.65

1.52

15 pulg. = 381.0 mm

1.71

1.50

18 pulg. = 457.2 mm

1.76

1.58

20 pulg. = 508.0 mm

1.77

1.62

24 pulg. = 609.6 mm

1.91

167

* El factor F que según lo dicho, se debe emplear en relación con Sb, resistencia admisible al pandeo, para obtener el valor del esfuerzo cortante unitario de la seguridad basada en la deformación del alma, será muy útil para el cálculo de los esfuerzos cortantes en el caso de que no se puedan conseguir tablas de esfuerzos cortantes. Sin embargo, hay que advertir que los valores deducidos del empleo de F son aproximados solamente, porque este factor varía algo según las vigas de dar su valor para cada una necesitaría tanto espacio como las tablas completas de esfuerzos cortantes de seguridad. No damos valores de F para las nuevas secciones de vigas ligeras, porque estas secciones no son apropiadas para estos emparrillados. Hacemos notar que el peso estándar o normal que cada tamaño de viga, para el que se da F, es siempre el inmediatamente superior al peso mínimo dado en las tablas, excepto para las vigas de 20”, para las cuales, el peso mínimo de 65,4 lb (97.3 kg/m), es también peso estándar. La regla que hemos dado anteriormente para determinar cuándo la deformación del alma se basa en el esfuerzo cortante o en la compresión directa, como factor determinante, evita uno de los cálculos necesarios para el proyecto de emparrillados.

Los edificios de la Barclay-Vescy Telephone y de la Irving Trust Company y muchos otros tienen sus cimientos sobre una simple hilera de emparrillado de vigas con una losa, que se hace rígida con planchas laterales. Las cargas máximas sobre estos emparrillados son de 1 282 000 Kg y 2 364 000 Kg, respectivamente. La constitución de estos emparrillados es de 9 vigas I de 24‟‟, 115 lb. (609.6 mm y 171 Kg/m) de 2.59 m, 1 losa de 102 X 10 cm de 2.08 m, con las planchas laterales y 9 vigas I de 24‟‟, 120/lb. (609.6 mm y 179 Kg/m) de 2.54 m, 1 losa de 254 X 13 cm de 1.04 con planchas laterales respectivamente. El autor considera innecesario repetir aquí el procedimiento para proyectar emparrillados y hierros planos, ya que varios libros de texto y manuales, como los que se publican American Institute of Steel Construcción. Inc., y las principales que fabrican aceros, dan ejemplos para cada tipo.

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Cimientos de hormigón armado Ventajas e inconvenientes. El hormigón armado se ha empelado mucho en los cimientos durante los últimos años. Los argumentos en su favor, son: 1. Economía en la construcción de los cimientos. 2. Excavación de menor volumen


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3. Facilidad de construcción, si se compara con el emparrillado de vigas de acero, por que la corrugada es corriente en el comercio, se puede cortar a la longitud necesaria a pie de obra y se puede manejar sin necesidad de grúa. Y sus inconvenientes: 1. Peligro de obreros poco hábiles, porque la resistencia de los cimientos depende de que la mezcla sea la apropiada y esté bien hecha, de que el colado se haga en buenas condiciones y de la apropiada disposición del armado y de su total unión con el hormigón. El peligro de una mano de obra defectuosa crece con las dificultades corrientes en los trabajos de fundación, donde, a veces, hay agua y cieno que dificultan una labor cuidadosa y, por lo tanto, la inspección tiene que ser muy minuciosa. 2. Riesgo de deterioro de la varilla por oxidación o electrólisis. Este riesgo crece con la presencia de humedad y por la relativamente pequeña sección transversal de las varillas del armado. En relación con esto, hay que tener presente que en las vigas de hormigón armado, tal como se calculan corrientemente, el hormigón, en el lado en que trabaja a tracción, soporta un esfuerzo que va más allá de su límite elástico, por lo que resultan finas grietas bajo la carga calculada. Empleo del hormigón armado para las fundaciones. De lo que antecede se deduce que se deben tomar todas las precauciones posibles para el empleo del hormigón armado en las fundiciones, teniendo en cuenta lo difícil que resulta descubrir o reparar cualquier defecto. El hormigón armado se emplea no solamente bajo la forma de losa; sino también en las carreras, traveseros y hasta para cantilevers. Procedimientos en uso para calcular la resistencia del hormigón armado, en losas, vigas, etc. En otros capítulos se trata de estos procedimientos. Los esfuerzos que se producen en las construcciones en las construcciones de hormigón armado se determinan del mismo modo que se ha explicado para cimientos de otros materiales.

25.

Cimientos de madera para construcciones temporales o provisionales Cimientos de madera. La madera puede ser un material útil para dar la extensión necesaria a los cimientos de construcciones de altura moderada, cuando haya agua siempre presente. Cuando se haya nivelado perfectamente el fondo de la excavación, se cubre con tablones de 5 cm (2‟‟) colocados en la dirección longitudinal del muro y sin dejar espacios entre ellos. Perpendicularmente a estos tablones, se ponen grandes vigas transversales de dimensiones proporcionales a los esfuerzos transversales y con una equidistancia aproximada de 30 cm entre sus ejes. Superpuesto a estas vigas, se enclavija un entablado con tablones de 7.6 cm (3‟‟); este entablonado se pone del mismo ancho que los cimientos de obra de fábrica que son colocados sobre él. En las figura 123 se puede ver una sección de estos cimientos. todas las vigas y tablones deben colocarse a un nivel inferior al hidrostático y los espacios comprendidos entre las piezas transversales se rellenan con arena, piedra machacada u hormigón. Las mejores maderas para estas fundaciones son el ocote, roble, pino amarillo y pino noruego. Muchas de las antiguas construcciones de Chicago tiene cimientos de madera. Cálculo de dimensiones de las vigas transversales de las vigas de madera. Se emplea la fórmula siguiente:

Ancho de centímetros 

236 p X c2 X5 d 2 XA

En que p representa la resistencia del lecho de fundación en kilogramos por metro cuadrado; c, el saliente o zarpa de los tablones transversales sobre los tablones de 7.6 cm, en metros; 5, la equidistancia entre los ejes de las vigas, en metros, y d, la altura de la viga en centímetros. A es el factor de la resistencia y los valores más recomendables de este factor son: 88.9 para el pino amarillo de hoja larga, 66.7 para el roble blanco y 61.1 para el pino blanco corriente o abeto.


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EJEMPLO. Los muros de fachada de un edificio cargan la fundación con 30 000 Kg por metro lineal; el suelo no puede soportar sin asiento excesivo más de 10 000 Kg por metro cuadrado. Por razones económicas, se decide hacer los cimientos con arreglo a la figura 123, empleando vigas de pino amarillo de hoja larga. Hallar las dimensiones de las vigas transversales. 2

SOLUCION: Dividiendo la carga total por metro lineal por 10 000 Kg/cm , hallamos 3 m como ancho de los cimientos. Adoptamos para la obra e fábrica de los cimientos, el granito o cualquiera otra roca dura, de 1.20 m de ancho, asentada sólidamente sobre tablones con mortero de cemento Portland. El saliente c de las vigas transversales será, entonces, de 0.9 m. Daremos a las vigas una equidistancia de 30 cm entre ejes, de modo que 5=0.3 y supondremos que la altura de las vigas es de 25 cm. Entonces, por la fórmula anterior:

Ancho en centímetros 

236 X 10 000 X 0.92 X 0.3  10.3 cm 252 X 88.9

Podemos emplear maderos de 15 X 25 cm, con equidistancia de 30 cm entre ejes. Si empleásemos el abeto, tendríamos que poner 61.1 en vez de 88.9 y el resultado sería 15 cm. Fundaciones para edificios temporales o provisionales. Cuando hay que construir edificios temporales en un suelo compresible, se pueden construir, a veces, las fundaciones de madera más económicas que de otro material cualquiera y entonces no hay que tener en cuenta la duración, porque la madera, cuando está sana, puede permanecer en cualquier lugar dos o tres años, con tal de que tenga ventilación. El World‟s Fair de Chicago (1893), se fundó sobre plataformas de madera, de modo que la carga máxima sobre el suelo no fuese mayor de 12 toneladas por metro cuadrado y solamente en algunos sitios con fango se fundó sobre pilotes.

26.

Condiciones generales que afectan a las fundaciones y cimientos Tipos de fundaciones. Los tipos principales empleados generalmente son: 1. Cimientos corridos: a) individuales b) combinados 2. Zampeados: a) corriente b) perforación continua en dos direcciones c) rígidos por medio de armaduras d) rígidos por medio de muros 3. Pilotes de madera (simples, empalmados, revestidos, etc.) 4. Pilotes de hormigón colados previamente de varios tipos y tamaños 5. Pilotes de hormigón colados en la obra sin camisa: a) cónicos b) cilíndricos c) con la base ensanchada 6. Pilotes de hormigón colados en el lugar de la obra con camisa: d) cónicos e) cilíndricos f) con la base ensanchada 7. Pilotes de tubo de acero: a) de extremos abiertos b) de extremos cerrados 8. Pilotes compuestos, varias combinaciones 9. Pilote de cajón de hinca 10. Cajones abiertos: a) tablestacas de madera avanzado progresivamente con la excavación b) tablestacas de acero colocadas antes que la excavación c) revestimiento vertical de madera contra los costados de la excavación (método Chicago) d) revestimiento horizontal de madera (método Nueva York) 11. Cajones de aire comprimido, varios tipos 12. Muros de ataguía que se emplean para hacer posible la excavación: a) fila sencilla de tablestacas de madera b) fila sencilla de tablestacas de planchas de acero


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c) cajones con relleno de tierra o roca d) Doble fila de tablestacas 13. Muros empleados como ataguía y como construcción permanente: a) construidos rellenando una doble fila de tablestacas b) Construidos como cajones abiertos o neumáticos 14. Cimientos de flotación Ocuparía demasiado espacio en este capítulo una descripción detallada de todos los tipos que se acaba de citar y, por lo tanto limitamos a lo fundamental para el proyecto y a unas consideraciones generales. Cada estructura tiene que llenar sus requisitos peculiares y cada emplazamiento tiene sus características que, a veces, facilita, su proyecto y construcción económicos y otras requieren un gran cuidado y competencia para garantizar la seguridad durante la construcción que se empleen deben ser los mejores, teniendo en cuenta la estructura que se proyecta y el sitio de su emplazamiento. Las condiciones actuales de los edificios que suelen tener hasta 100 pisos han traído como consecuencia el aumento de las dimensiones de los cimientos, la profundidad de las excavaciones, los empujes laterales en los muros de fachada y, en general, las complicaciones, dificultades y magnitud de los problemas comprendidos. A esto hay que agregar, la rapidez con la que se quieren hacer las construcciones. Teniendo en cuenta que lo primero que se presenta en el programa de una construcción son las fundaciones y que el proyecto debe llenar todos los requisitos de la estructura y las particularidades del emplazamiento y que la seguridad y eficacia de todo el proyecto dependen de una buenas fundaciones, unas veces por razones económicas y no pocas por su rápida construcción, no esta fuera de lugar recomendar a los arquitectos y propietarios que consulten con ingenieros prácticos en esta especialidad, lo que se refiere a obras importantes o difíciles. El autor está convencido de que la seguridad, economía y rapidez que se consiguen con estas consultas compensan, con creces, los gastos que ocasionan. Consideraciones generales. Cuando los cimientos de una estructura descansan en arena húmeda o arcilla, es muy importante prever cualquier movimiento del material del lecho de fundación, siempre que esto sea posible. En ciertos casos, es conveniente unir todos los cimientos con un piso de hormigón, para evitar cualquier levantamiento entre los cimientos del lecho de la fundación. En los casos en que haya asientos desiguales, no es conveniente poner columnas de gran altura unidas firmemente a los cimientos, porque los asientos desiguales de éstos desarrollan esfuerzos de flexión en las columnas y tales esfuerzos en las de gran altura pueden ser tan importantes que produzca probablemente su ruptura o distorsión. En tales casos, hay quien propone hacer las bases de las columnas con articulaciones de rótula, que permita asientos desiguales en los cimientos, sin flexión ni distorsión en las columnas. Sin embargo, estas juntas no son generalmente empleadas, porque habría la necesidad de asegurar la estructura con amarres contra la presión horizontal del viento. Este dispositivo puede ser útil para las columnas largas interiores. Profundidad mínima de los cimientos. Dicha profundidad está limitada por la del sótano, por los requisitos del mismo, tales como cuando parte de los cimientos pueden sobresalir del nivel del piso del sótano, por la profundidad del propio cimiento y por el nivel hidrostático. Esta profundidad mínima puede sobrepasarse con ventaja si, por un pequeño aumento de la profundidad, se encuentran materiales capaces de resistir mayor carga unitaria para apoyar los cimientos, o si, como se han explicado en párrafos anteriores de este capítulo, se puede conseguir más seguridad, construyendo los cimientos más profundos. Estas circunstancias influyen en el proyecto de los cimientos y deben tenerse en cuenta en todos los casos. Algunas veces puede resultar más económico prescindir de los cimientos corridos y recurrir a los pilotes u obras de fábrica que lleguen hasta la roca o algún otro estrato de bastante solidez. Cuando hay cualquier duda sobre este punto, se deben comparar cuidadosamente las ventajas y costos de los dos métodos. Sin embargo, en general, resultan más baratos los cimientos corridos inmediatamente debajo del nivel de la excavación el sótano, que cualquiera otra fundación a profundidad. Fundaciones a profundidad. Se emplean cuando el material al nivel del cual habrían de construirse los cimientos corridos, no es conveniente, o cuando, por una razón cualquiera, se desea llevar las fundaciones de un edificio hasta algún estrato inferior más resistente. Se puede recurrir entonces a uno de los tipos de fundaciones, anteriormente mencionados, distintos del cimiento corrido y del zampeado. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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Fundaciones con pilotes de madera Empleo de pilotes de madera. Cuando hay que construir sobre un compresible, saturado constantemente de agua y muy profundo, el mejor procedimiento para conseguir una fundación sólida y duradera, para edificios de altura moderada, es hincando pilotes de madera. Muchos edificios de la ciudad de Boston, Mass, y algunos edificios para oficinas de las ciudades de Nueva York y Chicago, están fundados sobre pilotes de madera, y éstos se usan mucho para edificios de almacenes, elevadores para granos, etc., construidos en el litoral o a la orilla de los lagos. La duración de los pilotes de madera en terrenos saturados constantemente de agua es indiscutible, porque se han encontrado en perfecto estado después de una lapso de seis a diecisiete siglos. Reglamentos municipales. En las leyes de Boston, se ordena que en los pilotes de madera se rematen sus cabezas con bloques nivelados de granito o con hormigón de cemento Portland y que la distancia entre ellos no sea mayor de 0.9 m entre ejes. Las leyes de Chicago prescriben que los pilotes de madera se hinquen hasta la roca o conglomerado duro y se rematen con un emparrillado de madera, hormigón, acero o de una combinación de los mismos. La leyes de Nueva York especifican un diámetro mínimo de 12.7 cm y una distancia máxima de 0.9 m entre ejes. El reglamento de México indica que se hinquen hasta encontrar apoyo en una capa resistente del subsuelo, lo que se acusa por el de la ciudad que se encuentra a una profundidad de unos 30 m, si no se demuestra que se ha obtenido antes la capacidad de carga indicada. Cargas Máximas admisibles en los pilotes de madera. Las cargas admisibles en varias ciudades de Estados Unidos, para los pilotes de madera, varían de 18 a 23 toneladas. La mayoría de las ciudades citadas limitan también la carga admisible por la formula de Wellington, que damos más adelante en el párrafo Resistencia de los pilotes. El Reglamento de México fija esta carga en 25 toneladas para los pilotes de madera con un diámetro medio de 30 cm. Clases de madera empleadas para pilotes. Los pilotes se hacen de troncos de árboles tan rectos como sea posible y de un diámetro mínimo de 13 cm en el extremo menor para edificios poco pesados, o de 20 cm para edificios pesados. Las maderas que se usan generalmente para pilotes son: tsuga de Canadá (hemlock), abeto, pino blanco, pino noruego, pino amarillo de hoja larga y de hoja corta , pino tea, ciprés, abeto o pino Douglas y algunas veces roble, nogal americano, olmo, tilo americano y tu pelo o nisa. Parece que no hay mucha diferencia en cuanto a la duración de las maderas bajo el agua, pero siempre son preferibles las mas duras y resistentes, y especialmente cuando es necesario clavar los pilotes hasta la roca dura, que está debajo del terreno, y someterlos a grandes cargas. El reglamento de México dice que estos pilotes se formarán con postes de madera resinosa, no agrietada y descarada de 8 a 10 m de longitud y que para utilizar maderas no resinosas hay que conseguir la aprobación de la Dirección Genera de obras Públicas. Los diámetros mínimos serán de 18 cm en la punta y 24 cm en la cabeza, debiendo quedar ésta a 2 m, cuando menos, por debajo del nivel de las aguas freáticas. Preparación de los pilotes de madera para su hinca. Los pilotes se preparan para la hinca cortando cerca del tronco todas las ramas y serrando a escuadra los extremos. Aunque los pilotes se clavan a menudo con corteza, es probable que sea mejor quitársela y es dudosa la ventaja o inconveniente de uno u otro procedimiento. Para hincar pilotes en terrenos blandos y cenagosos, la experiencia ha demostrado que tiene ventajas la punta cuadrada. Cuando penetración es menor de 15 cm a cada golpe de martinete, hay que proteger al pilote para que no se astille, con un suncho de hierro de un diámetro 2.5 cm aproximadamente menor que la cabeza del pilote y de 6 a 8 cm de ancho por 1.6 cm de espesor, rebajando la cabeza del pilote para poder meter el suncho. Cuando se hinca en terreno compacto, como arena, grava o arcilla compacta, la punta del pilote debe reforzarse con un azuche de hierro o acero.


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El dispositivo de A es muy apropiado para todos los terrenos, excepto para los muy duros; y para estos, la punta cónica de fundición de unos 12.7 cm de diámetro bien fija por medio de una espiga larga y un suncho cerca del extremo del pilote, es mejor que el azuche. Los pilotes que hay que hincar dentro del agua salada, o expuestos a ella, es conveniente impregnarlos completamente con creosota, aceite de creosota (aceite muerto), o alquitrán de carbón que los proteja de la broma o taraza que los horadaría en tres o cuatro años. Hinca de pilotes de madera con martinete o pilón de gravedad. Los pilotes se deben hincar para un apoyo firme, que se determina por la penetración en los cuatro o cinco últimos golpes del martillo. El método corriente que se emplea para hincar pilotes consiste en una sucesión de golpes o andanadas con un bloque de hierro o acero fundidos llamado mazo o pilón que resbala arriba y bajo entre guiaderas de una máquina llamada martinete o hinca pilotes. La máquina se emplaza sobre el pilote, de manera que el mazo caiga bien sobres su cabeza; los pilotes se hincan siempre con su extremo más delgado abajo. Generalmente la elevación del mazo se hace a vapor (si se hace a mano la máquina se llama machina) y el desenganche para la caída es automático o a mano. El peso corriente de los mazos varía de 680 a 1 140 Kg y el recorrido varía entre 1.5 y 6 m. Los últimos golpes se dan con una sola caída pequeña. Algunas veces se usan mazos de 1 800 Kg y más. Hinca de pilotes de madera con martinete o pilón de vapor doble efecto. El empleo del martinete de vapor de doble efecto se ha extendido considerablemente en las grandes ciudades, substituyendo a los martinetes corrientes, porque es capaz de hincar muchos más pilotes en una jornada con menos daños para los mismos. El martinete de vapor da una sucesión de golpes cortos y rápidos con una velocidad de 60 a 70 por minuto y parece como si sacudiese los pilotes hacia abajo; el corto intervalo que media entre dos golpes, no da tiempo se asentar al suelo que los rodea. Cuando se hincan lo pilotes, hay que tener cuidado de mantenerlos a plomo y si se ve que la penetración es pequeña, se debe deducir la caída del mazo a unos 1.5 m y dar los golpes en sucesión rápida. Cuando un piloto no penetra después de varios golpes, antes de haber alcanzado la profundidad media, se le debe cortar y clavar otro pilote junto a él. Cuando se ha clavado varios pilotes hasta una profundidad de 6 m o más y se ve que no penetran más de 1.3 cm con cinco golpes de un mazo de 545 Kg (1200 lb.), cayendo desde una altura de 4.60 m, no se debe continuar hincándolos, porque los golpes siguientes solamente conseguirán astillar y aplastar las cabezas y puntas de pilotes y hender y quebrantar el resto de los mismos. Pilotes hasta una profundidad de 6 m o más y se ve que no penetran más de 1.3 cm con cinco golpes de un mazo de 545 Kg(1 200 Ib), cayendo desde una altura de 4.60 m, no se debe continuar hincándolos, porque los golpes siguientes solamente conseguirán astillar y aplastar las cabezas y puntas de pilotes y hender y quebrantar el resto de los mismos. Espaciamiento de los pilotes de madera. El espaciamiento mínimo de los pilotes debe ser de 60 cm entre ejes. Si se hincan dos pilotes largos con una distancia entre ellos menor de 60 cm se corre el riesgo de que se fuercen el uno al otro hacia fuera de pilotes, la equidistancia mas conveniente es de 76 cm entre ejes, en sentido transversal al surco o zanja, y 92 cm longitudinalmente, con tal de que el número de pilotes que resulte sea suficiente para soportar el peso del edificio; Si esta condición no se realizase, habría que disminuir la equidistancia longitudinal o agregar otra fila de pilotes, pero en ningún caso se debe hacer la distancia entre ejes menor de 60 cm, a menos que se hinquen por inyección de agua. El número de pilotes bajo las distintas partes del edificio debe ser proporcional al peso que tiene que soportar, de tal modo que cada pilote reciba, muy aproximadamente, la misma carga. El reglamento de México señala que, por regla general, los pilotes no deberán clavarse a menos de 1.20 m unos de otros, los que con la carga de 25 toneladas por pilote da un promedio sobre la superficie del terreno una carga máxima de seguridad de 18 toneladas por 2 m. Cabezas de pilotes de madera. La parte superior de los pilotes se debe cortar al nivel del agua o un poco por debajo, porque, de otro modo, empiezan a pudrirse muy pronto. Después se rematan o encabezan con grandes bloques de piedra, hormigón o emparrillados o encepados de madera o acero. Encabezado de hormigón. Actualmente se usa mucho el hormigón armado para el encabezado de los pilotes. El procedimiento consiste en hacer una excavación de 15 a 30 cm por debajo de la parte superior de los pilotes y de 30 cm alrededor del pilotaje y hacer el relleno de hormigón en esta excavación, alrededor y por encima de los pilotes. Se corre un armado en los dos sentidos, unos 7.5 cm por encima de la parte superior de los pilotes y se TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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continua hormigonado hasta que se complete el espesor o altura de la cabeza. Generalmente estas cabezas tienen unos 45 cm o más de espesor, lo que depende de número y equidistancia de los pilotes del grupo y de los esfuerzos cortantes y de flexión. Sobre esta base, se colocan los emparrillados para las columnas o muros. Este género de construcción es, en opinión del autor, el que reúne más ventajas como encabezado de los pilotajes, porque el hormigón armado hace que todos los pilotes de cada grupo formen un cuerpo compacto. Encabezado con emparrillado de madera. La mayoría de las fundaciones sobre pilotes de Chicago están encabezado con emparrillados de grandes maderos unidos con pernos a la parte superior de los pilotes y sirviendo de base a los cimientos de mampostería u hormigón. La sección transversal mínima de las vigas del emparrillado debe ser de 25X25 cm, con bastante resistencia para soportar la carga de eje a eje de los pilotes, con un esfuerzo bajo par las fibras. Se colocan longitudinalmente sobre las cabezas de los pilotes, unidas a los mismos por medio de pernos forzados, que consisten en simples barras de hierro, de sección cuadrada o redonda, metidas en taladros cuya sección es un 20% menor que la de los pernos. Se usan. Generalmente, barras cuadrados o redondas de 25 cm de sección y los agujeros se taladran con barrenas de ¾” (19 mm) para los pernos redondos y de 7/8” (22 mm) para los cuadrados. Los pernos penetran en los pilotes por lo menos 30 cm. si se emplean cimientos de piedra u hormigón y se rellena de hormigón el espacio comprendido entre los pilotes y las vigas hasta el nivel superior de éstas, no es necesario poner más vigas; pero si los cimientos se construyen de piedras pequeñas y no se emplean hormigón, será necesario un iso sólido con vigas de madera transversales de un espesor mínimo de 15 cm, para edificios pesados, por encima de las vigas longitudinales y unido con pernos forzados a las mismas. Cuando se emplea emparrillado de madera, hay que ponerlo por debajo del nivel más bajo del agua, porque, de otro modo, se pudre y es causa de asientos en el edificio. Esta demostrado que cualquiera clase de madera sanara se conserva indefinidamente cuando está sumergida en agua. Ventaja del emparrillado de madera. La principal es que se coloca con facilidad y mantiene en su sitio los extremos superiores de los pilotes. Además, reparte por igual la presión sobre los pilotes, porque la resistencia transversal de la viga ayudara a soportar la carga de un pilote que, por cualquier razón, tenga menor capacidad de sustentación que los otros. Se emplean, a veces, vigas de acero embebidas otra forma de construcción con menos gastos y resultados igualmente buenos.* Especificaciones para las funciones sobre polotes de madera. El contratista se compromete a suministrar e hincar los pilotes que se especifican en la hoja número... Los pilotes serán de abeto (pino amarillo de hoja larga, tsuga del Canadá. Etcétera) sano, completamente recto de extremo a extremo (el Reglamento de México no los admite con flecha mauro del 1% de su longitud), acondicionado convenientemente y cortado a escuadra con el eje en sus dos extremos. Los pilotes tendrán, por lo menos, 15 cm de diámetro en su extremo menor y 25 cm en el mayor, luego de cortados, y longitud suficiente para llegar hasta terreno firma; longitud que se determinará por medio de pilotes – testigos hincados en distintos sitios de la fundación. La hinca de los pilotes se hará verticalmente en las posiciones exactas señaladas en el plano, hasta que su movimiento sea menor de 13 cm con los últimos cinco golpes de un mazo de 900 kg, cayendo desde 6 m. Todos los pilotes rajados o quebrados se sacarán, si es posible, substituyéndolos por otros en perfectas condiciones. Dado el caso de que no se puedan sacar los pilotes citados, se hincará un pilote sano por cada pilote estropeado. Si los pilotes muestran tendencia a astillarse, se reforzará con zunchos de hierro forjado de 64 mm de ancho y 16 mm de espesor. Cuando todos los pilotes se hayan hincado a la profundidad necesaria, se serrarán a escuadra al nivel señalado en los planos. Potencia de sustentación de los pilotes. Desde el punto de vista de su empleo como soportes de edificios, los pilotes se pueden clasificar en dos clases: 1) los que hay que hincar hasta roca o conglomerado duro, como grava o arcilla firme, y 2) los que no es necesario hincar hasta conglomerado duro. 1. Cuando se clava un pilote de la primera clase en un suelo suficientemente firme para asegurar el pilote en todos sus puntos, se le puede calcular para soportar una carga igual a la resistencia de seguridad a la compresión en su sección mínima. Si el terreno que le rodea es plástico la resistencia del pilote será igual a su cargad de seguridad, calculada como si fuese una columna de una longitud igual a la del pilote, con su encabezado TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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incluido. Los pilotes testigos clavados en el emplazamiento del edificio de la Chicago Public Library a través de 8.2 m de arcilla plástica y blanda, 7 , de arcilla compacta y resistente y 0.6 m en conglomerado, resistieron una carga de 46 toneladas por cada pilote, durante dos semanas, sin asiento aparente. Podríamos citar muchos ejemplos de pilotes hincados hasta 6 m en arcilla dura que sostuvieron cargas de 18 a 36 toneladas y algunos ejemplos en que las cargas soportadas llegaron a 73 toneladas por pilote. 2. La resistencia de un pilote de esta clase depende de la fricción, cohesión y empuje, o presión hacia arriba, del terreno en que se hinca. La carga de seguridad para estos pilotes se determina, generalmente, por su penetración media con los cuatro o cinco últimos golpes del mazo. Algunos ingenieros han formulado reglas para determinar las cargas de seguridad de pilotees de esta clase, pero son tantas las condiciones que modifican la penetración y la determinación de su magnitud exacta, y tan variables las condiciones de la hinca y del suelo, que se puede decir que es imposible formular una regla que satisfaga todas las condiciones que intervienen en la hinca de estos pilotes. Formula del Engineering News. Esta formula se debe a M.A. Wellington, y es la que exige el Reglamenteo de México. Llamado: w = peso del mazo o pilón en toneladas; h = altura de caída del mazo, en metros; S = penetración, en centímetros, con el último golpe o penetración media en los últimos cinco golpes Carga de seguridad, en toneladas = 17.7 wh (S + 1) para martinete simple, Carga de seguridad, en toneladas = 17.7 wh (S + 0.1) para martinete de vapor de doble Efecto El Reglamento de México indica que “para considerar que el hincado de un pilote ha sido satisfactorio, se comprobará que el hundimiento del pilote bajo la última serie de golpes no fue mayor que el que se obtiene de la fórmula del Engineering News, para estas condiciones de hincado y la capacidad de carga supuesta”. Este hundimiento o penetración puede hallarse despejando S de dicha fórmula o, más fácilmente, para martinetes de caída libre, por la taba X que se explica y se da más adelante, considerando la capacidad de carga igual a la carga de seguridad. Cuando se calculan las cargas por esta fórmula se deben hincar los pilotes hasta que la penetración no sea mayor que el límite supuesto, pero si esta condición es irrealizable, hay que hacer nuevos cálculos basados en la penetración media más pequeña que sea posible y emplear mayor número de pilotes. En las localidades en que el empleo de pilotes para fundaciones es corriente, la penetración mínima que puede obtenerse, dentro de los límites prácticos de la longitud de los pilotes, se puede saber por la experiencia u observación o consultando a alguien que tenga práctica en la hinca de pilotes. Cuando más longitud tenga le pilote, menor será, por regla general, el asiento final o penetración. En el caso de que no pueda guiarse por la experiencia, será necesario clavar unos cuantos pilotes para determinar la longitud necesaria o el asiento mínimo de penetración para cierta longitud de pilote. A veces TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


es necesario clavar unos pilotes más que otros, par conseguir que todos tengan igual resistencia. Cuando los pilotes tengan que soportar más del 50% de la carga se seguridad supuesta, el asiento final debe medirse por un inspector, quitando previamente de la cabeza del pilote las astilla y esquirlas, antes de dar el último golpe de martillo. Cargas de seguridad para pilotes. Hasta hace poco estaba muy generalizado el martinete de caída libre, esto no sucede actualmente. La tabla X, calculada por la fórmula anterior para martinetes de caída libre, de las caras de seguridad para diversas penetraciones bajo diferentes caídas de un mazo de una tonelada. Para martillos de otros pesos, hay que multiplicar la carga de seguridad de la tabla por el peso del mazo en toneladas. Así, para un martillo que pese 500 kg, los valores de la tabla se multiplicarán por 0.5 y para uno de 750 kg por 0.75. No se acostumbra calcular tabas de penetración para martillos de vapor de doble efecto, porque los pesos de las piezas percusoras y las longitudes de las carreras están siendo modificados constantemente por los fabricantes; por lo tanto, se recomienda aplicar la fórmula solamente después de haber determinado el tipo y las características del martinete que se va a usar. Cuando se emplea un martillo de doble efecto, movido a vapor o por aire comprimido para aumentar el golpe, la carrera multiplicada por el peso del bloque o pilón golpeante más la superficie del pistón multiplicada por la presión media efectiva, del vapor o del aire comprimido, en el pistón durante el golpe, da el trabajo del pilón en metros tonelada por golpe y debe sustituirse por wh en la fórmula. Ejemplo de cálculo para fundaciones sobre pilotes. Supongamos que hemos deducido, de la observación de una construcción adyacente, que los pilotes hincados de 6 a 9 m tienen un asiento de 25 mm con un mazo de 545 kg cayendo de una altura de 6 m y que los golpes sucesivos dan, aproximadamente, el mismo asiento. En la tabla X encontramos que la carga se seguridad para una caída de 6 m y una penetración de 25 mm, es de 20 toneladas. Multiplicando por el peso del mazo en toneladas, 0.545 kg, tendremos 10.9 toneladas como carga de seguridad por pilote. Supongamos que la carga total por pie lineal, en los cimientos, es de 39 toneladas. Como vamos a poner, por lo menos, dos filas de pilotes y cada dos pilotes soportarán 24 toneladas, vemos que la equidistancia longitudinal de los pilotes será de 268/39 = 0.559 m. Como resultan demasiado próximos, decidiremos emplear tres filas de pilotes con equidistancia transversal de 0.60 m y la equidistancia longitudinal será entonces de 32.7/39=0.839 m. El ancho del encabezado será aproximadamente de 1.50 m. Si la carga sobre los pilotes que han de soportar las columnas interiores es, por ejemplo, de 96 toneladas, dividiendo éstas por 10.9, que es la carga de seguridad para un pilote, nos da nueve pilotes o tres filas de tres pilotes cada una con equidistancia de 0.75 m. Tabla X. Cargas de seguridad en toneladas para pilotes Para mazo de una tonelada Penetración del pilote en milímetros 6.25 12.5 18.75 25 31.25 37.5 43.75 50 62.5 75 87.5 100 125 150

Altura de caída del mazo en metros 0.90 4.8 4.0 3.4 3.0

1.20 6.4 5.3 4.6 4.0 3.6 3.2

1.50 8.1 6.7 5.7 5.0 4.5 4.0 3.6 3.3

1.80 9.7 8.0 6.9 6.0 5.4 4.8 4.4 4.0 3.4 3.0

2.40 12.9 10.7 9.2 8.0 7.1 6.4 5.8 5.3 4.6 4.0 3.6 3.2

3.00 16.1 13.3 11.5 10.0 8.9 8.0 7.3 6.7 5.7 5.0 4.4 4.0 3.3

3.60 19.4 16.1 13.8 12.0 10.7 9.6 8.8 8.0 6.9 6.0 5.3 4.8 4.0 3.4

4.20 22.5 18.7 16.1 14.0 12.5 11.2 10.2 9.3 8.0 7.0 6.2 5.6 4.7 4.0

4.80 25.8 21.3 18.4 16.0 14.3 12.8 11.7 10.7 9.1 8.0 7.1 6.4 5.3 4.6

5.40 29.1 24.0 20.7 18.0 16.1 14.4 13.1 12.0 10.3 9.0 8.0 7.2 6.0 5.1

6.00 32.3 26.6 23.0 20.0 17.9 16.0 14.6 13.3 11.4 10.0 8.9 8.0 6.7 5.7

7.50 33.3 28.8 25.0 22.3 20.0 18.2 16.7 14.3 12.5 11.1 10.0 8.3 7.1

9.00

34.5 30.0 26.7 24.0 21.9 20.0 17.1 15.0 13.3 12.0 10.0 8.6

Algunos ejemplos reales de carga sobre pilotes de madera. Los ejemplos que sigen de cargas reales sobre pilotes en edificios bien conocidos y de cargas que dichos pilotes han aguantado poco tiempo sin asiento, serán muy útiles como referencia para proyectos de fundaciones sobre pilotes.


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Boston. En la South Station, se cargaron tres pilotes con 54 toneladas, aproximadamente, de lingote de hierro, o sea, unas 18 toneladas por pilote, sin asiento. La carga admisible era de 9 toneladas por pilote. Los pilotes de 30 cm de diámetro en la parte superior y 15 cm en la punta penetrando 9.45 m en arcilla azul dura, carga de 27 toneladas, siendo, probablemente, su carga límite de 54 toneladas. Otros pilotes hincados a 5.46 m, con una carga de 28 toneladas cada uno, no tuvieron novedad. La penetración media en los últimos diez golpes de un mazo de 776 kg, cayendo desde una altura de 2.75 a 3.66 m, osciló entre 10 y 24 mm por golpe, en quince pilotes. Los pilotes de 7.62 m de largo del edificio de la Chamber of Comerse, penetraron unos 76 mm con el último golpe de un martillo de 900 kg, cayendo desde una altura de 4.58 m. Cambridge. Los edificios del Massachussets Institute of Techonology, construido en 1915 – 16, están fundados sobre pilotes de abeto y roble con una carga de 9 y 13 toneladas, respectivamente. Las puntas de los pilotes penetraron hasta los estratos de arcilla dura y su equidistancia era tal, que cargaba la arcilla con 7.32 toneladas por metro cuadrado más la sobrecarga o carga viva. A pesar de la pequeña magnitud de la carga unitaria, los edificios se has asentando durante mucho tiempo. Chicago. En el edificio de la Public Library, los pilotes se calcurlaron para 27 toneladas cada uno y se probaron a 46 toneladas sin asiento apreciable. En el edificio Schiller, la carga calculada fue de 50 toneladas por pilote; el asiento del edificio fue de 38 a 57 mm. En la estación de pasajeros del ferrocarril de la Northern Pacific, en la calle Harrison, se proyectaron pilotes de 15 m de longitud para una carga de 23 toneladas en cada uno y se ejecutó la obra sin asiento apreciable. El edifico del Art Institute, parte del de Stock Exchange y muchas otras casas comerciales y edificios de las orillas del río están fundados sobre pilotes. New York City. El edifico Ivins (Park Row) descansa sobre unos 3500 pilotes de abeto de 35.5 cm, ordenados en grupos de cincuenta o sesenta para columnas aisladas y un número correspondiente bajo los pilares que soportan dos o más columnas. Los pilotes se hincaron hasta un rechazo o penetración de 25 mm con un mazo de 900 kg y una caída desde 6 m. El terreno era de arena densa y fina hasta una profundidad de 27 m. Algunos pilotes no se pudieron clavar a una profundidad mayor de 4.5 ó 6 m. La carga máxima media por pilote es de 8 toneladas. El edificio de la sociedad American Trade, está construido sobre pilotes. Brooklyn. Los pilotes para las fundaciones de los muelles del Government Graving se clavaron hasta una profundidad de 9.80 m por término medio en arena fina mezclada con mica muy dividida y una pequeña cantidad de tierra vegetal; se supone que sostiene de 9 a 14 toneladas cada pilote. Nueva Orleáns. Los pilotes hincados de 7.50 a 12 m en un aluvión blando, soportan con seguridad de 13.5 a 18 toneladas con un coeficiente de seguridad de 6 a 8.

28. FUNDACIONES SOBRE PILOTES DE HORMIGÓN Duración de los pilotes de madera y de hormigón. Los pilotes de hormigón, ordinario o armado, tienen muchas ventajas sobre los de madera y, en general, se pueden emplear en todos los casos en que están indicados estos últimos. Comparados con los de madera, tienen, en primer lugar, la ventaja de su mejor conservación. Los pilotes de madera conservados siempre bajo agua y protegidos de la acción de la broma u otros agentes destructores, pueden considerarse, prácticamente, de duración indefinida, pero no se pueden emplear por encima del nivel del agua, en tanto que los pilotes de hormigón están exentos de destrucción por cualquier agente, tanto húmedos como secos, si se exceptúa la acción del hielo sobre el hormigón húmedo. Resistencia de los pilotes de madera y de hormigón. Los pilotes de hormigón sin armar, fabricados con buen material, tienen aproximadamente la misma resistencia a la ruptura por compresión por centímetro cuadrado que los pilotes de pino amarillo ordinario y, con un armado apropiado, los pilotes tienen una resistencia a la compresión por centímetro cuadrado, mucho mauro que los de madera. Además, estos últimos no tienen una sección transversal uniforme. Por ejemplo, un pilote delgado de madera de 12 m de longitud y 30 cm de diámetro TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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en el extremo mayor, no tiene, probablemente, más de 15 cm en la punta. Para el esfuerzo de compresión, la carga en un pilote de las dimensiones citadas está limitada a la carga de seguridad en la punta del mismo, cuyo diámetro es de 15 cm, y un pilote cilíndrico de hormigón 2 de 30 cm de diámetro en las mismas condiciones tiene una sección transversal de 181 cm en la punta del pilote de madera. Además, si consideramos ambos pilotes como columnas largas, se debe tener presente que un pilote de madera puede no ser recto y que por tanto a estar sujeto a esfuerzos y deformaciones producidos por cargas excéntricas, que se evitan en un pilote recto de hormigón. Pilotes de hormigón armado. Generalmente, en la práctica, se emplea los pilotes de hormigón armado y, si un pilote se debe considerar como una columna de gran longitud, su armado debe ser aumentado hacia el centro, para prever los esfuerzos debidos al manejo del pilote y a su modo de actuar como columna de gran longitud. Los pilotes de hormigón armado pueden construirse por completo fuera del terreno, o sea de la obra, y ser rectos o cónicos, con la sección transversal cuadrada, circular u otra cualquiera. El armado suele consistir en cierto número de varillas verticales, dispuestas simétricamente alrededor del eje del pilote. Estas varillas verticales se unen por medio de estribos o ataduras horizontales de alambre o con armadura en espiral. La armadura se debe reforzar, como se ha dicho, en la sección central, para contrarrestar lo esfuerzos que ha de soportar el pilote como columna de gran longitud, en cuyo caso, la armadura suplementaria debe ponerse cerca de la periferia de la sección transversal. Tipos de armado para pilotes de hormigón. Hay muchos tipos de armado. Uno de ellos consiste en un tejido de alambre que se coloca bien plano sobre una mesa y se recubre con una capa delgada de hormigón; se comprime el conjunto y entonces se arrollan el tejido y el hormigón en forma cilíndrica, formando, cuando fragua, el pilote ya acabado. Los pilotes de hormigón se pueden forjar u hormigonar en el terreno por cualquiera de los varios procedimientos que se conocen. Procedimiento Raymond. En este procedimiento se hinca en el terreno un mandril de acero de forma cónica y, cuando ha penetrado la longitud que se desea, se aplasta y saca el mandril, que deja en el terreno una cavidad correspondiente a sus dimensiones; esta cavidad se rellena entonces con hormigón, pudiendo ponerse previamente en ella la armadura de hierro. Este procedimiento, tal como se describe, es aplicable solamente a materiales que permanezcan sin moverse cuando se extrae el mandril y se rellena el hueco con hormigón. En la mayoría de los casos, se practica este procedimiento de acuerdo con la descripción que procede, excepto en que se coloca sobre el mandril una delgada camisa de acero antes de hincarle. Cuando se saca el mandril, se deja la camisa en el hueco, haciendo de revestimiento y después se rellena el hueco con hormigón o con un armado de varillas y hormigón, como se ha descrito anteriormente. El procedimiento de Raymond se ha usado mucho y muy especialmente para pilotes de fricción o pilotes con camisa, en terrenos blandos y con relleno artificial. Se ha empleado también un perfeccionamiento de la camisa descrita, combinándola con un refuerzo en espiral en el interior de dicha cubierta, que ayuda a evitar el aplastamiento de la misma. Procedimiento Simples para hormigonar pilotes de cemento en el terreno. Este procedimiento es muy diferente del de Raymond, y consiste en lo siguiente: se hinca en el terreno un tubo de acero, generalmente de forma cilíndrica, de sección y longitud apropiadas, y provisto de una punta perforadora desmontable, de fundición. Dicho tubo se clava hasta la profundidad requerida y se rellena parcialmente de hormigón. Un émbolo de diámetro menor que el interior del tubo, se coloca entonces sobre el hormigón y el tubo se saca parcialmente, dejando la punta y parte del hormigón en el terreno. Esta operación se repite hasta que el pilote llegue a la altura que se desea. Con algunos materiales, en lugar de la punta anterior, se usa una punta que consiste en dos especies de mandíbulas, colocadas con visagras en el extremo inferior del tubo, dispuestas de tal modo que mientras se clavan forman una punta y cuando se extrae el tubo se abren quedando como una prolongación del tubo cilíndrico. Es decir, que las mandíbulas se componen de placas de acero, curvadas con el mismo radio que el del tubo y dispuestas en visagra de tal modo que, cuando se abren quedan como una prolongación de la superficie del mismo. Es evidente que las varillas del armado deben colocarse en la posición debida, antes de colar el hormigón en el tubo. Precaución para los pilotes de hormigón construidos sobre el terreno. Hay que tener especial cuidado al proyectar y colocar el armado par pilotes de hormigón construidos sobre el terreno, de que al colar el hormigón no se mueva la armadura saliéndose de su posición


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correcta y de que todos los espacios vació que queden entre el armado y la camisa se rellene perfectamente. Pilote de pedestal. Este procedimiento proporciona una sección transversal ensanchada en la base del pilote. El procedimiento se parece al de Raymond, y el aumento de diámetro se obtiene del modo siguiente: después de clavado el tubo, se saca el núcleo perforante y se llena el tubo, parcialmente, con hormigón. Entonces se apisona el hormigón dentro del tubo, obligándole a salir fuera del mismo y a comprimir el material por debajo de él, de modo que el hormigón es forzado a penetrar en el terreno. Repitiendo esta operación, se consigue formar una base en forma de cabeza de hongo por debajo del tubo, con un diámetro mayor que el diámetro del mismo. Finalmente se saca el tubo y se continúan las operaciones de relleno y apisonado, hasta que el pilote alcance la altura requerida. Pilotes compuestos. En las localidades en que la broma acorta la vida de los pilotes sumergidos, se emplean pilotes de madera recubiertos de forros de hormigón, sostenidos en la superficie con metal desplegado o una red de alambre. Estos pilotes deben considerarse como de madera para todos los efectos. Pilotes de madera con cabezas de hormigón. En algunas localidades en que el nivel hidrostático está muy por debajo del nivel inferior de la excavación, los pilotes de madera se hincan con un suplemento, que consiste en un tubo o camisa cilíndrica de acero. Cuando la cabeza del pilote se ha clavado a un nivel conveniente por debajo del nivel hidrostático, se llena el suplemento con hormigón y se saca, dejando el pilar de hormigón sobre el pilote de madera. El pilote compuesto de este modo reúne la ventaja del pilote de madera, en cuanto a al de economía, y la duración del de hormigón por encima del nivel hidrostático. Sin embargo, hay que asegurar bien la unión entre el pilote de madera y el hormigón. El reglamente de México exige que cuando se emplee esta case de pilotes compuestos, el tramo de concreto y hormigón debe quedar entre la cabeza del de madera y el nivel del desplante de la construcción, y su diámetro mínimo será de 30 cm. Procedimientos para hincar pilotes construidos. Son los mismos que se emplean para hincar pilotes de madera, pero poniendo en la cabeza del pilote un amortiguador de madera, cuerda u otro material para amortiguar el golpe del mazo. Los martinetes de vapor o aire comprimido de movimiento alternativo son de más eficacia que los de caída libre. En el caso de materiales duros, se recomienda la inyección de agua, que en muchos casos es indispensable. Hormigonado de los pilotes de hormigón. Los pilotes de hormigón se deben hormigonar en una sola pieza, por medio de una operación continua, de modo que no queden superficies débiles entre el hormigón parcialmente fraguado y el fresco. Se pueden colar en moldes, bien en posición vertical o en horizontal. Los pilotes de sección cuadrada se hormigonan en posición horizontal, usando molde o encofrado solamente para las caras laterales y formando el fondo con el pilote anteriormente hormigonado, protegido con papel. En los casos en que se intente hundir un pilote por inyección de agua, se hormigona aquél alrededor de un tubo de hierro que sirve después para la inyección. Sin embargo, en general, se evita esto con un tubo exterior desmontable que se emplea como inyector. Otras ventajas de los pilotes de hormigón. En muchos casos en que los pilotes de hormigón resultan más costosos que los de madera, la economía que se consigue en la excavación y cimientos compensa, con creces, el aumento del costo. Por ejemplo, si la excavación para el sótano de un edificio no necesita llegar a un nivel más bajo que el del agua, el empleo de pilotes de madera traería aparejada la necesidad de llegar más debajo de dicho nivel, para que los pilotes pudiesen cortarse por debajo del nivel hidrostático con el objeto de que sus cabezas estuviesen siempre mojadas. En cambio, los pilotes de hormigón pueden hincarse desde el nivel de la excavación para sótano y no requieren esta excavación suplementaria ni la construcción necesaria ente el nivel de dicha excavación y los pilotes cortados de madera. Además, como un pilote de hormigón pude tener una potencia sustentadora igual a la de cuatro pilotes de madera, las dimensiones de los cimiento serán mucho menores para los pilotes de hormigón que para los de madera. Comparación de los pilotes de hormigón y de madera para soportar pilares. Los cimientos de una columna, o pilar, cuadrada de 60 cm de lado que requieran, por ejemplo, para su apoyo 16 pilotes de madera con una equidistancia de 75 cm de eje a eje, serán cuadrados, de 300 cm de lado, admitiendo ligeras desigualdades en el hincado, y los resaltos o zapatas excederán en 1.20 m al tamaño de la base. Este cimiento requerirá, generalmente, un TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

261



emparrillado de acero o una base de hormigón armado h si se hace de hormigón ordinario, necesitará tener una profundidad considerable; en cambio, si empleamos, en vez de los de madera, cuatro pilotes de hormigón con una equidistancia de 90 cm entre ejes, el área de la base será un cuadrado un poco mayor que de 1.20 m de lado y el resalto será solamente de 30 cm. Un cimiento conveniente sería un encabezado de hormigón armado de no más que 60 cm de espesor. Las economías en el costo de la excavación, hormigón y acero en los cimiento son todas a favor del empleo de pilotes de hormigón. Pilotes de hormigón para soportar muros. En el caso de un muro continuo, con cargas no muy grandes por metro lineal, basta, en general, una sola fila de pilotes de hormigón para soportar el muro,. En tal caso, la colocación de los pilotes no debe ser en línea recta, sino a tresbolillo, uniendo sus cabezas por medio de los conocimientos, lo que contribuirá a la estabilidad del muro. Procedimiento para el cálculo del armado para pilotes de hormigón. Es el mismo que se emplea para el cálculo de columna ordinarias de hormigón armado, con la única diferencia de que cuando el pilote no se apoya en la punta, sino que su sustentación depende de los materiales, que le rodean, no es necesario considerarle como una columna de gran longitud. Los pilotes que descansan sobre su punta en algún material sólido, deben asimilarse a las columnas de gran longitud, bajo el supuesto de que el material que los rodea pueda fallar. En el caso de pilotes de fricción, cuya sustentación depende de los materiales circundantes, no puede hacerse dicho supuesto, porque el fallo de dichos materiales produce un asiento de pilote. Hay que tener en cuenta que la estabilidad de cualquier estructura sobre pilotes de fricción superficial depende de la continuidad de la capacidad sustentadora de los materiales que rodean al pilote. En muchos casos, algunos edificios, fundados sobre pilotes hincados en terreno blando, han hecho asiento a consecuencia de la consolidación y descenso del material que les rodea, a pesar de que los pilotes eran capaces, cuando se clavaron, de resistir las caras para las que estaban calculadas. Cargas admisible en pilotes de hormigón. La leyes de la mayoría de las ciudades admiten una 2 carga sobre los pilotes de hormigón de 24 a 35 kg por cm sobre el hormigón, más 420 a 530 2 kg cm , sobre el armado vertical. Con esta limitación, parece posible proyectar un pilote cuadrado de hormigón, de poca altura, con 30 cm de lado, con una carga admisible de 100 toneladas y es posible que si ensaya este pilote como una columna corta, desarrolla en la máquina de prueba una resistencia que justifique su empleo, pero teniendo en cuenta que el material que ha de soportar dicha columna es subterráneo e imposible de inspeccionar y previendo imperfecciones posibles en el formado del pilote, es evidente que no se debe cargar un pilote, en la práctica, en aquella proporción. Por tanto, es una buena práctica para los pilotes de hormigón adoptar una carga de 1/3 de la carga de ensayo aplicada, por lo menos al 3% de los pilotes. Generalmente, se cargan los pilotes de hormigón armado hasta 35 kg por 2 cm de la sección transversal. Fundaciones sobre pilotes de tubo. En los últimos años, se ha construido muchos edificios sobre pilotes de tubo, rellenos de hormigón, apoyados en roca firma o conglomerado consistente. Este tipo se puede emplear con ventaja, cuando no se desea espacio para los sótanos por debajo del nivel del agua, cuando se quieren evitar obstáculos, tales como cantos rodados, entibaciones de madera, etc, entre la subrasante del sótano por debajo del nivel del agua, cuando se quieren evitar obstáculos, tales como cantos rodados, entibaciones de maderas, etc, entre la subrasante del sótano y el estrato base, y donde está distancia no es excesiva. El Reglamento de Nueva York dispone que la longitud de los pilotes del tubo no sea mayor que su diámetro interior multiplicado por 40. Los tubos tienen, generalmente, de 25 a 45 cm de diámetro interior, aunque se han llegado a usar tubos cilíndricos de un diámetro de 132 cm y 9.5 a 13 mm de espesor. Los tubos se hincan por secciones con un martillo de vapor y a medida que las secciones adicionales se precisa, se unen a la hincada por medio de manguitos interiores de acero o fundición y se vuelven a hincar. Cuando el pilote alcanza el nivel en que ha de apoyarse, se limpia el tubo por soplado o por extracción con barrena, con tubos raspadores del tipo de cáscara de naranja u otro medio cualquiera. Luego se bombea el tubo y se hormigona. El Reglamento de Nueva York admite una carga en estos pilotes de 35 2 2 kg por cm sobre el hormigón, cuando éste está en la proporción 1: 2: 4:, y de 530 kg por cm en el acero. El área efectiva del acero se calcula multiplicando la circunferencia por el espesor menos 0.16, en centímetros. El autor cree que la carga dl pilote se debe reducir 5% por cada empalme que exceda de uno en su longitud. La equidistancia debe ser como mínimo igual al diámetro del tubo más 25 cm y no menor que el diámetro de un círculo tal que, dividiendo la TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

262



carga del pilote por su área, de una carga unitaria en el estrato resistente no mayor que la admisible por el reglamento.

a.

PILARES Y MUROS DE FUNDACIÓN Pilares y muros de fundación. Se distinguen de los pilares y muros de sótano corrientes y están comprendidos entre la cara inferior del piso del sótano y la roca firme u otro cualquiera lecho sólido de fundación. Estos muros y pilares se construyen, generalmente, de hormigón, con dimensiones apropiadas para no exceder la carga unitaria de seguridad del mismo. Si el lecho de fundación es de roca, conglomerado duro o grava no será necesario apenas ensanchar la base dl pilar o muro, porque las cargas unitarias de seguridad sobre tales lechos naturales de fundación resultan generalmente iguales a la carga unitaria de seguridad del hormigón que forma el cuerpo de pilar o muro. El cálculo de estos pilares y muros es un problema sencillo, cuya solución se basa en los principios que ya hemos explicado y en algunas consideraciones que indicamos a continuación. Procedimiento para la construcción de pilares y muros de fundación. Estos procedimientos varían mucho, según los materiales que se empleen y las circunstancias de la construcción, y el proyecto de un pilar cambia necesariamente con los distintos métodos de construcción. Por ejemplo, si la construcción se ejecuta por el procedimiento de tablestacados conviene hacer los muros y pilares de sección rectangular y si se aplica el procedimiento de Chicago, en cajón neumático, será más ventajoso la sección circular transversal y entonces los soportes para los muros serán una sucesión de cilindros, más bien que un muro continuo. El detalle de la estructura de hormigón par los pilare y muros es sencillo, después que se haya fijado el procedimiento por el que haya de colocarse la construcción en su sitio. De este punto se ocupa el artículo siguiente.

29.

PROCEDIMIENTOS DE EXCAVACIÓN PARA LAS FUNDACIONES Excavaciones simples y complejas. Las excavaciones para los cimiento de muros y pilares varían desde la trinchera sencilla y los pozos de la extensión y profundidad apropiada a los cimientos, hasta las excavaciones profundas debajo del agua, en que son necesarios todos los recursos y pericia de la ingeniería. Costados de las excavaciones. Si el terreno es firme y la profundidad no es excesiva, los costados de la excavación se podrán sostener por sí mismo, y la excavación se hará del tamaño exacto de los cimientos; y los costados sustituirán al encofrado para colocar el hormigón del cimiento. Pero en los emplazamientos en que la excavación tenga que ser profunda y muy especialmente donde no haya terreno firme, es necesario hacer en talud los costados o, si se hacen verticales, han de ser contenidos con acodalamientos o con algún tablestacado. En los emplazamientos en que la excavación tenga una profundidad mayor de 2.50 m resultará más económico, generalmente, contener los costados que hacerlos en talud. Algunas veces será imposible recurrir al talud por hallarse próximo el límite del solar y exponerse al riesgo de causar daños a la propiedad colindante y, en estos casos, no habrá más solución que recurrir a tablestacados aunque resulte más barato el empleo del talud. El acodalamiento o apuntalado puede servir, en muchos casos, para contener los costados de la excavación, sin necesidad de un tablestacado continuo. El procedimiento consiste en colocar tablones en los dos costados, sostenidos por codales o puntales horizontales de madera, que se aseguran por medio de ejiones o cuñas. En trincheras de pequeñas dimensiones, se puede usar alguna forma de entibado extensible, como el de la figura 126. Las paredes de una excavación no guardan generalmente durante mucho tiempo su verticalidad, aunque estén acodaladas en esta forma, y si el material es arena suelta o arcilla blanda, el empleo del acodalado no es eficaz. En tales casos hay que recurrir a alguna forma de tablestacado continuo. Tablestacado corriente de madera. Consiste en una sucesión continua de tablones verticales mantenidos contra los costados de la excavación por maderas horizontales llamados encintados o cepos a las que sostienen las crucetas, que atraviesan la excavación hasta el costado opuesto, o por puntales inclinados, llamados tornapuntas, apoyados en el fondo de la excavación sobre estacas o zapatas o plataformas inclinadas que se introducen en el terreno no removido para proporcionar puntos de apoyo.


263



Presión del terreno sobre los tablestacados. La carga sobre el tablestacado, debida a la presión del terreno, se puede calcular con el mismo supuesto que los muros de contención, pero el espesor de las tablestacas, las dimensiones de los encintados y crucetas y su separación, si se calculan sobre esta base, excederán, en general, a las dimensiones empleadas con seguridad y éxito en esta clase de obras. La razón probable de esto es que un banco de tierra, afirmado y sostenido en parte por un tablestacado, no pierde en mucho tiempo la cohesión entre sus partículas, natural en la mayoría de los bancos de tierra en su estado original y sin remover. En dichas circunstancias, no se alcanza en la masa el verdadero ángulo de rozamiento. En estos casos, pueden servir de guía la práctica y la experiencia local. Bancos de tierra aparentemente semejantes actuarán, sin embargo, de modos muy distintos y por eso no se puede dar una regla general. Es necesario tener en cuenta que la tierra de un banco se debe proteger lo suficiente para evitar corrimientos a causa del agua y los efectos alternados de la helada y el deshielo, y que la obra permanente se debe hacer lo más rápidamente posible, para impedir los efectos destructores del tiempo, con riesgo para la estructura del banco. Espesor de los tablones del tablestacado. Se calcula suponiendo que el banco de tierra es de material suelto con un determinado ángulo de talud y coeficiente de rozamiento, pero, prácticamente, en condiciones favorables, se pueden usar tablones de 5 cm para una profundidad de 5 m; de 7.6 cm, hasta 7 m; y de 10 cm, hasta 10 m; para profundidades hasta 12m y más, se utilizarán las maderas de 20 por 28 cm. Profundidad y número de híncas. La profundidad a que se pude clavar un tablón un tablón está limitada por su capacidad para resistir los choques necesarios para hincarlo y, si el material no es bueno, el tablón puede quebrarse antes de alcanzar la profundidad citada. Si no se llega a alcanzar la profundidad requerida con el primer tablón o primera hinca, hay que emplear una segunda, y a veces una tercera y una cuarta serie de tablones. Como los encintados o cepos de la primera línea de tablones tienen que permanecer en su sitio, los tablones. Como los encintados o cepos de la primera línea de tablones tienen que permanecer en su sitio, los tablones de la segunda serie o hinca se colocarán interiormente al encintado, reduciendo así el espacio de la excavación en el resalto necesario. Cuando se precisa más de una hinca se debe empezar guardando una distancia suficiente para permitir a la segunda, o segunda y tercera hincas, su emplazamiento, sin disminuir el área necesaria en el fondo de la excavación. Corte y ajuste de las tablestacas. Las tablestacas se escuadran en sus borde, cuando no haya agua o arena fina floja, pero en el caso de que existan estos materiales, los tablones deben ser machihembrados o con ranuras y falsa lengüeta. El machihembrado tiene, además, la ventaja de que las tablestacas se conservan en línea más fácilmente. Es frecuente que se corten los borden inferiores con una ligera inclinación y, de este modo, cuando se hinca cada tablón, se acuña contra el que le precede. El extremo superior se refuerza con una cabeza de hinca de hierro para protegerle cuando se le hinca, pero si este procedimiento no se usa, se cortan los ángulos superiores para que el efecto de los golpes se concentre en su eje vertical, evitando así la tendencia del tablón a astillarse por efecto de golpes en los ángulos. Medios que se emplean para hincar los tablestacados. Estos medios varían con la profundidad y las dimensiones de los tablones. Para trabajos de poca importancia y profundidades moderadas, todavía se usa el procedimiento primitivo de clavar a mano con marro provisto de mango de madera. Para obras de más importancia y, en todo caso, para largar hincas, se usan con preferencia los martillos mecánicos movidos por vapor o aire comprimido. Un martillo mecánico pequeño tiene cierta semejanza (Fig. 127) con una sonda o perforadora de vapor, y lo pueden manejar dos o tres hombre, sin ninguna instalación especial. Los martillos mecánicos de tamaño mayor (Fig. 128 y 129) son prácticamente pequeños martinetes mecánicos; van provistos de una cabeza especial para ajustar a los tablones. Estos martillos se manejan con cabria o se llevan en un bastidor semejante al de los martinetes hincapilotes. Ordinariamente se emplean los martillos de caída libre, pero no tienen tantas ventajas como los mecánicos de movimiento alternativo, porque los golpes del martillo de caídas libre estropean los tablones o tablestacas, mientras que los golpes frecuentes y ligeros del martillo mecánico tienden a mantener las tablestacas y el material adyacente en movimiento y realizan el trabajo con menos daños para el tablestacado. En la tabla XI, pueden verse los pesos y dimensiones de algunos tipos de martillos para tablestacados.


264



Recientemente ha empezado a emplearse el martillo submarino, que pude trabajar debajo del agua. La aspiración del martillo se lleva a la superficie por medio de una manguera. Este martillo se mueve a vapor o con aire comprimido y pueden conseguirse con él importantes ventajas y economías; reseñamos a continuación algunas de estas ventajas: 1. Se pueden usar pilotes más cortos 2. Se reduce la pérdida debida al exceso cortado 3. Se evita el empleo de suplementos 4. El hincado no se perturba por las crecidas y descensos del agua o mareas 5. Se simplifica el trabajo bajo el agua para cortar las cabezas al nivel conveniente Modo de hincar las tablestacas. En la práctica se empieza por hacer una excavación superficial con la alineación apropiada para los costados exteriores del tablestacado. Los encintados de madera superiores se aseguran provisionalmente en su sitio y el extremo inferior de las tablestacas se coloca entre estas maderas y el terreno. Si las tablestacas son largas, se disponen guías superiores provisionales con abrazaderas atirantadas o apuntaladas para que conserven su posición vertical hasta que se hinquen bien en el terreno y se guíen por los encintados o cepos permanentes. Entonces se hincan las tablestacas a medida que progresa la excavación; cada tablestacas se profundiza cada vez unos cuantos centímetros. A medida que se siguen clavando las tablestacas, se va aflojando, a pala o con una barra, el terreno bajo su borde inferior, debiendo conducirse la operación de manera que las tablestacas se mantengan en su exacta alineación. Los encintados horizontales y sus puntales se van poniendo en posición correcta, a medida que avanza la excavación. Si es necesario usar puntales inclinados, se empieza por hacer una excavación en el centro, dejando el terreno con talud en los costados de la misma. Esto permite poner los puntales inclinados apoyados en estacas o zapatas antes de que haya ningún riesgo para el terreno. Después se coloca la primera pieza del encintado, y la segunda y los encintados subsiguientes se ponen a medida que avanza la excavación. Tablestacas para excavaciones sumergidas. Estas excavaciones se pueden hacer por el procedimiento de tablestacados, si no hay demasiada agua o si se puede drenar sin peligro de arrastrar una corriente de arena o arcilla por debajo del nivel de los tablestacados. En algunos casos de condiciones favorables, pero en que se encuentre un estrato subyacente inferior TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

265

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


kg 00 0 1 2 3 4 5 6 8 9

9526 6158 4060 2665 2041 1168 680 386 100 44

Tamaño de la tobera

Aire comprimido. Aire por minuto a la presión atmosférica

Golpes por minuto

Carrera

Cilindro

Diámetro

Profundidad

Anchura

Altura

Peso de la pieza

Peso medio

N° del tamaño

Dimensiones totales

Potencia de la caldera en caballos de vapor

impermeable, es posible hincar las tablestacas antes de hacer la excavación, de modo que el fondo de tablestacado forme una junta estanca con el estrato impermeable, impidiendo el flujo de agua y materiales. Cuando la cantidad de agua que penetra en la excavación es considerable, se la conduce a un colector o sumidero que se desagua con una bomba o sifón a vapor. En los emplazamientos en que el lecho de fundación está por debajo del nivel hidrostático y el material es arena, arcilla u otro de los que se ablandan por la acción del agua, se le debe proteger poniendo el sumidero a considerable distancia de la superficie que se utilice para apoyo de los cimientos. Esto se consigue haciendo la superficie que se ha de excavar y tablestacar bastante amplia para situar el sumidero fuera de la superficie de apoyo, o haciendo una excavación separada que se utilice como sumidero solamente. Se pude conseguir el mismo resultado por medio puntas coladeras clavadas hasta un nivel inferior al del cimiento, en el que un bombeo continuo pueda bajar el nivel del agua por debajo del de los cimientos. Cuando se llegue al nivel de los cimientos, se debe tener cuidado de no remover ni ablandar el lecho de fundación con el tránsito innecesario de obreros por la superficie de la excavación. El lecho de fundación debe conservarse, en lo posible, en su estado natural. Drenaje con puntas coladeras. El procedimiento de drenar el agua con un tubo abierto cerca del extremo inferior y provisto de una rejilla para proteger la abertura, se usó en los primeros días de la fundación del Medio Oeste, como medio para proporcionarse agua. Recientemente se ha empezado a emplear este sistema para hacer descender el nivel del agua en el terreno y facilitar la construcción se emplea un tubo provisto de una punta estrecha y perforada en uno de sus extremos. La punta permite clavar el tubo en el terreno hasta la profundidad deseada. La sección perforada se protege, generalmente, con una rejilla de malla fina que actúa a manera de filtro, dejando pasar el agua y deteniendo los materiales finos. En la periferia de la superficie en que se desea hacer descender el nivel del agua, se clava una serie de tubos de esta clase y se conectan, todos ellos, con un tubo colector y una bomba. El éxito del procedimiento depende de la estratificación y capacidad filtrante del suelo, circunstancias que son decisivas en cuanto al desnivel hidráulico que se pueda crear artificialmente. El efecto en el nivel hidrostático de estos tramos adicionales es, sin embargo, mucho menor que el del primer tramo. Este sistema se empleó con éxito en la construcción de las dundaciones y pisos subterráneos para la construcción del edificio de la Western Union, en Nueva York, consiguiendo descender 9 m el nivel del agua. Esto se debió en gran parte a las características de la arena, más bien fina, que se encontró, por lo que se consiguió mantener las aguas a un nivel constante. Tabla XI. Peso y dimensiones de martillos hincapilotes

Eficiencia, tamaño de los pilotes que hincará el martillo

2

kg mm mm mm mm mm m pulgs HINCAPILOTES UNION - Fabricados por la Union Iron Works, Hoboken, N. J. 2495 3962 914 635 356 914 90 100 3 1202 3073 775 597 267 610 110 + 2 699 2591 711 514 241 533 130 50+ 17 1½ 431 2203 635 419 184 406 145 35+ 8.5 1¼ 308 1950 597 375 159 356 170 25+ 7.1 1¼ 163 1607 508 318 133 305 200 20+ 4.2 1 95 1283 438 260 108 229 240 12+ 2.8 1 45 1080 356 210 83 178 340 10+ 2.1 ¾ 18 889 203 127 60.3 165 450 8+ 1.7 ¾ 7.62 cm¶ 11 749 171 108 50.8 102 550 1.3 ½ 5.08 y 7.62 cm¶


266

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


Hinca pilotes McKiernan –Terry - Fabricados por McKiernan – Terry Drill Co., New York, N. Y. 11-B-2

5981

1644

3023

762

660

314

508

120

6

17

3 53 cm¶

Máximo ||

10-B-2

4536

1134

2794

711

610

254

508

115

50

14.1

2 51 cm

Máximo

9-B-2

3066

680

2337

610

508

216

406

140

40

11.3

1 ½ 43 cm

Máximo

7

2268

363

1854

686

533

318

241

225

35

9.9

1 ½ 25 x 36 cm

Máximo

6

1315

181

1600

610

483

248

222

275

25

7.8

1 ¼ 15 x 30 cm

30 cm (12”)

5

680

91

1448

483

356

178

178

300

20

5.7

1 ¼ 10 x 30 cm

30 cm (12”)

3

306

31

1575

356

330

82.6

146

15

2.5

1

7.6 x 30 cm

30 cm (12”)

2

156

22

940

279

254

103

133

10

2.4

¾

7.6 x 20 cm

23 cm (9”)

1

66

9.5

1194

229

279

57

95

10

2.1

¾ 5 x 25 cm

23 cm (9”)

0

43

2.5

610

203

305

57

102

5

1.3

¾ 5 x 25 cm

23 cm (9”)

Hincapilotes de vapor Warrington – Vulcan Hincapilotes California (compound, doble efecto) Fabricados por Vulcan Iron Works, Chicago III 0*

7371

3402

4572

419 1219

50

60

41.1

2½

61 cm ¶

Máximo ||

56 cm**

1†

4536

2268

4039

343

914

60

40

27.6

2

46 cm

Máximo ||

46 cm

1*

4355

2268

3962

343

914

60

40

27.6

2

46 cm

Máximo ||

46 cm

2†

2994

1361

3658

267

914

70

25

16.4

1½

36 cm

36 cm (14”)

36 cm

2*

2858

1361

3505

267

914

70

25

16.4

1½

36 cm

36 cm (14”)

36 cm

3*

1678

816

2896

203

762

80

18

10.8

1¼

25 cm

30 cm (12”)

4*

635

249

2134

102

610

80

8

1.8

1

20 cm

20 cm (8”)

E

1724

431

2362

267-194

406

150

25

13.0

2

30 cm o

20 x 30 cm

36 cm

F

816

150

1803

176-135

305

190

15

4.7

1½

20 cm o

15 x 25 cm

30 cm

G

340

45.4

1194

119-95

203

270

7

1.8

1

10 x 20 cm

30 cm

Kg/m2

de Módulo sección por metro lineal de pared

Módulo de sección de la placa en cm3

Arena de la sección en cm2

Kg/m

Peso en kg por m2 de pared

en Peso kilogramos por metro de placa

Espesor de la pared en pulgadas

Grueso del alma en pulgadas

Tamaño en pulgadas

Tipo de la sección

N° de la sección

TABLA XII. Tablones de acero

Cm3/m

Tablestacas de acero Lackawanna - Fabricadas por Belem Steel Co S.P. 8

Recta

8½

13/64

2½

27.9

102

27.87

18.02

S.P. 8a

Recta

8½

3/8

2½

26.5

123

33.74

18.02

83.33 83.33

S.P. 12

Recta

12 ¾

3/8

3 45/64

55.4

171

70.58

65.55

202.69

S.P. 12b

Recta

12 ¾

½

3 45/64

60.9

188

77.61

65.88

203.22

S.P. 15

Recta

15

3/8

3 11/16

57.1

150

72.60

65.06

170.43

A.P. 14

Arqueada

14

3/8

3 11/16

60.7

171

77.48

124.71

350.54

A.P. 15

Arqueada

15

9/16

4 1/8

86.5

227

110.26

194.35

510.21

A.P. 16

Arqueada

16

3/8

3 15/16

43.6

107

58.68

79.81

196.24

D.P. 165

En arco prof.

16

3/8

10

49.6

122

63.23

219.92

541.40

D.P. 166

En arco prof.

16

½

12

63.4

156

80.90

332.33

817.74

Tablestacas de acero Carnegie - Fabricadas por Carnegie Steel Co. M. 106

Arqueada

14

3/8

6¼

54.9

154

70.00

169.44

476.34

M. 107

Recta

15

3/8

3¼

57.1

150

72.84

67.19

176.34

M. 108

Recta

15

½

3¼

63.7

167

81.23

67.19

176.34

M. 110

En arco prof.

16

31/64

12

63.4

156

80.84

333.31

820.43

M. 111

Arqueada

16

3/8

6¾

43.6

107

55.61

126.84

311.83

M. 112

Recta

16

3/8

2 11/16

45.5

112

58.06

40.97

101.07

M. 113

Recta

16

½

2 11/16

53.9

133

68.65

53.75

132.26

M. 114

En arco prof.

16

3/8

10

49.6

122

63.23

239.25

588.71


267

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


268

Tablestacas J. & L. - Fabricadas por Jones & Laughlin Steel Corp. E.C 22.0

Arqueada

17 ¾

3/8

4¾

48.4

107

61.68

84.89

188.17

E.C. 23.75

Arqueada

16 ½

3/8

6 5/64

48.4

116

61.68

107.01

255.38

C. 27

En arco prof.

14 ½

3/8

8

48.4

132

61.68

134.21

363.98

D.C. 25

En arco prof.

16

3/8

11 3/16

49.6

122

62.23

226.14

556.45

Tablestacas de acero Larssen - Fabricadas por Vereinigte Stahlwerke A. G. Dortmunder Union, Dortmund, Alemania mm **

mm **

mm **

Recta

280

14

49

43.3

155

55.23

29.99

107.53

Ib

Arqueada

355

6.5

100

27

76

35.16

45.06

250

Ia

Arqueada

400

7

130

33

82

42.32

65.38

380

I

Arqueada

400

8

150

39.0

96

49.87

89.47

500

II

Arqueada

400

10.5

200

49

122

62.32

154.53

849

IIa

En arco prof.

400

8

270

45.16

114

58.58

219.26

970

III

En arco prof.

400

14.5

247

62

155

79.61

203.36

1363

IIIa

En arco prof.

400

11

290

57.2

143

74.00

228.60

1400

IV

En arco prof.

400

15.5

310

75

187

96.00

315.45

2037

V

En arco prof.

420

22

344

100

238

128.45

422.95

2962

VI †

En arco prof.

420

22

440

123

293

157.10

I

Caja

460

10.5

270

113.8

291

145.16

1200.5

2607.5 *

Ic

Caja

460

13.5

276

136.1

339

173.29

1463.9

3177.4 *

II

Caja

460

14.5

369

155.6

382

198.39

2210.3

4801.1 *

S.W.

4170

* Juntas con enlace † No disponible. ** Los números de estas tres columnas en milímetros, porque se trata de tablestacas

alemanas.

Tablestacas de acero. Se emplean mucho substituyendo a las de madera. Tienen la ventaja de que pueden hincarse antes de hacer la excavación, reduciendo las posibilidades de un flujo de material por debajo de los tablestacados. A esta ventaja hay que agregar su mayor resistencia a igualdad de secciones, que pueden clavarse a mayores profundidades y que, en muchos casos, pueden extraerse y emplearse de nuevo. Se fabrica, generalmente de modo que pueden unirse o entrelazarse entre sí evitando, de este modo, el riesgo de que se desalineen y dejen huecos entre dos piezas adyacentes. Los ingenieros han tenido en cuenta todas estas ventajas para emplear tablestacas de acero en lugar de las de madera. Empleo de las tablestacas de acero. La idea fundamental de las tablestacas de acero no es nueva; en 1822 se emplearon en Inglaterra tablestacas de fundición y varias combinaciones de planchas de acero se usaron también en ataguías. El uso tablestacas de acero tuvo su origen en Estados Unidos, en 1899, cuando Luther P Frienstedt hizo una experiencia hincando barras ensambladas se sección acanalada. Desde entonces, se empezó a generalizar el uso de estos perfiles, que permitieron hacer muchas excavaciones impracticables con tablestacas de madera. Presión del terreno sobre las tablestacas de acero. La presión del terreno que actúa en las tablestacas de acero es la misma que en el caso de tablestacas de madera y los cepos y TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA



puntales deben tener una resistencia equivalente a la que necesitan estas últimas. Ciertos perfiles de tablestacas de acero ofrecen una resistencia considerable a la flexión debida a la presión lateral del terreno y, con tales perfiles, los encintados o cepos horizontales pueden estar más espaciados que en el caso de tablestacas de madera, o de acero que no tengan dicha propiedad, pero la resistencia de los encintados y sus puntales debe ser suficiente para contrarrestar la cara total sobre las tablestacas, independientemente de su espaciamiento, porque en el caso de que fallen dichas piezas, fallaría todo el tablestacado. Varios perfiles de tablestacas de acero. Para elegir uno de los varios tipos de perfiles de tablestacas de acero que hay en el mercado, se debe tener en cuenta la clase de terreno, ya que, por ejemplo, el perfil más sencillo, recto y de fuerte alma penetra en terreno de grava y duro con menos peligro de deformación que el arqueado o el de arco profundo de alma más ligera. Los fabricantes de este material publican catálogos con datos completos, así como los pesos y dimensiones de sus perfiles, y basta con pedir estos catálogos para tener la información necesaria, pero, sin embargo, damos en páginas que siguen algunos datos acerca de los perfiles principales. Procedimiento Chicago o de tablero de avance. Este procedimiento especial es de uso corriente en Chicago y, ocasionalmente, en otras localidades para excavaciones de gran profundidad en arcilla u otros materiales apropiados. Tiene la ventaja sobre el procedimiento ordinario de que no se hinca el revestimiento de la excavación. Este método es a propósito para excavaciones circulares y no se suele emplear para trincheras y excavaciones cuadradas. El éxito del procedimiento depende por completo del carácter del terreno que se encuentre, ya que se hace primeramente la excavación y después se contienen sus costados. El procedimiento es el siguiente, suponiendo que se trate de una excavación circular para la fundación de un pilar: 1. Se practica una excavación de dimensiones ligeramente superiores a las necesarias para el pilar y se profundiza hasta 1.50 m, teniendo cuidado de que las paredes de la excavación queden bien verticales y en forma cilíndrica. 2. Se colocan contra las paredes de la excavación una piezas de 1.50 m de largo, llamadas costillas, ligeramente biseladas en sus borde, de modo que cada pieza se pueda considerar como una duela con juntas radiales correspondientes a las dimensiones de la sección circular de la excavación. Dichas piezas se mantienen en su sitio por medio de dos o más anillos de acero, generalmente despiezados en cuadrantes para que se puedan manejar y empalmar con pernos,. Las planchas cimentadas se calzan firmemente contra las paredes de la excavación por medio de cuñas de madera metidas entre las planchas y los anillos. 3. Tan pronto como se complete la primera serie de planchas, se profundiza la excavación otros 1.50 m, repitiendo las operaciones que acabamos de describir.


269



Profundidad y carácter de las excavaciones en el procedimiento de tableros. Por este procedimiento que acabamos de describir, se puede continuar la excavación indefinidamente y, con alguna frecuencia, se ha llegado hasta 30 m. En el caso de Cleveland Unión Passenger Terminal, se llevaron los pilares por este procedimiento hasta una profunidad de 74 m por debajo del nivel de la calle o 62.5 m por debajo de la subrasante de la vía de la estación. En muchos caso, se acampana el fondo de la excavación, dándole un diámetro mayor que el de la

excavación propiamente dicha, para el pozo maestro del pilar, con el objeto de reducir la carga sobre el lecho de fundación a una carga unitaria menor que la carga unitaria de seguridad sobre el pozo maestro del pilar. Este procedimiento no es apropiado para arena suelta o arcilla que no tenga solidez bastante para que se mantengan verticales las paredes de la excavación durante el tiempo que media entre la ejecución de la excavación y la colocación de los tableros. En algunos casos en que se han encontrado estratos de arena movediza, se han atravesado por medio de una camisa cilíndrica de acero, impulsada por gatos, hasta un lecho inferior de arcilla impermeable; pero, en general, el éxito de este procedimiento depende de que exista un cuerpo continuo de material impermeable. Procedimiento de encajonado abierto o del brocal de pozo. Se emplea para pilares que tengan que alcanzar profundidades considerables y tiene ventajas sobre el procedimiento de tablestacas para ciertos materiales. Es una TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

270



variante del antiguo procedimiento de hundir en el terreno pozos de obra de fábrica y, en su forma moderna, consiste en una estructura que, provisionalmente, forma parte del mismo pilar y provista en su base de una cámara abierta que permite a los obreros excavar bajo la estructura y permitir que ésta asiente y descienda a medida que la excavación progrese. Es evidente que se debe dejar una chimenea o paso central en la estructura para la circulación de hombres y materiales. Detalles del procedimiento de cajón abierto. El procedimiento consiste en lo siguiente:primeramente se construye sobre la superficie del pilar. El paramento exterior de este brocal es generalmente vertical y está protegido por una plancha de acero que se extiende por debajo de la sección principal del brocal hasta formar en su parte inferior un saliente agudo o cortante que sirva para penetrar en el terreno ligeramente en avance de la excavación. Sobre esta pieza, se construye un muro de madera, hormigón u obra de fábrica dentro del que habilitará la llamada cámara de trabajo, que proporciona espacio para el obrero que se emplee en la excavación. Por encima de esta cámara, pueden continuar los muros hasta una altura correspondiente a la del pilar, dejando una chimenea central que se rellenará cuando se haya alcanzado la profundidad requerida, o se puede construir una cubierta sobre la cámara de trabajo y rellenar la sección transversal total del pilar con hormigón u obra de fábrica, excepto una pequeña chimenea central de dimensiones apropiadas para instalar un montacargas o elevador de baldes que sirva par la circulación de los obreros que han de hundir la obra. En general, la excavación se empieza antes de que la estructura del pilar haya alcanzado su altura definitiva y, a partir de ese momento, la excavación y la construcción del pilar avanza simultáneamente, contribuyendo el peso creciente de la estructura a hacer descender el pilar. Cuando la excavación llega a la roca o terreno firme, se detiene, y la cámara de trabajo y la chimenea central se rellenan de hormigón, quedando por último la estructura completa del pilar desde la roca hasta un nivel conveniente para colocar sobre él el emparrillado de acero o la construcción que vaya sobre el pilar. Ventajas del procedimiento de cajón abierto. Este procedimiento es ventajoso, porque los obreros están siempre protegidos, las obstrucciones, tales como cantos rodados o troncos, pueden quitarse debajo del borde cortante y, si se encuentra roca, se puede preparar su superficie para recibir el relleno de hormigón. Si se encuentra una cantidad de agua, no muy grande, sin arrastre de materiales, se puede eliminar, generalmente, por medio de bombas. Procedimiento del pozo dragado. Es análogo al anterior y se emplea cuando se encuentra grandes cantidades de agua. La construcción de los pilares es semejante a la del procedimiento de cajón abierto, pero la chimenea central y la cámara de trabajo tienen que permitir el manejo de una draga de cucharón de quijadas o draga a baldes y se deja que el agua alcance en ellos su nivel natural. Se puede aplicar este procedimiento ventajosamente, cuando se encuentra arena u otros materiales que contienen gran cantidad de agua, por encima de nivel de la roca u otro lecho firme de fundación. Cuando el dragado y el hundimiento de la estructura del pilar alcanzan la profundidad del estrato duro inmediatamente inferior, es posible, algunas veces, bombear el agua. Si no es practicable esto, pueden los buzos preparar el fondo para recibir el relleno de hormigón que se puede realizar a través del agua, teniendo cuidado, por medio de alguna disposición especial, de que el hormigón no se degrade por pérdida de su proporción de cemento. Procedimiento del excavado del pozo. Se usa, algunas veces, para hacer las excavaciones de los fosos bajo los muros, en casos de terrenos compactos. En este procedimiento, se soportan las paredes de la excavación con talones horizontales. La práctica del procedimiento es la siguiente: se practica una excavación superficial de la profundidad de un tablón, que puede hacerse por los procedimientos corrientes, y se fija una serie de cuatro tablones en las cuatro paredes de la excavación. Antes de proceder a la ejecución de la excavación general, se excava una trinchera directamente a lo largo y por debajo de uno de los tablones laterales de la primera serie. Tan pronto como esta trinchera es bastante profunda para colocar los tablones de la segunda serie, se corta verticalmente el costado de la trinchera que está debajo del tabón ya colocado, colocando un nuevo tablón en su sitio y la tierra que se haya sacado se TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

271



apoya provisionalmente contra dicho tablón, Cuando se hayan colocado por este procedimiento los cuatro tablones de la segunda serie, se acuñan contra el banco los dos tablones laterales, colocados en el sentido de las paredes de la excavación y se emplean como puntales los otros dos. Estos últimos se sujetan con cuñas en su posición correcta y se clavan a los otros dos formado una armadura o bastidor resistente a la presión y soportando las paredes de la excavación. Continuando con este procedimiento, se puede profundizar la excavación indefinidamente, con tal de que no se encuentre una corriente de agua o de otros materiales que invadan la misma. Procedimiento del cajón neumático. Cuando hay que llevar los pilares o muros de fundación hasta profundidades considerables, a través de materiales que contenga agua y, especialmente, cuando se tropiece con grandes bancos de arena movediza, se debe emplear el procedimiento del cajón neumático, que se basa en el principio de la campana de buzo, y consiste en lo siguiente: el pilar se construye como en los procedimientos de cajón abierto y pozo dragado, pero la cámara de trabajo y la chimenea central tienen que ser herméticas y conectadas con un dispositivo llamado cierre de aire, que permite inyectar aire comprimido en la cámara de trabajo, con objeto de impedir la entrada en ella del agua, lo que se consigue según el principio, bien conocido, de la campana de buzo, manteniendo constantemente el aire comprimido a una presión que contrarreste la del agua al nivel del borde cortante de la cámara de trabajo. La presión del aire variará, naturalmente, con la profundidad del citado borde con 2 relación al nivel del agua. Una columna de agua de 1 cm de sección transversal, pesa 1 kg 2 por 10 m por cm sobre la presión normal. Si la columna de agua tiene 9 m de altura, pesará 1x9  0.9kg y para equilibrar esta presión se necesitará una presión de aire de 0.9 kg por cm 2 10 por encima de la presión atmosférica. Presión máxima del aire en el cajón neumático. La presión a que puede trabajar un hombre, 2 durante un corto tiempo, es de 3.5 kg por cm por encima de la presión atmosférica, que corresponde a una profundidad, bajo el agua, de unos 35 m. A tal profundidad, se trabaja en la obra por turnos de media hora. Se deben tener muchas precauciones en la descompresión desde las altas presiones a la atmosférica, porque los efectos fisiológicos del aire comprimido pueden ser de carácter grave. La enfermedad del buzo puede producir fuertes dolores de las articulaciones, lesiones en el tímpano y sordera subsiguiente, por lo que el trabajo bajo altas presiones es muy peligroso. La tabla XIII da los períodos de trabajo y descompresión fijados por las leyes del trabajo el Estado de Nueva York del 1 de agosto de 1929. El período de trabajo o turno es el tiempo que se está con presión y no se incluye el tiempo de entrada y salida de la cámara de trabajo. La presión máxima alcanzada en cualquier momento del turno es el factor que determina el número de horas de trabajo. Se hacen exámenes médicos a intervalos regulares a los obreros que trabajan bajo presión. 2 Al hundir el pilar de un puente en Vicksburg, Miss, se alcanzó la presión de 3.8 kg/cm . Los obreros trabajaban dos turnos de 25 minutos y el período de descompresión fue de 14 minutos 2 por kg/cm , o sea, 1 minuto por libra de presión. No se registraron accidentes. Cierre de aire empleado en el cajón neumático. Este dispositivo tiene por objeto conservar el aire en el cajón y al mismo tiempo permitir la entrada y salida de obreros y material. Consiste, esencialmente, en una cámara hermética de metal, conectada con la cámara de trabajo, bien directamente o por medio de un forro hermético o extensión de la chimenea central. Esta cámara tiene dos puertas: una en el fondo, que se abre hacia abajo dentro de la chimenea, y otra en la parte superior, que también se abre hacia abajo y comunica directamente con el aire libre. Al operar con este dispositivo, una de las dos puertas tiene que permanecer cerrada, para evitar el escape libre del aire a través del cierre. Si la puerta del fondo está cerrada, quedará fuertemente comprimida contra su asiento por la contrapresión del aire comprimido de la chimenea, que está siempre en comunicación directa con la cámara de trabajo. Si en estas condiciones se abre la puerta superior, el interior del cierre del aire quedará en comunicación directa con el aire libre y el aire contenido en el cierre quedará, evidentemente, a la presión atmosférica. Los obreros y materiales pueden entrar, entonces, en la cámara de aire. Para pasar a la chimenea y cámara de trabajo, es necesario, primeramente, cerrar la puerta superior y abrir la llamada válvula de equilibrio, para admitir aire comprimido en el espacio comprendido entre las dos puertas, has que la presión sea igual a la de la chimenea y cámara de trabajo. La presión en la cara superior de la puerta inferior será entonces igual a la presión en la cara inferior de la misma puerta y ésta se podrá abrir; la puerta superior queda firmemente cerrada TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

272



por la presión del aire comprimido contenido en el cierre de aire. Al abrir la puerta inferior, pueden pasar los obreros y materiales a la chimenea y cámara de trabajo. Para salir, se practican las misma operaciones en sentido inverso; los hombres y materiales entran al cierre de aire por la puerta inferior abierta, que se cierra y mantiene firmemente contra su asiento; se invierte la válvula de equilibrio de modo que proporcione una conexión entre el aire de la cámara y el exterior; el aire comprimido se escapa a través de la válvula de equilibrio y la presión en el cierre de aire desciende hasta igualarse con la presión atmosférica y entonces la puerta suprior tendrá la presión atmosférica por sus dos caras y podrá abrirse, dando comunicación con el aire libre. Tabla XIII. Períodos de trabajo y descompresión fijados por las Leyes del Trabajo del Estado de Nueva York Turnos y descansos para cada período de 24 horas Presión de aire en Períodos de trabajo Mínimo de intervalos Salario por día oct. kg/cm2 por día de descanso al aire 1929, en dólares libre, horas 0 – 1.3 2 turnos de 4 hr. ½ 12.00 1.3 – 1.8 2 íd. de 3 hr 1 12.50 1.8 – 2.3 2 íd. de 2 hr 2 13.00 2.3 – 2.7 2 íd. de 1 ½ hr 3 13.50 2.7 - 3 2 íd. de 1 hr 4 14.00 3 – 3.4 2 íd. de ¾ hr 5 14.50 3.4 – 3.5 2 íd. de ½ hr 6 15.00 Períodos de descompresión Presión de aire en 2 kg/cm 0 – 0.7 0.7 – 1 1 – 0.4 1.4 – 1.8 1.8 – 2.1 2.1 – 2.5 2.5 – 2.8 2.8 –3.5

Número mínimo de minutos 1 2 5 10 12 15 20 25

Cálculo de los cajones neumáticos. La primera consideración será que la estructura final tenga un pilar suficiente para soportar la carga que se le superponga. Para llenar este requisito, la sección transversal del pilar en toda su longitud, del fondo al remate, debe ser capaz de soportar con seguridad la carga máxima. Como, generalmente, los pilares son de hormigón, la sección transversal se determinará para la carga admisible en dicho material. La sección transversal es, de ordinario, cuadrada o redonda para pilares, y para los muros, el cajón ha de tener por lo menos 1.80m de ancho, porque se hace difícil hundir cajones de menor anchura. Si el cajón se ha de llevar hasta roca firme, el apoyo sobre ella no necesita ser mayor que la sección transversal del pilar de hormigón, pero si la excavación no llega a roca firme, se recomienda a acampanar la base del pilar para reducir la carga sobre el lecho de fundación a una carga unitaria menor que la admisible en el hormigón. La operación de acampanar resulta difícil con algunos materiales; en los compactos se consigue, generalmente, sin serias dificultades. Pilares hundidos por el procedimiento del cajón neumático. Se construyen de varias combinaciones de materiales. Los muros laterales y techo de la cámara de trabajo se construyeron primeramente, con frecuencia, de madera. Actualmente se hacen en muchos casos de acero, pero, en los proyectos más TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

273



modernos, dicha cámara se construye de hormigón armado, siendo la única pieza de acero que se emplea en la estructura un ángulo, o placa y ángulo, que constituyen el borde cortante. El exterior del cajón se hace de preferencia vertical. El pilar superpuesto es, generalmente, el mismo tamaño que al cámara de trabajo; por lo menos así sucede en los pilares hundidos para edificios. Cajón típico de hormigón armado. Este tipo de cajón está representado en la figura 136, en que AB es el hierro en ángulo y placa que forman el borde cortante y C es la cámara de trabajo formada por los muros DE y DE y la cubierta EE. Los muros laterales de hormigón están armados con varilla de acero unidas al borde cortante y extendiéndose hacia arriba en el cuerpo del pilar. La cubierta y cuerpo del pilar están armados para resistir a los esfuerzos originados por la construcción y el hundimiento. Al levantar la cámara de trabajo, se dispone el encofrado interior para soportar el hormigón con que se hace el techo. Este encofrado se retira después. Los encofrados exteriores pueden constituir una parte permanente de la estructura, en cuyo caso se llaman ataguías, o bien se retiran cuando el hormigón haya fraguado lo suficiente. En el centro del pilar, se deja una abertura que sirve como chimenea o conexión de la cámara de trabajo con el cierre de aire. Las paredes de esta abertura, o de su parte superior solamente, se revisten con una camisa hermética de acero. El extremo superior de esta comisa en su construcción puede terminarse antes de empezar la excavación. Sin embargo, comúnmente la construcción se detiene tan pronto como se haya construido la cámara de trabajo y de 1.50 a 3 m del pilar superpuesto; entonces se hace, sin emplear el aire comprimido, la excavación necesaria para llenar el borde cortante por debajo del nivel del agua. Esto se llama zanjar el cajón y se hace para que éste tenga algún ligero apoyo lateral del terreno, antes de que la construcción levante lo suficiente para hacerla demasiado pesada. Cuando se haya terminado el pilar o la primera sección del mismo, se reanuda la excavación y toda la estructura va hundiéndose, a medida que avanza aquélla, teniendo cuidado de retirar cualquier obstrucción que se encuentre por debajo del borde cortante. Durante el avance del hundimiento, se inyecta aire comprimido en la cámara de trabajo por medio del tubo nodriza G y el material procedente de la excavación se eleva por la chimenea F, que va provista de una escala para uso del personal. Detalles del hundimiento del cajón y del relleno. Al hundir el cajón y el pilar superpuesto, hay que tener cuidado de mantenerlo en posición vertical. Esto se consigue en los cajones anchos por medio de la misma excavación. En el caso de que uno de los lados del cajón quede alto, la excavación se avanzará algo por ese lado con relación a la parte baja y los materiales que queden por debajo del borde cortante de la alta se retirarán, al mismo tiempo que se les acumula por debajo de dicho borde en le lado opuesto. Sin embargo, este procedimiento es poco eficaz para cajones estrechos. En tal caso, la parte del cajón que quede encima del terreno se mantiene en posición por medio de guías u otros dispositivos, pero sucede, con frecuencia, que el cajón queda al final considerablemente desviado de su posición correcta y fuera de la vertical. En general, el tamaño del cajón debe ser mayor que el mínimo necesario para estar a cubierto de errores en su emplazamiento final. Cuando el cajón ha alcanzado la profundidad debida, se prepara el lecho de fundación para recibir el relleno de hormigón y se rellena con él la cámara de trabajo, teniendo cuidado de llenar totalmente todos los espacios vacíos y del contacto perfecto con la cubierta. Por último, se desmontan el cierre de aire y el forro de acero de la chimenea y ésta se rellena con hormigón hasta el nivel conveniente para recibir el emparrillado u otra construcción que forme la base de la columna y que hay de apoyarse sobre el cajón. Altura de los pilares – cajones. La altura de los pilares no puede fijarse exactamente hasta que se sepa la profundidad que el cajón tiene que hundirse para llegar al lecho de fundación. Si la roca se encuentra a una profundidad mayor que la calculada, habrá que suplementar la parte superior del pilar después de que el cajón haya alcanzado su posición definitiva, pero si, por el contrario, se encuentra la roca antes de lo previsto, será necesario rebajar el pilar. Si la elevación definitiva del pilar tiene que estar por debajo del nivel de la excavación general, es corriente levantar la superficie exterior del pilar hasta la altura necesaria por medio de un compartimiento provisional llamado ataguía, cuya altura corresponde a la profundidad de la superficie definitiva por debajo del nivel de la excavación general. En el interior de la ataguía, se pueden poner emparrillados de acero.


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Construcción de muros en ataguías por cajones neumáticos. Se construye un muro de ataguías en el perímetro del solar, hundiendo y asentando sobre la roca u otro estrato resistente una serie de cajones construidos reumáticamente.

Los cajones adyacentes no se hunden simultáneamente, porque esto envuelve el peligro del escape y pérdida de aire. Estando un cajón más bajo que otro y empleando, por tanto, una presión más elevada, el aire del cajón mas bajo puede pasar a través de arena y grava a la cámara de trabajo del otro. El peligro no consiste solamente en la pérdida repentina de aire, sino también en el arrastre del material dentro de la cámara de trabajo, lo que constituye un peligro doble para los obreros. Los cajones que hay de formar una ataguía se separan, por lo general, de 0.50 a 0.60 m aproximadamente. Los finales de los cajones van provistos de cierres, como se ve en la figura 137. Suponiendo que se hayan hundido en su lugar dos cajones adyacentes, lo primero que se hace para construir la junta es hincar tablestacas de acero a cada lado de los cajones, 3 ó 3.5 por debajo de la parte superior de los mismos, Este espacio se excava hasta el nivel del agua o un poco por debajo. Se debe despojar, en lo posible, a los cajones de sus encofrados exteriores. Entre los cajones se coloca un conducto rebajado y el resto del espacio entre los dos lados se rellena con hormigón. Se une con cierre de aire al conducto y se inyecta aire comprimido. Para hacer esta junta, solamente pueden trabajar uno o dos hombres. Empiezan por excavar 90 ó 120 cm y construir un encofrado entre los cajones. Después de haber excavado, colocan un segundo encofrado y construyen un pequeño muro de hormigón a cada lado y así van revistiendo el conducto a medida que avanza la excavación. Por último, se alcanza y se limpia la roca, después de lo cual se cierra y hormigona el conducto hasta el nivel debido. Cuando se han terminado las juntas entre todos los cajones, el muro de ataguías está terminado y puede continuar la excavación dentro de la ataguía hasta la profundidad que se desee.


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Muros en ataguías en el Federal Reserve Bank de Nueva York. La figura 138 representa una sección transversal del muro en ataguías del Federal Reserve Bank de Nueva York. En la mayoría de los casos se encontró la roca a un nivel muy próximo al previsto. En la mayoría de los casos se encontró la roca a un nivel muy próximo al previsto. En este caso particular, el cajón se montó sobre una bolsada de roca; es decir, que se encontró la roca a un lado y otro del cajón, muy cerca del nivel supuesto, pero a partir de estos puntos, la roca buzaba con mucha pendiente hacia el centro. Fue necesario, entonces, para alcanzar roca dura, apuntalar o apear los bordes cortantes por etapas, como se ve en la figura. A la terminación de este apuntalamiento, que resultó peligroso por causa de la presión elevada del aire, la delgadez de los muros de apuntalado y la falta de rigidez lateral, la cámara de trabajo hundida se cerro y hormigonó bajo aire. La chimenea se hormigonó después, completando así el cajón. Construcción de un muro en ataguía por el procedimiento de trinchera abierta. En ciertas circunstancias, se pueden construir las ataguías hasta la roca por debajo del nivel del agua, por el procedimiento de trinchera abierta, aunque esto depende de las características del material que se sobrepone a la roca. Se hinca una doble fila de tablestacas de acero, formando de este modo muros para una trinchera. La trinchera se divide con enlaces de vigas T en compartimientos rectangulares. La excavación, calafateado y arriostramiento de las tablestacas se hacen por compartimientos alternados, hasta llegar a la roca y, entonces, o bien se rellena toda la trinchera con hormigón y con el acero necesario, o para un muro más delgado, se coloca un encofrado para la cara interior del muro y el espacio comprendido entre él y el tablestacado exterior se rellena con hormigón. El éxito de este procedimiento depende de muchos factores, pero, en primer lugar, de poder hincar el tablestacado sin romper las uniones entre tablestacas en ningún punto para hincar el tablestacado sin romper las uniones entre tablestacas en ningún punto para obtener un cierre estanco. Hay en este procedimiento muchos contratiempos como, por ejemplo, la presencia inesperada de cantos rodados, que impiden la hinca del tablestacado o cualquier fallo en el cierre estanco o el arriostrado del tablestacado. En general, se puede convertir la caja de trinchera en una cámara neumática, colocando un revestimiento con chimeneas y cierres de aire. Los detalles, procedimientos y peligros de esto son demasiado numerosos para discutirlos en este capitulo. El procedimiento de la trinchera abierta se ha extendido bastante y se ha practicado con mucho éxito. Se ha empleado reciente en sitios en que hace 10, 15 ó 25 años, se hubiesen creído necesarios los cajones neumáticos. Arriostramiento transversal y entibado provisionales y permanentes. Los muros permanentes en ataguía no está proyectados, generalmente, para actuar por su peso o como cantilevers para resistir al vuelco. Por lo tanto, es necesario sostener provisionalmente estos muros con puntales de madera o acero, colocados a medida que se va haciendo la excavación y mantener estos apoyos hasta que estén terminados los pisos estructurales permanentes del edificio, los cuales pueden entonces sostener los muros.


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Si la excavación en el interior de la ataguía es relativamente superficial, se pueden emplear puntales inclinados o madera en diagonal apoyada sobre macizos de anclaje en el nivel inferior del terreno. Cuando la excavación en el interior de la ataguía tiene que ser de profundidad considerable, no se pueden emplear las riostras puntales. Los puntales, colocados con un ángulo conveniente, serían de tal longitud que su eficacia quedaría muy reducida y la dificultad para mantenerlos en su sitio sería muy grande, convirtiéndose en un estorbo para la instalación de la obra permanente. Para vencer esta dificultad, se emplean riostras transversales, esto es, codales continuos horizontales de un lado a otro de la ataguía, como en la figura 139. Estos codales pueden ser de madera, de perfiles de acero o de una combinación de ambos materiales. Los codales se proyectan cojo columnas horizontales de resistencia suficiente para sostener los muros y deben disponerse de modo que no estorben a otras construcciones. Una vez colocados, se deben vigilar y fijar firmemente por medio de cuñas, de modo que no permitan ningún movimiento en los muros. Procedimiento de excavación por congelación. Este procedimiento algunas veces para hacer excavaciones. En este país, su empleo se ha limitado a uno de dos pozos de mina, pero en Alemania se ha empleado para excavar fundaciones de edificios. Se empieza por hincar en el terreno tubos de acero, cerrados por el fondo y conectados por su extremo superior con otros tubos más pequeños, por los que se hace circular salmuera a una temperatura muy baja. El efecto de refrigeración congela el agua del terreno convirtiendo la arena movediza en una masa helada parecida a la piedra arenisca. Cuando la congelación progresa lo bastante para formar un muro sólido o ataguía rodeando a la excavación, se puede excavar el material comprendido dentro del muro helado. El procedimiento tiene la ventaja de que, teóricamente, se puede aplicar a excavaciones de cualquier profundidad. Con este procedimiento, hay que tener en cuenta muchas precauciones. En todo caso, por el momento, solamente debemos considerarlo como un procedimiento posible. Sistema compressol. Se llena de arena un tubo abierto u otro dispositivo análogo, formando pilotes que se puedan hacer penetrar en un material compresible. Se obliga entonces a la arena a salir del tubo y penetrar en los materiales que le rodean por medio de un gato, con el objeto de comprimirlos y hacerlos más rígidos. Este procedimiento se ha empleado en Francia con el nombre de Compressol, para aluviones, cieno y otros terrenos del mismo género, en forma de pilares de arena, grava u hormigón pobre metidos en un pozo abierto en el terreno con golpes repetidos de un martillo pesado de acero, cuya masa de metal es aguazada en forma análoga a la de los plomos de las plomadas. En ciertas condiciones favorables, es un procedimiento lógico, pero parece que no se emplea en Estados Unidos. En México se emplea para corregir y reforzar cimentaciones el procedimiento de inyección, que consiste en inyectar a presión en el terreno y por debajo de los cimiento una mezcla terciada de cemento y arena por medio de una aguja inyectora, alrededor de la cual se forman asó bulbos resistentes esféricos. Cimentación por flotación. El Reglamento de México, además de las cimentaciones por superficie y por pilotes, considera la cimentación por flotación obra estanca que se construye a manera de barco bajo el nivel de las aguas freáticas y sostiene por el principio de Arquímedes el edificio. El rascacielos de la lotería Nacional está cimentado por este procedimiento. La subestructura debe construirse de modo que resista las presiones en todos sentido y, según el citado Reglamento, el peso del edificio que carga sobre ella debe ser como máximo igual al de la tierra desalojada por la misma, más el de la construcción a demoler, si la hubiere. Para impedir un par de volteo que comprometa la estabilidad de la construcción, dicho Reglamento indica las siguientes medidas: a) se procurará que el centro de gravedad del edificio quede abajo del lugar que ocupaba el centro de la masa de materiales extraídos; b) en los casos en que esto no se realice, deberá satisfacerse la condición de que el centro de gravedad de todo el edificio quede sobre la vertical que pase por el lugar que ocupaba el centro de gravedad de la masa de materiales extraídos; c) en toda obra comprendida en los casos del inciso b, deberá proveerse un sistema que permita renivelar o reaplomar el edificio, cuando éste pierda su verticalidad; d) deben tomarse todas las precauciones necesarias para reducir al mínimo los movimientos del terreno y APRA no variar el contenido de agua del terreno circundante. Es un tipo de cimentación costoso, y su mayor peligro consiste en que pueda hacerse en su zona algún drenaje artificial que haga descender el nivel de las aguas con resultados fatales para él. TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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30. PROTECCIÓN DE LA ESTRUCTURAS COLINDANTES Consideraciones generales. En las prescripciones de las leyes y reglamentos, se hace responsable a las personas que practiquen una excavación de los daños que de ello puedan resultar en las propiedades colindantes. Las leyes incorporadas a los reglamentos de edificación de diversas ciudades pueden modificar o limitar.................. perjuicio posible para las

propiedades adyacentes. En los sitios en que no haya estructuras colindantes, será casi siempre suficiente dar talud a las paredes de la excavación, para evitar el deslizamiento de los materiales hacia el interior de ésta excavación, para evitar el deslizamiento de los materiales hacia el interior de ésta o entibar y arriostrar, al menos, dichas paredes; pero cuando haya que practicar una excavación a lo largo de una estructura existente hasta un nivel inferior a los cimiento de dicha estructura, será necesario emplear procedimientos especiales par protegerla. Tales obras se conocen por los nombres de apuntalados, sotomuros o apeados y protección de estructuras colindantes, y pueden comprender el transferir el peso de parte o de todo el edificio a soportes provisionales, la tirada de los cimientos anteriores y la construcción de nuevos cimientos a niveles más bajos. Apuntalado. Cuando la excavación para el nuevo edificio no es mucho más profunda que los cimientos colindantes y cuando el material es regularmente sólido, suele bastar con transferir una parte de la carga del muro a cimientos provisionales. Esto se puede conseguir por medio de fuertes postes inclinados, llamados puntales, dispuestos de modo que actúen como columnas inclinadas. Cada puntal consiste en un poste cuyo extremo inferior descansa en una plataforma, compuesta, por lo general, de vigas y tablones, formando cimientos continuos provisionales. Esta plataforma se debe colocar a una profundidad tal que las operaciones subsiguientes no la socaven. El extremo superior del puntal se apoya en un hueco o nicho, practicado en el muro que soporta. El poste, propiamente dicho, puede ser una viga de sección transversal cuadrada de unos 30 x 30 cm y de longitud conveniente. Se debe prever la colocación de cuñas o gatos entre la plataforma y el extremo inferior del poste, de modo que cuando se maniobre, su acción elevadora pueda transferir parte del peso del muro desde sus cimientos a la plataforma que actúa como fundación provisional. Durante esta operación, todos los elementos de la estructura provisional trabajar por compresión y la trasmiten al apoyo y el material sobre que descansa la plataforma se comprime y se hace tan compacto como es posible. Clases de puntales. Si el puntal ha de actuar principalmente por levantamiento, se coloca casi vertical, y recibe el nombre de puntal levantado. Si ha de actuar preferentemente, combinado el efecto anterior con un empuje horizontal, se le da un gran ángulo de inclinación con la vertical, y se conoce por el nombre de puntal de empuje o tornapunta. Al colocar estos puntales, se debe cuidar que tenga su nicho de apoyo próximo al nivel de uno de los pisos del edificio, porque de otro modo, la componente horizontal del empuje de los puntales puede pandear el muro. Número y dimensiones de los puntales. Si se trata de un muro de poco peso, es mejor emplear muchos puntales pequeños que pocos puntales grandes. Cuando el muro es de TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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altura considerable, hay que emplear dos o más puntales de distintas longitudes, colocados en el mismo plano vertical y descansando sobre la misma plataforma.

Cuñas o calzos y gatos de tornillo. Para transferir la carga del cimiento propio de un muro a la plataforma provisional, se emplean cuñas o calzos de madera o de acero, gatos de tornillo o gatos hidráulicos o una combinación de cuñas y gatos. Las cuñas de madera se hacen de madera dura y, generalmente, se emplean en parejas colocadas simultáneamente. Las cuñas producen una acción elevadora potente, pero cuando se espera un gran asiento de la fundación provisional, es mejor usar gatos de tornillo que contrarrestan un asiento considerable.


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Tipos y materiales de gatos de tornillo. Generalmente se fabrican de hierro fundido y con rosca sin desbastar de gran paso, para aumentar su empuje. Se fabrican también gatos de mejor clase de acero roscados a máquina con un paso pequeño. Estos gatos se pueden adquirir con capacidad elevadora hasta de 100 toneladas. Las figuras 140 y 141 representan dos formas tipo. Cuando se emplea un solo gato en combinación con un poste o puntal, se hace un taladro en el extremo de la viga que se va a emplear como puntal y se coloca en él la parte roscada del gato. Dicho extremo se escuadra para acomodar la tuerca. Esta disposición se llama bomba y puede verse en la figura 142. Cuando se desea una acción elevadora mayor que la que puede producir un solo gato, se emplea una pareja y los dos gatos se conectan por medio de una viga corta llamada cabezal. La figura 143 representa este último dispositivo, que tiene la ventaja de que cuando se operan los gatos, se pueden colocar calces y cuñas entre la plataforma y el cabezal, de modo que el poste que descansa en éste tenga un apoyo sólido y directo sobre la plataforma. Por este procedimiento, se puede transferir la carga del muro a la plataforma por medio de los gatos y retirar éstos cuando se hayan colocado los calces y cuñas. Gatos hidráulicos. Cuando haya que elevar cargas muy pesadas, se deben emplear gatos hidráulicos, pero tienen el inconveniente de que pueden aflojarse bajo la carga. Sin embargo, aunque la carga que actúe sobre el gato no debe ser soportada permanentemente, se suele emplear para vencer la carga provisional durante el período de colocar los bloques y cuñas entre la cabeza transversal y el cimiento provisional. De este modo, se puede colocar y atender un gran número de puntales con una pareja de gatos hidráulicos. Ejemplo de apuntalado. La figura 144 representa el procedimiento empleado para apuntalar el ornamental muro frontal de un edificio pesado, aprovechando las numerosas y profundas ranuras que se ven en la sección. Con el objeto de evitar los nichos para las cabezas de los puntales, se colocan nueve bloques de madera dura, a, a, etc., en las ranuras de la obra de fábrica. Otros nueve bloque análogos se colocan en ranuras de la viga vertical VV y se sujetan con pernos tales como en b, b, etc, dejando espacios entre los bloques a y los b para colocar cuñas w,w, etc. Se enclavan y sujetan con pernos a VV tres cabezales, T 1, T2, T3, que transmiten el empuje hacia arriba de los tres puntales S 1, S2 y S3 a dicha viga VV. Cada puntal tiene una gato de tornillo de 60 toneladas en su base y se ajusta a éste con una bomba o pieza de extensión que se puede quitar y poner.

Agujas o flechas. Se emplean cuando una parte o todo el peso del muro ha de ser soportado, como, por ejemplo, cuando hay que quitar el primitivo cimiento y apear o hacer un sotomuro, o rebajarlo hasta un nuevo cimiento más profundo. Ejemplo de apeo con agujas. La figura 145 representa un caso típico de apeo, o recalzado, cuyas operaciones se hacen en el orden siguiente:


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1. La excavación general se lleva hasta unos cuantos centímetros del fondo del cimiento BB del muro W. 2. El pozo DDDD, conveniente entibado y tablestacado, se profundiza hasta el nivel aproximado de la excavación proyectada, teniendo la precaución de colocarle a una distancia conveniente del muro construido, para evitar daños a este último. Se el material del terreno es bueno, puede estar seguro si el pozo está a una distancia de varios decímetros del cimiento del muro, pero en material suelto no debe estar más cerca del muro que una distancia igual a su profundidad. No se puede dar una regla bien definida y, en cada caso, se tendrá cuidado de evitar cualquier movimiento de los materiales por debajo de los cimientos colindantes. 3. Plataformas. Se coloca una plataforma FF en el fondo del pozo. Esta plataforma se arma, generalmente, con vigas gruesas, descansando sobre una base de tablones resistentes, y sirve de apoyo para el extremo inferior de la aguja. Simultáneamente con la excavación del pozo citado, se hace otro en la parte interior del muro, para dar apoyo al extremo interior de la aguja, pero como esto lleva consigo la 3strucción del piso de sótanos y a tal distancia del muro que no estorbe la excavación del nuevo cimiento; también se puede emplazar la plataforma en el piso del sótanos y poner una línea de tablestacas LL. Bien arriostradas y emplazadas, de tal modo que se pueda hacer la excavación para el nuevo cimiento. Con esto suele bastar para evitar un asiento de consideración de la plataforma provisional para el extremo interior de la aguja. 4. Inserción de las agujas. Como ya disponemos de soporte para cada extremo de la aguja, solamente resta practicar un hueco a través del muro, tal como en A, insertar la aguja GG, poner el poste y el calce MN bajo el extremo exterior de la aguja y los calces y gatos de tronillo. La aguja GG puede formarse con una o más vigas de madera o de acero I. En cualquier caso, hay que calcular la carga que actúe sobre la aguja, y su resistencia debe ser tal que soporte dicha carga con seguridad. Una vez que el peso del muro W se ha referido a las agujas y a la plataforma provisional par soportar la carga, la parte del muro que está por debajo de las agujas y la totalidad de los cimientos se pueden sacar y proceder entonces a hacer la excavación del nuevo cimiento.

Agujas para un muro de ladrillo. En la figura 146, se puede ver el alzado de un muro de ladrillo soportado por agujas. Si éstas soportan el peso total del muro, es evidente que al nivel de sus caras superiores se transferirá el peso total a través de las partes del muro que están inmediatamente encima de ellas y que el material que está arriba formará unas especies de ménsulas en ambas direcciones, como se indica en la figura 146 por la línea gruesa en zigzag TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KDDER - PARKER – UTEHA

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AAAAA. El resto del muro que cae por debajo de esta línea estará soportado solamente por cohesión con la parte del mismo que está encima de ella. Un hombre práctico puede localizar dicha línea por medio del sonido de golpes de martillo en le muro. Todo el muro que cae por debajo de esta línea queda colgado y expuesto a caer si se suprime el apoyo del cimiento. Las partes colgadas del muro se puede quitar o suspender con barras y cadenas de las agujas. Si no se suspende esta parte del muro, se producirá una grieta por la línea AAAAA.

Transferencia de la carga al nuevo sotomuro. Una vez construidos los nuevos cimientos y apeado el nuevo muro en condiciones de recibir el antiguo, hay que preparar lo necesario para invertir la operación, es decir, para transferir la carga al nuevo sotomuro y al cimiento. Esta operación se practica, generalmente, por medio de cierto número de losas o bloque de granito enlucidos en la superficie de apoyo, colocados por parejas entre las agujas y calzados con cuñas de acero. Cuando se hayan colocado estos bloques, se rellena el espacio comprendido entre la base del antiguo muro y la cara superior del bloque de acuñado con fábrica de ladrillo, procurando hacer compacto el mortero de la última junta, acuñándolo con ripios de trozos de pizarra introducidos penetre los ladrillos. Esta fábrica se debe hacer con mortero de cemento Pórtland, para que el fraguado sea lo más rápido posible. Cuando este fraguado se considera suficiente se introducen las cuñas lo que sea necesario, para que, por lo menos, una parte del peso del muro quede referida a los nuevos cimientos. Como consecuencia de lo que antecede, suele producirse un asiento en el nuevo cimiento y la carga vuelve a actuar sobre las agujas, para contrarrestar esto hay que introducir continuamente las cuñas hasta llegar al asiento definitivo, lo que ha de notarse por un levantamiento del muro que descarga parcialmente los esfuerzos en las agujas y por el hecho de que las cuñas permanecen bien ajustadas.


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Operación de desmontar las agujas, etc. Cuando todo el peso del muro se ha transferido al cimiento y se muestra que éste es capaz de soportar dicho peso sin nuevo asiento, toda la obra provisional, incluyendo las agujas, se puede desmontar, rellenando con ladrillos los huecos para éstas y realizando en los sótanos del edificio colindante las reparaciones necesarias. Procedimiento de llamado número cuatro. En ciertos casos no se puede emplear el procedimiento anterior con agujas que sobresalen por los dos paramentos del muro, como por ejemplo cuando la utilización del edifico colindante es de tal naturaleza que no permite colocar una viga – aguja que penetre en el espacio ocupado de los sótanos. En tales casos, se emplea el procedimiento número cuatro 8fig. 147). La aguja AB obra como cantilever. Una parte del peso del muro lo soporta el tornapuntas C y otra parte, aproximadamente igual, carga sobre la aguja en B. La viga – aguja AB queda realmente en equilibrio sobre el calce dd. Agujas de resorte. La figura 148 representa un procedimiento que se emplea con frecuencia, y se conoce con la denominación de procedimiento de la aguja resorte. La aguja penetra en el muro que ha de ser soportado y también en un muro colindante. Se coloca una plataforma provisional tan cerca del muro W, que ha de soportar, como sea posible. El empuje del gato que tiende a levantar la aguja actúa sobre ambos muros, pero como está emplazado más cerca del muro que ha de levantarse, una gran proporción de su acción se ejerce sobre él. Tubos o cilindros de apeo. Se aplican con frecuencia como soportes de un muro y tienen muchas ventajas, porque no solamente proporcionan soporte para el cimiento durante las operaciones que afectan a la estabilidad del muro, sino que también constituyen un apoyo permanente. La operación es como sigue: se practica en el muro de cimiento que ha de ser soportado un agujero o nicho de tal modo que el centro de dicho tubo caiga debajo del centro del muro y con una altura suficiente para poner un tramo de tubo y los medios auxiliares que se empleen para introducirle, lo que puede hacerse: 1) con gatos hidráulicos o de tornillo colocados entre el extremo superior del tubo y el muro (los procedimientos patentados Breuchaud y Pretest son perfeccionamientos de este procedimiento general); 2) con martillo mecánico de vapor o por aire comprimido; 3) en algunos casos, cuando el material es arena fina o arcilla, se puede emplear el procedimiento de inyección combinado con gatos o martillos mecánicos. En cualquier caso, se introduce en el terreno el primer tramo de tubo y se van agregando otros tramos, hasta que el extremo inferior del tubo tropiece con roca u otro material de bastante estabilidad para constituir un buen soporte. El material que entra en el tubo se saca con un chorro de agua o por otro medio cualquiera, y el espacio vacío se rellena con hormigón. Cuando éste ha fraguado lo suficiente, se remata con una placa de acero de 19 ó 25 mm, sobre la cual se disponen vigas cortas de acero en I para distribuir las cargas en una parte considerable de la base del muro que se ha de soportar. Estas vigas I hacen el mismo papel que los calces – cuñas empleados en los procedimientos ordinarios descritos anteriormente. Algunas veces, se ponen cuñas de acero entre el remate y la base de la viga de acero, pero generalmente basta con revestir completamente el espacio comprendido entre la base del muro y las vigas de acero, después de haber llenado con fábrica de ladrillo el nicho. Cilindros para el apeo de los muros muy pesados. La descripción que antecede comprende el empleo de tubos cuyas dimensiones varía desde 6 a 20” de diámetro (152 a 508 mm), según las cargas que han de soportar. Para muros muy pesados, se emplean cilindros de acero o de fundición, en substitución de los tubos de acero. Estos cilindros se disponen en tramos unidos con juntas estancas. Se emplean generalmente cuando se encuentra agua o es necesario bajar el apeo hasta la roca a grandes profundidades. En estos casos, se hunden estos cilindros por el procedimiento del cajón neumático, aunque se ha dado casos en que el procedimiento de cajón abierto se ha empleado con éxito. Cilindros de éstos se han hundido hasta una profundidad de 21 m por debajo del nivel hidrostático; se han empleado de un diámetro de 1327 mm, y se han proyectado cilindros sencillos para soportar hasta 862 toneladas.


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CIMENTACIONES PARA EDIFICIOS POCO PESADOS 1. Cimientos para edificios poco pesados Cada función o muro de carga, excepto los que hayan de apoyarse en roca forme, tiene que descansar en un cimiento o base de mayores dimensiones por ambos lados que la del muro. Cuando se trata de terrenos húmedos o muy compresibles, estos cimientos se deben construir con vigas de acero u hormigón armado, como hemos dicho en el Capítulo II, pero en suelos regularmente firmes o para edificios de dimensiones moderadas y no muy pesados, los cimientos se hacen generalmente de hormigón, piedra o ladrillo. Los cimientos tienen que llenar los dos requisitos importantes que siguen: 1. Repartir el peso de una estructura sobre una mayor área de la superficie de apoyo; de este modo se disminuye la carga por metro cuadrado sobre el lecho de fundación y la tendencia correspondiente a un descenso de asentamiento vertical. 2. Al aumentar el área de la base del muro, los cimientos contribuyen a su estabilidad, protegiéndolos contra el riesgo de que la construcción pierda su verticalidad por el efecto de fuerzas que pueden altura sobre él. Casi todas las leyes y reglamentos de construcción ordenan que todo pilar o muro de fundación y todo pilar o muro de sótano o basamento debe asentarse sobre un cimiento 30 cm más ancho por lo menos, este es, 15 cm a cada lado, que el grueso del pilar o muro, y que esta zarpa o resalto debe considerarse como un mínimo, salvo en casos raros en que haya razones especiales para hacerlo menor. En terreno firme y para edificios no muy pesados, un resalto de 15 cm a cada lado del muro reducirá generalmente la presión unitaria, esto es, la carga por metro cuadrado, a la carga de seguridad del terreno, pero es una medida de prudencia proporcionar los cimientos para una carga unitaria uniforme, cono se ha dicho en el Capítulo II. Para conseguir un efecto útil, los cimientos deben asentarse perfectamente y tener la suficiente resistencia transversal para resistir los empujes hacia arriba de las reacciones sobre los resaltos. Cimientos de piedra, o mampostería, para muros con caras ligeras. Los cimientos se construyen pocas veces de piedra, excepto en los casos de cargas ligeras y, por lo tanto, este género de cimientos ha caído en desuso, siendo substituido por el empleo del hormigón. La mayor parte de las leyes y reglamentos de construcción restringen el uso de piedra para la construcción de cimientos a las viviendas y otros edificios de poco peso, en los cuales los muros de sótano pueden ser de dicho material. Las leyes y reglamentos de algunas ciudades prescriben que todos los cimientos tengan, por lo menos, 15 cm de resalto cada lado del muro de sótano y una profundidad mínima de 30 cm, independientemente de la carga de seguridad sobre le terreno. En el caso de pequeñas cargas en casas de viviendas y edificios pequeños, las cargas por unidad sobre el lecho de fundación son frecuentemente muchos menores que la carga admisible sobre el terreno, y, en estos casos, es una práctica colocar el muro de sótano, de piedra, directamente sobre el lecho de fundación sin resalto alguno en el cimiento. Sin embargo, debe entenderse bien que el muro de piedra del sótano tendrá un espesor mínimo de 60 cm y que la hilada del fondo será de piedras sólidas y planas que se extiendan a través del muro y binen asentadas en mortero. Donde los reglamentos de construcción prescriben cimientos con resaltos o sean necesarios esto por las condiciones imprecisas de resistencia del suelo, los cimientos de piedra se deben proyectar escalonados en uno o varios escalones, calculando con cuidado la magnitud de cada resalto y la altura de cada escalón. Los cimientos deben construirse de piedras cuyo largo, si es posible, sea igual al ancho del cimiento y si esto fuese impracticable, por no tener piedras de dimensiones convenientes, se pueden usar dos piedras con su junta en la línea media del muro; en cualquier caso, cada hilada del cimiento debe penetrar bajo la hilada superior una distancia mínima igual a vez y media el resalto, pues, de no ser así, las piedras no transmitirán las cargas y reacciones convenientemente y las juntas tenderán a abrirse como en la figura 149. Los cimientos de piedra deben construirse con piedras duras, fuertes y resistentes a la acción del tiempo, colocadas sobre su lecho de cantera y asentadas sólidamente con mortero. La dificultad mas corriente que surge en el empleo de piedras de grandes dimensiones para los cimientos es conseguir un asiento TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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conveniente, porque los grandes sillares son más difíciles de asentar que los pequeños. Deben colocarse sobre una tongada espesa de mortero y maniobrarlos con una barra, hasta que queden perfectamente asentados en su sitio. Cimientos de mampostería con zarpas unilaterales. Como hemos dicho, los cimientos de mampostería solamente pueden usarse para edificios de poco peso. En tales casos y cuando las cargas por metro cuadrado sobre el lecho de fundación sean mucho menores que las cargas admisibles sobre el terreno, la altura de cada hilada de piedra, o escalón, debe ser igual a vez y media su resalto exterior a la hilada superior, pero cuando el lecho de fundación sea de mala calidad o las cargas tengan alguna importancia, se debe emplear el hormigón para los cimientos y calcular la altura y la zarpa o resalto de los escalones por las fórmulas de flexión. Si las zarpas del cimiento son demasiado grandes para la resistencia de la piedra, o el hormigón, el cimiento se romperá, como en la figura 150. Cimientos de hormigón. El hormigón es el material más apropiado para la construcción de cimientos de edificios de gran peso, exceptuando los extraordinariamente pesados, y sobre todo para los construidos sobre terreno arcilloso. Si el hormigón se hace y se emplea convenientemente, llega a igualar la resistencia de la mayoría de las piedras y, como están exentos de juntas, actúa bajo los muros como una viga continua con resistencia bastante para salvar el vano de cualquier parte débil del lecho de fundación. Si se vierte en capas o tongadas de poco espesor y bien apisonado, queda formando un asiento firme y no hay posibilidad de movimientos de asentamiento, salvo el debido a la compresión del terreno. Preparación de las trincheras. En los cimientos, no se debe emplear más que el hormigón hecho con cemento Pórtland, con un espesor mínimo de 20 cm, hasta para edificios de poco peso,. Y si tuvieran más de dos pisos, el espesor deberá ser de 30 cm. En los terrenos firme, como los de arcilla dura, se deben excavar y perfilar las trincheras con el ancho exacto de los cimientos, de modo que el hormigón las llene totalmente. Cuando el lecho de fundación es de grava suelta o arena, es necesario, en general, hacer encofrados para contener al hormigón y construir las paredes de los cimientos. Estos encofrados se pueden mantener en su lugar por medio de travesaños o montantes y se dejan hasta que fragüe el hormigón, lo que requiere generalmente de dos a tres días, y después de este período se pueden retirar empujando hacia arriba y se rellena el hueco con los escombros. Las proporciones y modo de hacer las mezclas para el hormigón se describen en la última parte de este capítulo.

Colada del hormigón. El hormigón se debe emplear tan pronto como se termine de hacer la mezcla y se debe colar en tongada desde un espesor máximo de 15 cm, sobre todo la primera. En las obras de poca importancia en que se hagan los trabaos a mano, se lleva el hormigón en caretillas y se vacía en las trincheras desde una altura que no debe exceder de 1.20 m por encima del fondo de ellas, porque la caída desde una altura mayor, favorece la separación de las partículas pesadas de las más ligeras. Una vez que se haya vertido el hormigón en las trincheras, se nivela y comprime con pisón de madera de unos 10 kilos, hasta que el agua del hormigón salga a la superficie. Hay que evitar que el hormigón se seque con demasiada rapidez y si transcurren 24 horas entre distintas coladas, se debe rociar con agua la superficie y enlucirla con una lechada de cimiento puro, antes de colar la tongada siguiente. Cimientos de ladrillo. Si el terreno es seco y los muros del sótano son de ladrillo, los cimientos pueden hacerse también de ladrillo, aunque actualmente se emplea más el hormigón, incluso en este caso. Los ladrillos que se empleen deben ser los más duros y sanos disponibles TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


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asentados sobre mortero de cimiento Pórtland, bien fluido y que penetre por todas las juntas de modo que no queden vacíos en las mismas. Los cimientos deben reposar con una doble hilada sobre el lecho de fundación. La obra exterior debe ser colocada por completo a tizón y ninguna hilada debe resaltar más de una cuarta parte de la longitud de un ladrillo sobre la inmediatamente superior (Fig. 151).

2.

Muros de sótano y muros de basamento o subsuelo Definiciones. Estos términos se aplican generalmente a los muros que están debajo de la superficie del terreno o de las vías del primer piso. Soportan la superestructura y llegan hasta los muros de fundación propiamente dichos (véase Capítulo II). Los muros cuyo objeto principal sea contener un banco de tierra, tales como los muros que limitan la superficie, se llaman muros de contención (véase Capítulo IV). Materiales para muros de sótano y de basamento o piso bajo subterráneo. Estos muros se construyen de ladrillo, mampostería u hormigón. El ladrillo no es conveniente más que en terrenos muy secos o para un muro divisorio con un sótano de cada lado. El hormigón de cemento Pórtland es un buen material para muros de fundación y cada día se usa más para este objeto. El hormigón se debe colar en encofrados de madera, que no se retiran hasta que el cemento haya fraguado, o bien se emplean en bloques de forma apropiada para formar un muro sólido. Si se usa hormigón colado, el encofrado se debe retirar tan pronto como aquél haya fraguado y, si el tiempo es seco, hay que rociar los muros con agua dos o tres veces al día, para evitar un secado demasiado rápido. La buena piedra de estratos dura y, especialmente, si sale de la cantera con los lechos de cantera planos, constituye no sólo un muro resistente, sino que, si la construcción es buena, aguanta mejor los efectos de la humedad y la presión del terreno que un muro de ladrillo. Entre un buen muro de piedra y un de hormigón de cemento Pórtland, la elección es probablemente difícil, como no sea considerándolos desde el punto de vista económico, ya que el costo relativo de la mampostería y el cemento varía mucho, según las localidades. Un muro construido con piedras blandas o de formas muy irregulares y sin superficies planas, es muy inferior a otro de hormigón y hasta a uno de buen ladrillo duro, y solamente se debe emplear para edificios de viviendas o de poco peso. Los muros de piedra deben tener un espesor mínimo de 45 cm, estar bien construidos, aparejados a tizón o tres cuartos de tizón y todos los espacios entre las piedras deben rellenarse con buen mortero y ripiado. El mortero debe ser de cemento y arena algo gruesa. Los muros exteriores de sótano y de basamentos se deben revestir con un revoco liso de 1 a 2 cm de espesor, hecho con mortero de cemento a 1:2 ó 1:15. En terrenos de arcilla, conviene dar a los muros talud exterior, haciéndolos 15 ó 30 cm más gruesos en la base que en la coronación. Tabla I. Espesor de muros de sótano y basamentos Altura del edificio

Viviendas, hoteles, etc

Almacenes

Ladrillo cm

Piedra cm

Ladrillo cm

Piedra cm

30 a 40

51

40

51

Tres pisos

40

51

51

61

Cuatro pisos

51

61

61

71

Cinco pisos

61

71

61

71

Seis pisos

71

81

71

81

Dos pisos (panta baja y primero)

Espesores de los muros de sótano y de basamentos. Este espesor depende generalmente del de los muros de la supraestructura y de la profundidad del propio muro. Casi todos los reglamentos de construcción prescriben que el espesor de los muros del sótano y de basamento, para una profundidad de 3.50 m por debajo de la rasante del terreno, debe ser 10 cm más ancho que el de los muros superiores, si se trata de ladrillo; 20 cm más ancho, si se trata de piedra, y por cada 3 m más de profundidad o fracción se debe aumentar el espesor en 10 cm. La laye controla el espesor de los muros en todas las grandes ciudades. La tabla I pude servir de guía para los edificios en que no se fija así el espesor de los muros.

TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA


3.


Muros de la supraestructura Muros de ladrillo y piedra. Se sabe muy poco acerca de la estabilidad de los muros de edificios, aparte las enseñanzas de la experiencia. Los únicos esfuerzos en una sección horizontal, que se pueden calcular con alguna exactitud, son el peso de los muros y las cargas que producen los pisos y la cubierta. La mayoría de los muros muestran tendencia a pandearse, por cuya causa hay que darles más espesor que el que sería necesario para contrarrestar solamente los esfuerzos directos de compresión. También se debe tener en cuenta la resistencia al fuego. La resistencia de un muro depende también de la calidad de los materiales que se empleen y del procedimiento empleado en su construcción. Un muro con una hilada a tizón cada 30 cm de su elevación, y con las juntas bien llenas de mortero rico, es tan resistente como otro no tan bien construido y de 10 cm más espesor. Los muros trabados con mortero de cal, y un muro de ladrillos que hayan sido bien humedecidos en el momento de su colocación, son mucho más resistente que uno que se construya con ladrillos secos. Espesor de los muros exteriores. Las leyes y reglamentos de caso todas las grandes ciudades prescriben el espesor mínimo de los muros y, como estos requisitos se fijan generalmente con amplitud, los arquitectos se ajustan a ellos en sus proyectos de construcción en ladrillo. La tabla II da los espesores de muros de ladrillo para edificios comerciales en las principales ciudades de Estados Unidos y puede ser de utilidad porque los valores representan, por regla general, el criterio de profesionales autorizados. Los muros para casas de viviendas pueden ser, según las leyes, de un espesor 10 cm menor que los de los edificios para almacenes, pero sin embargo, en algunas ciudades se hace poca o ninguna distinción entre unos y otros edificios. Al confeccionar la tabla II, se ha supuesto que la parte superior del suelo del segundo piso (contando como primero a la planta baja) está a 19 pies (5.80 m) sobre las aceras o banquetas y que los otros pisos son de una altura de 13 pies y 4 pulgadas (4 m), incluyendo el espesor del suelo, porque los reglamentos de Nueva York, Boston y de algunas otras ciudades dan la altura de los muros en pies, en vez de darla en pisos. Cuando la altura de los pisos exceda a las medidas citadas, se deberá, en algunos casos, aumentar el espesor de los muros. Las ordenanzas de Chicago (1,928) especifican que: “donde se empleen muros de 12” (30 cm), la altura de pisos no podrá exceder de 18´(5.49 m); donde se empleen de 16” (40.6 cm), la altura de pisos no excederá de 24´(7.31 m), y donde los muros sean de 20” (50.8cm), la altura de pisos no podrá exceder de 30´(9.14 cm)”. Regla general para el espesor de muros. Aunque en al tabla II se encuentran más diferencias de la que debería haber, se puede dar una regla general para edificios comerciales de cuatro pisos de altura, que es la siguiente: Para ladrillos iguales a los que se emplean en Boston y Chicago, el espesor será de 41 cm para el muro correspondiente a los tres pisos más altos, 51 cm para los tres inmediatamente más bajos, 61 cm para los tres que les siguen y 71 cm para los tres inmediatos. Para materiales de peor calidad, se da un espesor de 41 cm solamente para los dos últimos pisos, 51 cm para los tres inmediatos, y así sucesivamente. En edificios que no tengan más de cinco pisos de altura, el espesor del piso más alto puede ser de 20.5 cm. Para determinar el espesor de los muros, se deben tener en cuenta los principios siguientes: 1. Que los muros de los edificios comerciales y de almacenes deben ser más sólidos que los que se destinan a viviendas u oficinas. 2. Que los pisos de techos altos y de luces mayores de 7.50 m requieren muros de mayor espesor. 3. Que la longitud de un muro contribuye a debilitarlo y que, por lo tanto, se debe aumentar el espesor en 10 cm por cada 7.50 m que exceda aquélla de 30 ó 38 m. Los espesores de la tabla, para Nueva York, se deben aumentar, para edificios que tengan un ancho mayor de 105´(32 m). Las tablas para las ciudades del Oeste, se han calculado para los edificios de almacenes de 125´(35 m) de anchura, que es la que suelen tener los solares en dicha región. 4. Los muros que tengan más de 33% de huecos deben tener más espesor.


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5. Las medianerías o muros divisorios o de separación de edificios podrán tener 10 cm menos de espesor que los muros exteriores o de fachada, siempre que su longitud no sea mayor de 18 m, pero no podrá tener un espesor menor de 20 cm. 6. Los muros de carga deberán ser soportados en no menos que su espesor multiplicado por 18, según la dirección vertical, y por 20, según la horizontal. Se consideran como soportes los muros transversales y los pisos. Muros de fachada con sillares. “Al estimar el grueso de los muros, los sillares no deben considerarse, a menos que estos muros tengan un mínimo de 40 cm de grueso y el sillar 20 cm de grueso, o a menos que las hiladas se aparejen con alternaciones de, por lo menos, 10 y 20 cm para permitir su trabazón con el muro posterior. Los sillares deben ser sujetos a éste por anclajes metálicos o se apropiadamente trabados con él” * Muros de piedra. Deben tener, por lo menos, 10 cm de espesor que los de ladrillo. Muros huecos. Estos muros de ladrillo o piedra son, indiscutiblemente, muy útiles para viviendas y se pueden usar en otra clase de edificios que no tengan más de cuatro o cinco pisos de altura. Su ventaja principal es que aíslan el interior de las inclemencias del tiempo. Su uso no se ha generalizado, sin duda porque son más costosos y ocupan más espacio que los muros macizos. En lugar de estos muros huecos, se suelen emplear para la construcción los bloques huecos de barro cocido (terracota) o de hormigón. Los reglamentos de Boston prescriben que los muros abovedados, excluyendo los media cítara, tengan la misma cantidad de material que los muros macizos y que la obra en el interior del espacio de aire de los muros de más de dos pisos de altura debe ser por lo menos de un espesor de 20 cm, y que las partes en cada lado deben ser bien enlazadas con tirantes separados no más que 60 cm en cada dirección. Muros de bloques de hormigón. Se emplean con frecuencia bloques moldeados de hormigón de cemento Pórtland para la construcción de muros exteriores y de separación de edificios; son relativamente delgados y aguantan cargas ligeras. Se han concedido diferentes patentes sobre la forma de los bloques y las máquinas o procedimientos para fabricarlos y muchos edificios han sido levantados con muros construidos con estos bloques. La mayoría de ellos se moldean para formar muros huecos. Las construcciones de bloques de esta clase tienen una ventaja sobre los muros colados y fraguados sobre el terreno y es que los bloques están perfectamente fraguados y secos cuando se colocan en obra y no hay que tener ninguna precaución en cuanto a dilataciones y contracciones posibles. Este género de construcción se adapta mejor que el hormigón macizo a los muros ligeros y de poco espesor. Se economiza el costo del encofrado y se evita la tendencia a la ruptura y a que las superficies queden con un acabado defectuoso. Los bloques de hormigón pueden sustituir a cualquier clase de piedra o fábrica de ladrillo. Las leyes y reglamentos prescriben que el espesor de este género de muros de bloque huecos de hormigón no debe ser menor que el que exige para muros de ladrillo. Esta clase de muros no debe emplearse en muros de separación ni para muros exteriores en edificios de más de cuatro pisos. Muros de bloques huecos de tierra cocida. Los muros de carga exteriores de bloques de tierra cocida están permitidos ahora por la mayoría de los reglamentos de construcción, pero se limita su empleo a cuatro pisos o 12 m de altura. Los muros deben tener un espesor de 20 a 30 cm, que depende de su altura y cargas se colocan con mortero de cemento y cada bloque ocupa todo el grueso de muro. La ley de construcción de Nueva York de 1926 especifica que los muros de bloques huecos, en residencias fuera de sitios con peligro de incendio, deben tener un espesor de 20 cm para los 6 m superiores, 25 cm para los 3 m inmediatamente inferiores, y 30 cm para los 3 m siguientes. Las losetas tiene que ser densas y bien cocidas, para que sean completamente impermeables, y si fueran de una calidad semiporosa se revestirán en su cara exterior con ladrillo, piedra o un estuco de cemento de 2 cm de espesor. Los reglamentos de construcción no permiten generalmente muros de separación huecos de losetas o bloques de arcilla. El empleo de bloques huecos de hormigón y de terracota se ha generalizado bastante en los últimos años, especialmente para residencias, garajes, pequeñas industrias y edificios para almacenes de venta al por menor. Se han patentado muchas formas especiales, que han salido al mercado con diversas ventajas en cuanto a resistencia, aislamiento, trabazón o facilidades de ajuste y aparejo. La colocación de los bloques con los espacios huecos o celdillas horizontales se llama construcción horizontal porque ésta presenta mejor base para el mortero de las juntas horizontales y mayor facilidad de aparejo. Se fabrican losetas especiales TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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para umbrales, soleras, alféizares y jambas y en la construcción horizontal para esquinas, con el objeto de que no queden a la vista las celdillas. Medianerías o muros de separación. Existe gran diversidad en los reglamentos de construcción respecto a las medianerías o muros de separación, pero todas las disposiciones están conformes en que tales muros deben tener un espesor mínimo de 30 cm. Aproximadamente la mitad de los reglamentos prescriben en estos muros deben tener el mismo espesor que los exteriores; los reglamentos restantes están divididos en cuanto a si las medianerías deben tener 10 cm más o menos que los muros de los costados independientes. Cuando los muros se han calculado previamente por la regla anteriormente dada, el espesor de las medianerías se debe aumentar en 10 cm por cada piso. La carga de los pisos sobre las medianerías es, evidentemente, el doble que sobre los muros de los costados, y la protección contra el fuego también tiene que ser mayor en las medianerías, o paredes medianeras, que en las otras. Construcción de muros de cierre de estructuras de acero. En los edificios del tipo de armadura o entramado, los muros exteriores de fábrica están soportados en cada piso por el entramado de acero y no tiene que resistir más qua a su peso propio. Estos muros pueden considerarse, por tanto, como de un solo piso de altura y se construyen, generalmente, con un espesor de sólo 30 cm en toda la altura de un edificio muy alto. Pueden se de fábrica de ladrillo o mampostería, aunque suele revestirse su interior con losetas metálicas o de terracota o también construirse con bloques huecos de terracota, revestidos con ladrillo o piedra exteriormente. Los edificios de hormigón armado se pueden hacer de este tipo, y en este caso los muros de cierre de cada piso se construyen, algunas veces, con bloques huecos de terracota, revocados con una capa exterior de estuco de cemento. Es muy interesante observar lo mucho que se reduce el espacio ocupado por la construcción con el procedimiento de entramado, sobre el anterior sistema de sustentación de los muros. Algunos de los primeros rascacielos se construyeron con muros que se sostenían por sí mismos a partir de los cimientos y solamente se utilizaron columnas para soportar los suelos de los pisos y aumentar la rigidez. “El edificio World de Nueva York, construido en 1890, es un buen ejemplo de construcción de un rascacielos con estos muros autosustentadores. La cubierta principal está a 33 m sobre el nivel de la calle, con 13 pisos principales, sobre los cuales hay un segundo cuerpo de 6 pisos, dando una altura total de 85 m sobre el mismo nivel. Los muros autosustentadores son de piedra arenisca, ladrillo y terracota o tierra cocida,; el espesor aumenta desde 30.5 cm en el último piso, hasta 3.5 m cerca de la base, en que los muros asientan sobre un cimiento de hormigón de 4.60 m de ancho; los paramentos exteriores de los muros son verticales y los espesores se hacen variar por escalones interiores, de tal modo que las columnas están cubiertas por los muros en la base, pero emergen y quedan visibles en parte en el coronamiento.”*

4.

Cementos naturales y morteros** Propiedades y aplicaciones de los cementos naturales. Los primeros cementos hidráulicos que se usaron eran cementos naturales fabricados por calcinación de calizas arcillosas con suficiente cantidad de sílice, alúmina y óxido de hierro, para comunicarles propiedades hidráulicas después de calcinadas, pulverizadas y mezcladas con agua. Estos cementos naturales se fabricaron y usaron bastante hasta hace pocos años, en que fueron prácticamente substituidos por completo por el cemento Pórtland. El color de los cementos naturales varía desde el amarrillo claro hasta el pardo oscuro, según la cantidad de óxido de hierro que contienen, y se diferencian del cemento Pórtland en que su composición y comportamiento no son uniformes. La composición química y características físicas de los diversos cementos naturales varían entre límites muy extensos, no sólo entre los cementos fabricados por diversas fábricas, sino también entre productos de la misma fábrica en diversas épocas. Los cementos naturales son más rápidos (fraguan más pronto) que los cementos Pórtland y son más lentos en aumentar su resistencia. El cemento natural se puede usar en obras en masa, donde es más importante el peso que la resistencia. Se emplea también en ciertos casos especiales, como la fabricación de cajas de seguridad y ciertas industrias que requieren un cemento de fraguado rápido. Si el factor más importante que hay que tener en cuenta es la economía, se debe hacer un estudio comparativo entre el cemento natural y una mezcla más ligera de cemento Pórtland que desarrolle la misma resistencia.


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Peso. Las especificaciones de la American Society for Testing Materials fija un peso de 94 libras (42.6 kg), neto, para un saco de cemento natural y cuatro sacos con dicho peso neto, para cada barril. Resistencia. Un mortero de cemento natural debe tener, para cumplir con las especificaciones de la American Society for Testing Materials, una resistencia mínima a la 2 tracción para el de cemento puro de 10.5 kg por cm después de una semana de puesto en 2 obra y 17.5 kg por cm al cabo de 28 días. Mezclado con tres partes de arena tipo Ottawa. 3.5 kg, al cabo de una semana, y 8.5 kg, a los 28 días. La resistencia del mortero de cemento natural de 1:2 es aproximadamente igual a la del cemento Pórtland de 1:4. Proporciones de cemento natural y arena para morteros y hormigón. Se debe mezclar una parte, en volumen, de cemento con tres de arena para mortero para piedra sin labrar y fábrica ordinaria de ladrillo. Cal hidráulica. Es un producto semejante al cemento natural y se fabrica del mismo modo, pero la roca que se emplea contiene caliza bastante para que aquélla admita el apagado como la cal viva. Cuando se pulveriza este producto, fragua y se endurece lo mismo que un cemento hidráulico. En Europa, y especialmente en Francia y Bélgica se fabrican grandes cantidades de esta cal, pero en los Estados Unidos sólo lo fabrican en muy pocas regiones. Se debe esto a que, aunque se encuentra ampliamente la roca de composición conveniente, las impurezas no están distribuidas uniformemente, sino que se encuentran en capas o vetas que impiden que el material se calcine por igual; la parte de la roca adyacente a la veta de impurezas se sobrecalcina o quema, fundiéndose como escoria, mientras que las porciones más puras producen únicamente cal viva, y por tanto, la masa resultante se apaga parcialmente y el producto pulverizado no es un cemento de garantía. Cemento Grappier. Es un subproducto de la calcinación de la cal hidráulica. Cemento La Farge. Es un cemento Grappier que no mancha. Alcanza aproximadamente la misma resistencia que el cemento Pórtland.

5.

Cementos y morteros artificiales Cementos artificiales. Estos cementos se usan en Estados Unidos y forman parte de esta clase el cemento Pórtland y la puzolana o cemento de escorias. Cemento Pórtland. El principal cemento artificial en Estados Unidos es el cemento Pórtland, que se fabrica con dos primeras materias pulverizadas muy finamente para asegurar una mezcla perfecta antes de la calcinación, de donde deriva su nombre de cemento artificial. Estas primeras materias deben ser proporcionadas de modo que en el cemento acabado las proporciones de sílice, alúmina, óxido de hierro y cal deben estar en cierta relación, con un límite de tolerancia muy pequeño. En la región de Lehigh Valley, en Pensilvania, donde están instaladas algunas fábricas principales de cemento Pórtland de los Estados Unidos, las primeras materias con caliza y roca para cemento. Esta roca es una caliza impura con arcilla. Para que la proporción de caliza sea la conveniente, es necesario, de ordinario, agregar caliza. En otras regiones, las materias primas empleadas son caliza y arcilla; esquistos arcillosos y arcilla; margas y arcilla, y también escorias de alto horno y caliza. Este último cemento no se debe confundir con el ordinario de escoria o puzolana, porque la escoria se usa solamente como primer materia para proporcionar al producto sílice, alúmina, óxido de hierro y cal y, con la excepción de que se usa la escoria para proporcionar los elementos citados, el proceso de fabricación y las propiedades son substancialmente las mismas que el proceso de fabricación y las propiedades son substancialmente las mismas que las de otros cementos Pórtland. Las materias primas mezcladas en una fábrica de cemento Pórtland. Las materias primas mezcladas en una fábrica de cemento Pórtland se analizan en la mayoría de los molinos varias veces cada hora, para que la composición del cemento tenga las proporciones debidas. Las primeras materias se pulverizan tan finamente como el producto terminado, se calcinan en hornos rotativos, empleando, en la mayoría de los casos, carbón pulverizado como combustible. El producto llamado clínica, sale semivitrificado de los hornos rotativos, y cuando se enfría, se le agrega sulfato cálcico en forma de yeso, para regular el secado, y por último se pulveriza y ensaca o envasa para llevarlo al mercado. La fabricación y propiedades del cemento Pórtland han sido objeto de un estudio detenido por la American Society for Testing Materials y por la American Society of Civil Engineers, y el resultado d este estudio está condensado en las especificaciones estándares tipo de la primera de dichas sociedades, que extractamos en los párrafos siguientes. Estas especificaciones son una buena guía par aceptar o rechazar las entregas de cemento y las han adoptado los principales ingenieros y


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


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arquitectos. No estipulan ellas la composición química de los cemento y solamente limitan el contenido de magnesia (MgO) y anhídrido sulfúrico (SO3). La razón de lo que antecede es que con materias primas diversas se hace necesario, algunas veces, variar la proporciones de los componentes para proporcionar las propiedades físicas debidas al producto. Hay cementos muy diferentes que satisfacen los requisitos de estas especificaciones tipo, aunque difieren considerablemente en cuanto a su composición. La composición química de un buen cemento Pórtland es, aproximadamente, la que sigue: cal, 62; sílice. 23; alúmina, 8; impurezas, tales como óxido de hierro, magnesia y ácido sulfúrico, 7. Especificaciones tipo para cemento Pórtland.* Damos un extracto de los requisitos más importantes que debe llenar el cemento Pórtland: 1. Definición. El cemento Pórtland es un producto obtenido pulverizando finalmente la clínica producida por la calcinación hasta la fusión incipiente de una mezcla íntima y debidamente proporcionada de materiales calcáreos y arcillosos y con la sola adición, después de calcinados, de agua y yeso calcinado o no. 2. Límites de composición química. No debe pasarse de los siguientes límites: Pérdida por ignición 4.00 % Residuo insoluble 0.85 % Anhídrido sulfúrico (SO3) 2.00% Magnesia (MgO) 5.00% 3. Finura. El residuo que deje un tamiz tipo N° 200 (200 mallas por pulgada, o sea, 80 por centímetro) no debe exceder del 22% en peso. 4. Solidez. Una briqueta de cemento puro debe conservarse firme y dura, sin mostrar síntomas de distorsión, rotura, contracción o desintegración, cuando se la somete a la prueba de vapor para ensayar su solidez. 5. Tiempo de fraguado. El cemento no debe empezar a dar señales de fraguado antes de los 45 minutos, si se emplea la aguja Vicat. o de 60 minutos con la aguja Gilmore. El fraguado final deberá alcanzarse dentro de las 10 horas. 6. Resistencia a la tracción. La resistencia media a la tracción, en kilogramos por centímetro cuadrado, de al menos tres briquetas de mortero tipo compuestas de una parte de cemento y tres partes de arena tipo, en peso, será igual o mayor que la siguiente: Edad del testigo Días

Almacenaje de las briquetas

Resistencia a la tracción Kg por centímetro cuadrado

7 28

1 día en aire húmedo, 6 días en agua 1 día en aire húmedo, 27 días en agua

19 25

7. La resistencia media a la tracción del mortero tipo a los 28 días debe ser más elevada que a los 7 días. 8. Ensacado o envase y marcas. El cemento se suministrará en sacos o barriles con el nombre y marca del fabricante en sitio bien visible, a menos que se embarque a granel, en cuyo caso, estos informes se acompañarán a los documentos de embarque que vayan con la expedición. Un saco americano de cemento contendrá 42.6 Kg netos y un barril 170 Kg netos. En los países de sistema métrico se emplean sacos de 50 Kg. 9. Almacenaje. El cemento se almacenará de forma que permita el fácil acceso, para poder inspeccionar e identificar cada cargamento, en edificios resguardados de los agentes atmosféricos para preservar a dicho material de la humedad. 10. Inspección. Se deben dar al comprador todas las facilidades para la inspección y toma de muestras en la fábrica o en la obra, según las especificaciones del comprador, al que se deben conceder 12 días, a partir de la toma de muestras, para el ensayo de los 7 días, y 33 días para el de 28. El cemento se ensayará por los procedimientos que se prescriben más adelante. No se hará el ensayo de los 28 días, si el comprador renuncia a ello. 11. Devolución. Se devolverá el cemento si no cumple con alguno de los requisitos de estas especificaciones.Puzolana o cemento de escorias. Estos cementos se emplean poco, y en ningún caso para obras de importancia. Su fabricación y propiedades son, en resumen, las siguientes: la escoria básica de los altos hornos se granula dejándola correr en las siguientes: la escoria básica de los altos hornos se granula dejándola correr en estado pastosos dentro de agua, lo que tiene el TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA



doble objeto de que se subdivida en partículas muy finas y de que su enfriamiento rápido mejore sus propiedades hidráulicas. Estas partículas se secan y muelen con cal hidratada (apagada o muerta mecánicamente con el agua precisa para que quede en polvo y no en pasta), en la proporción de 15 a 25% de cal hidratada y 75 a 85% de escoria granulada. Este cemento, conocido por la denominación de cemento de escoria, es de fraguado y endurecimiento lentos y no desarrolla tanta resistencia como el cemento Pórtland; se caracteriza por su color lila claro, su gran finura y su escasa densidad. No se considera apropiado más que para fundaciones bajo tierra en que no esté expuesto a la acción del aire o del agua corriente. Cementos que no manchan. Un cemento corriente, natural o Pórtland, mancha las piedras calizas, algunos mármoles porosos, granitos y otras piedras de colores claros. El mejor material exento de esta cualidad perjudicial es la cal o, mejo dicho, la cal que no tenga un exceso de óxido de hierro. Se producen cementos blandos Pórtland, o cementos que no manchan, y los de buena fabricación que esté exento o relativamente exento de óxido de hiero dan buenos resultados. Entre los de esta clase que se emplean mucho en obras de fábrica que deben entregarse limpias, se cuenta el La Farge, que ya hemos mencionado. Se fabrica en Teil, Francia, es de color claro y contiene una pequeña proporción de hierro y sales solubles. En el mercado de Estados Unidos hay otros cementos de este género, cuya resistencia a la compresión es igual a la del cemento Pórtland tipo. Para asentar sillares, evitando que el fraguado sea rápido para dar tiempo a que el sillar se asiente bien sobre su lecho, se suele mezclar 1 parte, en volumen, de pasta de cal con 4 partes de cemento. Cementos rápidos. Estos cementos se llaman también cementos a la alúmina, por la gran proporción que contienen de alúmina procedente de la bauxita, mineral de aluminio; se producen hace varios años en Europa y se ha introducido recientemente su empleo en Estados Unidos. Su ventaja esencial, comparados con un cemento Pórtland ordinario, consiste en que después de un fraguado de 24 horas alcanzan una resistencia a la compresión igual a la de los cementos corrientes a los 28 días. Sin embargo, como no empiezan a fraguar antes que los cementos ordinarios para la mezcla, transporte y colada que para los normales. Esta clase de cementos se ha empleado en muchas estructuras y carreteras de hormigón con resultaos satisfactorios. El endurecimiento rápido produce una elevación considerable de temperatura, por lo que se presta a las construcciones en tiempo frío. Almacenaje de los cementos. El cemento se debe proteger, en la obra, de la humedad, que le perjudica considerablemente. Las pilas deben ser de doce sacos de altura, como máximo, para evitar que el cemento se apelmace en los sacos del fondo. Se debe emplear lo antes posible a partir de su entrega, porque se estropea cuando está almacenado mucho tiempo. Costo del cemento Pórtland. Aunque el costo del cemento se cotiza, generalmente, en barriles, también se suministra en sacos de papel o yute o a granel. En las actuales circunstancias, los precios son muy variables y de nada serviría dar aquí un precio que variaría seguramente al poco tiempo. Proporción de agua para amasar los morteros de cemento. El buen cemento Pórtland necesita relativamente poco agua para hacer un buen mortero. El cemento puro requiere un 20 ó 22%, en peso de agua para una consistencia normal, necesitando más agua el cemento rápido que el de fraguado lento. Si se necesita más agua, eso indica la presencia de un exceso de cal libre. La mezcla de arena y cemento en la proporción de 3 a 1, no necesita más de un 9 a 12.5%, en peso, de agua. Los cementos naturales y cementos de escoria requieren más agua que los cementos Pórtland. El exceso de agua ahoga el cemento, retarda el fraguado y debilita el mortero, pero también puede debilitarse y hasta inutilizarse un cemento por no poner agua en cantidad suficiente. Mortero de cemento Pórtland. Para un mortero de primera no se deben poner más de 3 partes de arena par 1 de cemento, en volumen. Se puede reemplazar un 10 o un 15% de cemento, en volumen, por igual cantidad de cal apagada, para poder trabajar mejor el mortero. La resistencia del mortero parece que aumenta con la adición de un máximo de 15% de cal hidratada. Un mortero de 4 partes de arena y 1 de cemento es más apropiado y resistente para mampostería que un mortero de cal. Para la parte superior de pisos y pavimentos, la proporción debe ser de 1 ó 1.5 partes de arena para 1 de cemento. El mortero de cemento Pórtland 1:3 tiene, al cabo de un año, la misma resistencia que un mortero de cemento natural 1:1. El mortero hecho con arena fina necesita mayor cantidad de cemento para conseguir determinada resistencia que el hecho con arena gruesa.


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Efectos del frío y las heladas en los morteros de cemento. La temperatura influye considerablemente en la velocidad de fraguado y endurecimiento de los morteros de cemento y la seguridad y la resistencia de una obra nueva depende, en gran parte, de la temperatura ambiente. Se deben proteger de las heladas los morteros de cementos naturales, para evitar perjuicios graves. Aunque las heladas retardan grandemente el endurecimiento de los morteros y hormigones de cemento Pórtland, no les perjudica. La capas delgadas de mortero, como revocos (o aplanados) y enlucidos pasados con la llana, o las superficies que se recubren de humedad no debe hacerse en tiempo de heladas, porque se agrietan. Por regla general, no se debe trabajar con mortero u hormigón durante las heladas, a no ser que se le proteja o caliente convenientemente, porque aumentan las dificultades de hacer la mezcla y de su empleo. Sin embargo, se han ejecutado con éxito obras de hormigón y mortero de cemento Pórtland a temperaturas más bajas que la del hielo. Cantidad de mortero necesaria para obra de fábrica y revocos *. Un barril de cemento Pórtland y 3 de arena, debidamente mezclados, componen 3.33 barriles o, si los barriles son 3 de Estados Unidos, 12 pies cúbicos (340 dm ) de buen mortero resistente. En los países del 3 sistema métrico se pueden emplear como equivalentes del barril americano, los de 100 dm , 3 netos, que en idéntica proporción darán 333 dm de mortero. Esta cantidad será suficiente 3 para colocar 1 m de piedra ordinaria o 750 ladrillos americanos (20.3 x 9.5 x 5.7 cm) con 2 juntas de 6 a 10 mm de grueso, o para cubrir 12 m de superficie con un espesor de 2.5 cm o 2 30 m con un espesor de 1 cm. Un barril de cemento natural y 2 barriles de cal, mezclados con ½ barril de agua, compondrán 3 230 dm de mortero, suficiente para 522 ladrillos ordinarios, con juntas de 6 a 10 mm, o para 3 0.75 m de mampostería ordinaria. Un barril de cemento Pórtland y 1.5 barriles de arena cubren 13 a 14 metros cuadrados de piso, con un espesor de 1 cm o 6.5 a 7 metros cuadrados con un espesor de 2 cm. Mezcla de mortero. El mortero se puede a mano o con mezcladores mecánicos, siendo preferible este último procedimiento cuando se trata de grandes cantidades. Cuando la mezcla se hace a mano, la operación se ejecuta sobre plataformas estancas, para evitar pérdidas de cemento. La plataforma debe estar bien limpia. Se mezcla en seco la arena y el cemento por pequeñas partidas en las proporciones debidas, y se agrega agua, removiendo la masa hasta que esté homogénea y deje limpio el azadón con que se hace la mezcla. El mortero no debe mojarse cuando haya empezado a fraguar. Fuerza de cohesión o de adherencia del cemento Pórtland, azufre y plomo a los pernos de anclaje. En un estrato de caliza firme, se hicieron catorce taladros, siete de un diámetro de 1 3/8 de pulgada (35 mm) y siete de 1 5/8 (41 mm) y todos ellos de 3.5 pies (1.07 m) de profundidad. Se prepararon siete pernos con tornillo y tuerca en un extremo y de ¾” (19 mm) y siete de 1” (25 mm). En el otro extremo todos los pernos eran rugosos en una longitud de 3.5 pies (1.07 m). Se anclaron cuatro con azufre, cuatro con plomo y seis con cemento puro, de modo que la mitad aproximada de cada tipo de tornillo se fijaron con cada uno de los tres materiales. Así quedaron hasta que trascurrieron dos semanas; entonces se tiró de los pernos con una palanca especial y se comprobaron los resultados siguientes: Azufre. Tres pernos de los cuatro salieron alcanzando su resistencia total, de 7300 y 14100 kg. Un perno de 1” falló, saliendo con 5400 kilogramos. Plomo. Tres pernos de cuatro desarrollaron su resistencia total, lo mismo que en el caso anterior. Uno de una pulgada, falló con 5900 kilogramos. Cemento. Cinco de los seis se rompieron sin salir. Uno de 1” empezó a ceder en el cemento al llegar a 11800 kilogramos, pero resistió la carga durante algunos segundos, antes de romperse. Aunque este experimento demostró la superioridad de cemento en cuanto a resistencia y facilidad de aplicación, no dio la resistencia por centímetro cuadrado. Para determinar este factor, se prepararon cuatro muestras de caliza de 18” de longitud, 10 de ancho y 12 espesor (45.7 x 25.4 x 30.5 cm) cada una; en dos de ellas, se hicieron perforaciones de 1 ¾ (44.5 mm) y de 2 ¾ (69.9 mm) en las otras dos. En todos los orificios se cementaron pernos de 1” (2.54 cm) en los orificios de menor diámetro y de 2” 85.08 cm) en los otros,; la mitad de los pernos eran lisos y la otra mitad roscados en la parte embutida en el cemento. Se dejaron transcurrir 13 días antes de terminar el experimento. Después se montaron en una máquina de ensayos tipo y se tiró de los pernos. El peno liso de 1” empezó a moverse a los 9100 kilogramos y el roscado a los 9500. El liso de 2” empezó a ceder a los 15400 kilogramos y el roscado a los TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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14500. La fuerza se aplicó muy lentamente en todos los casos. Entonces, se hizo marchar la bomba a mayor velocidad y los bloques con pernos de 2” se partieron a 30400 kilogramos con el perno liso y a 27700, con el perno roscado. De lo que antecede, se deduce que el cemento es más conveniente, resistente y fácil de aplicación que el plomo o el azufre y que su resistencia es de 28 a 35 kilogramos por centímetro cuadrado de superficie expuesta. También es un hecho comprobado que lejos de corroer el hierro, lo conserva. Sin embargo, el cemento tarda más en alcanzar su resistencia que el plomo o que el azufre. El material que se empleó en el experimento fue un cemento Pórtland inglés.

6. Hormigón Propiedades y empleos del hormigón.* Probablemente, no hay material que se adapte mejor a las fundaciones, pisos y pavimentos de los sótanos, etc., que el hormigón (o concreto) y, para ciertas clases de edificaciones, se aplica con ventaja a muros, pisos y apoyos interiores. Existen hoy, en todo el mundo, miles de edificaciones, cuyas estructuras están totalmente construidas de hormigón armado, y el empleo del hormigón de cemento Pórtland, en una gran variedad de usos, se ha extendido rápidamente a causa de su bajo costo y a que se han ido conociendo sus ventajas y propiedades. Se puede considerar el hormigón como una piedra artificial, hecha con cemento, agua y lo que se llama un agregado, que suele ser arena y pequeñas y grandes partículas, o cribado y grava o piedra machacada. Cuando se hace con buen cemento Pórtland, en proporciones convenientes, llega a ser tan duro y resistente que cuando se le rompe, la línea de fractura suele pasar a través de partículas de piedra, lo que demuestra que la adhesión del cemento a la piedra es mayor que la fuerza de cohesión de esta última. Agregados.*** Se debe tener especial cuidado en la elección de agregados para mortero y hormigón y hacer ensayos cuidadosos para determinar sus cualidades y la calidad necesaria para conseguir su compacidad máxima. Un coeficiente conveniente de la compacidad es la relación entre la suma de volúmenes de los materiales que entran en un volumen de hormigón y este volumen total. 1. Agregados finos. Suelen ser de arena, piedra triturada o grava cribada, clasificados desde finos hasta gruesos y que pase, en estado seco, por una criba de 6.4 mm (1/4”) de diámetro en los orificios; es preferible que el material sea silíceo y debe estar limpio, sin polvo, cieno, partículas blandas, tierra vegetal, material orgánica ni otras materias perjudiciales, y que no pase más del 30% por un tamiz de 50 mallas por pulgada lineal. Entre estos límites para el agregado fino, podría clasificarse bien desde el fino hasta el grueso. Los agregados finos se deben ensayar siempre. En las grandes obras, se puede ensayar la calidad de las arenas por tamaños, con tamiz; por cieno, por decantación y por materia orgánica, con el ensayo calorimétrico. Los agregados finos tienen que ser de tal calidad que el mortero compuesto de una parte de cemento Pórtland y tres partes en peso de agregado fino, preparado en briquetas, tenga una resistencia a la tracción o compresión igual por lo menos a la del mortero de 1:3 de la misma consistencia, hecho con el mismo cemento y arena tipo Ottawa. Esta arena es la arena natural de Ottawa, I11., pasada por una criba de 20 mallas y retenida en una de 30 por pulgada lineal. Esta arena la prepara y proporciona la Ottawa Silica Company de Ottawa I11., bajo la dirección del Special Committee on Uniform Tests of Cement de la American Society of Civil Engineers. Si el agregado no fuese de buena calidad, se debe aumentar en el mortero la proporción de cemento para conseguir la resistencia debida. Si la resistencia desarrollada por el agregado en el mortero 1:3 fuera menor del 70% de la del mortero con arena Ottawa, se debe rechazar el material. Con el objeto de evitar el desprendimiento de cualquier revestimiento sobre los granos (lo cual puede afectar a su resistencia) las arenas de los bancos no deben secarse antes de utilizarlas para hacer le mortero, sino que deben contener la humedad natural. La proporción de humedad se puede determinar por desecación y peso de una muestra. Los morteros con arenas naturales y artificiales necesitan del 10 al 40% más de agua que los hechos con arena Ottawa tipo, para que produzca la misma consistencia. 2. Agregados gruesos. Estos agregados se componen de piedra triturada o grava, retenida en una criba con orificios de 6.4 mm de diámetro y clasificada desde las partículas más pequeñas hasta las mayores; deben ser limpios, duros, insolubles, resistentes a la acción


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del tiempo y sin materias perjudiciales. Los agregados que contienen polvo y partículas alargadas, planas o blandas no deben emplearse en obras importantes. Cualquier clase de piedra es a propósito para agregados gruesos, siempre que tenga tal resistencia que la del hormigón no quede limitada por la de la piedra. Mayor resistencia que este mínimo proporciona poca ventaja. Las piedras que más se emplean son el granito, la piedra volcánica y la caliza. Los esquistos, pizarras y areniscas de resistencia deficiente se deben ensayar antes de emplearlos. La grava tal como sale del pedregal o cantera es, generalmente, un buen agregado, pero la proporción de las partículas pequeñas a las grandes puede variar y por ello debe tamizarse y volverse a mezclar en las proporciones necesarias. El tamaño máximo de los agregados gruesos lo determina el carácter de la construcción. Para hormigón armado y pequeños volúmenes de hormigón sin armar, el agregado tiene que ser lo bastante fino para producir con el mortero un hormigón homogéneo y de consistencia viscosa que pase fácilmente entre la armadura y la envuelva bien, llenando por todas partes los encofrados. Para hormigón ordinario en grandes masas, hay que emplear agregado grueso de mayor tamaño, aunque teniendo presente que el riesgo de separación entre mortero y agregado aumenta con el tamaño de este último. La aplicación que se haya de dar al hormigón determina el tamaño máximo del agregado grueso. Si se emplea la construcción de hormigón en masa, como en los grandes muros, el tamaño máximo a 2.5 cm, o menos, para obras de hormigón armado y muros de poco grueso. Los tamaños máximos de agregado grueso para hormigón ordinario o en masa que han dado mejores resultados en la práctica son: para fundaciones, 64 cm; para estribos y pilares, 5.1 cm; para el cuerpo de los arcos, 3.2 cm; y para albardillas, muros delgados, etc., 25 cm. Tamaño de los agregados. La junta del American Concrete Institute, en su reglamentación de 1928, recomienda que el tamaño de los agregados no deba ser mayor que un quinto de las dimensiones más estrechas de los encofrados para la pieza en que se ha de emplear el hormigón, ni mayor de tres cuartos del espacio mínimo comprendido entre las varillas de la armadura. La mayoría de los reglamentos de construcción limitan el tamaño del agregado grueso para el hormigón armado a 3.2 cm, y a 5 cm para el hormigón en masa sin armadura. Algunos reglamentos permiten piedras mucho mayores para el hormigón de rió, pero especifican que debe haber por lo menos 15 cm de mortero entre cada dos piedras o entre una piedra y el encofrado. El hormigón de ripios se permite solamente para hormigón en masa sin armadura y no se debe usar para los resaltos de los cimientos. Cenizas o caronilla. El hormigón de cenizas o carbonilla se usa bastante en algunas regiones para pisos reforzados y losetas de cubiertas, en luces pequeñas y para obras incombustibles. No es adecuado para muros, columnas, vigas u otras estructuras. Las cenizas tienen que ser duras, bien quemadas, vítreas y limpias en lo posible de sulfuros, cenizas finas, carbón de coque sin quemar y materias extrañas. El azufre en cualquier forma corroe y destruye el metal de las armaduras. Las cenizas de antracita son preferibles a las de carbones grasos, porque estas últimas suelen contener estos sulfuros perjudiciales. Mixturas. A veces, se agregan al hormigón ciertas substancias, con el objeto de acelerar su fraguado, facilitar su trabajo, aumentar su impermeabilidad, endurecer su superficie o hacerle adquirir otras propiedades. Algunas de estas substancias están patentadas y se desconoce su composición. Debe prescindirse de tales patentes y emplear solamente compuestos químicos normales, de los cuales se conozca su efecto sobre el hormigón por la experiencia o por ensayos. El cloruro cálcico, la cal hidratada y el caolín son los productos químicos de uso más frecuente. El cloruro cálcico acelera el fraguado del hormigón y endurece su superficie, y la cal hidratada y el caolín hacen que el hormigón se trabaje con más facilidad, reduciendo algo las condiciones requeridas para el agua de la mezcla. No se deben usar proporciones mayores del 3% de cloruro cálcico comercial, 8% de cal hidratada u 8% de caolín, entendiéndose que estas proporciones son con relación al peso del cemento. Si estos productos se usan en mayores proporciones, pueden reducir la resistencia del cemento. Han salido al mercado algunos compuestos integralmente impermeables y han dado buen resultado los revestimientos con mortero de cemento impermeable, cuando se han aplicado como un procedimiento para impermeabilizar superficies; sin embargo, son de poca eficacia para evitar el paso del agua a través de grietas, juntas o bolsas en grandes masas de hormigón. En general, es mejor solución para las construcciones de hormigón armado aumentar la proporción de cemento y no depender de productos químicos para incrementar su dureza o facilidad de trabajo, y prestar gran atención a las proporciones, mezcla y colado u hormigonado del hormigón, no confiando en la adición de compuestos para hacerlo impermeable. * TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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Agua para la mezcla de hormigón. El agua para la mezcla del hormigón debe estar exenta de aceites, ácidos, álcalis, materia orgánica y sal. Preparación y colada de hormigón Proporciones. ** Los materiales que se emplean en el hormigón se deben seleccionar cuidadosamente, ser de calidad uniforme y proporcionada para obtener una mezcla económica que se trabaje fácilmente y se acerque lo más posible a una densidad máxima. Unidad de medida. La unidad de medida debe ser el metro cúbico, 30 sacos de cemento de 3 50 kg, neto, se consideran equivalentes a 1 m . La medida de los agregados finos y gruesos debe ser en volumen del material a granel, es decir, suelto. El agua se mide en litros. Proporciones de cemento, arena y agregado. Se han recomendado muchos procedimientos para determinar las proporciones de los componentes del hormigón y este punto sigue siendo objeto de estudio. El más usado es el que recibe el nombre de proporciones arbitrarias, en el cual , el cemento, arena y agregados gruesos entran cada uno en determinadas proporciones de volumen, sin hacer referencia a las características de los agregados ni a la cantidad de agua empleada para la mezcla o ya contenida en dichos agregados. Así, una proporción en volumen de 1:2:4,o una parte de cemento, dos de arena y cuatro de agregado grueso, se considera que puede producir un hormigón de una resistencia a la rotura por compresión de 2 140 kg/cm en 28 días. Si bien es verdad que se han conseguido hormigones de condiciones satisfactorias con dichas proporciones, la resistencia apropiada se ha obtenido en la mayoría de los casos por un factor amplio de seguridad y no por una determinación científica. La facilidad para trabajar el hormigón y la fluidez necesaria se consiguen agregando agua, según el criterio del encargado de la obra o del constructor, sin considerar su influencia sobre la resistencia del hormigón. Aunque es evidente que el procedimiento no es ni exacto ni económico, es aún de uso muy extendido, a causa de su sencillez. Proporciones de cemento y agua. Es bien sabido que el cemento y el agua son los dos elementos de acción química activa en el hormigón. Por la combinación de ambos elementos, se forma una pasta que recubre y rodea las partículas inertes de los agregados, y que después de endurecida aglomera la masa total. Según esto, la resistencia de la mezcla depende directamente de la de la pasta, y si hubiese en ella un exceso de agua, la pasta sería fluida y acuosa, con perjuicio para su resistencia. La cantidad real de agua necesaria para hidratar completamente el cemento es muy pequeña, comparada con la que se necesita para la consistencia plástica conveniente para poder trabajar la mezcla con cierta facilidad. Estas consideraciones han inspirado la reciente teoría de la relación entre el cemento y el agua, adoptada, después de numerosos ensayos, por el Concrete Institute y por los reglamentos revisados de construcción de varias ciudades. Esta teoría se funda en el principio de que, para determinados materiales y condiciones, la resistencia del hormigón depende únicamente de la cantidad de agua de la mezcla en proporción a la de cemento, con tal que la masa tenga una plasticidad conveniente para trabajarla. El procedimiento de proporciones arbitrarias considera el hormigón como una masa de agregados, cuyos intersticios se rellenan con un mortero compuesto de arena y cemento y en que los intersticios se rellenan con un mortero compuesto de arena y cemento y en que los intersticios de la arena se rellenan, a su vez, con cemento. La teoría de la relación entre el cemento y el agua, en cambio, se basa en que el hormigón es una masa de pasta de cemento y agua, en proporciones determinadas y que los agregados están embebidos en la pasta. Si se mezcla con la pasta una pequeña cantidad de agregados, el hormigón será fluido; si se sigue adicionando agregados, el hormigón se irá haciendo más pastoso cada vez y llegará un momento en que con más agregados adquirirá consistencia. La resistencia del hormigón permanece constantemente para una determinada relación entre el agua y el cemento, con independencia de la cantidad de agregado, como se ha demostrado por muchas series de ensayos. La cantidad de agregado varía con la consistencia, o mayor o menor facilidad para trabajarlo que se quiera dar al hormigón. Para grandes masas y poco armado, el hormigón debe ser más seco y consistente que cuando se trata de muros delgados o vigas con un sistema complejo de armadura, siendo la relación entre el agua y el cemento y por lo tanto la resistencia, la misma en ambos casos. La cantidad de agregado que se debe mezclar a la pasta de cemento, con una relación determinada de agua y cemento, depende también de los gruesos de la arena y agregado y de la relación entre dichos elementos. Teniendo en cuenta que el cemento es más caro que los agregados, el hormigón más económico es aquel que contenga la mayor proporción de agregado con relación a la pasta de cemento, compatible con la plasticidad necesaria para que se pueda trabajar fácilmente. Para conseguir esto, tanto la arena como el agregado grueso TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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deben ser bien clasificados de finos y gruesos, estudiando cuidadosamente la proporción entre ambos componentes. El exceso de arena resuelta caro y es causa de contracciones y si el agregado grueso está en grandes proporciones, el cemento que resulta es tosco, con cavidades y difícil de trabajar. Se ha deducido de numerosos ensayos que una proporción conveniente de arena es la de un tercio a un medio, con relación al volumen total del agregado. En buena economía, se debe emplear tan poca arena como dé una mezcla manipulable y el agregado debe ser todo lo grueso que lo permitan el carácter de la obra y los espacios entre el armado. Conocidas todas estas circunstancias, se pueden hacer diversas mezclas de ensayo de hormigón con una determinada relación de agua y cemento y con diferentes proporciones de agregados apropiados, grueso y fino, que se puedan adquirir económicamente, variando las mezclas hasta obtener buena consistencia para su trabajo y la separación mínima del agregado, durante y después de la colada, dentro de un costo razonable. Los ensayos resultan más útiles empezando con la proporción máxima de agregado grueso y agregando arena hasta que la mezcla dé la consistencia homogénea conveniente para su trabajo. Si la mezcla resultase demasiado seca, no se debe agregar agua, sino reducir la proporción de agregado. Al fijar la relación entre agua y cemento, se debe tener en cuenta la cantidad de agua libre que se mantiene sobre el agregado o la que absorbe éste antes de hacer la mezcla, porque dicha cantidad de agua es, a veces, considerable. The Pórtland Cement Association, publica las siguientes tablas de agua libre y absorbida contendidas por agregados de calidad media. Tabla III. Absorción de agua por los agregados Por ciento, Material en peso Arena de calidad media 1.00 Guijo y piedra machacada 1.00 Roca basáltica y granito 0.50 Arenisca porosa 7.00

Tabla IV. Agua libre que llevan los agregados Material Litros por metro cúbico Arena muy mojada 100 a 134 Arena algo mojada 67 Arena húmeda 33 Grava y roca machacada húmedas 33

La cantidad de agua absorbida o libre que lleven los agregados, hay que deducirla de la cantidad que se haya fijado, de acuerdo con la relación elegida entre agua y cemento. Las siguientes cifras y tablas se basan en un gran número de ensayos y experimentos relativos al procedimiento de la relación entre cemento y agua para sus proporciones en el hormigón. Efecto de la proporción de agua sobre la resistencia del hormigón. La figura 152* es un gráfico de la relación entre la proporción de agua y la resistencia del hormigón a la compresión a los 28 días, para mezclas y consistencias muy variadas, y acusa una disminución muy pronuncia en la resistencia del hormigón a medida que crece la proporción de agua. La curva A se refiere a mezclas hechas en el 2 laboratorio, y la B, con 35 Kg/cm menos aproximadamente, se refiere a las resistencias presumibles en la obra. El American Concrete Institute publicó en 1925 una tabla de relaciones entre agua y cemento para la resistencia a la rotura del hormigón e hizo las recomendaciones que siguen en su Standard Building Regulations (tabla V). “El agua y humedad contenidas en los agregados hay que incluirla en la determinación de la relación entre agua y cemento”. “Todos los proyectos y planos sometidos a aprobación llevará la indicación de la resistencia del hormigón que ha de emplearse y la relación entre agua y cemento necesaria para conseguir TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


dicha resistencia, de acuerdo con la tabla siguiente. Se indicará bien claramente que en dicha cantidad de agua se incluye la que contienen los agregados”. Proporciones y consistencia del hormigón. Las proporciones y agregados al cemento, para el hormigón de cualquier relación entre agua y cemento, serán tales que lo que resulte se pueda trabajar fácilmente en todos los rincones y ángulos del encofrado y alrededor del armado sin removido excesivo y sin permitir que se acumule agua en al superficie. Los agregados combinados deben tener composición y tamaños tales que cuando se pasen por el tamiz tipo N° 4 el peso retenido en él no sea menor que la mitad ni mayor que los dos tercios del total; la proporción de agregados gruesos no debe ser tan elevada que produzca desigualdades en el colado ni una estructura tosca. Al desencofrar, deben quedar lisos y sin defectos todos los paramentos y esquinas de las piezas. Tabla V. Proporciones de agua en el cemento Relación entre agua y Resistencia de rotura prevista cemento. Litros de agua en el proyecto, kilogramos por por saco de cemento de centímetro cuadrado 50 kg

100 125 150 175 200

37.3 34.2 31.3 29 25

Resistencia a la compresión. Las leyes y reglamentos de la mayoría de las ciudades norteamericanas limitan el esfuerzo admisible de trabajo a la compresión para el hormigón a 35 kg por centímetro cuadrado para la compresión directa, y a 46 kg para la compresión debida a la flexión. Resulta, por tanto, despilfarrador de cemento y agregados intentar hacer un hormigón con una resistencia a la rotura de más de 150 kg por centímetro cuadrado, la cual da un coeficiente de seguridad que llena todos los requisitos. El reglamento de México dice: El concreto (hormigón) usual deberá tener una cantidad no menor de una parte de cemento Pórtland por siete partes de agregados, medidos cada uno por separado, y no ser mezclado con más de 31 1 de agua por saco de 50 kg de cemento. La fatiga máxima de ruptura a los 28 días, que puede suponerse en los cálculos a este concreto, 2 es de 125 kg/cm . Se puede admitir una fatiga mayor con aprobación de la Dirección General de Obras Públicas previas pruebas que se hagan con intervención del Laboratorio de la misma Dirección. Mezcla del hormigón. El procedimiento más conveniente para hacer la mezcla, aunque se trate de obras de poca importancia, es el de la mezcladora u hormigonera mecánica, que consiste en un tambor rotativo de paletas en su interior para agitar y mezclar entre sí el cemento, el agua y los agregados. El tambor se mueve con energía mecánica y gira con una velocidad periférica de 60 m por minuto, aproximadamente; una velocidad mayor produciría una mezcla defectuosa. Si hubiese que hacer la mezcla a mano, lo mejor sería empezar por hacer la mezcla de cemento seco y arena en una caja o artesa estanca de metal o madera, moviendo la masa con pala o azadón hasta que tome un color uniforme. Entonces se adicionan el agregado grueso y el agua y se sigue moviendo la masa, hasta que queda homogénea y de color uniforme. Las mezcladoras mecánicas se fabrican de varios tamaños y pueden ser del tipo continuo o intermitente. La mezcladora intermitente, en la que se mezcla y descarga en cada operación cierta cantidad de mezcla, se considera más eficaz que la mezcladora continua, en la que se cargan los materiales y se descarga el hormigón acabado de una manera continua. Un minuto suele bastar para terminar cada operación en la primera, pero este período se considera como un mínimo absoluto, puesto que la resistencia, impermeabilidad y dureza se aumentan mezclando durante dos minutos o más. Se deben medir cuidadosamente el cemento. Agua y agregados antes de hacer la mezcla. Generalmente, se miden estos elementos por volumen; 30 sacos de cemento de 50 kg netos se consideran como un metro cúbico y un metro cúbico de agua se admite que pesa 1.00 kg. Se debe procurar mantener las mismas proporciones de ingredientes en las mezclas sucesivas con la misma proporción de agua, de modo que no sufran variaciones la resistencia y manejo del hormigón.


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Transporte del hormigón. El hormigón se debe transportar desde el mezclador a su destino lo más rápidamente posible, procurando una separación mínima entre sus componentes. En obras poco importantes, se transporta el hormigón en carretillas, pero en construcciones de alguna envergadura, se emplean torres y elevadores que levantan el hormigón en cangilones hasta el nivel apropiado para su distribución. Desde este nivel, se leva el hormigón a los encofrados por medio de artesas de hierro, canales o carretillas de acero de dos ruedas. Si se emplean canales, éstos se suspenden, con la pendiente adecuada, de cables que van desde la torre del elevador a una o más torres secundarias, o pueden hacerse oscilar en la dirección deseada por medio de pescantes soportados por la torre. Si se emplean carretillas de acero, pueden ser llenadas en la hormigonera y elevadas por el elevador o cargadas de los cangilones en la parte superior de éste. En ambos casos se ruedan a mano las carretillas sobre rodadas desde el elevador al encofrado. La torre del elevador se instala, generalmente, en las proximidades de la hormigonera. El número y disposición de los mezcladores, torres, etc., depende de las condiciones de cada obra. El transporte con carretillas se considera más 3 económico para obras de un volumen menor de 1500 m , y los canales, llamados también transportadores por gravedad, para edificaciones de más importancia. Procedimientos de colada para el hormigón. Los encofrados se deben limpiar perfectamente de astillas y virutas y a veces se mojan o aceitan un momento antes de llenarlos. El hormigón no se debe verter desde una altura tal que produzca la separación o segregación de sus componentes. En las grandes superficies horizontales, tales como las placas de piso, el hormigón se coloca en tongadas horizontales del mismo espesor en toda la superficie. Las vigas se cuelan por capas horizontales y las columnas se llenan en una sola operación hasta la parte inferior de las vigas o en los encajes de las placas. La armadura debe quedar completamente embebida en el hormigón y los encofrados hay que llenarlos en todos sus rincones, vértices y aristas, de modo que no queden bolsas de aire ni irregularidades. A veces, es necesario agitar o apisonar durante la colada. Toda lechada* se debe quitar. La obra de la jornada se debe parar en puntos predeterminados, de tal modo que las juntas de la construcción queden formando planos horizontales o verticales definidos en posiciones favorables. Dichas juntas deben ser horizontales y niveladas para los muros; en las vigas, verticales y situadas en los ejes de ellas y de las losas en que el esfuerzo cortante es mínimo. Antes de volver a empezar de nuevo el trabajo, hay que formar rugosidades limpiar de lechada todas las superficies, remojarlas con agua y revestirlas con cemento puro. “Mezcla y colada del hormigón durante las heladas. Nunca se debe mezclar ni colar el hormigón a la temperatura del hielo, a menos que se tomen precauciones especiales para evitar el empleo de materiales que estén cubiertos con cristales de hielo o escarcha y para impedir que se hiele el hormigón después de la colada y antes de su endurecimiento. Teniendo en cuenta que el agregado grueso forma la mayor parte del hormigón, es muy importante calentar este material hasta una temperatura muy superior al punto de congelación del agua”. El Joint Committee on Concrete informa que las reacciones químicas que se producen en el fraguado del hormigón se retardan o detienen en tiempo frío y que la temperatura del mismo se debe mantener a 10 °C. Como mínimo, durante no menos de 72 horas después de la colada. En invierno, es necesario calentar el agua y agregados antes de hacer la mezcla y mantener la temperatura conveniente en el hormigón después de su colado. El mejor procedimiento consiste en emplear corrientes de vapor de agua, conducidas a través de tubos a los tanques o barriles de agua y a las pilas de agregados. También se pueden hacer hogueras con leña, por las que se hacen pasar los tubos de conducción de agua, y los agregados pueden apilarse sobre tubos de saneamiento o planchas de metal, colocados a su vez sobre hogueras. Para proteger el hormigón recién colocado, se emplean cortinas de dril colgadas de las vigas exteriores y rodeando completamente las partes del edificio recientemente coladas; la calefacción se consigue con salamandras distribuidas por los pisos y próximas a la columnas exteriores. Al hormigón fresco que no esté protegido por bancos de tierra u obras de encofrado, hay que protegerlo con lonas, papel alquitranado o paja al final de cada jornada. “Mampostería de hormigón. Cuando el hormigón ha de ser colado en trabajos en masa, se pueden mejorar el valor de éstos y ejecutarlos más económicamente, empleando piedras limpias completamente embebidas en el hormigón y colocadas tan juntas como sea posible, cuando aun estén recubiertas por él”.


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“Colada del hormigón bajo agua. En esta operación es esencial mantener tranquila el agua en el sitio de colada. Un buen procedimiento consiste en el empleo de tolvas, ** convenientemente construidas y manejadas. El agregado grueso tiene que ser menor que el que se emplea ordinariamente y nunca mayor de 2.5 cm de diámetro. La grava facilita la mezcla y contribuye al flujo de cemento a través de las tolvas. La boca de la tolva debe quedar enterrada ene le hormigón, de modo que siempre quede cerrada completamente e impida que entre en ella el agua que la rodea y de modo que se descargue el cemento sin que entre en contacto con el agua. La tolva debe quedar suspendida de tal modo que pueda bajarse rápidamente en caso de necesidad, para desatorarla o evitar un flujo o derrame de materiales demasiado rápido; el flujo o salida lateral no debe ser superior a 4.5 m. La corriente de materiales debe ser continua, para poder conseguir una masa monolítica y evitar la formación de lechada en el interior. En las grandes estructuras, hay que dividir la masa de hormigón en varios compartimentos y llenar uno cada vez. De esta manera se puede llegar a tan buenos resultados bajo el agua como el aire libre.” Tratamiento para el curado del hormigón. En el proceso de endurecimiento de la masa, algunas de las reacciones químicas se verifican con mucha lentitud. Dichas reacciones necesitan agua y si ésta se evapora en los primeros días del fraguado, resultará un hormigón con menos resistencia que si hubiese tenido la cantidad de agua necesaria, y, por lo tanto, es indispensable mantener el hormigón con la humedad adecuada hasta, por lo menos, diez días después de la colada. Los pisos se deben cubrir con arpillera, arena o tierra, para evitar la evaporación, y las vigas, columnas y muros hay que rociarlos con agua desde el momento en que se retiren los encofrados. Este tratamiento es indispensable, muy especialmente, en la construcción de edificios, cuando sus partes sean relativamente delgadas y estén expuestas a corrientes de aire por todos lados y las superficies de muros y pisos sean extensas y de poco espesor. En las construcciones pesadas de características voluminosas, como presas, pilares y embalses, la humedad se evapora con mucha mayor lentitud. Contracción del hormigón y cambios de temperatura. La contracción debida al endurecimiento y cambios de temperatura produce grietas cuyas dimensiones dependen de las de la masa. Los esfuerzos que de ello resultan tienen mucha importancia en las construcciones monolíticas y deben tenerse muy en cuenta por el proyectista, aunque no se pueden contrarrestar por completo, pero sí disminuirse sus efectos. Las grandes grietas causadas por un endurecimiento rápido o grandes diferencia de temperatura se pueden dividir, dentro de ciertos límites, en pequeñas grietas, colocando armaduras en el hormigón; en las grandes longitudes continuas de hormigón es mejor disponer juntas de contracción, si hay poco o ningún perjuicio por ello. El refuerzo de armadura ayuda y permite que el espacio entre juntas de contracción sea mayor que cuando no hay armado. Las masas pequeñas o cuerpos de poco espesor de hormigón no se deben unir a masas mayores o de mayor espesor son tomar disposiciones para la contracción en tales puntos. Son muy convenientes curvas de enlace semejante a las que se usan para la fundición de metales, pero de mayores dimensiones, para ir reduciendo gradualmente desde el cuerpo más grueso hasta el más delgado. Las grietas por contracciones pueden igualmente producirse en los puntos en que se juntan cemento nuevo con cemento fraguado y, por lo tanto, al colar el hormigón, deben hacerse juntas de construcción siguiendo líneas horizontales y verticales y, a ser posible, en los puntos en que estarían si la construcción fuese de sillería. Las losas de cubierta, muros de antepechos y muros exteriores deben armarse especialmente contra los cambios de temperatura. Efecto del calor en el hormigón incombustible. Actualmente se han limitado los ensayos al fuego del hormigón y del hormigón armado porque la experiencia y los ensayos que se hicieron al principio demuestran que el hormigón es incombustible, a causa de que es mal conductor del calor y, por tanto, puede emplearse como seguridad contra incendios. La deshidratación del hormigón empieza, probablemente, a unos 260°C y se termina alrededor de 480°C, pero la experiencia enseña que la volatilización del agua absorbe calor de la masa que la rodea, lo que, junto con la resistencia de las celdillas de aire, tiende a aumentar la resistencia al calor del hormigón y el proceso de deshidratación se hace mucho más lento. El hormigón que realmente es afectado por el fuego se mantiene en posición y protege al que recubre. Varios ensayos demuestran que una temperatura de 870 °C en los paramentos del hormigón se reduce a 260 °C a 5 cm de la superficie, dentro de las 2 a 4 horas. El agregado de caliza resiste las temperaturas excesivas mejor que el granito, las rocas volcánicas, la arenisca o el cuarzo. El espesor de la capa protectora necesaria depende de la duración probable de un incendio que pueda producirse en las estructura, y su cálculo ha de basarse en el coeficiente TEMA: CIMENTACIONES REFER: MANUAL DEL ARQUITECTO Y DEL CONSTRUCTOR – KIDDER - PARKER – UTEHA

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de conductibilidad del calor. El problema de la conductibilidad del hormigón requiere un estudio e investigación previos, antes de concretar un coeficiente definido para las diversas clases de hormigón. Sin embargo, en condiciones ordinarias, se recomienda que el metal de las vigas maestras o carrera y columnas se proteja con un espesor mínimo de 5 cm de hormigón; el de las vigas corrientes, con 3.8 cm; y el de las losas o placas de piso, con 2.5 cm. Se recomienda también que en las columnas monolíticas de hormigón, se considere éste como cubierta protectora hasta una profundidad de 3.8 cm y no se incluya en la sección eficaz. Las aristas de columnas, carreras y vigas se deben biselar o redondear, porque el fuego afecta más las esquinas vivas que las redondeadas. Hormigón impermeable. “Se recomienda muchos procedimientos para hacer el hormigón impermeable al agua en condiciones normales y también en ciertas condiciones de presión a que tiene que estar sometido en presas, embalses y conducciones de varias clases. Sin embargo, la experiencia enseña que si el hormigón tiene las proporcione debidas para obtener la densidad máxima posible con una baja relación entre agua y cemento y está bien curado, la obra que resulta es impermeable con presiones moderadas. Un hormigón de consistencia tosca es más o menos permeable y se usan compuestos de varias clases que se mezclan con el hormigón o se aplican a su superficie para hacerlo impermeable. Muchos de estos compuestos son eficaces solamente durante cierto tiempo y pierden con él su propiedad de impermeabilizar el hormigón. En el caso de pasos subterráneos, muros de contención de gran longitud y depósitos, siempre que el hormigón sea por sí mismo impermeable, se pueden reducir las grietas por medio de un armado horizontal y vertical debidamente proporcionado y situado, porque las pequeñas grietas que pueden producirse se rellenan bien pronto por sí misma s con limo. Los preparados de alquitrán de hulla suelen aplicarse en forma de mastique o como recubrimiento de fieltros y paños, se usan para la impermeabilización y resisten a la acción de líquidos y gases. Para muros de contención y otros análogos, en contacto directo con la tierra, la aplicación de una o dos capas de brea de alquitrán de hulla caliente a la total superficie seca del hormigón, constituye un procedimiento para evitar la penetración de la humedad del suelo.” Acabado de la superficie del hormigón. “La construcción de hormigón tiene sus características propias y no se debe emplear para hacer una imitación de otros materiales de construcción. Uno de los problemas que se presentan en la construcción de hormigón es el aspecto que se ha de dar a las superficies de sus paramentos. Se debe determinar de antemano y antes del colado del hormigón, cómo han de acabarse dichas superficies, y debe conducirse el trabajo de modo que sea posible el acabado que se proyecta. En muchas formad de construcción, se puede dejar la superficie en su estado natural, pero muchas veces, las huellas de las maderas t las planchas sobre las superficie resultan desagradables a la vista, pro lo que se hace necesario algún tratamiento especial. Este tratamiento suele consistir en frotar la superficie mientras está fresca, o en rasparla con carborundum o herramientas después de su endurecimiento; esta operación hace desaparecer la película de mortero y deja visibles los agregados; suele practicarse para hacer desaparecer las huellas de los encofrados, romper la monotonía de la superficie y darle una apariencia más agradable. El revoco suele ser mala solución, aunque esté bien hecho, porque la acción del hielo o de los cambio de temperatura le agrieta y descascarilla”. Cantidades de materiales necesarias por metro cúbico de mortero de cemento. 3

Un barril tipo de cemento pesa 160 kg y tiene una capacidad aproximada de 100 dm . Se ha visto, por la experiencia, que 1750 kg de cemento producen un metro cúbico de masa de 3 consistencia normal para el trabajo. Un terncio de metro cúbico o 581 kg de masa y 1 m de arena ordinaria de construcción dan un metro cúbico de buen mortero de cemento 1:3. Según esto, 3.65 barriles de cemento serán suficientes para hacer un metro cúbico de mortero 1:3. Se ha visto que si se mezcla cemento con arena, en la proporción de 1:3, el volumen de la mezcla no aumenta con relación al de la arena. Si se substituye 10% de cemento, en volumen por cal hidratada, como suele hacerse con frecuencia, para hacer que le mortero sea más fácil de trabajar, las cantidades necesarias para un metro cúbico de mortero 1:3 serán las que siguen, a base de sacos de cal, que pesen 25 kg.


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Arena Metros Kilogramos Sacos cúbicos 90 10 1:3 24 0.95 523 1.00 La cantidad de mortero necesaria para fábrica corriente de ladrillos varía con el espesor del muro y el ancho de las juntas con mortero. Las cantidades de la pequeña tolerancia pro desperdicio: Tabla VI. Mortero necesario para colocar 1000 ladrillos Cemento %

Cal %

Cal

303

Proporción de arena

Cemento Kilogramos

Ancho del mortero en las juntas en centímetros Cantidades de mortero, decímetros cúbicos

0.3

0.6

1

1.25

1.6

2

127

255

382

509

637

764

Cantidades de material necesarias por metro cúbico de hormigón. Aunque el procedimiento de la relación de agua a cemento se va generalizando, en vez del procedimiento de la relación de agua a cemento se va generalizando, en vez del procedimiento empírico, este último aun se emplea bastante en muchos reglamentos de construcción y oficinas de arquitectos y, por lo tanto, daremos detalles de los dos. 1. Cantidades empíricas. Las proporciones usuales específicas, que dependen de la aplicación que se ha de dar al hormigón, son: 1:1.5:3; 1:2:4; 1:2.5:5; y 1:3:6, en las que la primera cifra se refiere a la parte, en volumen, de cemento, la segunda representa la arena o agregados finos y la última es la proporción de piedra machacada o agregados gruesos. La cantidad de decímetros cúbicos de cemento para un metro cúbico de hormigón se determina por la fórmula: 1334 Cemento  csg en que: c = número de partes de cemento; s = número de partes de agregado fino; g = número de partes de agregado grueso, y 1334 = número determinado por la experiencia. Determinada, de este modo, la cantidad de cemento, se pueden calcular fácilmente la cantidad de agregados, fina y gruesa, con arreglo a sus proporciones en volumen. Las relaciones de la mezcla antes mencionadas darán los siguientes volúmenes de cemento y agregados para un metro cúbico de hormigón: Mezcla 1 : 2 : 4

1334  191 dm 3 ; arena o agregado fino 382 dm 3 ; grava o agregado grueso 764 dm 3 1 2  4 Mezcla 1 : 3 : 6 1334 Cemento   133 dm 3 ; arena 399 dm 3 ; grava 798 dm 3 1 3  6 Mezcla 1 : 2.5 : 5 1334 Cemento   157 dm 3 ; arena 393 dm 3 ; grava 785 dm 3 1  2.5  5 Mezcla 1 : 1.5 : 3 1334 Cemento   242 dm 3 ; arena 363 dm 3 ; grava 726 dm 3 1  1.5  3 Estos cálculos están hechos en las condiciones de un laboratorio y son exactos. Sin embargo, en la práctica, hay ciertas pérdidas de material por mermas y otras causas y los constructores tienen en cuenta cierto margen de tolerancia, cuando calculan los ingredientes necesarios para hacer un metro cúbico de hormigón de las proporciones determinadas. Con este objeto, se suele poner en todas las mezclas una proporción de un metro cúbico de agregado grueso y medio metro cúbico de agregado fino, variado solamente la proporción de cemento en las distintas relaciones. Mr. Allen, de Aberthaw Construction °C de Boston, establece que: “Cuando se estiman las cantidades, no se llenarán las condiciones de seguridad, si se Cemento 


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disminuyen las siguientes proporciones de cemento para mezclas de las siguientes relaciones”. 3 1:1.5:3 267 dm de cemento por metro cúbico 3 1:2:4 221 dm de cemento por metro cúbico 3 1:2.5:5 187 dm de cemento por metro cúbico 3 1:3:6 160 dm de cemento por metro cúbico 2. Relación de agua a cemento. En este procedimiento, la cantidad de cada material que entra en la mezcla, incluyendo el agua, se determina paro ensayos experimentales de muestras, o se toma de las tabls publicadas por Joint Committee on Standard Specifications for Concrete an reinforced Concret. El volumen del hormigón, mientras está en estado plástico, es igual a la suma de los volúmenes absolutos del cemento, los agregados y el agua. Los volúmenes se calculas del modo siguiente, teniendo en cuenta los pesos y densidades de los materiales.

Volumen absoluto 

peso densidad

Supongamos que la mezcla ha de consistir en un saco de cemento de 50 kg, 66 decímetros cúbicos de agregado fino y 123 decímetros cúbicos de agregado grueso, mezclado todo ello con 25 litros de agua por saco de cemento. Se pueden tomar para os pesos, además del saco 3 de cemento que pesa 50 kg y equivale a un volumen de 33 dm , que el agregado fino pesa 1.8 kg por decímetro cúbico, el agregado grueso, 1.6 kg por decímetro cúbico, y el agua, 1 kg por decímetro cúbico. La densidad del cemento es 3.1 y la de los agregados corrientes 2.65. El volumen de cemento se calcula del modo siguiente:

50 x 1 3.1 1.8 x 66 Agregado fino  2.65 1.6 x 123 Agregado grueso  2.65 1 x 25 Volumen de agua  1 Volumen total del hormigón 

Cemento

 16 dm 3  45 dm 3  74 dm 3  25 dm 3  160 dm 3

Para un metro cúbico de hormigón, se necesitarían:

1 x 1000  6.25 sa cos  206 dm 3  313 kg 160 66 x 1000 Agregado fino   412 dm 3 160 123 x 1000 Agregado grueso   769 dm 3 160 25 x 1000 Agua   156dm 3 olitros 160 Costos de hormigón. Los costos del hormigón están sujetos a grandes variaciones, según las regiones, pues dependen de factores tan variables como el costo del cemento, los agregados y la mano de obra. Al costo del cemento, arena y piedra machacada, entregados en el lugar de la construcción, hay que añadir los costos de descarga y almacenaje de los materiales y de la fuerza motriz y el agua. Deben deducirse créditos del costo del cemento por la devolución de sacos vacíos y por descuentos por pago al contado. Los costos de mano de obra dependen del tamaño de la construcción y los métodos de mezcla y colado del hormigón. Se emplean ahora hormigoneras mecánicas, excepto en labores muy pequeñas, y el tamaño de la Cemento




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hormigonera mecánicas, excepto en labores muy pequeña, y el tamaño de las hormigonera depende de la cantidad de hormigón a colocar y la velocidad de esta operación. El hormigón puede transportarse en carretillas de mano hasta los encofrados o puede ser elevado hasta una torre y correr por conductos y canales hasta los mismos. El costo de una instalación con elevadores, torres y canales es elevado, pero reduce el costo de la mano de obra del colado del hormigón. Como ejemplo del costo en dólares de un metro cúbico de hormigón de 1:2:4, sobre el lugar del trabajo, se dan los siguientes cálculos: 3 Cemento, 0.190 m a $ 27.90 $ 5.30 3 Arena, 0.380 m a $ 1.05 3 Piedra, 0.760 m a $ 3.92 2.98 Mano de obra, fuerza motriz y agua 3.00 Maquinaria 2.00 $ 14.33 La mano de obra corriente a 75 cts, hora variará de $ 2.00 a $ 4.00 por metro cúbico Si el trabajo se realiza en tiempo de helada, deberá añadirse al costo total por metro cúbico, el costo de calentar el agua y los agregados y el de protección del hormigón fresco. 3 El peso del hormigón varía desde 1760 a 2480 kg por m , según el material empleado. El 3 hormigón de las proporciones corrientes pesa de 2240 a 2400 kg por m . El de roca volcánica, 3 de 2370 a 2480 kg pro m ; el de caliza o grava, de 2270; el de carbonilla, de 1280 a 1840. Los promedios corrientemente usados son 2400 para hormigón de piedra y 1730 para el de carbonilla. En el cálculo de los agregados se emplean generalmente 1760 kg por metro cúbico para la arena, y 1600 kg por metro cúbico para la piedra machacada. Algunos ejemplos de hormigón de cemento Pórtland. De lo que antecede, se deduce que las proporciones de la mezcla para fundaciones del hormigón armado y del hormigón en masa varían desde 1:1.5:3 hasta 1:3:6. A continuación, damos algunos ejemplos. Fundaciones de United States Naval Observatory, Georgetown, DC.: 1 parte de cemento, 2.5 de arna, 3 de grava y 5 de piedra machacada (191 kg de cemento entran en 1 m3 de hormigón). Fundaciones de la catedral de St. John the Divine, Nueva York: 1 parte de cemento Pórtland, 2 partes de arena, 3 partes de grava cuarzosa en trozos de 3.9 a 5 centímetros de diámetro 3 (348 kg de cemento entran en 1 m de hormigón). Edificio de la Maniatan Life Insurance, Nueva York, colado con cajones: 1 parte de cemento Alsen Pórtland, 2 partes de arena, 4 partes de piedra machacada. Edificio Johnston (15 pisos), Nueva York, colado con cajones: 1 parte de cemento Pórtland, 3 partes de arena, 7 partes de piedra, rematado en la parte superior con fábrica de ladrillo, con 1 parte de cemento y 3 partes de grava. El profesor Baker dice que las fundaciones del monumento a Washington se hicieron con 1 parte de cemento Pórtland, 2 partes de arena, 3 partes de grava y 4 partes de piedra machacada, y que esta mezcla resistió, a los 6 meses de puesta en obra, 140 kg por centímetro cuadrado, o sea, 1400 toneladas por metro cuadrado.


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1

CONCRETO CEMENTO 1)

TIPOS a) Cemento Pórtland ASTM* Tipo I. Es el cemento de uso general. b) Cemento Pórtland Puzolanico ASTM* Tipo Ip. Son cementos que se logran de la mezcla de cemento Pórtland tipo I puzolanas. La fragua y el ritmo de obtención de la resistencia de los cementos puzolanicos depende de la actividad de las puzolanas y de la proporción de cemento tipo I en la mezcla. Por lo general los cementos puzolanicos hidratan más lentamente que el Pórtland Tipo I y por lo tanto requiere un periodo de curado mas prolongado; sin embargo su resistencia final es aproximadamente la misma que la del cemento Pórtland Tipo I. c) Cemento Pórtland ASTM* Tipo II. Es un cemento que se usa cuando se requiere concretos resistentes al ataque moderado de sulfatos del terreno y/o agua. Este cemento genera poco calor en el proceso de hidratación del cemento y es aplicable también en construcciones de concreto masivo. d) Cemento Pórtland ASTM* Tipo V. Es un cemento que se usa en estructuras de concreto sometidas al ataque intenso de sulfato.

2)

ALMACENAMIENTO El cemento almacenado debe mantenerse seco. Deberá tenerse cuidado con el agua del suelo, es preferible construir un tabladillo de manera de separar las bolsas del suelo. Deberá también evitarse que la humedad del ambiente, tales como la brisa marina y garúa impregnen las bolsas. Para evitarlo las bolsas deberán almacenarse juntas dejando la menor cantidad de vacíos entre ellas y cubriéndolas con plásticos o bolsas vacías. En climas lluviosos el cemento deberá almacenarse en recintos cerrados libres de humedad. * Se refieren al America Society for Testing and Materials. La norma correspondiente al cemento es la C-150 AGREGADO GRUESO (PIEDRA) 1. El agregado grueso será grava ó piedra, ya sea en su estado natural triturado o partida, de grano compacto y de calidad dura. Debe ser limpio y estar libre de polvo, materia orgánica, greda u otras sustancias perjudiciales y no contendrán piedra desintegrada mica o calibre. Estará bien graduado desde la malla ¼”hasta el tamaño máximo especificado para el concreto. 2. La gradación conformara con los límites de granulometría de la norma ASTM CBB que aparecen en la tabla siguiente. Tamaño Nominal 2” 1 ½” 1” ¾

2” 35 –100 100 -

½” 3/8”

-

PORCENTAJES QUE PASAN LAS SIGUIENTES MALLAS 1 ½” 1” ¾ ½ 3/8 Nº 4 35 – 70 10-30 0-5 95 – 100 35 - 70 10 - 30 0-5 100 95 -100 20-25 0-10 100 90 –100 20 - 55 0-15

-

-

100 -

90-100 -

40 - 70 85 - 100

10-30

Nº 8 0-5 0-5

0-5 0 - 10

3.

El almacenaje de cada tamaño de agregado grueso se efectuara por separado y de tal manera de evitar segregación o contaminación con otros materiales o con otros tamaños de agregados. Las rumas de agregado serán formadas en base a capas horizontales no mas de un metro de espesor, debiendo completarse íntegramente una capa antes de comenzar la siguiente. AGREGADO FINO (ARENA) 1. El agregado fino será arena natural, limpia que tenga granos sin revestir, resistente fuertes y duros, libre de cantidades perjudiciales de polvo, terrones, partículas blandas o escamoso, esquistos, álcalis ácidos, materia orgánica, greda u otras sustancias dañinas. TEMA: CONCRETO REFER: CONST. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS – CAPECO



2. La arena de playa no debe ser usada sin tratamiento en la preparación del concreto. Ella contiene cantidades grandes de sal y debe ser lavada con agua fresca. El agua usada en el lavado debe drenarse de la arena. En la preparación de concreto masivo si es posible el uso de arena de mar sin lavar. Cuando se usa arena de playa o de desembocadura de ríos deberá usarse agua dulce en la preparación del concreto. 3. ALMACENAMIENTO. En el almacenaje del grano fino se efectuará de tal manera de evitar su segregación y contaminación con otros materiales o con otros tamaños de agregados. Las rumas de agregados deben formase en base a capas horizontales de no mas de un metro de espesor, debiendo completarse íntegramente una capa antes de comenzar la siguiente.

AGUA 1. el agua para la preparación del concreto será fresca, limpia y bebible.

TEMA: CONCRETO REFER: CONST. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS – CAPECO

2



3

2. Las impurezas en el agua pueden interferir con la fragua inicial del cemento, afectar la resistencia del concreto, provocar manchas en su superficie y también, originar la corrosión de la armadura. 3. Se puede usar agua no bebible solo cuando mediante pruebas previas a su uso, se establezca que los cubos de mortero hechos con ella, dan resistencia iguales o mayores al 90% de la resisitencia de cubos similares elaborados con agua potable. 4. Cuando el agua contenga sólidos en suspensión se almacenara antes de usarla, de manera que los sólidos se sedimenten. 5. Cuando no haya otro recurso, se podrá usar agua de mar, excepto en concreto pretrenzado, teniéndose en cuenta lo siguiente: a. El agua de mar disminuye la resistencia final del concreto en aproximadamente 15%. b. El agua de mar tiende a producir humedad permanente y eflorecencia en la superficie del concreto terminado. c. El agua de mar incrementa el peligro de corrosión del refuerzo cuando el concreto esta expuesto a climas húmedos. Cuando el concreto esta permanente bajo agua dulce o salada, no existe riesgo de corrosión. 6. Las aguas naturales ligeramente ácidas son inofensivas; pero las aguas que contienen ácidos orgánicos pueden afectar de manera adversa el endurecimiento del concreto. 7. No debe usarse agua de acequia u otros que contengan materia orgánica. TAMAÑO MÁXIMO DE AGREGADO El tamaño máximo del agregado grueso (piedra) no será mayor de: a. 1/5 de la dimensión mas angosta entre costados del encofrado, o b. 1/3 del espesor de losas. c. ¾ de la distancia libre entre barras o paquetes de barras o cables pretensores. ´ 1. El valore f c corresponde a la resistencia a la rotura por compresión a los 28 días de un cilindro estandar de 6” de diámetro y 12” altura, elaborado y curado en condiciones optimas y cargado a un determinado ritmo en la maquina de prueba. ´ 2. En los planos y/o especificaciones se indica el valor de la resistencia del concreto f c. Este valor se establece a partir de la base que no mas de una de cada 10 pruebas de un valor debajo del especificado. ´ 3. El valor f c cuando se evalúa estadísticamente, mide el potencial de concreto utilizado. ´ 4. El concreto real de la estructura tiene una relación razonable con f c siempre cuando su transporte, colocación y compactación se efectúe adecuadamente. Cuando estos proceso son óptimos se logra usar el potencial total del concreto. ´ 5. Al determinar el valor promedio de f cR a obtenerse en una obra determinada debe ´ aumentarse el valor f c de los planos. De los contrario, por simple ley de probabilidades, la ´ ´ mitad de los resultados darán menos f c y la otra mitad mas de f c. ´ 6. El incremento necesario sobre f c dependerá de la calidad de construcción. Esta a su vez depende de: a. mano de obra, b. Equipo, c. Materiales y d. Control de la mezcla. ´ ´ ´ 7. Los factores K para el incremento de f c, de modo tal que f cR = K f c se pueden establecer conservadoramente de la tabla siguiente. CONDICIONES

K

-

Materiales de calidad muy controlada, dosificación por pesado, supervisión especializada constante.

1.15

-

Materiales de calidad controlada, dosificación por volumen, supervisión especializada esporádica.

1.25

-

Materiales de calidad controlada, dosificación por volumen, sin supervisión especializado.

-

Materiales variables, dosificación por volumen sin supervisión especializada.

1.35 1.50

8. Para concreto pre-mezclado se recomienda el valor 1.25, el que se puede reducir gradualmente al irse constatando esta posibilidad mediante los ensayos de testigos.


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9. A manera de referencia, como punto de partida, se puede emplear la siguiente relación de proporciones agua/cemento (a/c). Ellas incluyen un coeficiente de seguridad constante de 2 aproximadamente 75 kg/cm y deberán afinando en el proceso constructivo. ´

2

f c (kg/cm )

A/c

175 210 245 280

0.67 0.58 0.51 0.44

DISEÑOS DE MEZCLAS 1. El método que se presenta es un método simplificado y conservador que no tiene en cuenta todas las variables que intervienen en el diseño de mezclas para concreto. 2. DATOS. Se requiere la siguiente información: ´ - f c. Resistencia del concreto a los 28en testigos cilíndricos de acuerdo al ASTM. Indicada en los planos. - Slump. Medida de la trabajibilidad del concreto. Para compactación son vibrador usar 2” a 3”. Para compactación manual usar 3” a 5”. - Tamaño máximo del agregado grueso. - Porcentaje de la arena que se pasa malla 20 (ASTM) 3. PROCEDIMIENTO ´ a. Con el valor de f c obtener la relación agua/cemento indicada en el acápite DOSIFICACIÓN DEL CONCRETO  resultado (1) b. Con el slump y el tamaño de máximo de agregado determinar el contenido de agua libre del cuadro siguiente  resultado (2)

slump

1/2" –2"

2" - 3"

3" - 5"

190

215

240

175

200

215

160

180

195

Tamaño máximo de agregado 1/2" 3/4" 1 1/2"

3

c.

Obtener el contenido de cemento en kg/M resultado Resultado  = 3 d. Obtener el contenido de agregados en Kg/M 2400 – Resultado  - Resultado  = e. Obtener el tipo de arena del cuadro siguiente. % que pasa malla 20

f

Resultado

Resultado 

Tipo de arena

20 – 45

I

46 – 65

II

66 – 90

II

más de 90

IV

Determinar la proporción de agregado fino usando el tamaño máximo del agregado grueso y el tipo de arena, usando el cuadro siguiente. Resultado 


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ENCOFRADOS FIERRERÍA Tipo de arena I

II

III

IV

60

50

40

35

50

40

36

25

35

26

23

Tamaño máximo de agregado 1/2" 3/4" 1 1/2"

9.

45

Determinar la cantidad de arena en kg/M

3

Re sultado 5 xREsultado 4    REsultado 7 100

i.

En resumen las proporciones serán:

Material

En kg/M3

En otras unidades

Cemento

Resultado 

Dividir por 42.5 para bolsas/M3

Agua

Resultado ②

Iguales en litros

Arena

Resultado ⑥

Dividir por 1600 para M3/M3

piedra

Resultado ⑦

Dividir por 1700 para M3/M3

EJEMPLO 2 Datos : f’c = 210 kg/cm Slump (consolidación por vibrador) = 3” Tamaño máximo de agregado grueso = ¾” Porcentaje arena que pasa malla 20 = 50 Resultado ①

  Agua / cemento  0.58

Resultado ②   contenido

agua libre  200 200 Resultado ③   contenido de cemento   345 kg / M 3 0.58 Resultado ④   contenido de cemento  2400  200  345  1855 kg / M 3 Tipo de arena II

  proporcion de agregado fino  40% 40 Resultado ⑥   arena x1855  742 kg 100 Resultado ⑦   piedra 1855  742  1113 kg Resultado ⑤

RESUMEN: Cemento

345kg / M 3  8 bolsas / M 3

Agua

200 litros   200 litros

Arena

742 kg   0.46 M 3

Piedras

1113 kg   0.65 M 3

RESISTENCIA QUIMICA


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1. GENERALIDADES. El concreto es un material sumamente resistente al ataque químico, sin embargo, ciertas sustancias lo atacan gradualmente u otras corroen las armaduras cuando el concreto no esta bien compactado o esta fisurado. A continuación se clasifican efectos en una escala creciente de ataque y se listan diferentes sustancias en la calificación correspondiente. 2. CALIFICACIÓN DEL EFECTO. I. Ninguno II. En concreto poroso o fisurado la sustancia ataca al acero. La corrosión del acero bota el concreto de recubrimiento. III. Desintegración lenta. IV. Desintegración rápida. 3. PROTECCIONES A. En los casos II, III y Iv debe cubrirse el concreto con pinturas, membranas o enchapes resistentes químicamente. Los que deben fijarse al concreto de manera impermeable y estable. B. En el caso de concreto en presencia de sulfatos debe usarse cementos especiales. Para contenidos de sulfatos (medios en partes por millón, ppm) de: 150 – 999 → usar cemento Pórtland tipo II 1000 – 1999 → usar cemento Pórtland tipo V 2000 ó más → usar cemento Pórtland tipo V y recubrimiento, según (A)

USTANCIA ACIDOS Acético Aguas Ácidas ph < 6.5 Carbónico ppm > 0.9 Clorhídrico 10% ó más Láctico 5% ó más Nítrico 3% ó más Sulfúrico 10% ó más Sulfúrico 10% < y con presencia de humedad Sulfuroso SALES Y ÁLCALIS Bicarbonato Carbonatos Cloruros Cloruros en ciclos secos y mojados oxalatos Sulfato (ver protecciones B) DERIVADOS DEL PETROLEO Aceites lubricantes Aceites pesados Gasolina Kerosene

EFECTO III II II IV III IV IV

III IV I I I III I

I I I I

SUSTANCIA ACEITES VEGETALES En General GRASAS ANIMALES En el General AGUA DE MAR Y Suelos (Ver sulfatos) OTROS Azúcar Carbón Cerveza Coke Desagüe (ver ácidos sulfúrico) Escapes de motores Frutas Gas de cloro Granos Leche (ver ácido láctico) Lodo Miel Orina Soluciones de Zinc Soda Cáustica Tabaco Urea Vapor Vinagre Vino

EFECTO III III

I I I III I III III III I I III I II III I III I III II III

TRANSPORTE 1. El concreto puede ser transportado satisfactoriamente por varios métodos: carretillas, chutes, buggy, elevadores, baldes, fajas y bombas, la descripción de que método emplear depende sobre todo de la cantidad de concreto por transportar, de la distancia y dirección (vertical u horizontal) del transporte y de consideraciones económicas. 2. las exigencias básicas un buen método de transporte son: a. No debe ocurrir segregación, es decir separación de los componentes del concreto. La segregación ocurre cuando se permite que parte del concreto se mueva más rápido que el concreto adyacente. Por ejemplo: el traqueteo de las carretillas con ruedas metálicas tiende a producir que el agregado más grande se hunda mientras que la lechada asciende a la superficie; Cuando se suelta el concreto desde una altura mayor de 1 m. el efecto es semejante. TEMA: CONCRETO REFER: CONST. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS – CAPECO

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b.

No debe ocurrir perdida de materiales, especialmente de la pasta de cemento. El equipo debe ser estanco y su diseño debe ser tal que asegure la transferencia del concreto sin derrames.

c.

La capacidad de transporte debe estar coordinada con la cantidad de concreto a colocar, debiendo ser suficiente para impedir la ocurrencia de juntas frías. Debe tenerse en cuenta que el concreto debe depositarse en capas horizontales de no las de 60 cms. De espesor, cada capa colocarse cuando la inferior esta aun plástica permitiendo la penetración del vibrador.

3. El bombeo es un método muy eficiente y seguro para transportar concreto. Debe tenerse en cuenta lo siguiente: a. No se puede bombear concreto con menos de 3” de slump: segregara y la tubería se obstruirá. 3 b. No se puede bombear concretos con menos de 7 sacos de cemento por m . el cemento es el lubricante y por debajo de esas cantidades es suficiente: el concreto atascara la tubería. c. Antes de iniciar el bombeo concreto debe lubricarse la tubería, bombeando una mezcla muy rica en cemento o, alternativamente, una lechada de cemento y arena con un tapón que impida el flujo descontrolado. d. El bloqueo de la tubería puede ocurrir por: bolsón de aire, concreto muy seco o muy fluido, concreto mal mezclado, falta de arena en el concreto, concreto dejado demasiado tiempo en la tubería y escape de lechada por las uniones. COLOCACION ATENCIÓN EL CONCRETO SEGREGARA Y SUS COMPONENTES SE SEPARAN SI NO ES ADECUADAMENTE COLOCADO EN LOS ENCOFRADOS 1. COLOCACIÓN DEL CONCRETO EN LA PARTE ALTA DE UNA FORMA ANGOSTA a. CORRECTO. Descarga el concreto en una tolva que alimenta a su vez un chute flexible. De esta manera se evita la segregación, el encofrado y el acero que el concreto los cubra. b. INCORRECTO. Si se permite que el concreto del chute o del buggy choque contra el concreto el encofrado o rebote contra el encofrado y la armadura, ocurrirá segregación del concreto y cangrejeras en la parte inferior. 2. CONSISTENCIA DEL CONCRETO EN FORMAS PROFUNDAS Y ANGOSTAS a. CORRECTO: Utilizar un concreto cada vez mas seco (usando un slump variable) conforme sube el llenado de concreto en el encofrado. b. INCORRECTO: Si se usa un slump constante ocurre exceso de agua en la parte superior de la llenada, con perdida de resistencia y durabilidad en las partes altas. 3. COLOCACIÓN DEL CONCRETO A TRAVES DE ABERTURAS a. CORECTO: Colocar el concreto en un bolsón exterior al encofrado, ubicado junto a cada abertura, de tal manera que el concreto fluya al interior de la misma sin segregación. b. INCORRECTO: Si se permite que el chorro de concreto ingrese los encofrados en un ángulo distinto de la vertical. Este procedimiento termina, inevitablemente, en segregación.


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4. COLOCACIÓN DEL CONCRETO EN COLUMNAS Y MUROS MEDIANTE BOMBA.

5. COLOCACIÓN EN LOSAS a. CORRECTO: Colocar el concreto contra la cara del concreto llenado.

b. INCORRECTO: Colocar el concreto alejándose del concreto ya llenado. 6. COLOCACIÓN DEL CONCRETO EN PENDIENTES FUERTES a. CORRECTO: Colocar una retención en el exterior del chute para evitar la segregación y asegurar que el concreto permanece en la pendiente. b. INCORRECTO: Si se descarga el concreto del extremo libre del chute en la pendiente, ocurre segregación y el agregado grueso va al fondo de la pendiente. Adicionalmente la velocidad de descarga tiende a mover el concreto hacia la parte inferior. 7. COLOCACIÓN DEL CONCRETO EN PENDIENTES SUAVES a. CORRECTO: Colocar el concreto en la parte inferior de la pendiente de modo tal que se aumenta la presión por el peso del concreto añadido. La vibración proporciona la compactación. b. INCORRECTO: si se comienza a colocar el concreto en la parte alta de la pendiente, la vibración transporta el concreto hacia la parte inferior. 8. VIBRACION a. CORRECTO: Los vibradores deben penetrar verticalmente unos 10 cms en la llenada previa. La ubicación de los vibradores debe ser a distancias regulares, sistemáticas, para obtener la compactación correcta. b. INCORRECTO: Si se penetra al azar, en diferentes ángulos y espaciamientos sin alcanzar la llenada previa, se impide la obtención del monolitísmo del concreto. TEMA: CONCRETO REFER: CONST. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS – CAPECO

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9. BOLSONES DE AGRAGADOS GRUESOS a. CORRECTO: Cuando ocurre un bolsón de piedras, trasladarlas a una mas arenosa y compactar con vibración o con pisadas fuertes. b. INCORRECTO: Si se trata de resolver el problema añadiendo mortero al bolsón de agregado grueso. COMPACTACION CONSISTENCIA 1. El concreto tal como se coloca en el molde tiene una cantidad importante de aire atrapado. Si se le permite endurecer en esta condición el concreto resultante seria desuniforme, débil, poroso y de mala apariencia: la mezcla debe ser dosificada si ha de tener las propiedades normalmente deseadas y si ha de realizar el potencial del concreto. 2. Se llama compactación al proceso de retirar el aire atrapado por el concreto fresco colocado en el molde o encofrado. Se puede emplear varios métodos y técnicas, dependientes de : (a) la Trabajabilidad de la mezcla, (b) las condiciones de colocación y (c) el agrado de aleación requerido. 3. La Trabajabilidad es la propiedad de la mezcla de concreto que determina la facilidad con que se manipulado, compactado y terminado. Incluye características totales como la consistencia, la cohesividad y la fluidez. 4. Si bien la Trabajabilidad depende del tamaño, gradación y forma del agregado y de la proporción cemento- agregado, el control primario de la misma se realiza variando la consistencia a través de modificaciones del contenido de agua. 5. El método del cono de Abrahms – o mas comúnmente prueba de “slump” se utiliza para indicar la consistencia de las mezclas. Descripción de consistencia

Slump (en pulgadas)

Metodo de compactacion

Tiesa

0 – 1”

Tiesa-plastica

1–2

Compacatcion por vibración y presion

Plastica

3–4

Vibración normal

fluida

5-7

chuceado

6. La consistencia de la mezcla debe ser compatible con el quipo de compactación que se utilice. Si falta Trabajabilidad el concreto no se compactara adecuadamente. Si hay exceso de Trabajabilidad se estará empleando una mezcla mas costosa de lo necesario y, probablemente de inferior calidad. Mas aun, el exceso de Trabajabilidad va acompañado de inestabilidad de la mezcla produciendo tendencia a la segregación. METODOS 1. MANUALES. Cierto grado de compactación se obtiene por la simple acción de la gravedad al depositar el concreto en los encofrados. Esto es particularmente cierto para mezclar de consistencia fluida, que requieren energía de compactación muy pequeña, tal como el chuceado manual sin embargo la calidad del concreto obtenido de esta manera es relativa. Sin embargo la calidad del concreto obtenido de esta manera es relativamente debido a la alta relación agua/cemento necesaria.

pobre,

2. MECÁNICOS. El método de compactación mecánico mas usual es la vibración. La vibración se adopta especialmente a mezclas de consistencia tiesa – plástica, debiendo en cada caso suministra la cantidad de energía necesaria. VIBRACION 1. En términos simples la vibración consistente en cometer al concreto fresco a impulsos vibratorios rápidos, los que “licuefactan” el mortero reduciendo drásticamente la fricción interna. En esta condición el concreto se asienta, como un líquido, por acción de la gravedad. Al descontinuarse la vibración, la fricción interna se restablece. TEMA: CONCRETO REFER: CONST. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – H. GALLEGOS – CAPECO

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2. El proceso de compactación por vibración consta de dos etapas que muchas veces ocurren simultáneamente. a. Subsustencia, en que el concreto pierde su forma inicial, se ubica en los encofrados, rodea la armadura y se eliminan los grandes bolsones de aire y quedan burbujas hasta de 2.5 cms. de diámetro. b. De – aireación, en que se retira gran parte de las burbujas de aire, obteniéndose una mezcla densa, resistente y de buen acabado. Este proceso debe prolongarse hasta que visualmente se constante que no hay burbujas grandes. No es posible la remoción total del aire. 3. El movimiento de un vibrador sigue las leyes del movimiento armónico simple, caracterizados por que las partículas siguen ondas sinusoidales.

4. Cuando el vibrador es introducido en el concreto, la cabeza vibradora, bajo carga, tiene una amplitud menor que la amplitud libre. El concreto es sometido a impulsos vibratorios que producen ondas que emanan perpendicularmente a la cabeza. Estas ondas de presiones son las responsables de la compactación. 5. La energía de compactación y su area efectiva de acción dependen del peso de la excéntrica (w), de la amplitud (a) y de la aceleración (A). 6. La siguiente es una clasificación aproximadamente de vibradores y su campo de aplicación. USO

CARACTERÍSTICAS DEL VIBRADOR

Aceleración (en gs)

Amplitud libre (en cm)

Radio de accion (en cm)

Ritmo de colocación el concreto (m3/h)

Menos de 15 cm -

Fuerza centrifuga (kg)

Plástica

Frecuencia (ciclos por segundo)

Tamaño de notas secciones

Diámetro de la cabeza (cm)

Consistencia del concreto

CONDICIONES DE VIBRACION

1 2

2–4 3–6

170 - 250 140 - 400

45-180 140-400

40 –200 40 – 200

0.04-0.08 0.05-0.10

8-15 13-25

0.8-4 23-8

Tiesa – plástica -

2

5–9

320 - 900

320-900

40 – 200

0.06-0.13

18-35

4.6-15

Tiesa - plástica

3

8 - 15

680 - 1800

680-1800

40 - 200

0.08-0.15

30-50

11-31

Plástica

concreto masivo

NOTAS: 1. Complemento para vibradores más grandes 2. Construcción en general. 3. Construcción pesada.


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COLOCACIÓN ESPECIAL EN CLIMAS CALUROSO 1. La construcción ideal para concreto es un día cubierto, sin viento, húmedo y con una temperatura entre 8 y 20” c. 2. El concreto a 16” C fragua en 2 ½ horas y esta totalmente duro en 6 horas. A 35” C estos periodos se reducen a menos de la mitad. Consecuentemente, la posibilidad de juntas frías y la dificultad de acabado aumentan con temperaturas crecientes. Adicionalmente la velocidad de evaporación aumenta en climas calurosos con los peligros consecuentes de faltas de hidratación del cemento y fisuración del concreto. 3. El objetivo central al colocar concreto en climas calurosos caluroso debe ser colocar concreto que este frío y mantenerlo frió, con este propósito son recomendables las siguientes medidas: a.

Mantener los agregados cubiertos protegidos del sol directo, regalándolos continuamente.

b.

Obtener el agua mas fría posible y, en caso de agua de reservorio, mantenerlos cubiertos y protegidos del sol.

c.

Regar abundante el encofrado previo a la colocación del concreto.

d.

El transporte colocación y compactación del concreto debe efectuarse con la mayor rapidez. El equipo necesario para este fin debe estar previsto y preparado de antemano.

e.

E concreto recién colocado debe cubrirse con lonas u otras telas pesadas.

f.

El curado deberá iniciarse a la brevedad y de preferencia será efectuado mediante la provisión de agua.

g.

En caso de climas extremos será necesario enfriar los agregados y/o el agua para preparar el concreto.

EN CLIMAS FRIOS 1. Se tomaran precauciones especiales cuando el concreto se coloque en días cuya temperatura sea menor de 5ºC. 2

2. si el concreto se hiela antes de alcanzar aproximadamente 35kg/cm deberá ser retirado. 3. el objetivo central de colocar concreto en climas fríos deberá ser conseguir que alcance la 2 resistencia de 35 kg/cm sin sufrir heladas, con este propósito son recomendables las siguientes medidas. a.

No deberá prepararse concreto con agregados cuya temperatura sea inferior a O’ C ó que contengan nieve o hielo.

b.

No deberá colocarse concreto a temperaturas menores de 0º C cuando la temperatura este subiendo o menores de 8 7 C cuando la temperatura este bajando.

c.

Deberá retirarse la nieve o el hielo de los encofrados.

d.

El transporte, colocación y compactación del concreto debe efectuarse con la mayor rapidez. El equipo necesario para este fin debe estar previsto y preparado de antemano.

e.

El concreto recién colocado debe protegerse con mantos o cubiertas gruesas de platico colocados a unos 10 cms de la superficie del concreto, para crear una colchón aislante de aire que impida la perdida del calor de hidratación.

f.

Excepto en climas muy secos, no se requiere curado cuando la temperatura se mantiene por debajo de 10º C. En caso de requerirse curado se preferirá el curado con membranas.


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NOVIEMBRE 2001 g.


En caso de climas muy fríos será necesario calentar los agregados y/o agua para preparar el concreto.

CURADO ATENCIÓN: SI NO SE CURA EL CONCRETO ESTE NO ALCANZARA SU RESISTENCIA POTENCIAL, ADEMÁS PODRA RISURARSE Y TENDRA DURABILIDAD REDUCIDA. 1. El concreto endurece y adquiere resistencia debido a la reacción química entre el cemento y el agua (hidratación del cemento). 2. la hidratación del cimiento es un proceso que toma un tiempo largo, medible en años; es inicialmente rápida y se vuelve cada vez mas lenta conforme avanza el proceso. 3. el proceso de curado consiste en proveer al concreto del agua necesaria, por el debido tiempo a temperaturas por encima de 5º C. Por debajo de esta temperatura la hidratación del cemento es prácticamente nula. 4. además de la obtención de la resisitencia, el curado del concreto es necesario por los siguientes motivos. a.

se posterga la contracción de fragua. Si se permite que la superficie del concreto se seque antes de la fragua final al concreto se contrae produciéndose rajaduras.

b.

Se reduce la deformación diferida. Cuando el concreto es sometido a cargas ocurren deformaciones instantáneas y gradualmente, con el tiempo, deformaciones diferidas. Esta últimas, casi siempre mayores que las instantáneas, son ocasionadas por la falta de cristalización de algunos de los productos de la hidratación. El curado, al asegurar la hidratación total, reduce su magnitud.

c.

Se mejora la durabilidad.

d.

Se reduce la eflorescencia esta presencia de sales solubles en la cara del concreto, como consecuencia de su cristalización en la superficie por el paso y evaporación del agua. el curado impide el paso y la evaporación del agua.

e.

Se mejora la resistencia a la abrasión.

f.

Se mejora la impermeabilidad.

5. No existen un momento exacto para iniciar el curado. Sin embargo en términos generales, el proceso debe iniciarse tan pronto como sea posible sin causar maltratos a la superficie del concreto. Esto ocurrirá entre 1 y 3 horas, después de la colocación, en climas calurosos y secos; entre 2 ½ y 5 horas en climas templados y, entre 4 ½ y 7 horas, en climas muy fríos. 6. El tiempo de curado debe se el máximo posible. Como mínimo, debe ser 7 días para toda construcción de concreto estructural. 7. los métodos de curado son los siguientes: a.

Provisión de agua. Se logra regando el concreto o manteniendo cubiertos con lonas permanentemente húmedas o formando arrocera. El concreto no debe secarse, por lo que es preferible evitar los procedimientos que requieren de atención y servicio constante. Este método es aplicable a la parte superior de elementos horizontales, como losas y pavimentos. No es aplicable a columnas o fondos y costados de vigas.

b.

Retención de agua. Se logra aplicando membranas impermeables, inicialmente liquidas, a la superficie del concreto. Este sistema se aplica en elementos verticales y en la parte lateral e infiero de elementos horizontales.

8. La resistencia del concreto continúa aumentando si hay humedad para hidratar el cemento.


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TECNOLOGÍA DEL CONCRETO 8.1. PROPIEDADES DEL CONCRETO 8.1.1 Generalidades. La calidad del concreto es referida, usual y principalmente, a su resistencia a la compresión, la misma que es indicada en los planos y especificaciones técnicas de cada proyecto en particular, exigiéndose su verificación durante la construcción. Otras cualidades, tales como durabilidad, reducida permeabilidad, moderada contracción al secarse, también son exigibles. Al respecto, es aceptada la directa relación entre las propiedades que caracterizan al concreto y su resistencia a la compresión; por lo tanto, se puede afirmar que los factores que aumentan la resistencia a la compresión mejorada otras propiedades deseables en el concreto puesto en servicio. 8.1.2 Resistencia a la Compresión. La resistencia a la compresión de una determinada clase de concreto es designada con el símbolo f ʼ c y corresponde a la resistencia que debe alcanzar el concreto a los 28 días a partir del momento de su elaboración. La comprobación de la resistencia a la compresión se realiza mediante ensayos de probeta de concreto moldeadas en obra, de acuerdo a procedimientos normalizados. Los valores usuales de resistencia a la comprobación que se suele especificar en los 2 2 proyectos están comprendidos entre 140 kg/cm y 280 kg/cm y aun mayores, exigidos en obras especiales. La resistencia del concreto depende de diversos factores, entre ellos: - Calidad y características de los materiales constituyentes de las mezclas: cemento, agregado y agua. - Proporcionamiento, es decir cantidades relativas entre los materiales de mezcla y, de modo especial y decisivo, de la relación agua-cemento. - Batido o amasado de la mezcla. - Procedimientos de transporte de mezcla, desde el punto de descarga de la mezcla hasta su colocación en los encofrados. - Compactación de la mezcla en los encofrados. - Curado y protección del concreto luego de ser colocado, especialmente al inicio de su endurecimiento. Ha sido ya señalado que la resistencia suele juzgarse mediante ensayos de probetas; sin embargo, es preciso advertir que la resistencia final del concreto, como producto terminado y puesto en servicio, depende también de los procedimientos de transporte de la mezcla y de manera substancial, de los métodos de curado y protección al inicio de su endurecimiento. 8.1.3 Trabajabilidad y consistencia del concreto fresco. La Trabajabilidad es la propiedad de las mezclas que se refiere a la facilidad con que pueden ser transportadas y compactadas en los encofrados sin pérdida de homogeneidad.* La Trabajabilidad depende en gran parte dela consistencia de la mezcla; también de las dimensiones y forma de los encofrados y, asimismo, del espaciamiento de las barras de refuerzo. En efecto, una mezcla rígida o “seca” constituida por agregados gruesos, que es trabajable en encofrados amplios – zapatas, por ejemplo -, no podría colocarse y compactarse apropiadamente en encofrados de pequeño espesor que corresponda a elementos recargados de acero de refuerzo. La consistencia se refiere a la fluidez de las mezclas. Abarca diversos grados de fluidez: desde mezclas secas o rígidas, hasta las muy fluidas o sueltas. La consistencia depende, principalmente, de la cantidad de agua aportada en el mezclado; también, de la cantidad de cemento incorporado en la mezcla; igualmente, de la forma y tamaño de los agregados. * Homogeneidad significa que los componentes del concreto se encuentran distribuidos uniformemente y en la misma proporción en cualquier porción de la masa del concreto.

La consistencia es elegida teniendo en cuenta el elemento o componente de concreto a constituirse y el método de compactación a emplearse en la colocación.

TEMA: CONCRETO REFER: EL MAESTRO DE OBRA – J. PACHECO Z. – SENCICO

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Es recomendable, especialmente cuando se trata de losas, columnas y muros, trabajar con mezclas de consistencia plástica. Las mezclas plásticas son cohesivas, no se desmenuzan y fluyen sin segregación. En una mezcla plástica, hay suficiente cantidad de pasta de cemento de consistencia tal, que los agregados virtualmente flotan en la pasta. Esto permite la incorporación homogénea de los agregados y elimina el potencial riesgo de segregación y de formación de “cangrejas”. La consistencia de una mezcla puede ser apreciada a simple vista; no obstante, esta manera empírica no es indicativa de la regularidad o uniformidad de la consistencia. Para evaluar y controlar de modo más apropiado la consistencia de las mezclas se emplea el método del asentamiento o “slump”, que consiste en llenar un molde de forma troncocónica, de 30 cm de altura, 20 cm de diámetro en la base mayor y 10 cm de diámetro en la base menor. La operación de llenado se realiza por capas, la primera de 7 cm de altura, la segunda de 16 cm y la tercera en exceso, para luego enrasarla con el borde superior. Cada capa es compactada con una varilla de fierro liso, de 16 mm de diámetro y 60 cm de largo y terminada en punta semiesférica, aplicando 25 golpes, distribuidos uniformemente. La barra debe penetrar en la capa inmediata inferior. Una vez lleno y enrasado el molde, se levanta lenta y cuidadosamente. Luego se mide el asentamiento de la mezcla al ser desmoldada, tal como indica la fig. 8.1. Un asentamiento pequeño indica una consistencia rígida o seca, mientras que uno grande revela una consistencia fluida. Consistencia Seca o rígida Medianamente plástica

Plástica

Fluida o suelta

Asentamiento (cm) 0a3 0a3

8 a 12

12 a 15

Observaciones Difícil de trabajar Apropiada para zapatas, encofrados amplios, pavimentos. Recomendable para Columnas, muros y Losas. compactación por chuceado.

8.2. MATERIALES 8.2.1

El Cemento. De acuerdo a sus propiedades y usos, los tipos de cemento Pórtland empleados en concreto son los siguientes: - Tipo 1. Normal. De uso destinado a obras de concreto en general, excepto que se especifique otro tipo de cemento. - Tipo 2. Empleado en concreto expuesto a la acción moderada de sulfatos y/o donde se requiera bajo calor, generado en el proceso de hidratación del cemento.


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Tipo 3. Especificado cuando se requiera alta resistencia inicial del concreto. Tipo 4. La cualidad esencial es su bajo calor de hidratación. Es indicado principalmente en construcciones de concreto voluminosas – presas, por ejemplo – para tensiones perjudiciales debido a cambios de volumen en la masa de concreto. - Tipo 5. Especificado para concreto expuesto a la acción de los sulfatos. Cemento Pórtland Puzolánico tipo 1P. Es el cemento Pórtland que contiene un porcentaje e adicionado de puzolana entre 15% y 45% Cemento Pórtland Puzolánico modificado tipo 1PM. Es el cemento que presenta un porcentaje adicionado de puzolana menor de 15% Generalmente el cemento es comercializado en bolsas, El Volumen de una bolsa de cemento es de u pie cúbico y pesa 42.5 Kg. El cemento en bolsas se almacenará en obra en lugares de preferencia techados, frescos y libres de humedad, sin contacto con el suelo. Se almacenará en pilas de hasta 10 bolsas y se cubrirá con material plástico u otros medios de protección. Desde luego, no deben aceptarse bolsas de cemento, cuya envoltura esté deteriorada o perforada. En obras grandes, el cemento es comercializado a granel y depositado en silos metálicos cerrados para garantizar sus propiedades e impedir cambios en su composición y características físico químicas. 8.2.2 Los agregados. Los agregados empleados en la elaboración de concretos son la arena y la piedra, provenientes de la desintegración natural o mecánica de las rocas. La arena es definida como el material, cuyo diámetro o tamaño de los granos es igual o menor que 3/16” (4.76 mm), abertura que corresponde a la malla normalizada Nº 4. Consiguientemente, agregado grueso- la piedra –es el retenido en esta malla. El agregado grueso es identificado por su tamaño (diámetro nominal). Los tamaños son los siguientes: 3/8”, ½”, ¾”, 1”, 1 ½”, 2. Generalmente en columnas de edificaciones se emplea piedra hasta de ¾; en vigas y losas, de ½ y en zapatas, hasta de 2. En todo caso, el tamaño máximo nominal del agregado grueso no deberá ser mayor de: - Un quinto de la menor dimensión entre caras de encofrado. - Un tercio del peralte de la losa. - Tres cuartos del espacio libre mínimo entre barras de refuerzo o paquetes de barras. Combinando diversos tamaños se obtienen concretos de mayor densidad o compacidad, la cual se traduce favorablemente en la calidad del concreto. Los cantos rodados, provenientes de lechos de ríos, proporcionan resistencias a la compresión similares a las obtenidas con piedra triturada; sin embargo, cuando la resistencia a la flexión es requisito esencial, como es el caso de pavimentos, su empleo debe ser restringido porque, debido a las superficies lisas que presentan los granos, la adherencia entre agregado y pasta de cemento es menor que cuando se trata de piedra chancada. Los métodos de almacenamiento y manejo de los agregados deberán emitir el control del proporcionamiento en obra, de acuerdo a la dosificación propuesta en cada proyecto en particular. 8.2.3 El agua. El agua para el mezclado debe ser limpia y no estar contaminada con aceites, ácidos, álcalis, sales, materia orgánica u otras substancias que puedan ser dañinas al concreto, al acero o elementos embebidos. Desde luego, el agua potable puede emplearse sin ningún reparo. -

8.3. DOSIFICACION DE LAS MEZCLAS 8.3.1. Dosificación. Las dosificaciones de las mezclas, es decir las cantidades e ingredientes que las conforman, son propuestas teniendo en cuenta principalmente la resistencia del concreto, prevista en cada proyecto en particular; y, también, la apropiada consistencia, a efecto de que la mezcla pueda ser colocada y compactada en los encofrados, sin segregación de componentes ni pérdida de homogeneidad.


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8.3.2. Relación agua / cemento. El factor más importante que determina prácticamente la resistencia del concreto, es la relación agua / cemento, es decir, la cantidad de agua aportada en el mezclado comparada con la cantidad de cemento incorporada en la mezcla. No es pues, solamente la cantidad de cemento la que determina la resistencia. Mientras menor sea la relación agua / cemento, mayor es la resistencia que cabe esperarse. La relación agua-cemento se expresa, por lo general, en litros de agua por saco de cemento. 8.3.3. Especificación de la dosificación. Las dosificaciones suelen ser precisadas en peso o en volumen, Ejemplo: En peso

En volumen

Cemento 42.5 kg. Cemento 1 Arena 106 kg Arena 2.5 Piedra 160 kg Piedra 4 Agua 26 lt agua 26 Cabe señalar que es posible, conociendo los pesos específicos de los materiales, convertir dosificaciones expresadas en peso a dosificaciones en volumen.

8.4. MEDICIÓN DE LOS MATERIALES DE LAS MEZCLAS 8.4.1. Medición de los materiales. Sin duda, la medición por peso es la que ofrece mayor exactitud y Confiabilidad; sin embargo, especialmente en obras pequeñas o de tamaño medio, es usual la medición por volumen o una combinación entre ambos procedimientos. Lo esencial es que la medición se realice cuidadosamente. 8.4.2. Medición del Cemento. Ha sido ya señalado que las bolsas de cemento tienen un volumen de un pie cúbico y 42.5 Kg. de peso; Esta circunstancia facilita la medición, tanto por peso como en volumen. 8.4.3. Medición de los agregados. La medición por peso puede realizase mediante balanzas de plataforma (romana). En obras que demandan grandes volúmenes de concreto y estricto grado de control se emplea plantas dosificadas. Naturalmente, cuando se usa balanzas debe agregarse el peso de las carretillas. Para facilitarte el control de las pesadas y agilizar el procedimiento, es conveniente incorporar tara a la carretilla que transporta el agregado de menor peso; de esta manera, la aguja de la balanza marcará el mismo peso, independientemente del agregado transportado. Para dosificarse en volumen se utiliza generalmente carretillas. Las cargas se controlan mediante marcas apropiadas hechas en el interior de las carretillas. Para establecer las marcas es útil definir el volumen mediante un cajón de madera de un pie cuico; por ejemplo, si la dosificación es 1:2.5:4 (cemento, arena, piedra) se deposita en la carretilla el volumen de 2.5 pies cúbicos de arena, luego de enrasar el agregado, en el interior de la carretilla se marca con pintura la altura que alcaza el material; la carretilla debe identificar para evitar errores. Igualmente, se procede con el agregado grueso (piedra), también identificado las carretillas. Si bien es cierto que el esponjamiento de la arena por humedecimiento, puede restar precisión en la medición, el procedimiento descrito proporciona un mejor grado de control que el usulmente empleado en obras pequeñas, mediante el cual la medición se realiza por simple apreciación de la carga de las carretillas. 8.4.1 Medición del agua. Ha sido ya señalado que la resistencia del concreto depende principalmente de la relación agua / cemento. Si la cantidad de cemento es debidamente controlada-por peso por volumen-, la medición del agua aportada para el mezclado constituye el factor esencial para lograr uniformidad de la resistencia. En efecto, una cantidad de agua mayor que la especificada en la dosificación dará como resultado menores resistencias que las previstas. Ciertamente, lograr la exacta cantidad de agua implica diversos factores, presentes en la práctica de obrar; uno de ellos es la condición de humedecimiento de los agregados. En los métodos usuales de dosificación de mezclas se considera que los agregados están saturados, pero superficialmente secos.


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En esta condición los agregados no absorben ni ceden agua durante el mezclado. En la práctica, sin embargo, es probable que ello ocurra. Los agregados parcialmente secos absorberán parte del agua añadida, en tanto que los extremadamente húmedos aportarán el agua libre que contienen: en ambos casos, se modificará la consistencia prevista en el diseño de la mezcla. Además, en el segundo caso la resistencia del concreto será menor que la prefija, dado que la relación agua / cemento aumenta; por lo tanto, será preciso reajustar la cantidad de agua de mezclado. De lo expuesto, se deduce la necesidad de evitar regar excesivamente los agregados antes del mezclado, practica incorrecta y que atenta contra la regularidad de la resistencia del concreto. En obras que demandan considerable volumen de concreto y estrictos controles, se dispone generalmente de equipo apropiado y se aplican adecuados método cuidadosamente, este método ofrece relativa uniformidad de los resultados. El procedimiento consiste en marcar, en el interior de una lata. De capacidad apropiada. La altura hasta donde debe llegar el agua. Así, por ejemplo, si la dosificación indica una relación agua / cemento de 26 litros por saco de cemento, vertemos en la lata 13 litros (esto en razón del limitado tamaño de las latas concreteras), luego marcaremos el nivel que alcanza el agua; esta marca nos servirá para controlar el volumen de agua. Obviamente, por tanda que incluya un saco de cemento, el operador verterá en el tambor de la mezcladora dos latas con agua. Para evitar confusiones, las latas, calibradas de acuerdo a lo expuesto, serán marcadas con pintura, indicando la clase del concreto. Por su puesto, la eficacia del procedimiento descrito dependerá de la responsabilidad del operador de la mezcladora. Si en obra se realizan ensayos de asentamiento, variaciones notorias de la consistencia serán indicativas de modificación de la cantidad de agua prevista en la dosificación.

8.5. MEZCLADO 8.5.1. Objetivo del mezclado. La finalidad del mezclado es lograr que las superficies de los agregados sean totalmente cubiertas por la pasta de cemento; asegurar que la mezcla sea homogénea en cualquier porción de su masa. 8.5.2. Tipos de mezclado. Las mezcladoras son de diversos tipos y tamaños. Con referencia al eje de rotación, las mezcladoras son de dos tipos: las de eje horizontal y las de eje inclinado. Los sistemas de carga y descarga también diferencian a las mezcladoras y tienen sustancial importancia, tanto en el rendimiento como en el control de la medición. Las mezcladoras de eje horizontal y provisto de tolvas de carga ofrecen mayores ventajas relativas; en efecto, en efecto, en este tipo de mezcladoras la carga se efectúa con carretillas y, además, mientras se realiza el batido es posible cargar la tolva para la tanda siguiente. Los tamaños o capacidades de las mezcladoras son de 3 ½,6,11,16 pies cúbicos y aun mayores. La capacidad de las mezcladoras se refiere al volumen de descarga y la elección depende del volumen de concreto requerido por jornada de trabajo. No hay que cargar las mezcladoras más allá de su capacidad, ni operarlas a velocidades mayores que las estipuladas por los fabricantes. Los rendimientos aproximados de las mezcladoras convencionales son: Capacidad (pies cúbicos)

Volumen por tanda 3 (m )

Rendimiento por jornada de 8 horas 3 (m )

6 11 16

0.15 0.30 0.45

25 40 60

8.5.3. Tiempo mínimo de batido. El tiempo de batido depende del tamaño y eficiencia de las mezcladoras. Para mezcladoras convencionales, de 6 a 16 cúbicos, el tiempo mínimo es de un minuto y medio.


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El tiempo mínimo se cuenta a partir del inicio del batido y cuando todos los materiales se encuentren en el tambor de la mezcladora. No es conveniente una duración exagerada de batido porque puede ocasionar el descenso de los agregados, en especial en mezcladoras de eje inclinado; igualmente, puede ser causa de pérdida de agua para evaporación y, en consecuencia, de modificación de la consistencia de la mezcla. 8.5.4. Consecuencia de carga de la mezcladora. Respecto a la secuencia de carga cabe distinguir entre mezcladoras de eje horizontal con tolva de carga y las de eje inclinado sin tolva de carga. En las mezcladoras de eje horizontal, la carga de los materiales (cemento, arena y piedra) se efectúa en tolva. En este caso, primero se deposita en ella parte de la piedra y la arena, luego el cemento y, finalmente, la parte restante de la piedra. Cargada la tolva se procede a introducir en el tambor parte del agua, a continuación se carga el tambor y se añade la parte restante del agua. En las mezcladoras de eje inclinado es recomendable introducir en primer término una parte de la piedra y del agua haciendo girar el tambor. Luego se deposita el cemento, el resto del agua y la arena y, finalmente, el resto de la piedra.

8.6. MANIPULACION Y TRASNPORTE 8.6.1. Equipo para transportar concreto. En obra, el concreto es transportado empleando diversos equipos y métodos. La selección del equipo y procedimientos de transporte depende del volumen del concreto por transportar, de las características de la obra, de las condiciones ambientales previstas, entre otras. En la práctica es usual emplear una combinación de dos o más medios de transporte. 8.6.2. Consideraciones técnicas. El concreto deberá ser transportado, desde la mezcladora hasta su colocación, tan rápido como sea posible y adoptando medidas para mantener la uniformidad u homogeneidad de la masa de la mezcla, es decir, evitar la posibilidad de segregación o separación de sus componentes, especialmente cuando las mezclas son sueltas. Cuando el concreto es transportado en carretillas debe procurarse que las superficies de transito sean sensiblemente planas y libres de marcadas ondulaciones a efecto de evitar la separación de los materiales del concreto durante el acarreo. Respecto al transvase del concreto a tolvas o baldes y aun a las mismas carretillas es conveniente que el material caiga verticalmente y en el centro de la tolva o baldes.

8.7. COLOCACIÓN DEL CONCRETO 8.7.1. Consideraciones generales. Los objetivos deseables, referidos a la colocación del concreto, son: que la mezcla fluya uniformemente en el interior de los encofrados sin pérdida de homogeneidad, ocupe totalmente los espacios de los encofrados y, desde luego, rodee íntegramente las barras de refuerzo a efecto de asegurar la adherencia entre las mismas y el concreto. La compactación de la mezcla puede hacerse por chuzeo o empleando vibradores. El chuzeo es aceptable si se trata de mezclas sueltas. En mezclas secas y pláticas el procedimiento más apropiado es el vibrado. 8.7.2. Recomendaciones sobre la colocación del concreto. a) El acero de refuerzo ha de estar limpio. Quítese del acero todo revestimiento o salpicaduras de mortero endurecido. b) El concreto deberá colocarse lo más cerca de su posición definitiva. Evitar concertarlo en un determinado lugar obligando a posterior acarreo o corrimiento dentro del encofrado; esta practica deviene en segregación porque el mortero tiende a fluir más allá del material grueso. c) Por lo general, ha de vaciarse en capas horizontales de espesor uniforme que no exceda de 30 a 45 cm, cada capa debe compactarse adecuadamente antes de proceder al vaciado de la siguiente capa. Asimismo, cada capa deberá colocarse cuando la precedente aún se encuentre en estado plástico a fin de permitir la penetración del vibrador y así lograr una masa monolítica en toda su altura. d) En superficie de encofrados inclinados (rampas, escaleras, etc.) el vaciado debe iniciarse en la parte baja de la superficie, prosiguiéndose con el llenado hacia la parte superior.


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e) En columnas y muros altos, la caída libre del concreto puede ocasionar segregaciones de los agregados. Acumulándose los de mayor tamaño en la parte baja. En estos casos es recomendable el vaciado mediante chutes metálicos o mangas de lona, o a través de “ventanas”, habilitadas para este propósito en los encofrados. 8.7.3. El vibrado del concreto. La vibración del concreto es un procedimiento particularmente recomendable para la compactar mezclas secas o plásticas. Consisten en someter el concreto fresco a impulsos vibratorios, permitiendo que, al momento de su colocación en los encofrados, fluya con facilidad. Ello es explicable porque la vibración reduce sustancialmente el rozamiento interno entre los áridos del concreto, comportándose entonces (la mezcla) como si fuera un liquido con partículas (los agregados) en suspensión. El tipo de vibrador comúnmente empleado en edificaciones es el de inmersión, es decir, que la aguja o “cabezote” del vibrador se introduce en la masa del concreto durante la colocación. Los vibradores son accionados por motores a gasolina, o eléctricos. Las características técnicas determinantes en la elección del tipo de vibrador son la potencia del motor u la frecuencia, es decir el número de impulsos vibratorios que emite la aguja o cabezote. Además, debe tenerse en cuenta la longitud del cable, el tamaño y la forma de la aguja vibratoria. La frecuencia se expresa en número de vibraciones por minuto, que emite la aguja o cabezote. Los valores de la frecuencia fluctúan entre 3,000 y 12,000 vibraciones por minuto, y aun mayores. La frecuencia influye decisivamente en la eficiencia de los vibradores. Las bajas frecuencias ponen en movimientos los agregados gruesos, las latas frecuencias actúan en el mortero; por lo tanto los vibradores de baja frecuencia requieren mayor potencia. Por el contrario, cuando son seleccionados vibradores de alta frecuencia se consigue efectos similares con motores de menor potencia. En conclusión, preferentemente es recomendable emplear vibradores de alta frecuencia. La vibración no sólo confiere a las mezclas mayor fluidez, tal como ha sido ya señalado. También contribuye en la compacidad; no obstante, cuando se trata de mezclas de consistencia suelta o húmedad lo probable es que los agregados gruesos desciendan al fondo, mientras que la pasta y la arena fluyendo hacia arriba, dando lugar a la pérdida de homogeneidad en la masa del concreto y la formación de “cangrejas”. Respecto al procedimiento de operación de los vibradores deben tenerse en cuenta las siguientes recomendaciones. a) El equipo debe ser operado por personal responsable y suficientemente capacitado en su manejo. b) La aguja o cabezote debe insertarse verticalmente en la masa del concreto, evitando movimientos bruscos, tanto en la inserción como en la extracción; además, no debe utilizarse para desplazar lateralmente el concreto. c) El vibrador debe penetrar hasta el fondo de la capa de vaciado y por lo menos 15 cm dentro de la capa precedente. d) Las inserciones estarán distanciadas entre 40 a 60 cm. e) El tiempo de vibrado en cada inserción será el necesario para lograr una compactación completa. Por lo general, el tiempo de vibrado en cada inserción es de 5 a15 segundos. f) No doblar el ángulo de importancia es necesario tener a la mano un vibrador de reemplazo, en caso de avería del vibrador en uso. g) En techos aligerados el vibrador del concreto de las viguetas suele ocasionar el desplazamiento de los ladrillos huecos. En este caso, la compactación por método manual (chuzeo) es una alternativa aceptable, siempre y cuando se realice cuidadosamente.

8.8. CURADO DEL CONCRETO 8.8.1. Generalidades. Colocado el concreto, es indispensable mantenerlo en condiciones apropiadas de humedad y temperatura que permitan obtener la resistencia prevista. Al conjunto de acciones y precauciones que contribuyen en el propósito indicado se le designa “curado del concreto”. TEMA: CONCRETO REFER: EL MAESTRO DE OBRA – J. PACHECO Z. – SENCICO

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La perdida de húmedad del concreto está vinculada con las condiciones ambientales presentes en cada obra en particular, principalmente los primeros días después de la colocación. El excesivo calor, la seguridad del aire, y los fuertes vientos contribuyen en la evaporación del agua incluida en la masa del concreto. Además de la disminución de la resistencia por efecto de perdida de la humedad, existe potencial riesgo de agrietamiento debido a reatracción. Una superficie desmenuzable o agrietada es indicativa de curado inicial inadecuado. El curado debe iniciarse tan pronto como sea posible sin ocasionar daños a la superficie del concreto. El lapso mínimo de curado recomendable es de siete días, debiendo mantenerse el concreto lo más saturado posible. 8.8.2. Procedimientos de curado. Existen diversos métodos para mantener el concreto húmedo, siendo el más usual el riesgo continúo de las superficies procurando que éstas no sequen entre distintas aplicaciones de agua; Los ciclos alternados de humidificación y secado originan cuarteaduras y agrietamiento del concreto. Las superficies verticales (columnas y placas) deben cubrirse con mantas de yute o lonas de algodón, permanentemente humedecidas. En pavimentos y en losas de techos, el método de anegar o inundar las superficies es empleado a menudo. Para retener el agua en las superficies es usual formar pequeños diques de tierra (“arroceras”) en el contorno de las losas y pavimentos. Exceder arena en las superficies contribuye en mantener húmedas. Otros procedimientos también son empleados, tales como la aplicación de películas o membranas impermeables, las mismas que retienen el agua impidiendo la desecación. Las membranas o compuestos deben aplicarse lo más temprano posible para evitar la prematura pérdida de humedad; si ello no es factible, deberá mantenerse húmedo el concreto hasta la aplicación de las membranas. Es pertinente indicar que la aplicación de este método de curado requiere especificaciones precisas de los proveedores de estos productos y, desde luego, la aprobación del ingeniero residente o supervisor.

8.9.CONTROL DE LA RESISTENCIA DEL CONCRETO 8.9.1. Verificación de la resistencia. La resistencia del concreto (f‫י‬c) exigida en planos y especificaciones se refiere a la resistencia que de debe alcanzar el concreto a los 28 días a partir de su elaboración. La verificación de la resistencia se realiza mediante ensayos a compresión de probetas moldeadas en obra. Los ensayos se realizan a los 28 días de elaboradas las probetas, aunque en la práctica de obra se suele efectuar ensayos antes de este lapso; por ejemplo, a los 7 días o cuando lo estime conveniente el ingeniero supervisor de la obra. Por cada muestra de concreto se moldeará mínimo dos probetas. El valor representativo dele ensayo de una muestra de concreto es el promedio de los resultados de los ensayos de las dos probetas. En algunas especificaciones técnicas se exige que sea el promedio de los ensayos de tres probetas, lo cual, sin duda, confiere mayor representatividad al resultado. La resistencia a los 7 días aproximadamente 70 a 75% de la resistencia a los 28 días; por tanto, es indicativa de la resistencia final. Además, los resultados de ensayos a los 7 días u otras edades brindan información útil para determinar los plazos de desencofrado.

8.9.2. Equipo y herramientas para la elaboración de probetas. Los moldes utilizados para la elaboración de las probetas son generalmente utilizados para la elaboración de acero, tienen la forma de un cilindro recto de 15 cm de diámetro y 30 cm de altura (fig. 8.2). Han de ser suficientemente resistentes para soportar las condiciones del trabajo de moldeado. Para la compactación y moldeado se requiere de una barra de acero liso y sección circular de 5/8” (16 mm) de diámetro y 60 cm de longitud; uno de los extremos terminara en forma de semiesfera.


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8.9.3. Las muestras de concreto. Una muestra es una porción del concreto cuya resistencia se trata de comprobar mediante el ensayo de probeta elaboradas con concreto proveniente de dicha muestra. El volumen de la muestra será menor de un pie cúbico (30 litros aprox.). En general, la muestras deberán ser representativas del concreto cuya resistencia se trata de verificar. No deben adoptarse criterios o métodos selectivos que desvirtúen el propósito del muestreo. Cuando se trate de concreto batido en mezcladora las muestras serán obtenidas a la mitad del lapso de la revoltura. En el caso de concreto premezclado deberá descartarse como muestras las descargas correspondientes al inicio t términos de las mismas. Las muestras de concreto serán protegidas de la acción del sol y del viento durante el lapso comprometido entre la toma de las muestras y el moldeado de las probetas, periodo que no debe sobrepasarse de 15 minutos. 8.9.4. Moldeado y curado de probetas. Para moldearse las probetas deberá seleccionarse un sitio apropiado, con superficie horizontal y plana, libre de vibración, y de preferencia bajo techo. Antes del inicio del moldeado, es necesario verificar los dispositivos de cierre de los moldes; igualmente, comprobar que las juntas entre los moldes y las placas de asiento estén selladas, para evitar escape de la pasta de cemento a través de ellas. También es preciso constatar la perfecta verticalidad de los moldes, respecto a las placas de asiento de los mismos. De igual manera, limpiar la superficie interior de los moldes, cuidando que no existan residuos de mezcla u otros elementos extraños. Finalmente, para desmoldar con facilidad es conveniente aplicar una ligera capa de aceite mineral a las superficies interiores de los moldes. Si es preciso, el concreto de la muestra puede ser remezclado con lampa antes de proceder al moldeado. El concreto es colocado en el molde en tres capas, cada una de un tercio de la altura del molde. Cada capa es compactada mediante la aplicación enérgica de 25 golpes de la barra descrita en el acápite 8.9.2; en las últimas dos capas la barra debe penetrar 2 a 3 cm en la capa precedente. La última deberá colmar el molde, procediéndose luego enrasarla con el borde superior del molde, sin agregar material. Durante la compactación de cada capa es conveniente golpear ligeramente las paredes del molde a fin de evitar vacíos que eventualmente pudieran producirse. El enrase se efectúa con una regla rígida de acero, apoyándola en el borde del molde. La superficie terminada será plana, horizontal y uniforme. Los moldes serán identificados mediante tarjetas en las que se anotará el número de la probeta, fecha del vaciado, lugar de colocación y otros datos que se considere relevantes. Las probetas serán de los moldes a las 24 horas de moldeadas. Para identificar las probetas se marca en ellas los datos de la correspondiente tarjeta del molde. Las marcas se hacen empleando lápiz indeleble o pintura aplicada con el pincel, cuidando de no estropear las superficies de las probetas. TEMA: CONCRETO REFER: EL MAESTRO DE OBRA – J. PACHECO Z. – SENCICO

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Inmediatamente después de desmoldadas, las probetas deben ser sometidas a curado colocándolas en recipientes con agua potable. El agua debe cubrir completamente todas las caras de las probetas sin estar expuestas a corriente o goteo. Las probetas serán remitidas al laboratorio entre las 48 y 72 horas previas al ensayo. El envió será hecho en cajas de madera. Las probetas estarán rodeadas de arena húmeda, en espesor no menor de 5 cm. En la guía de remisión deberá indicarse la fecha o edad en que deben realizarse los ensayos. 8.9.5. Informes y registro de resultados. Los resultados de los ensayos son proporcionados por los laboratorios en informes que indican, a demás del nombre del solicitante y la procedencia de las probetas, la clave de identificación de las mismas, la fecha del ensayo, y la edad de las probetas, es decir los días transcurridos a partir de su elaboración. En la obra deberá llevarse cuidadoso y ordenado registro de los ensayos, en el que se anotarán los siguientes datos: identificación de la probeta, fecha del vaciado, fecha del ensayo, edad de la probeta, resultado del ensayo, ubicación de la zona o elemento de la estructura que corresponde a la muestra, numero del certificado del laboratorio y toda otra información que se juzgue conveniente anotar. El registro ordenado de ensayos posibilitará la evaluación de los resultados y el control de calidad del concreto.


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LA NATURALEZA DEL CONCRETO Y MATERIALES 1.

LA NATURALEZA DEL CONCETO

1.1

Definiciones preliminares

1.1.1 Material cementante Un material cementante es aquel que posee propiedades adhesivas y cohesivas las cuales hacen posible su ligazón con fragmentos minerales a fin de obtener una masa continua y compacta. Los principales materiales cementantes son: - La arcilla - Los cementos - El yeso - Los asfaltos y alquitranes - La cal - Los monómeros polimerizados 1.1.2 Aglomerados hidráulicos Se define como aglomeración hidráulica a aquellos materiales que endurecen cuando son mezclados con el agua, pero resisten a la acción de la misma manteniendo su forma original. Dentro de esta clasificación se encuentra los cementos hidráulicos. 1.1.3 Propiedad hidráulica Es la propiedad de un material de reacción químicamente, fraguar y endurecer en presencia del agua, formando compuestos prácticamente estables. 1.1.4 Cemento Es un material pulverizado que, cuando es combinado con el agua, forma una pasta capaz de endurecer tanto bajo el agua como el aire. 1.1.5 Clinker de cemento Pórtland Es un producto artificial obteniendo por calcinación a temperatura elevada de mezclas, adecuadamente dosificada y molidas, de materias primas naturales calizas y arcillosas. 1.1.6 Cemento Pórtland Producto obtenido por la pulverización del clinker Pórtland con la adición eventual de sulfato de calcio. Se admite la adición de otros productos que no excedan del 1% en peso total siempre que la Norma correspondiente establezca que su inclusión no afecte las propiedades del cemento resultante. Todos los productos adicionados deberán ser pulverizados conjuntamente con el clinker. 1.1.7 Puzolana Nombre genético con que se designa a los materiales silíceos o silíco - aluminoso los cuales en el mismo poseen muy pequeño o ningún valor cementante, pero cuando están finalmente pulverizados reaccionan químicamente, en presencia del agua, con el hidróxido de calcio, producido durante la hidratación del cemento para formar compuestos que poseen propiedades cementantes y actúan como aglomerantes hidráulicos. 1.1.8 Propiedad puzolánica Es la propiedad de un material pulverizado de fijar hidróxido de calcio a la temperatura ambiente, formando en presencia del agua compuestos que poseen propiedades hidráulicas. 1.1.9 Cemento Pórtland puzolánico Es el cemento Pórtland resultante de la molienda conjunta de clinker, sulfato de calcio y puzolana. Si el porcentaje de puzolana adicionando es menor del 15% se obtiene el cemento puzolánico Tipo 1PM, y si el porcentaje adicionando varia entre 15% y 45% se obtiene el cemento Pórtland puzolánico Tipo 1P.

1.2

Definición del Concreto El concreto endurecido es un material artificial compuesto, el cual consiste en un medio ligante, denominado pasta, dentro del que se encuentra embebidas partículas de un medio denominado agregado.

TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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La pasta es el resultado de la combinación química del cemento y el agua. Se le considera la fase continua del concreto, ya que siempre está unida con algo de ella misma a través de todo el conjunto. El agregado es la fase discontinua del concreto, dado que sus diversas partículas no están unidas o en contacto unas con otras, sino se encuentran separadas por espesores diferentes de pasta endurecida. Las propiedades del concreto están determinadas fundamentalmente por las características físicas y químicas de sus componentes, pudiendo ser mejor comprendidas si se analiza la naturaleza del concreto.

1.3

Importancia del Concreto Actualmente el concreto es el material de construcción de mayor uso. Sin embargo, si bien su calidad final depende en forma muy importante tanto de un profundo conocimiento del material como de la cal9idad profesional del ingeniero, del concreto en general es desconocido en muchos de sus siete grandes aspectos: naturaleza, materiales, propiedades, selección de las proporciones, proceso de puesta en obra, control de calidad e inspección y mantenimiento de los elementos estructurales. Las posibilidades de empleo del concreto en la construcción son cada día mayores, pudendo en la actualidad ser utilizados para una amplia variedad de propósitos. La única limitación a sus múltiples aplicaciones puede ser el desconocimiento por parte del ingeniero de todos los aspectos ya indicados; así como de l a importancia relativa de los mismos de acuerdo al uso que se pretenda dar al material.

1.4 Requisitos de las Mezclas Las mezclas de concreto deberán cumplir con los siguientes requisitos básicos: a. La mezcla endurecida deberá tener la Trabajabilidad, consistencia y cohesividad que permitan su adecuada colocación en los encofrados. Esta mezcla deberá estar libre de segregación y tener una exudación mínima. b. La mezcla endurecida deberá tener las propiedades especificadas en función con la calidad deseada. c. El costo de la unidad cúbica de concreto endurecido deberá ser el mínimo compatible de la calidad deseada.

1.5 Composición del Concreto El concreto endurecido se compone de: a. Pasta b. agregado

1.6

La Pasta

1.6.1 Elementos fundamentales Aquella parte del concreto endurecido conocida como la pasta comprende a cuatro elementos fundamentales: a. El gel, nombre en el que se le denomina al producto resultante de la reacción química e hidratación del cemento. b. Los poros incluidos en ella. c. El cemento hidratado, si lo hay. d. Los cristales de hidróxido de calcio, o cal libre, que puedan haberse formado durante la hidratación del cemento. 1.6.2 Las Funciones de la Pasta La pasta tiene cuatro grandes funciones en el concreto: a. Contribuir a dar las propiedades requeridas al producto endurecido. b. Separar las partículas del agregado. c. Llenar los vacíos entre las partículas de agregado y adherirse fuertemente a ellas. d. Proporcionar lubricación a la masa cuando ésta aun no ha endurecido.


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1.6.3 Propiedades de la Pasta Las propiedades de la pasta dependen de: a. Las propiedades físicas y químicas del cemento. b. Las proporciones relativas del cemento y agua en la mezcla. c. El grado de hidratación del cemento, dado por la efectividad de la combinación química entre éste y el agua. 1.6.4 Influencia de la Pasta en el Concreto a. El comportamiento del concreto como material de constricción está directamente influenciado por las características de la pasta y las propiedades finales de las mismas; sin desconocer el papel de agregado en las características finales del concreto. b. Para un cemento dado, las características y porosidad de la pasta dependen fundamentalmente de la relaciona agua-cemento y del grado de hidratación del cemento; siendo mejores las propiedades de concreto y menor su porosidad cuanto mas baja es la relación agua-cementos de una mezcla trabajando y cuanto mayor es el grado de hidratación del cemento.

1.7

El Gel

1.7.1 Concepto Se define como gel a la parte sólida de la pasta, la cual es el resultado de la reacción química del cemento con el agua durante el proceso de hidratación. 1.7.2 Proceso de formación a. En 1882 el investigador francés Le Chatelier sostuvo que los productos de la hidratación del cemento tenia una solubilidad menor que los compuestos originales, lo que daba lugar a que los hidratos se precipitasen formando una solución sobresaturada que presentaba cristales elongados y entrelazados, los cuales poseían alta cohesividad y propiedades adhesivas. b. En 1893 el investigador Michaelis enuncia la teoría coloidal, sosteniendo que el aluminado tricalcico, el sulfoaluminato de calcio y el hidroxilo de calcio dan la resistencia inicial de la pasta y que, a continuación, el agua saturada de cal ataca a los silicatos formando silicatos de calcio hidratado el cual, por ser casi insoluble, forma una masa gelatinosa. Debido a la perdida gradual de agua en la mezcla, ya sea por secado o por hidratación esta masa endurece gradualmente obteniendo cohesión. c. A partir de 1960 se acepta que ambas teorías contienen algo de verdad y s no son irreconciliables, en primer lugar no existen dudas en cuanto que los coloide, en cuanto a su condición de partículas de gran area superficial, gozan de propiedades diferentes a los sólidos usuales, ello implica que los comportamientos coloidales del esta será esencialmente función del area superficial de la misma y no de la irregularidad de la estructura interna de las partículas. d. Como consecuencia, en la actualidad se piensa que cuando el cemento se combina con el agua se produce muy rápidamente una solución sobre saturada de hidróxido de calcio, con concentración de silicato calcio hidratado en condición metastable. De acuerdo a Le Chatelier este hidrato se precipita rápidamente, correspondiendo el endurecimiento posterior a la perdida de agua del material hidratado, tal como lo enuncia Michaeñius. e. Presentándose el silicato de calcio hidratado en forma de cristales interconectados extremadamente pequeños, los cuales debido a sus dimensiones pueden ser definidos como gel, la aparente divergencia Le Chatelier – Michaelius se reducirá finalmente a terminología en la medida que el producto final es un gel consistente de cristales. 1.7.3 Composición a. En su estructura el gel es una aglomeración porosa de articulas sólidamente entrelazadas, en su mayoría escamosas o fibrosas, el conjunto de las cuales forma una red eslabonada que contiene material mas o menos amorfo. b. En su composición el gel comprende: b.1 La masa cohesiva de cemento hidratado en su estado de pasta más densa. b.2 Hidróxido de calcio cristalino y b.3 Poros gel. TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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1.7.4 Comportamiento a. El gel desempeña el papel más importante en el comportamiento del concreto, especialmente en su resistencia aun no están claramente comprendidas, pero se acepta que él interviene dos clases de adherencia cohesivas: Atracción física y adherencia química. b. La atracción física es del tipo Van der Waal entre superficies de sólidos separados únicamente por microscópicos poros gel. Esta adherencia es debida a la gran energía disponible en la superficie de las partículas de gel. Es una característica distintiva de éste el que sus fuerzas internas son pequeñas en comparación con sus fuerzas superficiales. c. La coherencia química es igualmente una causa importante de cohesión. Dado que el gel tiene capacidad de esponjamiento limitada, debido a que sus partículas no pueden ser dispersadas por adición de agua, es evidente que ellas están unidad por fuerzas químicas, siendo la ligación de los tipos iónico y covalente. d. Sé bien las fuerzas químicas son más importantes que las de Van der Waal, la adherencia química actúa únicamente sobre la pequeña fracción que corresponde a la zona de contacto de las partículas de gel. En cambio, la adherencia física actúa sobre un área mayor, dado que la superficie específica del gel del cemento es de cerca de dos millones de centímetros de cuadrados por gramo. Así, aunque la pasta es un gel del tipo de expansión limitada, la adherencia entre las fibras es lo bastante fuerte para resistir expansiones tixotrópicas ilimitadas. e. Por lo expuesto, aunque en la actualidad se sigue investigando sobre la importancia de la influencia relativa de las adherencias química y física no existe dudas sobre la importancia de contribución de ambas a la resistencia final de la pasta endurecida.

1.8

Hidratación y Curado del Concreto

1.8.1 Hidratación Se define como hidratación al proceso de reacción química del cemento en presencia del agua. La hidratación requiere de presencia de humedad, condiciones de curado favorables, y tiempo. 1.8.2 Curado Se define como tiempo de curado al periodo durante el cual el concreto es manteniendo en condiciones de humedad y temperatura tales como para lograr la hidratación del cemento en la magnitud que se desea para alcanzar la resistencia seleccionada.

1.9

Prosperidad de la Pasta

1.9.1 Concepto Existen en la pasta cantidades variables de espacios vacíos, denominados poros los cuales no contienen materia sólida aunque, bajo determinadas circunstancias, algunos de ellos podrían estar parcialmente o totalmente llenos de agua. 1.9.2 Clasificación Los poros presentes en la pasta se clasifican en cuatro categorías definidas por el origen, tamaño promedio o ubicación. No existe una líneal clara de demarcación que separe un rango de otro. Los poros de estas cuatro categorías son: - Poros por aire atrapado - Poro por aire incorporado. - Poros capilares. - Poros gel. a. Poros por aire atrapado Durante el proceso de mezclado una pequeña cantidad de aire, del oren del 1% es aportada por los materiales y queda atrapada en la masa del concreto, no siendo eliminada por los procesos de mezclado, colocación o compactación. Los espacios que este aire forma en la masa de concreto se conocen como poros por aire atrapado. Son parte inevitable de toda pasta. Los poros por aire atrapado varían en tamaño desde aquellos que no son perceptibles a simple vista hasta aquellos de un centímetro o más de diámetro. Su perfil suele ser irregular y no necesariamente están interconectados.


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b.

c.


En la misma categoría general d poros por aire atrapado, aunque estrictamente no lo son, algunos especialistas incluyen las fisuras u oquedades que en algunas oportunidades se observan debajo del agregado grueso. Ellas han sido formadas por el agua que se almacene debajo de este y posteriormente se ha secado. Poros por aire incorporado Fundamentalmente por razones de incremento en la durabilidad del concreto, por incremento en la protección de la pasta contra los procesos de congelación del agua en el interior de la misma, se puede incorporar intencionalmente, mediante el empleo de aditivos químicos, minúsculas burbujas de aire las cuales se conocen como poros de aire incorporado. La s burbujas de aire incorporado son generalmente de perfil esférico con diámetros variables que corresponden a un valor promedio de 0.08 a 0.10 mm. Su volumen en la misma unidad cúbica del concreto puede ocupar hasta más del 5% de la misma, pudiendo en contarse en un concreto con 5% de aire incorporado valores del orden de 330 mil burbujas de aire por centímetro cúbico de pasta. La razón principal del empleo de las burbujas de aire incorporado es que este sistema de poros estrechamente espaciado permite un incremento significativo de la durabilidad del concreto al crear un gran numero de cámaras en las que se puede congelar el agua presente en los poros capilares, evitando que la tensión generada por la expansión debido a la conversión de agua a hielo contribuya a agrietar el concreto. Ventajas adicióneles incluyen en que los poros de aire incorporado tienden a incrementar la Trabajabilidad, plasticidad y fluidez de las mezclas; disminuyen la consistencia permitiendo la reducción de agua sin perdida de la consistencia original, reduce la segregación del agregado y disminuyen la exudación de las mezclas. El principal inconveniente de la presencia de burbujas de aire en la mezcla de concreto es que éstas, al incrementar la porosidad, tienden a disminuir las resistencias mecánicas en un 5% por cada 1% de aire incorporado. Esta disminución es más significativa en las mezclas ricas y tiende a disminuir conforme la mezcla es más pobre, ello principalmente debido a que al mejorar las propiedades al estado fresco permiten una reducción en el contenido de agua con la consiguiente reducción en la reducción de la relación agua-cemento. Poros capilares Se define como poros capilares a los espacios originalmente ocupados por el agua en el concreto fresco, los cuales en el proceso de hidratación del cemento no han sido ocupados por el gel. El gel sólo puede desarrollarse en los espacios originalmente llenos de agua. Por tanto, si la relación agua-cemento es alta o el curado es pobre, la cantidad de espacios ocupables por el gel será alta y sólo una parte de ellos será ocupada por el gel durante el proceso de hidratación, quedando los espacios residuales en la condición de poros capilares. Los poros capilares no pueden ser apreciados a simple vista, varían en perfil y forman un sistema, en muchos casos interconectado, distribuid al azar a través de la pasta. En la pasta en proceso de formación los espacios llenos de agua son continuos. Conforme progresa la hidratación los capilares son separados por el gel al comenzar a ocupar éste los espacios originalmente llenos de agua. Pudiéndose llegar a un sistema parcialmente discontinuo, el cual definitivamente se presenta en la relación agua- cemento bajas. En la práctica nunca se llega a un sistema totalmente discontinuo aún en relaciones agua-cemento tan bajas como 0.45. La importancia de los poros capilares radica en que conforme aumenta su número: - Disminuyen las resistencias mecánicas de la pasta endurecida. - Aumentan la porosidad, permeabilidad y capacidad de absorción de la pasta. - Aumenta la vulnerabilidad de la pasta al ataque por acción de las bajas temperaturas sobre el concreto. Este último punto es de gran importancia dado que los poros capilares son los principales responsables de la vulnerabilidad de la pasta al ataque debido a que están en capacidad de contener agua que puede congelarse. Esta agua al pasar al estado sólido debido a las bajas temperatura incrementa su volumen en un 9%, originando esfuerzos de tensión que el concreto


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no está en capacidad de soportar, aumentando con ello las posibilidades de deterioro del mismo. d. Poros gel Durante el proceso de formación del gel quedan atrapados dentro de éste, totalmente aislados unos de otros, así como del exterior, un conjunto de vacíos a los cuales se les conoce con el nombre de poros gel. Estos poros se presentan en el gel independiente de la relación agua-cemento y el grado de hidratación de la pasta, ocupando apropiadamente el 28% de la misma. Los poros gel tienen un diámetro muy pequeño, del orden de aproximadamente 0.0000018 mm. Equivalente al de las moléculas de agua. Debido a su muy pequeño diámetro el agua no congela en ellos. Estos poros no están interconectados. La imposibilidad que tiene el agua para congelar en los poros gel es debida, fundamentalmente, a que no hay espacio suficiente para que se pueda producir la nuclearización del hielo. Las partículas que conforman el gel son cuatro o cinco veces mayores que los poros gel. 1.9.3 Importancia de la porosidad a. En el caso de los poros gel, el agua presente en ellos esta tan firmemente unida que no se evapora bajo condiciones de secado que eliminaría casi toda el agua de los poros mayores. Esta agua puede ser considerada para efectos prácticos como agua químicamente combinada. b. En el caso de los poros por aire atrapado, estos tienen tan baja propensión a retener el agua que pueden virtualmente considerarse vacíos. c. Los poros de aire incorporados, cuyo rango de diámetros esta entre el de poros capilares y el de los poros gel, no retienen agua ni están interconectados, pudiéndoseles considerar como virtualmente vacíos. d. El contenido de agua de los poros capilares se incrementa o disminuye por humedecimiento o secado del concreto, siendo el agua más fácilmente removible por secado conforme el capilar aumenta de diámetro. e. La porosidad característica de gel, nominalmente no inferior al 28%, es el limite inferior de la porosidad total que puede ser alcanzad por la pasta en aquellos casos en que, gracias a una combinación de una relación agua-cemento inicial muy baja y un curado muy prolongado, la porosidad capilar podría ser reducida a un mínimo. En la practica, la porosidad de la pasta es siempre mayor del 28%, variando en un buen concreto entre 30% a 40%, con lo que la permeabilidad de tales pastas generalmente será varias veces la del gel en si mismo. f. Adicionalmente debe tenerse en consideración que en el proceso de secado del concreto endurecido, los poros mayores que contienen agua tendrán a vaciarse mas rápidamente que los menores. En cambio, en el proceso de humedecimiento de un concreto seca, la alta capilaridad de los poros muy pequeños produce una gran fuerza de impulso para el movimiento del agua, el mismo que trata de ser impedido por la baja permeabilidad del sistema adyacente compuesto de poros muy pequeños, dando como resultado que los poros menores tienden a llenarse muy lentamente. Los macroporos tienen muy pequeña capilaridad y, por tanto, dan origen a una pequeña fuerza de impulso para el movimiento del agua. Adicionalmente, como suelen estar rodeados de un sistema poroso de permeabilidad restringida, ello se une a lo anterior para reducir la velocidad de movimiento del agua en los macroporos, excepto aquellos que se encuentran muy cerca de la superficie. Finalmente, es importante indicar que los macroporos de un elemento de concreto, incluyendo los poros por aire incorporado, permanecen sin llenar aún en concretos sumergidos en agua. Los poros de tamaño intermedio tienden a llenarse más fácilmente que los poros de diámetro muy grande o muy pequeño.

1.10 El Agregado 1.10.1 Concepto


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a. Se define como agregado al conjunto de partículas inorgánicas, de origen natural o artificial, cuyas dimensiones están comprendidas entre los límites fijados en la NORMA INTINTEC 400.011. b. Los agregados son la fase discontinua del concreto. Ellos son materiales que están embebidos en la pasta y ocupan entre el 62% y el 78% de la unidad cúbica de concreto. c. Un adecuado conocimiento de la naturaleza física y química del concreto así como del comportamiento de éste, implica necesariamente el de los materiales que conforman la corteza terrestre, estudiados a la luz de la geología y, específicamente, de la petrología. 1.10.2 Clasificación a. El agregado empleado en la preparación del concreto se clasifica en agregado fino, agregado grueso y hormigón, conocido éste último como agregado integral. b. Se define como agregado fino aquel, proveniente de la desintegración natural o artificial de las rocas, que pasan el Tamiz de 3/8” y queda retenido en el Tamiz No 200. El mas usual de los agregados finos es la arena, definida como el resultante de la desintegración natural de las rocas. c. Se define como agregado grueso a aquel queda retenido en el Tamiz No 4 es proveniente de la desintegración natural o artificial de las rocas. El agregado grueso suele calificarse en grava y piedra triturada o chancada. La grava es el agregado grueso proveniente de la disgregación y abrasión natural de los materiales pétreos. Se le encuentra generalmente en canteras y lechos de ríos depositado en forma natural. La piedra chancada, o piedra triturada, es el agregado grueso obtenido por trituración artificial de rocas y gravas. d. Se define como hormigón, o agregado integral, al material conformado por una mezcla, dosificada en proporciones arbitrarias, de hormigón y arena. Este material se da en forma natural en la corteza terrestre y se le emplea tal como se le extrae de la cantera. 1.10.3 Funciones del agregado en el concreto Las tres principales funciones del agregado en el concreto son: a. Proporcionar un relleno adecuado a la pasta, reduciendo el contenido de ésta por unidad de volumen y por lo tanto, reduciendo el costo de la unidad cúbica de concreto. b. Proporcionar una masa de partículas capaz de resistir las acciones mecánicas, de desgaste, o de interperismo, que quedan actuar sobre el concreto. c. Reducir los cambios de volumen resultante de los procesos de fraguado y endurecimiento; de humedecimiento y secado; o de calentamiento la pasta. 1.10.4 Interrelación agregado –concreto Las propiedades del concreto resultante del empleo de un agregado determinado dependen de: a. La composición mineral de las partículas de agregado, la cual influye fundamentalmente sobre la resistencia, durabilidad y elasticidad del concreto. b. Las características superficiales de las partículas, las cuales influyen especialmente sobre la Trabajabilidad, fluidez y consistencia del concreto; así como sobre la adherencia entre la pasta y el agregado. c. La granulometría de los agregados fino y grueso, definida por si misma, así como por la superficie especifica, modulo de fineza y tamaño máximo del agregado grueso. Estas propiedades influyen fundamentalmente sobre las propiedades del concreto al estado no endurecido, sobre su densidad; así como en el costo de la unidad cúbica de concreto. d. El volumen de agregado por unidad de volumen de concreto, el cual influye especialmente en los cambios de volumen debido a los procesos de humedecimiento y secado; a los procesos de calentamiento y enfriamiento; así como en el costo de la unidad cúbica de concreto. e. La porosidad y la absorción del agregado, las cuales influyen sobre la relación agua-cemento efectiva, así como sobre las propiedades del concreto al estado no endurecido. 1.10.5 Importancia de la porosidad del agregado a. Las cuatro clases de poro que pueden estar presentes en las pastas corresponden a espacios que están en el concreto fuera de los límites de los agregados. Sin embargo. TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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b.

c.

d.

e.


Normalmente este es poroso y permeable, pudiendo variar el total de poros, de acuerdo a los diferentes tipos de roscas, entre el 0.3% y el 20% Algunas rocas presentan macroporos. Los cuales se definen como poros lo suficientemente grande como para que los efectos de la capilaridad en ellos sean muy pequeños o despreciables. Los macroporos presentan en la superficie de la roca, o el concreto, o en el cuerpo de la roca pero conectados a la superficie por otros macroporos, pueden ser llenados fácilmente por inmersión de la roca en el agua. Sin embargo si tales macroporos están dentro del cuerpo de la roca y se encuentran separados de la superficie por una fina estructura porosa que no es fácilmente permeable, no deberán llenarse rápidamente por un proceso ordenado tal como una prolongada inmersión de agua. La dimensión promedio de los poros en las diversas rocas comprende de un amplio rango de tamaño. Usualmente las rocas que presentan una alta porosidad y poros relativamente grandes, tienen una lata permeabilidad al agua. Sin embargo, esta regla presenta excepciones encontrándose rocas, por ejemplo al horsteno, las cuales tiene una porosidad moderada a alta pero baja permeabilidad, lo que indicar poros de tamaño promedio pequeño. En este tipo de rocas el tamaño promedio de los poros podría estar en el rango del diámetro de los poros capilares presente en la pasta. La porosidad de los agregados naturales generalmente empleados en la preparación de concretos de peso normal, se encuentra usualmente por debajo del 10% y casi siempre por debajo del 3%, en contraste con el 30% o más de la porosidad total de las pastas. Se podrían esperar, a partir de estos valores, que la permeabilidad de los agregados usualmente empleados deberla ser mucho menor que la de la pasta. Sin embargo, al nivel de laboratorio se ha podido comprobar que ello no siempre es así, habiéndose encontrado que muchas rocas empleadas como agregado en el concreto pueden tener valores de permeabilidad en el orden de, o más altos que, aquellos que se encuentran en pastas preparadas con relaciones agua-cemento en los rangos de 0.4 a 0.7. La explicación de esta aparente anomalía se encuentra en el hecho de que los capilares o espacios porosos en el agregado a través de los cuales el agregado puede fluir, son en promedio considerablemente mayores que los existentes en la pasta aún cuando aquellos se presentan en mucho menor proporción. Los pequeños vacíos presentes en el agregado, en forma similar a los poros capilares de la pasta, pueden bajo determinadas circunstancias ser parcial o totalmente que usualmente se da en climas fríos.

1.11 Capacidad de Retención del Agua en los Poros 1.11.1 La capacidad con que las diversas clases de poros, presentes en la pasta y/o el agregado, pueden retener agua está inversamente relacionada a su tamaño. En relación con esto podemos hacer las distinciones siguientes: a. Al agua presente en los poros gel esta firmemente adherida, de manera tal que ella no puede evaporarse bajo condiciones de secado que harían eliminarse casi toda el agua presente en los poros mayores. Para los propósitos de un estudio sobre la naturaleza del concreto, el agua de los propósitos de un estudio sobre la naturaleza del concreto, el agua de los poros gel deberá considerarse como agua químicamente combinada, aun que desde el punto de vista de la físico-química podrían establecerse con razón, algunas diferencias. b. Los grandes poros tienen muy pequeña propensión a retener agua, por lo que en circunstancias totalmente inusuales ellos están llenos. c. En los poros de aire incorporado, los cuales normalmente no son apreciables visualmente, puede afirmarse lo mismo que en caso de los grandes poros. d. Ocupando un rango de tamaño intermedios entre aquellos que son visibles por el ojo y los poros gel, los poros capilares tienen una afinidad intermedia con el agua. Pudiendo su contenido incrementarse o disminuir con el humedecimiento o secado del concreto, y siendo el agua presente en los capilares mayores más fácilmente removible por secado que aquella presente en los diámetros mayor.


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e. Los poros presentes en el agregado son generalmente mayores que los poros capilares presentes en la pasta, con las exenciones previamente ya indicadas, y por ello tienen una menor habilidad para tomar y retener agua. Sin embargo, los pequeños poros presentes en algunos agregados se comportan, en relación con el agua, en forma muy similar a los poros capilares presentes en la pasta. 1.11.2 Una consecuencia de las propiedades de los diversos tamaños de poros presentes en el concreto, es que puede considerarse que existe una competencia entre ellos en relación con el agua disponible. En efecto, en el proceso de secado del agua contenida en el concreto, los grandes poros que contienen agua tenderán a secarse más fácilmente en tanto que los más pequeños lo harán con mayor dificultad. Por otra parte, en el humedecimiento de concretos secos, la entrada de agua en los poros estará determinada por dos tipos de acciones diferente: a. La alta capilaridad de los poros muy pequeños producirá un nivel de fuerzas muy alto para el agua en movimiento, pero tal movimiento será impedido por la baja permeabilidad del sistema de poros muy pequeño circundante con el resultado que estos últimos tendrán a llenarse muy lentamente. b. La pequeña capilaridad de los grandes poros, o macroporos, y por ello crean pequeñas fuerzas de impulso para el movimiento del agua. Adicionalmente estos poros están generalmente rodeados de un sistema de poros de permeabilidad restringida. Estas dos circunstancias se combinan para reducir la velocidad de movimiento del agua en los macroporos, excepto aquellos que están muy cerca de la superficie, como ya se indicó. 1.11.3 Adicionalmente a las dos consideraciones anteriores, es importante indicar que los grandes poros presentes en la masa de concreto, incluyendo los poros de aire incorporado, permanecen sin llenar aún concretos sumergidos en agua. Los poros de tamaño intermedio tienden a llenarle más fácilmente que los poros muy grandes o muy finos.

1.12 Naturaleza Química de Pasta 1.12.1 El proceso químico mediante el cual los silicatos y aluminatos cálcicos, así como el sulfato de calcio, que componen el cemento reaccionan con el agua, y parcialmente unos con otros, para formar la pasta se denominan genéricamente proceso de hidratación. Este proceso es extremadamente complejo, pudiendo continuar por meses p años. En este estudio sólo se contemplara algunos aspectos del mismo. 1.12.2 Los productos sólidos presentes en el gel son todos de naturaleza básica, pudiendo ser todos ellos atacados y descompuestos ácidos, aunque la velocidad de ataque puede ser significativamente baja para ácidos débiles o diluidos. Igualmente, los productos de la hidratación pueden ser atacados por el bióxido de carbono el cual en presencia del agua, forma ácido carbónico cuyo ataque puede ser severo o leve de acuerdo a las circunstancias en que actúa. 1.12.3 En general, los productos de la hidratación del cemento son estables frente a las aguas ordinarias y muchas soluciones. De no ser así el concreto no hubiese llegado a ser el importante material de construcción que es. Igualmente, con algunas excepciones, son estables frente a la acción de bases y soluciones. 1.12.4 El aluminato tricalcico, un compuesto indeseable pero inevitable de la pasta es fácilmente atacado por soluciones de sulfato, en presencia del hidróxido de calcio y la humedad, para formar sulfato aluminato de calcio. Los agentes más enérgicos son las soluciones de sulfatos de sodio y magnesio. 1.12.5 El proceso de hidratación, teniendo lugar mediante y por medio del agua, da por resultado la liberación de hidróxido de calcio el cual rápidamente forma una solución saturada de ésta sustancia en el agua contenida en los poros capilares y en los poros gel. Esta solución permanece en los poros capilares aun después de considerable secado del concreto endurecido y tiene una basicidad no menor a un pH de 12, siendo más alta debido a la presencia de hidroxilo alcalino, tales como hidróxidos de sodio o potasio, o ambos, formados a partir de los pequeños porcentajes de álcalis presentes en el cemento. Estos valores altos de pH son de vital importancia en la prevención de la corrosión del acero de refuerzo.


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1.13 Naturaleza Química del Agregado Aunque para depósitos prácticos el agregado normalmente es considerado químicamente inocuo, ello no siempre es cierto. Habiéndose encontrado que: a. Algunos agregados, naturales o artificiales, pueden entrar en reacción química con los constituyentes del cemento, especialmente con los álcalis, dando origen a múltiples problemas originados por la reacción y expansión álcali-agregado. b. Aunque la mayoría de los agregados ricos en sílice son en sí mismos resistentes a los ataques ligeramente ácidos; Los agregados calcáreos, especialmente la calcita y la dolomita, pueden ser atacados por los ácidos. c. Aunque las motivaciones no están aun suficientemente claras, se ha encontrado que los agregados carbonatos pueden, en algunas ocasiones, tener aplicación útil como agregados de sacrificio en concretos expuestos a ataques por ácidos débiles a medios, a fin de reducir el ataque de la pasta en si misma y así prolongar la vida del concreto en el cual tales agregados son empleados.

1.14 Propiedades del concreto 1.14.1 Concepto a. Para cada caso particular de empleo se requieren en el concreto determina propiedades. Es por ello que el conocimiento de todas y cada una de ellas, es importancia para el ingeniero el cual debe decidir, para cada caso particular de empleo del concreto, la mayor o menor importancia de cada una de ellas. b. Al analizar las propiedades del concreto, el ingeniero debe recordar las limitaciones de las mismas en función de las múltiples variables que pueden actuar sobre el concreto modificándolo. En este análisis es importante que el ingeniero recuerde que el concreto, como cualquier material, puede experimentar adicionalmente modificaciones el tiempo y que pueden claudicar por fallas atribuibles a problemas de durabilidad, aun cuando su resistencia haya sido adecuada. c. En el análisis de las propiedades del concreto es importante recordar que ellas están íntimamente asociadas con las características y proporciones relativas de los materiales integrantes; para que la calidad, cantidad y densidad de la pasta es determinante en las propiedades del concreto; y que la relación agua-cemento lo es sobre las características de la pasta. 1.14.2 Propiedades fundamentales a. Las propiedades más importantes del concreto no endurecido incluyen la tabajabilidad, consistencia, fluidez, cohesividad, contenido de aire, segregación, exudación, peso unitario, así como tiempo de fraguado. b. Las proporciones más importantes del concreto al estado endurecido incluyen las resistencias mecánicas, durabilidad, propiedades elásticas, cambios de volumen, impermeabilidad, resistencia al desgaste y cavilación, propiedades térmicas y acústicas, a apariencia.

1.15 Importancia de la Selección de los Materiales 1.15.1 En la selección del cemento debe considerarse, para los Pórtland normales, la composición química y el tipo de cemento empleado, así como la influencia que estas características pueden tener sobre las propiedades del concreto. Si se trata de cementos combinados, debe tenerse en consideración las características de la puzolana, ceniza o escoria empleada. Igualmente la fineza y el tiempo de fraguado del cemento y la influencia de estas sobre las propiedades del concreto. 1.15.2 De acuerdo a las propiedades que se desea alcanzar, se deberá tener en consideración para el agregado su perfil, textura superficial, granulometría, tamaño máximo, modulo de fineza, superficie especifica, dureza, resistencia, composición minerológica, limpieza y presencia de materia orgánica o materias extrañas. 1.15.3 El agua deberá ser potable. En caso de no serlo se deberá tener en consideración la influencia de las sales sobre las propiedades del concreto.


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1.15.4 El empleo de aditivos modifica significativamente las propiedades del concreto. Su uso debe ser cuidadosamente estudiado a fin de alcanzar las propiedades deseadas sin modificar otras.

1.16 Importancia de la Dosificación de las Mezclas 1.16.1 Concepto a. En la dosificación de las mezclas de concreto deberá tenerse cuidado de que haya la cantidad de pasta necesaria no sólo para recubrirse el agregado y facilitar su movilidad, sino también ocupar los vacíos existentes entre partículas. Igualmente, la Trabajabilidad y consistencia del concreto deberán se las adecuadas para que la mezcla ocupe totalmente los encofrados y recura el acero de refuerzo y elementos embebidos. b. En el concreto endurecido las proporciones seleccionadas deberán permitir obtener las propiedades deseadas al menor costo. 1.16.2 Contenido de agua El agua que se coloca en las mezclas es, por razones de Trabajabilidad, siempre mayor que aquella que se requiere por hidratación del cemento; siendo ésta última conocida como agua de consistencia normal y estando su valor en el orden del 28% en peso del cemento. Por la razón expuesta, las pastas que tienen alta relación agua-cemento contienen más agua no interviene el proceso de hidratación, o agua libre que aquellas que tienen baja relación agua-cemento. Desde que el agua libre ocupa espacios que después se transforman en poros capilares, la pasta de las mezclas de alta relación agua-cemento es más porosa que la de las mezclas ricas o de las mezclas con baja relación agua-cemento.

1.17 Importancia de la Preparación 1.17.1 Concepto a. La preparación del concreto es, fundamentalmente, un proceso de fabricación de un nuevo producto. Es por ello que los procesos derivados de la obtención de materiales adecuados; de selección de las proporciones más conveniente de los mismos; de fabricación y puesta en obra de la mezcla; de control de su calidad; y de economía de producción son en cierta forma, similares a aquellos que puedan presentarse en cualquier otro problema de fabricación. b. Adicionalmente debe tenerse en consideración que, debido a que el proceso de fabricar y obtener un concreto de calidad determinada no termina hasta la estructura es puesta en servicio, cada obra representa problemas particulares, especialmente aquellos referidos a la selección de las proporciones, proceso de colocación y curado del concreto. c. Durante el proceso constructivo el profesional responsable de la obra deberá siempre recordar que, independientemente de la calidad de la mezcla a nivel de los cálculos de oficina e inclusive de las mezclas de prueba en el laboratorio, las cualidades asumidas para la estructura no podrá ser obtenidas a menos que ellas sean alcanzadas en cada unidad cúbica del concreto en la obra. 1.18 Importancia del Control La preparación de un buen concreto exige de un adecuado control. Ello implica con diferente grado de control de acuerdo a las características e importancia de la obra: a. Una cuidadosa supervisión en la selección de los materiales y la selección de las proporciones de la unidad cúbica de concreto. b. Una cuidadosa supervisión de los procesos de puesta en obra y acabado del concreto. c. La realización de ensayos en todas las etapas del proceso de selección de los materiales, dosificación de la mezcla, y colocación del concreto, a fin de garantizar la calidad de los materiales y del producto final. 1.19 Importancia de la Preparación Técnica 1.19.1 En la preparación del concreto el problema fundamental es obtener un producto satisfactorio a un costo razonable. El alcanzar ambas condiciones exige que la fase técnica del proceso de fabricación del concreto esté bajo la responsabilidad de un profesional que esté plenamente familiarizado con los diversos aspectos del concreto como material y de su tecnología. 1.19.2 Conocimientos adecuados en el campo de la tecnología del concreto; un adecuado criterio; buena preparación del concreto e inspección de su calidad son todos ellos factores necesarios TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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para lograr un balance adecuado entre todos los aspectos que intervienen en la preparación del concreto. Personal calificado y mano de obra especializada es indispensable si se desea que el producto final, la estructura, sea de la calidad requerida. 1.19.3 Es imposible preparar un concreto de buena calidad, el cual cumpla con todos los requisitos exigidos por el proyectista, si no se posee una adecuada preparación en la tecnología del concreto. Un concreto “malo”, es un producto de inferior calidad, es preparado con cemento agua y agregados. Son exactamente estos mismos materiales los ingredientes de un buen concreto. La diferencia únicamente radica en el cómo hacerlo, en la adecuada preparación profesional del ingeniero y personal a sus órdenes, así como en la atención que haya sido dada a todos los aspectos de la preparación de un buen concreto. 1.20 Factores en la Variación de Calidad Algunos de los principales factores que pueden intervenir en la variación de la calidad del concreto se pueden agrupar en los siguientes rubros: a. Variables de los materiales, cuya responsabilidad es atribuible al constructor. b. Variables en el proceso de producción, cuya responsabilidad es atribuible al constructor. c. Variable en el control de la calidad del concreto, cuya responsabilidad es atribuible a la inspección o al laboratorio encargado del control. d. Variables debidas a la preparación técnica del personal profesional y técnico que intervienen en los diversos aspectos de la obra. 1.21 Ventajas y Limitaciones del Concreto 1.21.1 Ventajas Las principales ventajas del concreto como material de construcción son: a. Su versatilidad, la cual permite obtener las formas que se desee. b. La posibilidad de fabricarlo en obra, como unidades vaciados en sitio o fuera de materiales locales prefabricadas. c. El empleo de materiales locales, especialmente agregados y agua. d. Su bajo costo por unidad cúbica si se lo compara con el de otros materiales. 1.21.2 Limitaciones Entre sus principales desventajas del concreto se encuentran: a. Su baja resistencia a los esfuerzos de tensión, lo que obliga al empleo de acero de refuerzo. b. Su permeabilidad, debida a la presencia de poros capilares en la pasta. c. Sus cambios de volumen y longitud debidos a procesos de humedecimiento y secado. El concreto se contrae al secarse y se expande al humedecerse, con la consiguiente posibilidad de agrietamiento. d. Sus cambios de longitud debidos a que el concreto se expande con el calor y tiende a contraerse al enfriarse, con la consiguiente posibilidad de agrietamiento.

2.

MATERIALES

2.1 Cemento 2.1.1 El cemento empleado en la preparación del concreto deberá cumplir con algunos requisitos de las siguientes de las siguientes Normas ITINTEC para cementos Pórtland. a. Cemento Pórtland Tipo I, II y V, que corresponden a la Norma ITINTEC 334.044 b. Cemento Pórtland Puzolánicos Tipo IP u Tipo IPM, que corresponden a la Norma INTITEC 334.044 2.1.2 El cemento empleado en obra deberá ser del mismo tipo y marca que el utilizado para la selección de las proporciones de la mezclas de concreto. Se requerirá cemento del mismo tipo y marca en aquellos casos en que en la determinación de la resistencia promedio se ha empleado concretos preparados con cemento de una misma marca. Si la desviación estándar se ha calculado basándose en resultados de ensayos de concreto preparados con cementos del mismo tipo pero de diferentes marcas, el criterio a ser aplicado en obra ya no será tan exigente.


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2.1.3 No se aceptará en obras bolsas de cemento que se encuentren averiadas o cuyo contenido hubiese sido evidentemente alterado por la humedad. 2.1.4 Se considera que la bolsa de cemento tiene un pie cúbico de capacidad y un peso de 42,5 Kg. En aquellos casos en que no se conozca el valor real, se considera para el cemento un peso especifico de 3.15. 2.2 Canteras 2.2.1 En aquellos casos en que fuere necesario, corresponde al Contratista la prospección que permite la ubicación de canteras de agregados; Así como la exploración, muestreo y certificación de la calidad de los depósitos disponibles. 2.2.2 La selección de las canteras deberá incluir estudios de origen geológico; clasificación petrográfica y composición mineral del material; Propiedades y comportamiento del material como agregado; Costo de operación, rendimiento en relación con la magnitud del proyecto, y posibilidades de abastecimiento del volumen necesario; y facilidad de acceso a la cantera y cercanía de ella a la obra. 2.2.3 Las canteras seleccionadas deberán ser apropiadas por la inscripción previa presentación por el contratista de los certificados de calidad expedidos por un laboratorio autorizado por ella. 2.2.4 La presentación y aprobación de los certificados de calidad, no exime al contratista de la responsabilidad de emplear durante todo el proceso de colocación del concreto, materiales de calidad por lo menos igual a la aprobada. 2.3 Agregados – Generalidades 2.3.1 Los agregados empleados en la preparación del concreto normal deberán cumplir con los requisitos de la Norma ITINTEC 400.037 y los de las especificaciones técnicas especiales del proyecto. Si se emplea agregados livianos en la preparación de concreto estructural, estos deberán cumplir con los requisitos de la Norma ASTM 330. 2.3.2 Los agregados que no cumplan con alguno de los requisitos indicados, podrán ser utilizados siempre que el Contratista demuestre a la Inspección, mediante resultado de pruebas de Laboratorio o certificaciones de experiencia en obre, que bajo condiciones similares a la que se espera pueden producir concreto de las propiedades requeridas. Los agregados seleccionados deberán ser aprobados por la inspección. 2.3.3 Los agregados que no cuenten con un registro de servicios demostrable, o aquellos provenientes de canteras explotadas directamente por el Contratista, podrán ser aprobadas por la inspección siempre que cumplan con aquellos ensayos normalizados que ésta considere convenientes. Este procedimiento no invalida los ensayos de control de lotes en obra. El contratista y la inspección deben recordar que un comportamiento satisfactorio en el pasado no garantiza un buen comportamiento satisfactorio en el pasado no garantiza un buen comportamiento bajo otras condiciones de obra u otras ubicaciones; por lo que siempre es recomendable emplear agregados que cumplan con los requisitos de las Normas o de las especificaciones de obra. 2.3.4 Los agregados finos y gruesos deberán ser manejados como materiales independientes. 2.3.5 Los agregados seleccionados deberán ser procesados, transportados, manipulados, almacenados y dosificados, de manera tal de garantizar que: a. La pérdida de finos será mínima; b. Se mantendrá la uniformidad del agregado; c. No se producirá contaminación con sustancias extrañas; d. No se producirá rotura o segregación importante en ellos. El agregado empleado en concretos que han de estar sometidos a humedecimiento; explosión prolongada a atmósfera húmeda; o en contacto con suelos húmedos; no deberán tener en composición minerológica elementos que sean potencialmente reactivos con los álcalis del cemento. Se exceptúa el caso en que el cemento contiene menos del 0.6% de álcalis calculado como equivalente de óxido de sodio (Na2O + 0.658 K2O), o cuando se adiciona a la mezcla materiales que han demostrado ser capaces de controlar las expansiones inconvenientes debidas a la reacción álcalis-agregado.


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2.3.6 El ensayo de estabilidad de volumen, realizado de acuerdo a las recomendaciones de la Norma ITINTEC 400.037 o la ASTM C 88, sólo se efectuará en agregados que van a ser empleados en concretos sometidos a procesos de congelación y deshielo. El agregado sometido a cinco ciclos de ensayo de estabilidad de volumen deberá. a. En el caso del agregado fino, presentar una pérdida no mayor de 15% si se emplea como reactivo sulfato de magnesio, ni mayor del 10% se emplea como reactivo sulfato de sodio. b. En el caso de agregado grueso, presenta una perdida no mayor del 18% si se emplea como reactivo sulfato de magnesio, ni mayor del 15% si se emplea como reactivo sulfato de sodio. 2.3.7 Los agregados que no cumplen con lo indicado podrán ser utilizados si un concreto de propiedades comparables, preparado con agregado del mismo origen, ha demostrado un comportamiento satisfactorio cuando estuvo sometido a condiciones del intemperismo similares a las que se espera; o cuando se obtuvo resultados satisfactorios en concretos sometidos a ensayos; o cuando se obtuvo resultados satisfactorios en concretos sometidos a ensayos de congelación y deshielo realizados de acuerdo a las recomendaciones de la }Norma ASTM C 666. 2.3.8 Los agregados fino y grueso no deberán contener sales solubles totales en porcentaje mayor del 0,04% si se trata de concreto armado; ni del 0,0155 si se trata de concreto presforzado. El contenido de cloruro de calcio presente en el agregado como cloruro soluble en agua, se determina de acuerdo a l o especificado en la Norma ASTM D 1411. 2.3.9 El agregado de procedencia marina deberá ser tratado por lavado con agua potable antes de ser utilizado en la preparación del concreto. Los agregados expuestos a la acción directa de los rayos solares determinaran, si ello es necesario, enfriarse antes de ser utilización en la mezcladora. Si el enfriamiento se efectúa por riego, se deberá considerar la cantidad de humedad añadida el agregado a fin de corregir el concreto de agua de la mezcla y mantener la relación aguacemento seleccionada. 2.4 Agregado Fino 2.4.1 Se define como agregado fino aquel proveniente de la desintegración natural o artificial, que pasa el tamiz ITIMTEC 9.5 mm. (3/8”) y que cumple con los limites establecidos en la Norma ITINTEC 400.037. 2.4.2 El agregado fino puede consistir de arena natural o manufacturada, o una combinación de ambas. Sus partículas serán limpias, de perfil perfectamente angular, duro, compacto y resistente. El agregado fino deberá estar limpio de cantidades perjudiciales de polvo, terrones, partículas escamosas o blandas, esquistos, pizarras, álcalis, materia orgánica, sales u otras sustancias dañinas. 2.4.3 El agregado fino deberá estar graduado dentro de los limites indicados en la Norma INTINTEC 400.037. Es recomendable tener en cuenta lo siguiente: a. La granulometría seleccionada deberá ser preferentemente contínua, con valores retenidos en las mallas Nº 4 a Nº 100 de la serie Tayler. b. El agregado no deberá retener mas de 45% en dos tamices consecutivos cualesquiera. c. En general es recomendable que la granulometría se encuentre dentro de los siguientes límites. MALLA 3/8” No 4 No 8 No 16 No 30 No 50 No 100

% que pasa 100 95 - 100 80 - 100 50 - 85 25 - 60 10 - 10 2 - 10

El porcentaje indicado para las mallas Nº 50 y N 100 podrá ser reducido a 5% y 0%, respectivamente, si el agregado es empleado en concretos con aire incorporado cuyo contenido TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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de cemento es mayor de 255 kg/m con aire incorporado cuyo contenido de cemento es mayor 3 de 300 kg/m , o si se emplea un aditivo mineral para suplicar la deficiencia. En el porcentaje que pasa estas mallas. 2.4.4 El modulo de fineza del agregado se mantendrá dentro del limite de mas o menos 0,2 del valor asumido para selección de las proporciones del concreto; Siendo recomendable que el valor asumido esté entre 2,35 y 3,15. Si se excede el limite indicado de 0,2 el agregado podrá ser rechazado por la inspección o, alternativamente, esta podrá autorizar ajustes en las proporciones de la mezcla para compensar las variaciones en la granulometría. Estos ajustes no deberán significar reducciones en el contenido de cemento. 2.4.5 Si el agregado fino no cumple con los requisitos de los acápites 3.4 ó 4.4, podrán ser empleados previa autorización escrita de la inspección si el Constructor demuestra que los concretos preparados con dicho agregado tiene propiedades por lo menos iguales a las de concretos de características similares preparados con un agregado fino que cumple con los requisitos indicados si: a. La coloración en el ensayo se debe a la presencia de pequeñas partículas de carbón, o partículas similares; b. Realizado el ensayo, la resistencia a los siete días de mortero preparados con dicho agregado no sea menor del 95% de la resistencia de morteros similares preparados con la otra porción de la misma muestra de agregados fino previamente lavada con una solución al 3% de hidróxido de sodio. El porcentaje de partículas inconvenientes en el agregado fino no deberá exceder de los siguientes límites. Lentes de arcilla y partículas deleznables

3%

Material mas fino que la malla Nº 200: a. Concretos sujeto a abrasión b. Otros concretos

3% 5%

Carbón: a. Cuando la apariencia superficial del concreto es importante b. Otros concretos 2.5

0.5% 1%

Agregado grueso

2.5.1 Se define como agregado grueso al retenido en el tamiz INTINTEC 4.75 mm (Nº 4) proveniente de la desintegración natural o mecánica de las rocas que cumple con los limites establecidos en la Norma INTINTEC 400.037. 2.5.2 El agregado grueso podrá consistir de grava natural o triturada, piedra partida, o agregados metálicos naturales o artificiales. Sus partículas serán resistentes, y de textura preferentemente rugosa. Las partículas deberán ser químicamente estables y deberán estar libres de escamas, tierra, polvo, lino, humus, incrustaciones superficiales, materia orgánica, sales u otras sustancias dañinas. 2.5.3 El agregado grueso deberá estar graduado dentro de los límites especificados en la Norma INTINTEC 400.037. Es recomendable tener en cuenta lo siguiente: a. La granulometría seleccionada será preferentemente continua. b. La granulometría seleccionada deberá permitir obtener la máxima densidad del concreto, con una adecuada Trabajabilidad en función de las condiciones de colocación de la mezcla. c.

La granulometría seleccionada no deberá tener más del 5% del agregado retenido en la malla de 1 ½” y no mas del 6% del agregado que pasa la malla de ¼”.

2.5.4 El tamaño máximo nominal del agregado grueso no deberá ser mayor de: a. Un quinto de la menor dimensión entre caras de encofrado; o b. Un tercio de peralte de las losas; o TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. RIVVA – ACI - PERU

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c. Tres cuartos del espacio libre mínimo barras o alambres individuales de refuerzo, paquetes de barras, torones o ductos de preesfuerzo. En elementos de espesor reducido, o ante la presencia de gran cantidad de armadura, se podrá con la autorización de la inspección reducir el tamaño máximo nominal del agregado grueso, siempre que se mantenga una adecuada Trabajabilidad, se cumpla con el asentamiento requerido y se obtenga la resistencia en compresión especifica. Las limitaciones anteriores podrán igualmente ser obviadas si, a criterio de la inspección, la Trabajabilidad y los procedimientos de compactación utilizados en el concreto, permiten colocar el concreto sin formar vacíos o cangrejeras. 2.5.5 El porcentaje de partículas inconvenientes en el agregado grueso o deberá exceder de los siguientes valores: Arcilla Partículas deleznables Material mas fino que la malla Nº 200 Carbón y Lignito: a. Cuando el acabado superficial es de importancia b. Otros concretos

0.25% 5.00%

0.50% 1.00%

El agregado cuyos límites de partículas perjudiciales excedan a los indicados, podrá ser aceptado siempre que un concreto, preparado con el agregado de la misma procedencia, haya dado un servicio satisfactorio cuando haya estado expuesto de manera similar al estudiado o, en un registro de servicios, siempre que el concreto preparado con el agregado tenga características satisfactorias cuando es ensayado en el laboratorio. 2.5.6 El agregado grueso empleado en el concreto para pavimentos, o en estructuras sometidas a proceso de erosión, abrasión o capitación, no deberá tener una pérdida mayor del 50% en el ensayo de abrasión realizado de acuerdo a las especificaciones INTINTEC 400.019 ó 400.020 ó a las Normas ASTM C 131. 2.5.7 El lavado de las partículas del agregado grueso se deberá hacer con agua perfectamente potable. De no ser así, el agua empleada deberá estar libre de sales, materia orgánica o materiales en suspensión. 2.6

Hormigón

2.6.1 El agregado denominado hormigón, es una mezcla natural, en proporciones arbitrarias, de agregado fino y grueso procedente de río o de cantera. 2.6.2 El lo que sea posible se seguirán para el hormigón las recomendaciones correspondientes para el agregado grueso y fino. 2.6.3 El hormigón deberá estar libre de cantidades perjudiciales de polvo, terrones. partículas blandas o escamosas, sales, álcalis, materia orgánica u otras sustancias dañinas para el concreto. Su granulometría deberá estar comprendida entre la malla de 2” como máximo y la malla No 100 como mínimo. 2.6.4 El hormigón debe ser manejado, transportado y almacenado de manera tal que garantizar la ausencia de contaminación con materiales que podrían reaccionar con el concreto. 2.6.5 El hormigón deberá emplearse únicamente en la elaboración de concretos con resistencias en 2 compresión hasta de 100 kg/cm a los días. Del contenido mínimo de cemento será de 225 2 kg/cm . 2.7

Agua

2.7.1 El agua empelada en la preparación y curado del concreto deberá cumplir con los requisitos de la Norma INTINTEC 334.088 y ser de preferencia, potable. 2.7.2 Esta prohibido el empleo de aguas ácidas, calcaras, minerales ya sea carbonada o minerales; aguas provenientes de minas o relaves, aguas que contengan residuos industriales, agua con contenido de sulfatos mayor del 1%, agua que contenga algas, materia orgánica, humus o descargas de desagües, aguas que contengan azucares o sus derivados. Igualmente aquellas


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aguas que contengan porcentajes significativos de sales de sodio o de potasio disueltas, en todos aquellos casos en que la reacción álcali-agregado es posible. 2.7.3 Podrá utilizarse aguas naturales no potables, previa autorización de la inspección, únicamente si: a. Están limpias y libres de cantidades perjudiciales de aceites, ácidos, álcalis, sales, materia orgánica u otras sustancias que puedan ser dañinas al concreto, acero de refuerzo o elemento embebidos. Al seleccionar el agua deberá recordarse que aquellas con alta concertación de sales deberán ser evitadas en la medida que no sólo pueden afectar el tiempo de fraguado, la resistencia del concreto y su estabilidad de volumen, sino que, adicionalmente, pueden originar eflorescencias o corrosión del acero de refuerzo. b. La calidad del agua, determinada mediante el análisis del laboratorio, cumple con los valores que a continuación se indican; debiendo ser aprobadas por la inspección las excepciones a los mismos.

Cloruros Sulfatos Sales de Magnesio Sales solubles totales pH. Sólidos en suspensión Materia orgánica

Máximo 300 ppm. 300 ppm. 150 ppm. 1500 ppm. mayores de 7 1500 ppm. 10 ppm.

c.

La seleccione de las proporciones finales de la mezcla de concreto se basará en resultados de ensayos de resistencia en compresión en los que se ha utilizado en la preparación del concreto agua de la fuente elegida. d. Los ensayos de mortero preparado con el agua seleccionada y ensayada siguiendo las recomendaciones de las Normas ASTM C 109 tienen, a los 7 y 28 días, resistencias en compresión no menores del 90% de las muestras similares preparadas con agua potable. 2.7.4 Las sales u otras sustancias dañinas que pudieran estar presentes en los agregados y/o mezclado a fin de evaluar el contenido total de sustancias inconvenientes que pudieran ser dañinas al concreto, acero de refuerzo ó elementos embebidos. 2.7.5 Si en el concreto han de estar embebidos elementos de aluminio y/o fierro galvanizado, el contenido de cloruro indicados en el acápite 2.7.3 (b) deberá disminuir a 50 ppm. 2.7.6 El contenido de ión cloruro presente en el agua y demás ingredientes no deberá exceder, expresado como porcentaje en peso del cemento de los siguientes valores: Concretos presforzados Concreto armado con elementos de aluminio o de fierro galvanizado embebidos Concreto armado expuesto a la acción de cloruros Concreto armado no protegido que puede estar sometido a un ambiente húmedo pero no expuesto a cloruros Concreto armado que deberá estar seco o protegido de la humedad durante su vida por medio de recubrimiento impermeable

0.60% 0.06% 0.10%

0.15%

0.80%

2.7.7 El agua de mar sólo podrá utilizarse en la preparación del concreto si se cuenta con la autorización escrita del ingeniero proyectista y la inspección. 3 Es recomendable que la mezcla tenga un contenido de cemento mínimo de 350 kg/m , una relación agua-cemento máxima de 0.5, consistencia plástica y un recubrimiento al acero de refuerzo no menor de 70 mm. Queda prohibido el empleo de agua de mar como agua de mezclado en los siguientes casos:


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Concreto presforzado. Concreto cuya resistencia a la compresión a los 28 días sea mayor de 175 kg/cm2. Concretos en los que estén embebidos elementos de aluminio o de fierro galvanizado. Concretos vaciados en climas cálidos. Concretos con acabado superficial de importancia; concretos expuestos; concretos cara vista 2.9.2 2.8

Acero de Refuerzo Las barras de acero de refuerzo corrugadas o lisas; las mallas de barras; el alambre corrugado o liso; las mallas de alambre corrugado o liso; u los torones, alambres y barras para tendones en concreto presforzado, deberán cumplir con lo especificado en la Norma Técnica de Edificaciones E.060 “Concreto Armado”.

2.9

Aditivos

2.9.1 Se define como aditivo a un material distinto del agua, del agregado o del cemento, el cual es utilizado como componente del concreto y que se añade a este antes o durante en mezclado a fin de modificar una o alguna de sus propiedades. 2.9.2 Los aditivos a ser empleados en la mezcla de concreto deberán cumplir con los requisitos de la Norma INTINTEC 339.086. Su uso está limitado por lo indicado en las especificaciones técnicas especiales del proyecto y por la autorización de la inspección. 2.9.3 El empleo de aditivos no autoriza a modificar el contenido de cemento de la mezcla, salvo autorización expresa y por escrito de la inspección bajo responsabilidad de la misma. 2.9.4 Los aditivos empelados en obra deberá ser de la misma composición de concreto. 2.9.5 El contratista deberá demostrar a la inspección que con los aditivos seleccionados se podan obtener en el concreto las propiedades requeridas; Así como que ellos son capaces de mantener esencialmente la misma calidad, composición y comportamientos del concreto en toda la obra. 2.9.6 En la selección de la cantidad de aditivos por unidad cúbica de concreto se tendrá en consideración las recomendaciones del fabricante, las propiedades que se desee obtener en el concreto; Las características de os agregados; la resistencia a la compresión especificada; las condiciones ambientales y de trabajo en obras; el procedimiento de colocación del concreto y los resultados de los ensayos de laboratorio. 2.9.7 El contratista proporcionará a la inspección la dosificación recomendada dela aditivo a ser empelado, así como los efectos perjudiciales al concreto que pudieran esperarse de posibles variaciones en la misma; en la composición química dela aditivo; en el contenido de cloruros expresados como porcentaje en peso del ión cloruro; y en el contenido de aire incorporado de la mezcla. 2.9.8 Los aditivos incorporados de aire deberán cumplir con los requisitos de la Norma INTINTEC 339.086 o la Norma ASTM C 260. 2.9.9 Los aditivos reductores de agua, retardadores, acelerantes, reductores de agua y acelerantes, reductores de agua y retardadores, deberán cumplir con los requisitos de las normas INTINTEC 339.086 o INTINTEC 339.087 a los de la Norma ASTM C 419 o ASTM C 1017. 2.9.10 Las puzolanas y ceniza que se empleen como aditivos deberán cumplir con los requisitos de la Norma ASTM C 989. 2.9.11 Las escorias de alto horno finamente molidas, cuando se emplean como aditivo, deberán cumplir con los requisitos de la Norma ASTM C 989. Son empleadas en la misma forma que las cenizas y, en general, son empleadas con cemento Pórtland y, muy raras veces, con cemento combinados dados que estos ya vienen puzolanas o cenizas. Sin embargo, la combinación con cementos que cumplen con la Norma ASTM C 595 puede ser considerada en la colocación de concretos en grandes masas en los que se puede aceptar una lenta ganancia de resistencia y en los que el desarrollo de un bajo calor de hidratación es de especial importancia.


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2.9.12 El cloruro de calcio, o los aditivos que contengan cloruros que no sean impurezas de los componentes del aditivo, no deberán empelarse en: Concreto presforzado. Concreto que tenga embebidos elementos de aluminio o fierro galvanizado. Concretos colocado en encofrado de metal galvanizado. Concretos masivos. Concretos colocados en climas cálidos. 2.9.13 En aquellos casos en los que el ingeniero-Proyectista autorice el empleo de calcio, o de aditivos con contenidos de cloruros, deberá certificarse que el contenido total de ión cloruro en la unidad cúbica del concreto, expresado como porcentaje en peso del cemento, no excede los valores indicados en el acápite 2.7.6. 2.9.14 Los aditivos cuya fecha de vencimiento se ha cumplido no serán utilizados. BIBLIOGRAFÍA “Agregados para Concreto”, Norma INTINTEC, 1987. 1. Recomendaciones para el proceso de puesta en obra de estructuras de concreto, Enrique Rivva, 1988. 2. Specification for Structural Plain Concrete for Buildings, ACI-88. 3. Building Code Requirements for Structural Plain Concrete, ACI 318 1R-89. 4. concreto armado Norma Técnica de Edificaciones E. 060, ININVI – 1989 5. Building Code Requirements for Reinforced Concrete, ACI 318-89. 6. Especificaciones Técnicas Generales de las Obras de Concreto Simple y Armado, ININVI – 1990.


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PISO Y LOSAS 1. a)

b)

c)



PRINCIPIOS GENERALES Los pisos o las losas se componen de tres partes distintas: Las partes encargadas de la sustentación: viguetas de madera, vigas metálicas, y vigas prefabricadas de hormigón armado o pretensado así como los forjados de relleno; las losas de hormigón armado, macizas o con nervaduras, etc. El revestimiento, que constituye la pavimentación acabada y que descansa sobre el armazón o estructura de sustentación: embaldosado, parquet de madera, losas de diversas clases ejecutadas in situ, revestimientos sintéticos, etc. El cielo raso o techo realizado debajo del elemento de sustentación, enlucido con yeso, palcas prefabricadas de materiales de todas clases, etc. La parte portante debe resistir las cargas transmitidas por su propio peso y las sobrecargas previstas por los reglamentos en vigor. El peso propio comprende, además del peso del mismo elemento de sustentación, el peso del revestimiento y el techo o cielo raso. Las sobrecargas que hay que admitir en el cálculo de los pisos, están fijadas por los reglamentos según los valores siguientes: Suiza Francia Pisos de vivienda, habitaciones 2 2 particulares... 200 kg/m 175 kg/m 2 2 Locales de venta, tiendas 400 kg/m 400 kg/m Escaleras de casas de vivienda, 2 salas de colegios, balcones... 300 kg/m Despachos y oficinas particulares (público sólo 2 2 admitido aisladamente)... 200 kg/m 200 kg/m Terrazas accesibles (o peso de 2 2 la nieve)*... 200 kg/m 200 kg/m Para los pisos de terrazas, en Suiza, se calcula la sobrecarga de nieve, según las normas

H siguientes:Altura H en que está situada la construcción  800 m ; P niere  40     55 

2

(Pero 90 kg/cm2 como mínimo); Altura H a que está situada la construcción  800 m

 H  P niere  160  1,4    100 

2

A esas cargas debe añadirse el peso de los tabiques y separaciones interiores de escaso espesor (tabiques de panderete). Podemos atribuirles, en los pisos de viviendas y apartamentos, una 2 sobrecarga suplementaria de 75 kg/m TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD –



Las aberturas denominadas tramoyas, abiertas en los pisos para el paso de chimeneas o conductos de humos, conductos de ventilación y escaleras, requieren la construcción de embrochalados que con frecuencia modifican las características del elemento portante. El revestimiento, por su misma naturaleza, debe presentar un pavimento adaptado a las exigencias de la construcción y ofrecer un aislamiento satisfactorio tanto térmico como acústico. El aislamiento térmico se consigue con materiales ligeros y porosos y mediante colchones de aire; el aislamiento acústico se obtiene (contra los ruidos aéreos) por medio del aumento del peso de la masa y con el empleo de materiales elásticos convenientemente dispuestos (contra los ruidos de trepidaciones y choques).

El cielo raso contribuye a mejorar el aislamiento sin menoscabo de la estética. El estudio de los pisos debe, pues comprender el cálculo estático y la averiguación de la flecha del elemento portante, a la vez que el examen del aislamiento térmico y acústico que presenta. Todos estos factores, íntimamente ligados a consideraciones de carácter económico, contribuyen al confort y al equilibrio de las construcciones. La elección del sistema de construcción del piso depende, pues, en gran medida de las condiciones locales. Observación: Cuando una pieza descansa sobre más de dos apoyos su cálculo resulta hiperestático con lo cual se sale del marco de esta obra. Sin embargo, muchas veces es posible referir el problema al de un conjunto de piezas que descansan cada una sobre dos apoyos.

2.

PISOS DE MADERA Actualmente los pisos de madera portantes desde una a otra pared son utilizados rarísimas veces en la construcción de inmuebles de varios pisos. Se prefieren las losas que, hechas con hormigón armado o elementos metálicos, se prestan mejor a las exigencias estáticas deseadas. Sin embargo, la madera sigue siendo el material de elección en la construcción de pisos en casas de campo, pabellones, vivienda particulares, etc.

TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD –

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Las ventajas de la madera residen en la sencillez de su puesta en obra, en la facilidad de darle forma y en su escaso peso propio. Por otra parte la madera ofrece excelentes cualidades naturales de aislamiento térmico y acústico. Constituye un piso económico. En cambio su empleo ofrece escasa protección contra la humedad que causa su destrucción por putrefacción. El apoyo de las vigas, que requiere un cercenamiento o que trae consigo la debilitación de la sección de la pared, constituye un notable inconveniente para las construcciones de mucha plantas. La luz de los pisos de madera rara vez excede de 5 m. Los pisos de madera están constituidos por vigas portantes, de pino, que suelen distar de 30 a 60 cm. Dicha separación rara vez excede de 60 cm con el fin de evitar la flecha del piso que recubre las vigas. Las figs. 471 a 473 reproducen algunos tipos de pisos de madera.

Las dimensiones de las vigas dependen de su luz, de su separación y de los pesos y sobrecargas aplicadas. La tabla 31 permite determinar la sección de las vigas por simple lectura, cuando se conocen a luz y la carga. La luz real de las vigas corresponde a 1,05 veces el hueco entre apoyos. El peso propio de un piso de madera es de 2 100 a 150 kg/m . En este peso van comprendidos el parquet, el forjado, la viguería y el cielo raso. Ejemplo: ¿Qué sección de vigas es necesario escoger para realizar un piso que descanse sobre paredes distantes 3,80m entre sí y con una sobrecarga admitida dde 2 250 kg/m ? Luz real: 1,05. 3,80 = 4,00 Peso propio admitido (o calculado) 100 2 kg/m 2 Sobrecarga fijada + 250 kg/m 2 Carga total del piso: 350 kg/m


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Para una separación de 50 cm entre ejes de las vigas, cada una de éstas recibe: 0,5 . 350 = 175 kg/m. En la tabla 31, a una carga por metro lineal de 174 kg y una luz de 4,00 m corresponde una sección de madera de 8 x 18 cm. Para recordar los cálculos, el momento resistente se obtiene mediante el cociente del momento flector por el valor de la solicitación admisible en la madera: 2  = 85 kg/cm M (cm.kg ) b.H 2 W (cm 3 )  ; W rectángulo  6  (kg / cm 2 ) El cálculo del momento de inercia necesario para las vigas sobre dos apoyos, uniformemente cargadas, se obtiene en función de la flecha admisible, por medio de la expresión siguiente:

f 

Q (kg ). l 3 (cm 3 ) l 5 ; J (cm 4 )  . 300 384 E (kg / cm 2 ). f (cm )


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en la cual: Q = carga total sobre la viga: p.l E = módulo de elasticidad de la madera, que se 2 admite en 110 000 kg/cm l = luz de la viga

J  momento de inercia de la viga : 

b.H 3 H , osea W . 12 2

b = anchura de la viga H = altura de la viga. Por razones de economía interesa utilizar vigas altas de pequeña anchura. A fin de evitar el alabeo de las mismas se colocan riostras de tabla que impiden las torsiones (Véase fig. 469). El revestimiento de los pisos de madera por medio de “parquet” no presenta ninguna dificultad. El establecimiento de un embaldosado, en cambio, exige, para lograr la impermeabilidad, el empleo de cartón asfáltico sobre la superficie de madera antes de realizar la capa de mortero base de la colocación de las baldosas. Esta última precaución corta los peligros ocasionados por la fuerte humedad que puede subsistir sobre la madera después de la colocación del embaldosado. A fin de limitar el agrietamiento de la capa aglomerante, es conveniente prever en esta última un enrejado que haga las veces de armadura.

Mediante clavos es posible la colocación de la mayoría de tipos de cielos rasos existentes bajo los pisos de madera.

Al proyectar un piso de madera, es necesario tener en cuenta que la madera es un material vivo, susceptible de retracción y de hinchazón bajo el influjo de la humedad ambiente. A este efecto no hay que apretar nunca la madera entre hierros o aprisionarla en la obra; al contrario, hay que dejarle sitio para que pueda desarrollar sus movimientos dentro del medio que la rodea. TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD –

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Cuando la luz de las vigas resulta excesiva, es posible disponer una jácena trasversal, de madera o de hierro laminado.

3.

PISOS METÁLICOS Los pisos metálicos se consideran en general como los más convenientes para las construcciones de armazón metálica. Estos pisos apropiados para grandes luces y fuertes cargas, presenta junto con un reducido volumen, excelentes soluciones para las construcciones industriales y los inmuebles destinados a oficinas. La utilización de dichos elementos en las casas de vivienda es poco corriente. Semejante tipo de construcción ofrece la ventaja de una ejecución rápida por el empleo de laminados de hierro, estandardizados, que se encuentran en el mercado. En esta clase de pisos es necesario procurar una protección eficaz de los hierros contra la oxidación: una pintura adecuada o un empotramiento en una masa de hormigón.

La fabricación de viguetas de hormigón pretensado crea una competencia grave a los pisos metálicos. En efecto, existe una gran semejanza de características dimensiónales entre uno y otro sistema. Los pisos metálicos están constituidos con viga laminadas de los tipos IPN, IPE, UPN, etc. La preferencia se inclina por los perfiles altos y ligeros. La separación de las vigas depende (como en el caso de la madera) del material de forjado utilizado como portante entre las mismas. Este puede ser de elementos cerámicos, de hormigón premoldeado o realizado in situ, etc. Las características de las viguetas a adoptar depende de su luz y de la carga. La Tabla 32 permite determinar el laminado conveniente en función de la carga y de la luz. El peso propio admitido en los cálculos debe determinarse en cada caso particular. La flecha máxima bajo la carga total autorizada, en Suiza, es de 1/400 de la luz y en Francia, de 1/350, para los edificios corrientes. Por otra parte, en Francia, por la sola acción de las sobrecargas, debe mantenerse por debajo del 1/600 de la luz. Sin embargo, frecuentemente, exigencias particulares obligan a adoptar valores más reducidos.


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Cuando la solicitación de utilización del acero es conocida y la altura del laminado ha sido ya 2 elegida, es fácil conocer la flecha que para un módulo de elasticidad de 2 100 000 k/cm se expresa por las fórmulas siguientes:

a) Carga uniformemente repartida, viga apoyada a dos puntos f = flecha, en cm real = solicitación creada en el acero en t/cm l = luz de la pieza en m h = altura del perfil en cm b)

2

f  0,992.

 real . l 2 h

Cara uniformemente repartida, viga en ménsula

f  2,38.

 real .l 2 h

Ejemplo: Determinar las características de las viguetas de un piso de 5,60 m de luz entre 2 paredes, con una carga (peso propio comprendido) de 2400 kg/m , la separación de las viguetas es de 85 cm. 5,60 . 1,05  5,88 m 2400.0,85 = 2040 kg; por la lectura en Tabla 32 se

Luz real Carga por m de vigueta halla: IPE 270;  = 1,360 T/CM

f  0,992 .

2

1,360 . 5,88 2  1,73 cm 27

1,73 1 1   588 340 400 Los pisos ligeros, realizados con palastro plegado, ofrecen interesantes posibilidades. Su empleo, de uso corriente en los EE.UU., no ese ha llegado todavía a extender en nuestras regiones. Los perfiles utilizados conducen a los tipos de pisos indicados en las figs. 486 y 487. El revestimiento aplicado sobre los pisos de elementos metálicos depende en gran medida del material que compone el forjado. Los aislamientos térmicos y acústicos de este revestimiento determinan el “confort” de la construcción y las cualidades particulares de los materiales


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utilizados influyen la longevidad del elemento. La ejecución de los cielos rasos debe contribuir en gran medida a la mejora de las condiciones aislantes. A fin de reducir el peso de la vigueta, que aumentan rápidamente con la luz, es posible introducir uno o varios apoyos intermedios. Dichos apoyos están constituidos en este caso por vigas (jácenas). Estas se calculan de la misma manera que las viguetas: su carga unitaria corresponde a la reacción de apoyo de las viguetas del piso. Generalmente la luz de la jácena es superior a la de las viguetas. Para su realización se emplean laminados IPN, IPE, DIN, HEA, - B, - M, etc. que dejar de calcular la fecha de esos medios de apoyo (fig. 491). La realización de embrochalados implica con frecuencia uniones que exigen la intervención de especialistas: remaches, uso de pernos, soldaduras, etc.


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4.

a) b)


PISOS O LOSAS DE HORMIGÓN ARMADO Los pisos o losas de hormigón armado hallan actualmente gran campo de aplicación en la construcción de inmuebles de varias plantas, así como en la de viviendas particulares. Este complejo de materiales permite, en efecto, realizaciones variadas y económicas en la mayor parte de los casos. Por otra parte, a causa de su condición monolítica ofrece las garantías de una excelente trabazón entre los elementos portantes. Numerosas investigaciones dirigidas a mejorar y facilitar la realización de estas construcciones han suscitado distintas soluciones. Se distinguen tres tipos característicos de losas a base de hormigón armado: Las losas realizadas enteramente en obra: el forjado (losa maciza), la losa nervada, la losa de piezas huecas, etc., que requieren la construcción de un encofrado; Las losas semprefabricadas, en las cuales los elementos prefabricados constituyen en cierto modo el encofrado y que traen de la sección comprimida del hormigón;


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c)


Las losas completamente prefabricadas o acabadas a su salida de fábrica que constituyen el elemento portante completo. Cada uno de estos tres tipos ofrece particularidades interesantes e inconvenientes que conviene tener en cuenta en cada caso particular. Las ventajas que procura el pretensado del hormigón se valorizan y explotan en la mayor parte de los tipos citados. Las características de los hormigones y de los aceros empleados deben cumplir las normas y reglamentos en vigor en el sitio de la ejecución. A este efecto véase el Cap. XVII: Hormigón armado. Recuérdese que en Suiza rigen las “Normas de la SIA”, n°. 162, y en Francia la “Regla Ba”. Recuérdese también que la dosificación prescrita en Suiza es de 300 kg de cemento Pórtland, y en Francia de 350 kg de cemento por metro cúbico en las obras sin control a pie de obra, y de 300 kg de cemento por metro cúbico en las obras controladas. Para ofrecer las garantías de resistencia prescritas, los hormigones deben estar amasados a máquina (en hormigonera). La aplicación de las normas constituye la reglamentación del cálculo y de la puesta en obra del hormigón armado. La distancia libre entre la armadura y el encofrado debe ser de 2 cm como mínimo para las obras situadas al abrigo de la intemperie y de 2 cm como mínimo en los otros casos.

4.1. LOSAS O FORJADOS REALIZADOS EN OBRA a.

El forjado, losa maciza de hormigón armado, elemento portante sin nervaduras, constituye el sistema más sencillo. Se realiza sobre un encofrado de tablas a tope que recubre toda la superficie; las armaduras de hierro son sencillas y de fácil colocación. Las tolvas, aberturas y cajas diversas sólo son pequeños obstáculos para su realización. Por otra parte, el hormigón se coloca con facilidad. La losa maciza ofrece la ventaja de ser, en casi todos los casos, el sistema más económico para luces inferiores a 4,50 m. En cambio este sistema ofrece un conjunto pesado y presenta dificultades, una vez ejecutado, para el paso de conducciones eléctricas y tuberías. Con frecuencia, éstas tienen que hacerse pasar por encima del encofrado, antes de ser incorporadas en su emplazamiento definitivo dentro del hormigón. Los elementos dispuestos en la masa antes del hormigonado se sitúan sobre la capa inferior de hierros de la armadura.

La considerable masa de hormigón ofrece una inercia favorable a la absorción de los ruidos aéreos, absorción que es tanto mejor cuanto más débil es la compresión del hormigón. De la elección del revestimiento depende la mejora de su comportamiento ante los ruidos de golpes. El forjado de hormigón presenta un pobre aislamiento térmico. El estudio del revestimiento y del cielo raso es, pues, de gran importancia puesto que ambos elementos deben proporcionar el aislamiento indispensable para el “Confort”. Los casos indicados en las figrs. 489 y 490 pueden formar un conjunto favorable. TEMA: CONCRETO REFER: TECNOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN – G. BAUD –

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Los forjados se calculan en gran número de casos como si sólo trabajasen en una sola dirección. Ciertas condiciones especiales permiten su apoyo sobre tres o cuatro lados: relación entre las luces, naturaleza de los apoyos, según se trate de paredes o de jácenas o vigas maestras. El cálculo estático de un forjado es sencillo (véase el Cap. XVII: hormigón armado). Las Tablas 33 y 34 permiten, por simple lectura, determinar el espesor que hay que dar y la sección de armadura que se necesita por metro lineal de losa en función de la luz y de la sobrecarga. No hay que olvidar la inclusión del peso del revestimiento en el valor de la sobrecarga accidental. El peso propio de la losa, en cambio, ya está incluido en los resultados propuestos.


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Peso propio y armaduras de repartición de las losas macizas (según las normas suizas) H h Peso kg/m2 espaciados  6 4 150 5 e = 15 cm 8 6 200 6 e = 15 cm 10 8 250 6 e = 15 cm 12 10 300 8 y 6 altern. e = 15 cm 14 12 350 8 e = 20 cm 16 14 400 8 y 10 altern. e = 20 cm 18 16 450 10 e = 20 cm 20 18 500 10 e = 20 cm Según las normas suizas, la armadura de distribución perpendicular al sentido de los elementos portantes debe representar cuando menos el 0,2% de la sección del hormigón, en el caso de losas uniformemente cargadas. En Francia las armaduras transversales de una sección unitaria deben ser por lo menos iguales a: 0,25 sección unitaria de la armadura principal.


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b.


A fin de reducir los peligros de agrietamiento del hormigón, es preferible disponer armaduras de pequeño diámetro pero con escasa separación antes que barras de gruesa sección más espaciadas, aun cuando la sección total sea la misma. La separación máxima de las armaduras principales de una losa maciza se fija, en Suiza, así: a en la cual a representar el e  10  4 espesor de losa en cm. La losa nervada o piso con forjado y nervadura es una construcción más ligera que requiere mayor altura, y se adopta cuando la luz excede a los 4 metros. Con un peso propio relativamente pequeño, este tipo de piso ofrece una gran inercia que permite reducir notablemente la cantidad de armadura. Esta losa puede realizarse con la ayuda de encofrados de serie que descansan sobre listones de madera. Esta ejecución permite ahorro en la madera de los encofrados, y puede recuperarse y usarse otra vez el encofrado de la nervadura. En cambio, la ejecución de encofrado resulta más complicada que el simple forjado, cuando hay que confeccionar embrochalados y acodalamientos varios. La colocación de las armaduras y la puesta en obra del hormigón exige también mayor trabajo. Las cuali dades de aislamiento térmico son mejores que en la losa maciza, gracias a su importante cámara de aire. Sin embargo, en lo que se refiere al aislamiento acústico, pueden formularse las mismas reservas que para el forjado. Conviene, pues, estudiar detenidamente qué clase de revestimiento se le dará. La realización del cielo raso exige la colocación de listones o carreras debajo de las nervaduras. Luego puede ejecutarse el cielo raso con cualquier material tradicional. Es prudente (para asociar todas las nervaduras al efecto de una carga concentrada así como para limitar el alabeo) disponer una nervadura perpendicular a las nervaduras principales: la armadura de tal nervadura se compone exclusivamente de barras inferiores rectas. 4 cm. La anchura de la cara inferior de la nervadura depende por una parte del diámetro de las armaduras que deben formar parte de ella, y por otra de la resistencia a los esfuerzos cortantes. Estos últimos requieren a veces coladas llenas (macizados) cerca de los apoyos. La armadura de las nervaduras (elemento portante) se calcula según prescriben las normas de resistencia a los momentos flectores a los esfuerzos cortantes que obran junto a los apoyos. El forjado debe


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armarse (perpendicularmente al sentido de las nervaduras) con barras cuya separación no tiene que exceder de 20 cm. Paralelamente a las nervaduras, esa separación está fijada en un máximo de 33 cm por las “Reglas B.A. 60”. Con objeto de aumentar el aislamiento del elemento portante, el encofrado de las nervaduras, a base de plancha de acero o de madera, puede ser reemplazado con piezas huecas de cerámica o aglomerados ligeros a base de cemento. Estos elementos prefabricados, de formas variadas, constituyen el encofrado y pertenecen definitivamente al conjunto portante. Las cualidades de esas piezas huecas varían con los materiales utilizados y los sistemas realizados. Entre éstos conviene mencionar los elementos “Durisol” que, a base de virutas y aserrín de madera, hechos incombustibles, ofrecen interesantes características en cuanto a aislamiento acústico y térmico. Los elementos de cerámica, de formas diversas, presentan igualmente interesantes ventajas para la realización de esta clase de losas.

4.2. PISOS FUNGIFORMES Y PISOS-LOSAS Estos pisos son muy apropiados para las losas de grandes dimensiones que descansan sobre un reticulado de pies derechos. Estos pies derechos, dispuestos según una trama regular, deben sin embargo ser distribuidos según las relaciones 0,5 ly  lx  21y (lo cual equivales a decir que la luz en un sentido no puede rebasar el doble de la luz en otro sentido). Estos pisos no llevan ni resaltados ni vigas ni nervaduras ni jácenas, con lo cual puede conservarse en el centro de los tramos una altura libre máxima. Generalmente están constituidos por losas macizas de hormigón con armaduras cruzadas, sólidamente ligadas a los píes derechos de hormigón armado por medio de un capitel que asegura la rigidez de la construcción. A veces también se hacen mediante losas de artesones (cargando igualmente en ambas direcciones sobre los apoyos) En el caso de un piso o techo fungiforme, el capitel presenta el aspecto de un tronco de pirámide o de un tronco de cono que sobresale de la cara inferior del techo.


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a) b) c)


Los capitales en forma de seta de los pisos o techos fungiformes pueden ofrecer muchos aspectos: Según los reglamentos alemanes; Capitales o curvatura continua; Según las reglas B.A. 60.

El piso-losa comprende un tipo de capitel incorporado a la losa que, en consecuencia, presenta una cara inferior perfectamente plana. En el pido-losa, se puede realizar el capitel a base de hormigón o de un bastidor de laminados metálicos. Este último método se emplea, a veces, paralelamente a una ejecución a base de pies derechos metálicos. Las ventajas principales de esta construcción son:


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El pequeño volumen de los pies derechos y la ausencia de resaltos o salientes en el techo. Los pisos losas están diseñados a veces en los elementos de encofrado en forma de artesones.

4.3. LOSAS DE HORMIGÓN TRANSLÚCIDO En losas, construidas con objeto de proporcionar luz cenital en el local que recubren, constituyen una forma de cubierta y pueden servir de piso o pavimento a una terraza. La pendiente para la evacuación de las aguas no debe ser inferior al 1,5% (1,5 cm por metro)


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El hormigón translúcido, mal aislante térmico, da lugar a condensaciones. Con una ventilación eficaz de la superficie subyacente de la losa, pueden reducirse el efecto de esas condensaciones; en caso necesario, no habrá más remedio que recoger el agua que allí se forma.

4.4. LOSAS SEMI-PREFABRICADAS Estos sistemas que tienen la apariencia de pisos de madera o metálicos, utilizan ingeniosas realizaciones de viguetas prefabricadas de hormigón armado u hormigón pretensado. A veces, se incorporan a esas viguetas elementos cerámicos destinados a reemplazar el encofrado de las losas.

Muchos de los tipos de pisos semi-prefabricados que existen actualmente en el mercado ofrecen interesantes propiedades de aislamiento térmico. En cualquier caso, resulta imprescindible el hormigonado en obra de la parte comprimida del elemento portante.


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Gran número de empresas emplean el hormigonado pretensado para la confección de las viguetas. El conjunto portante queda completado con los forjados aislantes de materiales ligeros. Los diferentes fabricantes de estos sistemas indican generalmente las características mecánicas y de utilización necesarias para su empleo racional. La abundancia de tipos existentes no impide citarlos todos. A título de ejemplo, en las figs. 517 a 520 se representan los sistemas Stahlton, Gamma, Omnia, Basco, Norma, etc.

4.5. LOSAS PREFABRICADAS Estas losas prefabricadas, cuya finalidad es la de reducir las operaciones de construcción necesarias a pie de obra, llegan al lugar de la misma a punto para su montaje. Después de la puesta en obra de esas viguetas ligeras de gran superficie, sólo queda por realizar una operación sencilla de rejuntado. La ventaja de este sistema reside no solamente en la rapidez de colocación y ejecución sino también en el escaso aporte de humedad. En cambio, este sistema, como el precedente, es de difícil realización cuando el número de aberturas y tolvas es importante.

Las características mecánicas de aislamiento acústico y térmico varían enormemente según el sistema empleado. Las casas que cuidan de la producción de esos elementos proporcionan generalmente las piezas después de haber efectuado por sí misma los cálculos estáticos necesarios (véase las figs. 521 a 523).

5.

ENCADENADOS O LIGAZONES ANULARES Con el fin de asegurar la homogeneidad de una construcción o un edificio cualquiera, se disponen, en las paredes de carga y de fachada, una especie de tirantes horizontales destinados a ligar los elementos entre sí. Estos tirantes se colocan en general al nivel de los pisos.

Si se trata de pisos de madera, la cohesión de los elementos portantes se obtiene por medio de la colocación de un hierro plano anclado en la obra de fábrica por sus extremos y que descansa


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sobre el apoyo de las vigas en el interior de la pared. Este tipo de atirantado o encadenado suele hallarse en ocasión de las transformaciones de construcciones antiguas, por ejemplo.

Actualmente, se prefiere efectuar esta ligazón por medio de la colocación de una armadura pequeña empotrada en el hormigón que forma el enrase bajo el envigado. Esta disposición es la utilizada en el caso de pisos de madera y metálicos. No suele calcularse la sección de un encadenado o cinturón de atirantado. Sus características se determinan por la práctica, en función de las dimensiones de la obra. En las construcciones corrientes, son más que suficientes, en la mayoría de los casos, dos armaduras de 10 mm de diámetro. El empleo de las losas de hormigón armado, de los tres tipos enunciados, implica la colocación de una pequeña armadura en el encadenado o atirantado. Esta armadura, situada debajo de las barras principales, da rigidez de apoyo a la losa, facilita la repartición de las reacciones de apoyo en la pared y cumple con la misión que se le exige de servir de ligazón. El diámetro se elige en relación con la armadura principal de la losa. Según las reglas B.A. 60, al nivel de cada piso, en todas las paredes de carga, la armadura del encadenado debe tener por 2 lo menos una sección de 3 cm de acero dulce. El empleo de acero de alta resistencia trae consigo la incorporación de una armadura cuya sección viene dada por una fórmula empírica. Observación: Las jácenas o vigas maestras, dispuestas perpendicularmente al sentido portante de las losas de hormigón armado, están calculadas en función de su luz y de la carga soportada. Estos elementos, destinados a reducir la luz de las losas, suelen presentarse frecuentemente en forma de vigas en T. Cuando la altura de una jácena es igual a la de las nervaduras de la losa se la llama jácena enrasada o viga maestra enrasada. Los pisos dispuestos sobre bóvedas se emplean muy raras veces en las construcciones actuales.

6.

ENLOSADO DE CEMENTO, CHAPA, REVESTIMIENTO O SOLADO Los enlosados de cemento se dividen generalmente en dos partes: la horma, o capa de cimentación, que es una especie de relleno que sirve para la distribución de las cargas o para la igualación de la superficie, y el revestimiento o solado propiamente dicho, que puede ser un enlucido de mortero denominado “chapa” o una superficie de baldosas o losas (embaldosado o enlosado). La cimentación u horma debe estar constituida por materiales cuya resistencia y densidad vengan determinadas por el destino que haya que darse al enlosado. Esta capa de cimentación contiene o proporciona el aislamiento térmico o acústico indispensable. En el caso de un enlosado de cemento construido sobre el suelo, la horma debe descansar sobre una capa de piedras o sobre un lecho resistente formado por un relleno de cascajos o desechos sin triar pero cuidadosamente apisonado y compactado. Esta capa está constituida por un hormigón dosificado a razón de 200 kg de C.P. (o de C.A.) enérgicamente compactado, y su espesor, que depende de la carga que el enlosado deba soportar, puede ser de:


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8 cm

para las losas de los garajes que admiten coches de turismo o una carga 2 uniformemente repartida de 200 kg/m . 2 12 cm para las losas destinadas a soportar cargas uniformemente repartidas de 500 kg/m cual es el caso de talleres, almacenes, etc. Dichos valores se aumentarán respectivamente hasta 10 y 15 cm para los enlosados situados al exterior o expuestos a la intemperie. Para cargas superiores a las citadas, o cuando el terreno es de resistencia mediocre, es una medida de prudencia aumentar la 3 dosificación de cemento hasta 250 kg de C.P. por m y disponer un enrejado cuya sección debe ser como mínimo de 0,15% de la sección del hormigón en cada sentido.

El hormigón que constituye la horma de base debe amasarse tan seco como sea preciso para poder ser apisonado enérgicamente. Cuando se establece un enlosado sobre un terreno húmedo, es prudente disponer un drenaje en la capa de piedra subyacente. La capa de cimentación en el caso de revestimientos situados en el interior de las construcciones, por ejemplo sobre losas de hormigón, puede estar constituida por materiales ligeros, con objeto de reducir su propio peso. Se utilizan a este efecto áridos ligeros: escorias de hulla, fragmentos de piedra pómez, desperdicios de corcho, o bien se preparan hormigones ligeros, hormigones de espuma, etc. a los materiales ligeros debe agregárseles arena, a fin de obtener una capa resistente a las deformaciones provocadas por la compresión. El empleo de hormigones ligeros debe proscribirse cuando las sobrecarga de pisos son elevadas.


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PROBETAS DE CONCRETO DE LOS ENSAYOS DE COMPRENSIÓN La manera tradicional y práctica de evaluar la resistencia y uniformidad del concreto en las edificaciones, consiste en moldear probetas con el concreto empleado en obra, que luego son llevadas a rotura en una prensa, bajo cargas de comprensión. Los resultados de ensayo muestran la dispersión del concreto debido a la heterogeneidad de sus constituyentes y a las condiciones propias de los procesos de mezcla, transporte y colocación. Además, a esta natural variación debe agregarse la posible segregación de la muestra y las diferencias producidas en las operaciones de moldeo, curado y ensayo. Para Obtener una resistencia representativa, la Norma Intintec determina los procedimientos a seguir en cada etapa de la preparación de las probetas; y el Reglamento Nacional de Construcciones señala el tamaño y número de la muestra de ensayo. Conviene efectuar correctamente el proceso de muestreo, preparación y curado de probetas para evitar resultados erróneos de resistencia, que pueden llevar al cuestionamiento de la calidad del concreto, la posible paralización de la obra y un dilatado proceso de evaluación. El costo de la buena preparación de probetas es una mínima fracción del costo del concreto, pero su importancia es decisiva.

Material en Obra El material necesario para preparar las muestras de ensayo esta constituido por los siguientes elementos: 

Moldes cilíndricos de 152,5 mm + 2,5 mm de diámetro por 305 mm + mm de altura. ( 6” x 12” ).



Base de molde, maquinada.



Barra compactadota de acero liso, de 16 mm ( 5/8” ) de diámetro y aprox. 60 cm de longitud. La barra será terminada en forma de semiesfera.



Cuchara para el muestreo y plancha de albañilería.



Aceites derivados de petróleo, como grasa mineral blanda.



Lienzos absorbentes, por ejemplo, yute; o alternativamente. Película de polietileno de 0.05 mm de espesor y/o lamina de material plástico. Los moldes deben ser de material impermeable, no absorbente y no reactivo con el cemento. Su construcción debe darles rigidez, impidiendo escape lechada de cemento por las juntas. Los moldes normalizados se construyen de acero, eventualmente, se utilizan de material plástico duro de hojalata y de cartón parafinado. Las tolerancias admisibles en la geometría de los moldes con respecto a las generatrices son: rectitud 0.20 mm; planitud 0.15 mm. El plano de las orillas del molde deberá formar ángulos de 90º con el eje con tolerancia de + 1/8”.

MUESTREO La muestras deben ser obtenidas al azar, por un método adecuado sin tener en cuenta la aparente calidad del concreto. 2 Se deberá obtener una muestra por cada 120 metros cúbicos de concreto producido 6500 m de superficie llenada y en todo caso no menos de una al día. El volumen de la muestra no será menor de 30 litros y tomada dentro del término de una hora inmediata a su preparación. En el caso de que la muestra se obtenga al pie de la mezcladora si el volumen del concreto contenido 2 en el tambor es menor de 0.5 m se tomara el material del centro de descarga. En caso de ser mayor el volumen, se formara una muestra compuesta con material correspondiente al fin del primer tercio de descarga y al inicio del último tercio. Cuando se trate de recipientes de transporte conteniendo mas de un cuarto de metro cúbico, la muestra se formara mezclando porciones de diferentes partes de los recipientes. La muestra de concreto se colocara en una vasija impermeable y no absorbente, de tamaño tal que sea posible el mezclado antes de llenar los moldes. No deben transcurrir mas de 15 minutos entre las operaciones de muestreo y moldeo del pastón de concreto. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Se deben preparar dos probetas de ensayo de cada muestra para evaluar la resistencia a la comprensión determinada edad; por el promedio. Sin embargo por una mayor precisión es recomendable moldear tres probetas. Generalmente la resistencia del concreto se evalúa a las edades de 7 y 28 días. Cuando las mezclas utilizan agregados de tamaño máximo superior a 2”, estos deben ser retirados. Eventualmente se utilizan moldes de 8” x 16”.

OPERACIONES PREVIAS Cuando se preparen varias probetas de la misma muestra, se moldearan simultáneamente. El concreto usado en ensayos de asentamiento, aire incorporado u otros, no será empleado para la prueba de resistencia. El moldeo de las probetas se efectúa sobre una superficie horizontal, libre de vibraciones y protegida del transito. Antes del llenado se verificara que los moldes y bases se encuentran limpios y aceitados. La junta entre la base y el molde, se puede sellar con material trabajable a temperatura ambiente, como mezclas de parafina y cera, arcilla de moldear y grasa pesada. De ser necesario se efectuará un premezclado a mano, utilizando la plancha de albañil, para tener un pastón con características de uniformidad.

DEL MOLDEO DE LAS PROBETAS El llenado de la probeta se efectuará evitando la segregación y vertido el concreto con la cuchara, la que se moverá alrededor de la coronación del cilindro. Luego del mezclado del concreto se llena de inmediato el molde hasta un tercio de su altura, compactando a continuación de manera enérgica con la barra mediante 25 golpes verticales, uniformemente repartidos en forma de espiral, comenzando por el borde y terminando por el centro. El proceso se repite en las dos barras siguientes, de manera que la barra penetre hasta la capa precedente no. Mas de 1”. En la última se coloca material en exceso, para enrasar al tope con el borde superior del molde, sin agregar material. Después de consolidar cada capa se procederá a golpear ligeramente las paredes del molde, utilizando la barra de compactado, para eliminar los vacíos que pudieran haber quedado. Si en llenado de la ultima capa el material estuviera en exceso se retirara la conveniente con la plancha y luego se procederá a enrasar la superficie. En las mezclas fluidas, para evitar la exudación al término de la consolidación, el material en exceso se puede retirar luego de 15 minutos de terminar la operación. La superficie del cilindro será terminada con la barra o regla de madera, de manera de lograr una superficie plana, suave y perpendicular a la generatriz del cilindro. Ras inclinado, con proyecciones o depresiones mayores de 3 mm. Exigen una capa de refrenado de mayor espesor, disminuyendo la resistencia de la probeta. Luego de llenar los moldes se fijan en ellas tarjetas, debidamente protegidas, que los identifiquen con referencias sobre el día de ejecución, el tipo de cemento y lugar de colocación. En lo posible, las probetas no se moverán del sitio, si fuera necesario, se trasladaran a mano a lugares vecinas inmediatamente después de consolidadas, colocándose en espacios seguros o construcciones provisorias. Una ves llenos lo moldes, se protegerán con telas que deberán mantenerse permanentemente húmedas. Alternativamente, se podrán cubrir con placas de material plástico o películas de polietileno. En todos los casos, durante las primeras 24 horas, los moldes estarán a una temperatura ambiente de 16ºC a 27ºC, protegidos del viento y asolamiento. De ser necesario se utilizaran aparatos de ventilación y/o calefacción.

DESMOLDEO Las probetas se retiraran de los moldes entre las 18 y 24 primeras horas después de moldeadas. Se procederá soltando los elementos de cierre y, luego de un momento, se retirara cuidadosamente la probeta. Se marcaran en la cara circular de la probeta las anotaciones de la tarjeta de identificación del molde, utilizando lápiz de cara o un pincel con pintura negra. Las probetas deberán ser llevadas a mano a la cámara de curado. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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CURADO Después de desmoldar las probetas se colocan en la cámara de curado, en recipientes conteniendo una solución saturada de agua de cal, a temperatura de 23ºC + 2ºC. La saturación se puede obtener incorporando tentativamente 2grm de cal hidratada por litro de agua. El agua utilizada será potable y limpia, no se encontrara en movimiento y cubrirá por completo todas las caras de la probeta. Eventualmente será permitido el curado de la probeta en ambientes de 95% a 100% de Humedad relativa a temperaturas de 23ºC + 2ºC. Los valores de la temperatura y humedad serán observados y registrados durante el periodo de curado, para evaluar el proceso. Se recomienda el empleo de termómetros de máxima y mínima. Cuando no se cumplen los términos del curado húmedo, se reduce la resistencia. Una reducción de siete días podrá afectar en un 10% la resistencia, aun en climas suaves. Las probeta destinadas a evaluar el tiempo requerido para desencofrar o poner en servicio una estructura de concreto, deberán conservarse a pie de obra, en las mismas condiciones de protección y curado que la estructura

ENVIÓ DE LAS PROBETAS AL LABORATORIO Cuando sea necesario enviar las probetas a un laboratorio fuera de la obra, deberán remitirse entre las 48 a 72 horas a la rotura, embaladas en cajas de madera o material rígido, con separaciones para cada probeta y protegidas con arena húmeda. En lo posible, el interior de la caja estará revestido con plancha de Zinc. En la guía de remisión se indicara, además de las anotaciones efectuadas cara de cada probeta, las referencias adicionales que facilitan su identificación. Deberá solicitarse al laboratorio, que además de certificar su referencia establezca constancia del peso y dimensiones de la probeta; de la fecha y hora de ensayo; así como el tipo de curado y material refrendado. Se cuidara que el laboratorio, luego de la recepción de las probetas, las coloque de inmediato en las cámaras de curado.

TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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CURADO DEL CONCRETO El curado Para obtener un buen concreto, es necesario que en su primera edad se encuentre en un entorno que reúna adecuadas condiciones de temperatura y humedad, que aseguren la hidratación del cemento. Las acciones que contribuyen al logro de este ambiente reciben la denominación de “curado”. Básicamente, los procesos de curado procuran mantener el concreto lo mas saturado posible, de manera que el espacio de la pasta ocupado inicialmente por agua, se llene con los productos de hidratación del cemento. En efecto, el cemento para hidratarse requiere de capilares lleno de agua, parte de la cual se utiliza en la formación de los nuevos productos. Otra parte asegura la culminación del proceso. Se ha comprobado experimentalmente que el desarrollo de la hidratación se cumple a máxima velocidad cuando el agua, produce en los capilares una presión de vapor superior a la que corresponde al 0.8 de la presión de saturación. Siendo el concreto un material moldeable en estado fresco, tiene características de material húmedo, variando el contenido de humedad con el equilibrio que guarda necesariamente con el entorno, por relaciones termo-hidrométricas. Es decir, la evaporación del agua en el concreto, especialmente en los primeros días de su colocación, será mayor en ambiente seco que húmedo; y menor conforme disminuya la temperatura. Resulta equivocado, por lo tanto, pensar, como ocurría tiempo atrás, que no es peligrosa la desecación del concreto cuando tiene agua en exceso.

Acciones previas Determinadas acciones adoptadas con anterioridad el curado, contribuyen a su eficiencia. Es recomendable aceitar los encofrados antes de la colocación del concreto y mantenerlos húmedos durante el servicio. En losas o pavimentos, en especial en climas secos o cuando se producen fuertes lluvias, es aconsejable suspender una cubierta sobre la superficie de concreto, evitándose de esta manera la evaporación o el “picado” del concreto.

Curado húmedo: Los métodos para el curado con agua tienen la ventaja de permitir el incremento de humedad interna. A continuación damos una breve síntesis de los más utilizados: El procedimiento de inundación o inmersión, teóricamente el mas eficiente, solo se emplea en determinadas estructuras aparentes para ello, por ejemplo: Pavimentos, losas y placas para alcantarillas, donde es factible formar un estanque de agua mediante un pequeño dique de tierra impermeable a lo largo del perímetro de la losa. El empleo de atomizadores rociadores de agua es conveniente cuando es posible mantenerlos en servicio continuo o no hay limitación para el gasto de agua. En estructuras verticales se han empleado con éxito mangueras agujereadas. Cubrir el concreto con textiles húmedos, con alta capacidad para retener el agua, como tejidos de algodón y yute. Los materiales polvorulentos, como la arena y la tierra mojada, son utilizados en el curado de elementos horizontales, exigiendo el control de la desecación para su riego oportuno.

Materiales sellantes: Un procedimiento de curado consiste en aplicar materiales sellantes sobre el concreto, a fin de impedir su desecación. Este procedimiento tiene la limitación de no ser aportador de agua, como ocurre con los métodos humedificantes pero, en contrapartida, no requiere de atención permanente. Los procedimientos mas conocidos son, en breve síntesis, los siguientes: 

Películas plásticas de 13 micrones de espesor en adelante. Se comercializan en hojas transparentes, blancas para climas cálidos y negras para climas fríos. La película plástica debe aplicarse lo más temprano posible sobre el concreto de manera que cubra todas las caras expuestas.


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Existe discrepancia sobre el uso de película plástica en concretos coloreados y aparentes, debido a la posibilidad de formación de manchas, por la distribución dispareja del agua en el concreto. Se ha utilizado el procedimiento de aplicar películas plásticas sobre textiles absorbentes humedecidos en la superficie del concreto. En el mercado se encuentran películas plásticas, reforzadas con fibra de vidrio Para aumentar su durabilidad y un mayor numero de usos. Otro producto sellante es el papel impermeable, constituidos por dos láminas de papel kraft, unidas con un adhesivo reforzado. Eventualmente, algunas láminas de papel tienen superficies blancas para reducir la absorción de calor. Las hojas de papel pueden reutilizarse, si mantienen su capacidad de retener la humedad, sin perjuicio de las rasgaduras o huecos, que pueden parcharse con los mismos materiales. Se utilizan compuestos líquidos, del tipo de cera, resinas o caucho clorinado que se aplican con disolventes de alta volatilidad, convirtiéndose así, rápidamente, en membrana protectora. En la aplicación de los compuestos líquidos deben respetarse las disposiciones de las normas. Además, es conveniente recordar lo siguiente: 2



El rendimiento de los compuestos varia entre 3.5 y 5.2 m por litro.



La aplicación puede realizarse con un dispositivo atomizador manual o con rociador mecánico, siendo mas indicado este ultimo para grandes superficies, por la distribución uniforme y mayor productividad.



No es recomendable la aplicación de membrana sobre superficies que pueden recibir concreto adicional o pinturas que deban adherirse al soporte.



Los compuestos de membrana se aplican cuando el agua libre sobre la superficie del concreto ha desaparecido, lo que generalmente ocurre cuando pierde el brillo superficial.



Sin embargo, en climas cálidos se aplica de inmediato el terminado, para evitar fisuras.



Los compuestos pigmentados, blancos o grises, deben aplicarse según la especificación de la obra.

Evaluación del curado: La evaluación de los procedimientos de curado se efectúa mediante la prueba de cilindros de ensayos de compresión, curado en las mismas condiciones que la edificación, a pie de obra. Se considera que el curado, en un tiempo dado, es satisfactorio cuando los especimenes de prueba en condiciones de obra, dan a la edad determinada el 85% o mas de la resistencia obtenida con especimenes similares curados en laboratorios. así mismo, si las resistencias de los cilindros curados a pie de obra exceden en mas de 35kg / cm la resistencia especificada, también se considera correcto curado. De no alcanzar los límites señalados anteriormente, se deberán proseguir con el curado y, en caso necesario, intensificarlo. En previsión de esta eventualidad, es recomendable curar en las mismas condiciones de la edificación dos series de cilindros de prueba.

Otros métodos de curado: Métodos de curado enérgico, se emplean generalmente en la industria del concreto prefabricado, o en condiciones de concretado en tiempo frío. Generalmente se aplica calor húmedo después de elevar la temperatura se potencializan las reacciones químicas de la hidratación, incrementándose las resistencias iniciales. Un método efectivo de curado es el empleo del vapor a presión atmosférica o el de vapor a alta presión.

Climas extremos: En los casos de concretado en clima cálido o excesivamente frió, es necesario adoptar precauciones espéciales de curado, en armonía con el sistema constructivo y del colocación de concreto que se hubiera adoptado; materia que escapa a los depósitos de este trabajo.


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Especificaciones a consultar 

Recommended Practice for Curing Concrete (ACI 308-71).



AASHTO 71-60 Standard Spefications for White Polyethylene Sheeting (film) for Curing Concrete.



ASTM C 31-69. Standard Method of Making and Curing Concrete Test Specimens in tha Field (Reapproved 1980).



ASTM C 156-80. Standard Test Method for Water Retention by Concrete Curing Materials.



ASTM C 171-69. Standard Specification for Sheet Materials for Curing Concrete. (Reapproved 1980).



ASTM C 192-81. Standard Method of Making and Curing Concrete Test Specimens in tha Laboratory.



ASTM C 309-81. Standard Specifications for Liquid Membrane Forming Compounds for Curing Concrete.


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EL ENSAYO DE CONSISTENCIA DEL CONCRETO Del principio del método El denominado ensayo de asiento, llamado también de revenimiento o “Slump test”, se encuentra ampliamente difundido y su empleo es aceptado para caracterizar el comportamiento del concreto fresco. Esta prueba, desarrollada por Duft Abrams, fue adoptada en 1921 por el ASTM y revisada finalmente en 1978. El ensayo consiste en consolidar una muestra de concreto fresco en un molde tronco cocino, midiendo el asiento del pastón luego de desmoldeado (fig. Nº 1).

El comportamiento del concreto en la prueba indica su “consistencia” o sea, su capacidad para adaptarse al encofrado o molde con facilidad, manteniéndola homogéneo con un mínimo de vacíos.


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La consistencia se modifica fundamentalmente por variaciones del contenido del agua de mezcla. En los concretos bien proporcionados, el contenido de agua necesario para producir un asentamiento determinado depende de varios factores: se requiere más agua con agregados de forma angular y textura rugosa, reduciéndose su contenido al incrementarse el tamaño máximo del agregado. No debe confundirse el concepto de consistencia con el de Trabajabilidad, que en su aceptación mas amplia expresa la propiedad del concreto para ser mezclado con facilidad, brindando un material homogéneo, capaz de ser transportado, colocado en molde sin segregar con la mayor capacidad. En la actualidad no existe una prueba valida para caracterizar la Trabajabilidad, definida con rigor como la cantidad de trabajo interno útil requerido para realizar la completa consolidación del concreto. El ensayo de asiento indica uno de los factores de la Trabajabilidad, como en la consistencia.

Del molde El molde tiene forma de tronco de cono. Los dos círculos de las bases son paralelos entre si midiendo 20 cm y 10 cm los diámetros respectivos. Las bases forma ángulo recto con el eje del cono. La altura del molde es de 30 cm (]Fig. 2). El molde se construye con plancha de acero galvanizado, de espesor mínimo de 1.5 mm (Fig. 3). Se sueldan el molde esas y aletas de pie, para facilitar la operación. Para compactar el concreto se utiliza una barra de diámetro liso, de 16 mm de diámetro y 60 mm de longitud y punta semiesférica.

Muestreo Las muestras deben ser obtenidas al azar, por un método adecuado, sin tener en cuenta la aparente calidad del concreto. Se deberá obtener una muestra por cada 120 metros cúbicos de concreto producido o 500 2 m de superficie llenada y en todo caso no menos de una al día. El volumen de la muestra no será menor de 30 litros y tomada dentro del término de una hora inmediata a su preparación. En el caso de que la muestra se obtenga al pie de la mezcladora, si el volumen del concreto 3 contenido en el tambor es menor de 0.5 m , se tomará el material del centro de la descarga. En caso de ser mayor volumen, se formará una muestra compuesta con material correspondiente al fin del primer tercio de descarga y del inicio del último tercio. Cuando se trate de recipiente de transporte contenido más de un cuarto de metro cúbico, la muestra se formará mezclando porciones de diferentes partes de los recipientes. No debería transcurrir más de 15 minutos entre las operaciones de muestreo y moldeo del pastón de concreto.

El procedimiento de Ensayo El molde se coloca sobre una superficie plana y humedecida, manteniendo inmóvil, pisando las aletas. Seguidamente se vierte una capa de concreto hasta un tercio del volumen. El concreto se coloca moviendo la pala en torno del borde superior del molde, para asegurar la homogeneidad. Se apisona con la varilla, aplicando 25 golpes, distribuidos uniformemente. Enseguida se colocan otras dos capas con el mismo procedimiento a un tercio del volumen y consolidando, de manera que la barra penetre en la capa inmediata inferior. La primera capa de 67 mm de altura y la segunda a 155 mm. La tercera capa se deberá llenar en exceso, para luego en vasar al término de la consolidación. En le caso de faltar material se añadirá al concreto necesario, enrazando con la barra o cuchara de albañil. Lleno y enrasaco el molde, el molde se levanta lenta y cuidadosamente en dirección vertical. Se estima que desde el inicio de la operación hasta el término no deben transcurrir más de 2 minutos; de los cuales el proceso de desmolde no toma más de cinco segundos. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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El asiento se mide con aproximación de 5 milímetros, de terminado la diferencia entre la altura del molde y la altura media de la cara libre del cono deformado. Se aconseja que al término del ensayo se golpea suavemente con la barra de apisonar una de las generatrices del cono, produciendo la caída del pastón. Con experiencia, la observación del comportamiento del concreto resulta de interés. Las mezclas bien dosificadas asientan lentamente sin perder su homogeneidad, revelando buena consistencia. Por el contrario, las mezclas defectuosas se disgregan y caen por separado (Fig. Nº 4).

Observación del Ensayo Es conveniente observar el comportamiento del pastón que, durante el asentamiento, permite inferir la calidad del concreto. Se han establecido tres tipos de asiento característicos, como sigue: (Fig. Nº 5). El denominado “normal” o verdadero, propio de mezclas ricas y con un correcto dosaje de agua, en este caso el concreto no sufre grandes deformaciones ni sus elementos se separan, debido al poder ligante de la pasta que cubre los agregados. En el llamado “de corte”, originado por el aumento de la cantidad de agua, la pasta pierde su poder de aglutinar y aumenta su calidad lubricante de los áridos, por el que los asientos son mayores y se reduce el coeficiente de rozamiento. Ocasionalmente es asentamiento no es grande pero el corte es apreciable. Cuando el concreto es fluido y pobre en finos, es difícil que se mantenga unido y en lugar de asientos se produce rotura por derrumbamiento y algunas veces por corte. Cuando los ensayos no tienen la forma del asentamiento verdadero, es decir que la fuerza de deformación es supera al “limite plástico” del material, la prueba se considera sin valor.

Limitaciones de Aplicación El ensayo de Abrahams solo es aplicable en concreto plásticos, con asentamiento verdadero. No tiene interés en las siguientes condiciones:  En el caso de concretos sin asentamiento; de muy alta resistencia. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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SENCICO NOVIEMBRE 2001   

BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA 3

Cuando el contenido de agua es menor de 160 lts por m de mezcla. 3 En concretos con contenido de cemento inferior a 250 Kg/m . Cuando existe un contenido apreciable de agregado grueso, de tamaño máximo que sobrepasa las 2.5”.

Aplicaciones El Diseño de Mezclas Los métodos de proporcionamientos del concreto permiten definir mezclas apropiadas para determinadas resistencias, que únicamente se obtienen en la practica cuando el concreto se mantiene homogéneo y tiene aptitud de llenar los moldes con un mínimo de vació. El ensayo de asiento ha demostrado ser de utilidad para evaluar la aptitud de las mezclas en la consolidación en diferentes tipos de estructuras. El ACI en sus recomendaciones para el diseño de mezclas establece valores para cada tipo de obra: REVESTIMIENTO (cm) MAX MIN Muros y zapatas de cimentación en Concreto armado Zapatas simples, cajones y muros Vigas y muros de concreto armado Columnas Pavimentos y losas Concreto masivo

8 8 10 10 8 5

2 2 2 2 2 2

Control de Homogeneidad En el proceso de producción del concreto, la prueba de asentamiento es de gran utilidad en el control de las variaciones en los materiales. En efecto, un cambio en el contenido de humedad de la arena o la variación del módulo de finura, son fácilmente advertidas en la prueba pues influyen en el valor del asentamiento.

Factores Externos La Trabajabilidad el concreto se modifica con el transcurso del tiempo. El valor del asentamiento medido al pie de la mezcladora será mayor que el obtenido luego de 15 minutos, pues los agregados absorben agua que, de esta manera, no contribuye a la plasticidad. En efecto, en el tiempo que los materiales permanecen en la mezcladora, los agregados no agotan su capacidad de absorción (Fig. Nº 6) El resultado del asentamiento del concreto se modifica con la temperatura de la mezcla e, indirectamente, por la temperatura del ambiente. El incremento de la temperatura hace disminuir el asentamiento. Por ello, para mantener el asentamiento cuando el clima es más caluroso, habrá de requerirse de una aumento de la dosificación del agua (Fig. Nº 7).


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ADITIVOS PARA EL CONCRETO DEL EMPLEO DE ADITIVOS Se denomina aditivo a las sustancias añadidas a los componentes de fundamentales de concreto con el propósito de modificar alguna de sus propiedades. Los aditivos son utilizados principalmente para mejorar una o varias de las siguientes características del concreto: 

Aumentar la trabajabilidad, sin modificar el contenido de agua.



Acelerar el desarrollo de la resistencia en la primera edad.



Modificar el tiempo de fragua inicial.



Modificar la velocidad de producción de calor de hidratación.



Reducir le exudación y sangrado.



Aumentar la durabilidad.



Disminuir la segregación



Reducir LA contracción



Mejorar la adherencia del concreto al acero.

Los aditivos que actúan sobre los componentes del cemento en el proceso de hidratación se clasifican como aditivos químicos. Los aditivos no reactivos, compuestos por partículas muy finas como coloide, se tipifican como aditivos físicos.

ADITIVOS QUIMICOS Los aditivos químicos son considerados en la norma de acuerdo a la siguiente clasificación: 

Aditivo plastificante, reductor de agua; que mejora la consistencia del concreto y reduce la cantidad de agua de mezclado requerida para producir concreto de consistencia determinada.



Aditivo retardador, que alarga el tiempo de fraguado del concreto.



Aditivo acelerador, que acorta el fraguado y el desarrollo de la resistencia inicial de concreto.



Aditivo plastificante y retardador, que reduce la cantidad de agua mezclado requerida para producir un concreto de una consistencia dada y retarda el fraguado.



Aditivo plantificarte y acelerador, que reduce la cantidad de agua de mezclado requerida para producir un concreto de una consistencia dada y acelera su fraguado y el desarrollo de su resistencia inicial.

CONSIDERACIONES PREVIAS Es conveniente evaluar, previamente al empleo de aditivos, la posibilidad de obtener el comportamiento requerido del concreto por modificaciones en el proporcionamiento de la mezcla o la selección de materiales más apropiados. En todo caso, debe realizarse un estudio cuidadoso del costo, para determinar la opción más ventajosa. Los aditivos por lo general afectan varias propiedades del concreto, tanto en su estado fresco como endurecido. Puede ocurrir que mientras una mejora favorablemente, otras cambien en forma adversa. Por ejemplo, es bien sabido que la durabilidad del concreto se incrementa con la incorporación del aire, pero su resistencia disminuye. Los efectos de los aditivos sobre el concreto varían por las condiciones atmosféricas y factores intrínsecos del concreto como son: el contenido del agua, el tipo de cemento, la duración del mezclado, etc. De esta manera, las recomendaciones del fabricante sobre la dosificación del aditivo, deben ser comprobadas en las condiciones propias de la obra. El empleo de un aditivo significa una ventaja económica en el concreto es necesario: comparar el costo de los ingredientes de mezcla del concreto con o sin aditivo; establecer la diferencia de costos


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de control de concreto, generalmente mayores en el caso de uso de aditivos y el costo de la colocación, terminando y curado del concreto, en muchos casos favorecidos por los aditivos. Finalmente debe tenerse en cuenta que ningún aditivo puede subsanar las deficiencias de una mezcla de concreto mal dosificada.

REQUISITOS DE COMERCIALIZACION El proveedor deberá entregar el aditivo envasado en recipientes que aseguren su conservación, llevando impreso con caracteres legibles, la siguiente información: 

La marca registrada, nombre y apellido o razón social del fabricante y del responsable de la comercialización del producto (representante, fraccionador, vendedor, importador, etc).



El tipo de aditivo, según la clasificación establecida en las normas.



El contenido neto, en masa o volumen, en unidades del SI, refiriendo los volúmenes, para aditivos líquidos, a la temperatura de 20º C.



Dosificación máxima o mínima a emplear, de acuerdo a la propiedad que se desea modificar.



La fecha de fabricación y la fecha de vencimiento.

Los aditivos no deberán almacenarse por un periodo mayor de 6 meses. En caso contrario, deberán efectuarse ensayos para evaluar su calidad antes de su uso. El usuario, en el caso de emplear los aditivos en elementos de concreto pretensado, deberá requerir del fabricante o su representante, constancia escrita del contenido de cloruros del aditivo expresado en concentración de sal metálica, y si han sido añadidos o no cloruros en su elaboración.

DEL USO La mayoría de los aditivos se comercializa en forma de soluciones acuosas; sin embargo, algunos se venden en forma de polvos solubles en agua y eventualmente en pasta. Los aditivos líquidos se prefieren por la ventaja de encontrarse ya diluidos y facilitar la dosificación. Los aditivos polvurulentos son susceptibles a la humedad y es necesario cuidar su conservación. Cuando se precisa emplear 2 aditivos distintos, debe evitarse la mezcla previa de ambos, incorporándolos por intervalos separados a la mezcladora. Las soluciones con el aditivo no deben entrar en contacto directo con el cemento, por lo que recomienda agregar el aditivo cuando los materiales y gran parte del agua se encuentren en proceso de mezclado. Debe cuidarse que el aditivo se distribuya uniformemente en la mezcla. Para lograrlo debe añadirse un tiempo prudencial antes del término de la operación. En ocasiones, se procede a realizar una disolución previa del aditivo en agua, para asegurar la exactitud de la dosificación, al incrementarse el volumen a medir. El agua de solución debe ser considerada como una parte del contenido total, para no alterar la relación agua-cemento especificada. Los resultados del uso de aditivos dependen de los sistemas de preparación y dosificación. Los aditivos en polvo se dosifican por peso y los aditivos líquidos por peso y volumen. Existen en el mercado varios tipos de dosificadores, con diferente nivel de automatismo, pero en la mayoría de los casos, es posible la inspección visual de la cantidad dosificada.

OTROS TIPOS DE ADITIVOS 

Incorporadores de aire, que producen la formación de pequeñas burbujas, en reducida cantidad y uniformemente repartidas en el concreto, mejorando la Trabajabilidad y durabilidad frente a la acción destructiva del congelamiento y deshielo; con eventual reducción de las resistencias mecánicas.



Reguladores de formación para reducir al mínimo los efectos de la contracción del concreto.  Adhesivos, que mejoran la adherencia con la armadura de refuerzos. 

Fungicidas, germicidas e insecticidas, que evitan la formación de bacterias y hongos en ciertas estructuras.


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TABLA 1. – REQUISITOS FISICOS Reducción de agua Contenido de Agua. Máximo, % de referencia: Tiempo de Fraguado. Desviación permisible del valor de referencia, en hors minutos: Inicial, por lo menos: no más de: Final, por lo menos: no más de:

retardador

acelerador

95

1.0

antes ni 1.30 después 1.0 antes ni 1.30 después

1.0 después 3.30 después

1.00antes 3.30 antes

Reducción de Agua y Retardador

Reducción de Agua y Acelerador

95

95

1.00 después 3.30 después

1.00 antes 3.30 antes

1.00 antes 3.30 después

1.0

antes

3.30 después

resistencia a la Compresión, mínimo % de referencia 3 días: 7 días: 28 días: 6 meses: 1 año:

110 110 110 100 100

90 90 90 90 90

125 100 100 90 90

110 110 110 100 100

125 110 110 100 100

resistencia a la Flexión, mínimo, % de referencia 3 días: 7 días: 28 días:

100 100 100

90 90 90

110 100 90

100 100 100

110 100 100

100

90

100

100

100

135 0,010

135 0.010

135 0.010

135 0.010

135 1.010

80

80

80

80

80

Adherencia. % de referencia: 28 días: Cambio de longitud, acortamiento máximo (requisitos alternativos) % de referencia: aumento sobre el valor de referencia: Factor de Durabilidad Relativo. mínimo

   

Anticongelantes y antiheladizos, que mejoran la resistencia del concreto en climas fríos. Impermeabilizantes e inhibidores de corrosión. También se consideran entre los aditivos los productos cuya acción química genera burbujas de gas en el concreto fresco, disminuyendo apreciablemente la densidad una vez endurecido. Asimismo, los pigmentos, materiales inertes finamiento divididos que dan coloración a la superficie del concreto.

ACEPTACION El A.C.I. estable que los aditivos deben probarse para su aceptación, por uno o más de los siguientes motivos: a) Para determinar que cumplen con las especificaciones de compra. b) Para evaluar los efectos del aditivo en las propiedades del concreto que se va a fabricar con materiales de la obra y bajo las condiciones previstas de ambiente y procedimientos de construcción. c) Para determinar la uniformidad entre diferentes lotes del producto. d) Para proporcionar datos que muestren que cualquier lote es igual a los suministrados previamente. El concreto con el aditivo ensayado comparativamente con el de referencia, deberá cumplir con los requisitos de la Tabla 1.


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MEZCLADO DEL CONCRETO Principio de mezclado El mezclado del concreto tiene por finalidad cubrir la superficie de los agregados con la parte de cemento, produciendo una masa homogénea. El mezclado a maquina, en las denominadas mezcladoras, asegura concretos uniformes de manera económica. Las mezcladoras están constituidas, fundamentalmente, por un recipiente es metálico denominado tambor o cuba, provisto de paletas en su interior. La mezcla se efectúa, cuando cada una de las partes del concreto es elevada, vuelta a vuelta, por las paletas durante la rotación del tambor, de manera que en un cierto punto, en cada revolución, son vertidas hacia la parte inferior para mezclarse con las otras porciones, hasta constituir una masa homogénea.

Tipos de mezcladoras Las mezcladoras se clasifican en función de la posición del eje de rotación de la cuba, siendo dos tipos:  Mezcladoras de eje inclinado, de cuba basculante.  Mezcladoras de eje horizontal. Las concreteras de eje inclinado o tambor basculante pueden adoptar diferentes inclinaciones del eje para cada etapa del trabajo: sea llenado, amasado, o descarga. Esta operación se facilita mediante un volante, que hace pivotar el tambor alrededor de un eje horizontal mediante un sistema de piñones dentados. El tambor, conocido también como “trompo”, realiza un movimiento de rotación alrededor de su eje, con una inclinación de 15 a 20 grados a aproximadamente. El vapor de este ángulo es una característica importante de la mezcladora, pues define su capacidad y la calidad del concreto. Las mezcladoras basculantes son adecuadas para pequeños volúmenes de concreto y en espacial para mezclas plásticas o con agregado grueso de tamaño apreciable. En todos los casos, la descarga de estas mezcladoras es buena pues se realiza de manera inmediata y sin segregación. Las mezcladoras de eje horizontal se caracterizan por el tambor, de forma cilindro-cónica, que actúa girando alrededor de un eje horizontal con una o dos aspas o paletas que giran alrededor de un eje no conciente con el eje del tambor. Disponen, en la mayoría de los casos, de dos aberturas, una para cargar el material y la otra para descargar el concreto. Existen los casos, el movimiento relativo entre las paletas y el concreto no varia y todo el material se mezcla siempre en el fondo del recipiente. Las mezcladoras de eje horizontal se distinguen según la forma en que se realiza la descarga. Como el eje de la mezcladora permanece fijo horizontalmente, la descarga se efectúa: a. Invirtiendo el sentido de la rotación del tambor; b. Insertando una canaleta en el tambor; c. En los caso que el tambor está compuesto por dos secciones, que se unen borde a borde, se separan estos para el efecto de descarga. Las mezcladoras de eje horizontal están provistas de tolvas cargadoras. Al operar este tipo de mezcladoras debe cuidarse que, luego de cargadas, no quede material en la tolva: y al descargar, que no se produzca segregación o quede en el interior de la mezcladora agregado grueso. Las mezcladoras de eje horizontal son favorables para grandes volúmenes de concretado.

Capacidad de la mezcladora La tendencia moderna determina la capacidad de la s mezcladora según el volumen del concreto homogéneo y compactado que puede mezclar en una acción de amasada. Anteriormente se consideraba, para definir la capacidad, el volumen de los materiales los materiales componentes del concreto, que en estado suelto podían introducirse en el tambor para un mezclado eficiente. Por ello que en algunos casos se designa la capacidad de la mezcladora por expresiones del tipo 10/7, 14/10, valores que expresan en pies cúbicos los dos conceptos mencionados.


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El volumen geométrico del tambor es dado en algunas ocasiones. En estos casos, en condiciones normales de eficiencia, la relación entre el volumen de los materiales y el volumen geométrico es aproximadamente el siguiente: Mezcladoras basculantes: 0.7 Mezcladoras de eje horizontal: 0.4

Procedimiento para cargar la mezcladora No existe una norma que defina el procedimiento par cargar la mezcladora. Generalmente se acepta que se coloque inicialmente en el tambor una pequeña proporción del agua de mezcla, aproximadamente el 10%, añadiendo luego los materiales sólidos conjuntamente con el 80% del agua. El 10% restante se termina de introducir cuando todos los materiales se encuentran en la mezcladora. En las mezcladoras basculantes se aconseja introducir el agregado grueso después de la arena y el cemento. En el procedimiento basculantes se aconseja introducir el agregado después de la arena y el cemento.

Duración del mezclado El tiempo para producir de manera continua una mezcla homogénea es una característica de cada tipo de mezcladora. Este valor, generalmente garantizado por el fabricante, puede sufrir variaciones según la Trabajabilidad de la mezcla. La duración del mezclado se establece a partir del instante en que los componentes del concreto incluyendo el agua, se introducen en la cuba, hasta la descarga de la misma. Los factores intrínsecos que modifican los requerimientos del amasado son: 

El tipo y tamaño del agregado.



La cantidad de agua de mezcla.

 El porcentaje de finos de la arena. En la práctica, la duración del mezclado se puede expresar ya sea en un minuto o por el número de vueltas que debe realizar el tambor para producir una mezcla homogénea. En el cuadro siguiente se dan os tiempos mínimos de mezcla, según la capacidad de la mezcladora, recomendados por Bereau or Reclamation y el ASTM. Tiempo mínimo de mezclado CAPACIDAD DE MEZCLADORA

TIEMPO (EN MINUTOS)

3

Yarda Cúbica

m Bureau of Reclamation

ASTM

1 2 3 4

0,75 1,5 2,3 3

1 1¼ 1½ 2

____ 1½ 2 2 1/3

Existe la tendencia a reducir el tiempo de mezclado para incrementar el rendimiento de la mezcladora. Para cada tipo de mezcladora existe una relación entre el viento de mezclado y la uniformidad de la mezcla proyectada. Tiempos de mezclado inferiores al minuto y medio, producen concretos de características variables. Sin embargo, a partir de los dos minutos, no se obtiene un mejoramiento de la mezcla. La resistencia en menos afectada por el tiempo de mezclado, especialmente luego de los dos minutos. Es posible encontrar modernas mezcladoras de gran tamaño que producen concretos de buena calidad con tiempo de 1 a 1 ½ minutos. Las mezcladoras denominadas de alta velocidad son aquellas en las que el tiempo de mezclado puede ser inclusive inferior a 1 minuto.

Amasadoras Para mezcla de concreto secas, especialmente en prefabricación, se utilizan amasadoras de eje vertical, denominadas “de mezcla forzada”, pues el mezclado no se realiza por acción de la gravedad, sino por los movimientos relativos entre la cámara de amasado y las paletas. La operación requiere un apreciable suministro de energía para romper las fuerzas de enlace del concreto. Estas amasadoras, que recuerdan a las utilizadas en la industria del pan, permiten una alta productividad y calidad, siendo de gran versatilidad, aplicables a cualquier tipo de mezcla. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM



Control de la mezcladora Al poner en servicio una mezcladora, cuando se considere necesario constatar su estado o verificar el tiempo conveniente de mezcla, es recomendable efectuar una prueba una prueba de eficiencia. El ASTM ha establecido un procedimiento de evaluación en la norma de concreto premezclado, que puede considerarse exigente y que establece lo siguiente: De dos muestras que representen el concreto producido se establece la diferencia de los resultados de ensayos determinados que no deben exceder de las siguientes tolerancias: 2 1) Peso por metro cúbico, calculado en base a concreto libre de aire: 1,6 Mpa (16 kg/cm ) 2) Contenido de aire, porcentaje por volumen de concreto: 1,0%. 3) Asentamiento: Si el asentamiento promedio es de 10 cm. (4”) o menos: 2,5 cm. (1,0”) Si el asentamiento es de 10 cm. a 12 cm. (4” a 6”): 3,8 cm. (15”). 4) Contenido de agregado grueso, porción en peso de cada muestra retenida un tamiz 4,76 mm. (Nº 4), en porcentaje: 6,0%. 5) Masa unitaria de mortero libre de aire, basado en el promedio de todas las muestras comparativas ensayadas, en porcentaje: 1,6%. 6) Resistencia promedio a la compresión a los 7 días para cada muestra, basado en la resistencia promedio d todas las probetas, en porcentajes: 7,5%.


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LA CONTAMINACION DE LOS AGREGADOS Los elementos contaminantes de los agregados actúan sobre el concreto reduciendo su resistencia, modificando la durabilidad y dañando su apariencia externa. En otros casos, alteran el proceso de mezclado, incrementando la exigencia de agua o retrasando el proceso de fraguado. De acuerdo al tipo de acción, podemos clasificar los contaminantes como de carácter físico químico. Los físicos actúan sea en el exterior del agregado, como es el caso de los finos y de las partículas adheridas, o de manera externa, como los elementos con exceso de poros o partículas de diferente e expansión térmica. Los factores químicos se distinguen según actúen directamente sobre el cemento, como las impurezas orgánicas; o independientes de aglomerante, como los materiales solubles. La mayoría de los agregados presentan algún grado de contaminación, pero la norma determina el porcentaje máximo admisible. Los elementos perjudiciales que generalmente se encuentra en los agregados son: los muy finos, que exigen exceso de agua; los recubrimientos que afectan la adherencia; las partículas débiles, inestables o impurezas, que actúan sobre la hidratación. Los excesos, en la mayoría de los casos, pueden eliminarse fácilmente, mediante el proceso de lavado, como sucede en los materiales finos ligeros.

Impurezas orgánicas Los agregados eventualmente pueden estar contaminados con materias orgánicas, originadas por la descomposición de elementos vegetales, en forma de margas orgánicas. Estas impurezas puede afectar las reacciones de hidratación, modificando el fraguado o reduciendo la resistencia. El control inicial del agregado se realiza de manera cualitativa, mediante una prueba colorimétrica, aplicable especialmente a las arenas. El valor de este ensayo es indicar la presencia potencial de compuestos orgánicos nocivos, permitiendo así la realización de ensayos adicionales de mayor precisión. El procedimiento de ensayo consistente en comparar una solución de referencia, de color-patrón, con la coloración de liquido que sobrenada, después de un periodo de 24 horas, sobre una muestra de arena, aproximadamente 500 gr, luego de mezclada con una solución al 3% de hidróxido de sodio en agua. La solución de referencia, debe ser preparada, en cada caso, disolviendo bicromato de potasio 3 (K2Cr2O7) (grado 1,84) a razón de 0.250 g. Por 100 cm de ácido. Cuando el color del liquido de la muestra de ensayo mas oscuro que el color de referencia, se puede inferir la presencia de materia orgánica. En los casos en que el ensayo sea positivo, se establece una prueba adicional, consistente en comparar la resistencia de la compresión de morteros, fabricados con la arena cuestionada y otra reconocida como sana. En el caso de que la resistencia alcanzada con la arena patrón, no deberá emplearse el agregado, por inadecuado.

Partículas livianas Algunos materiales de baja densidad, como el carbón, los materiales fibrosos y la madera, pueden afectar la durabilidad del concreto. Las normas establecen el máximo de partículas livianas permisible, las mismas que son evaluadas mediante separación por suspensión en liquido de alta densidad. Los compuestos utilizados son los siguientes: Reactivo Tetrabromoetano Benceno Bromoformo Tetracloruro de carbono monobromobenceno


Densidad 1,97 0,88 2,88 1,58 1,49

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La muestra de ensayo varia según el tamaño máximo del agregado dentro de los siguientes rangos: Tamaño máximo Peso en gramos Arena 200 19,00 mm 3,000 38,10 mm 5,000 76,10 mm 10,000 El procedimiento consiste básicamente en el introducir la muestra en un recipiente que contiene el liquido de ensayo, en un volumen por lo menos igual a 3 veces absoluto del agregado, agitando luego y retirando las partículas que flotan, en el caso de la arena, se realiza una operación de decantación. En el resultado se expresa un porcentaje, como el cociente del peso seco de las partículas decantadas y el peso de la muestra de ensayo.

Material más fino de 74 micrones El material muy fino, constituido por arcilla y limo, se presenta recubriendo el agregado grueso, o mezclado con la arena. En el primer caso, afecta la adherencia del agregado y la pasta; en el segundo, incrementa los requerimientos de agua de mezcla. En principio, un moderado porcentaje de muy finos puede favorecer la trabajabilidad, pero su incremento afecta la resistencia del concreto. El procedimiento de ensayo consistente en lavar una muestra de agregado y pasar el agua de lavado a través del tamiz Nº 200 de 74 micrones. La perdida de masa resultante del lavado se calcula como un porcentaje de la masa de la muestra original y es expresada como la cantidad de material que para el tamiz. La muestra de ensayo deberá tener el peso que corresponde a la siguiente tabla: Tamaño nominal máximo (mm) 2,38 4,76 9,51 19,00 31,10 ó mayor

Peso mínimo (g.) 100 500 2,000 2,500 5,000

Partículas inestables Algunos elementos que contaminan los agregados no mantienen su integridad o experimentan en contacto con el agua expansiones destructivas. Tal es el caso de la pizarra y otras partículas de baja intensidad. En otros casos, inclusiones blandas, como el carbón, pueden hincarse y causar roturas en el concreto. La presencia de estas partículas se determina por la prueba de decantación en líquido denso. Las piritas de hierro presentan características expansivas, al reaccionar con el aluminato calcico del cemento. La mica pueda alterarse en el proceso de hidratación del cemento, además de requerir en un exceso de agua de mezcla.

Terrones de arcilla y partículas deleznables Este tipo de inclusión afecta la calidad del concreto. La determinación de las partículas deleznables se efectúa de la siguiente manera: La muestra se extiende en una capa delgada sobre el fondo de un recipiente y se cubre con agua pura por periodo de 24 horas. Las partículas que pueden desintegrarse con los dados hasta reducir a material fino, se clasifican como terrones de arcilla o partículas deleznables. Rotura de las partículas desintegrables se han roto, la muestra se tamizara por la vía húmeda. El tamaño de la muestra está dado por la siguiente tabla: Tamaño de las partículas Peso en gramos 4,76 mm (Nº 4) a 9.51 mm (3/8”) 1000 9,51 mm (3/8”) a 19.0 mm (3/8”) 2000 19,0 mm (3/4”) a 38,1 mm (1 ½”) 3000 Mayor que 38,1 mm (1 ½”) 5000 Los tamices de lavado serán el Nº 20 (8,4 micrones) para la arena y el Nº 4 (4.76 mm) para la piedra. El porcentaje de las partículas deleznables se expresa como el cociente del paso de la muestra y el peso de las partículas deleznables tamizadas. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Limite de Sustancias Perjudiciales y Requerimiento de Propiedades Físicas De Agregados Gruesos para Concreto (1)

Designación

15

25

35

45

15

Tipo o localización de la Construcción del Concreto Pisos, cimientos, columnas y vigas no expuestas a la intemperie, lozas de piso interior a ser cubiertas. Pisos interiores sin cubierta. Cimiento de pared por sobre el terreno, muros de contención, contrafuertes, espigones, carreras y vigas expuestas a la intemperie. Pavimentos, cubiertas de puentes, carreteras, senderos, patios, pisos expuestos y pórticos o estructuras contiguas a muelles, sujetas a constante humedecimiento. Concreto arquitectónico expuesto.

MÁXIMO PERMISIBLE Terrones de Horsteno Arcilla y (menos 2.40 Partículas densidad 550) desmenusables

Total de % Terrenos de arcilla y partículas desmenusables y Horsteno

Material mas fino 75 micrones

Carbón y Lignito

10.0

1.0

1.0

5.0

1.0

0.3

5.0

5.0

7.0

1.0

0.3

3.0

5.0

5.0

1.0

0.5

2.0

3.0

3.0

1.0

0.5

1.0

1.0

1.0

0.5

Regiones Climáticas Moderadas

1M

Pisos, cimientos, columnas y vigas no expuestas a la intemperie, lozas de piso interior a ser cubiertas.

10.0

Cimientos de pared por sobre el terreno, muros de

3M

4M

5M

Contención, contrafuertes, espingonas, carreras y vigas expuestas a la intemperie. Pavimento, cubiertas de puentes, carreras, senderos, patios, pisos de expuestos y pórticos o estructuras contiguas a muelles, sujetas a constante humedecimiento. Concreto arquitectónico expuesto.

5.0

8.0

10.0

1.0

0.5

5.0

5.0

7.0

1.0

0.5

3.0

3.0

5.0

1.0

0.5

Regiones Climáticas Suaves 1N

2N

Losas sujetas a abrasión del traficó, cubiertas de postes, pisos, veredas, pavimentos. Todos los otos tipos de concreto.

5.0

...

...

1.0

0.5

10.0

...

...

1.0

1.0




Regiones Climáticas (1) Las regiones climáticas son definidas como sigue, en términos del índice climático: (S) Región Climática Severa – Índice Climático mayor de 500días – pulgadas (1270 días – cm) (M) Región Climática Moderada – Índice Climático de 100 a 500 días – pulgadas (254 – 1270 días – cm) (N) Región Climática Suave – Índice Climático menor de 100 días – pulgadas (254 días – cm) Estas limitaciones se aplican sólo a agregados en los que el horteno aparece como una impureza, no se aplican a cascajo en el que predomina el horsteno. Las limitaciones de estabilidad de tales agregados deben estar basadas en registros de comportamiento en el ambiente en el que ha de emplearse. Este porcentaje puede ser incrementado bajo una de las siguientes condiciones: a): si el material más fino que 74 micrones está esencialmente libre de arcilla o esquisto, el porcentaje puede ser incrementado a 1,5; b): Si se sabe que la fuente del agregado fino a emplearse en el concreto contiene menos que la cantidad máxima especificada que pase la malla 75 micrones (tala 1) el porcentaje límite (L) de la cantidad de agregado grueso puede ser incrementado a L = 1 + ( (P) / (100 – P) ) (T – A), donde P = porcentaje de arena en el concreto como un porcentaje de agregado total, T = límite de la Tabla 1 de la cantidad permitida en el agregado fino, y A = la cantidad real de agregado fino. (Esto provee un cálculo de pesaje diseñado a limitar la masa máxima que pasa la malla 75 micrones en el concreto a la que sería obtenida si tanto el agregado fino como el grueso fuesen suministrados al porcentaje máximo tabulado para cada uno de estos ingredientes).

Índice climático (1) El efecto del clima está relacionado con el índice climático que, para cualquier localidad, es el producto del promedio anual del número de días de ciclo de congelamiento y el promedio anual de la precipitación pluvial en el invierno, en pulgadas (o centímetros). Un día de Ciclo de Congelamiento es cualquier día durante el cual la temperatura del aire queda debajo de 32 °F (0 °C). El promedio del número de días de ciclo de congelamiento en un año puede ser tomado como igual a la diferencia entre la media del número de días en los que la temperatura mínima fue 32°F ( 0 °C) ó mas bajo, y la media del número de días durante los cuales la máxima temperatura fue 32 °F (0 °C) ó menos. La precipitación pluvial de invierno es la suma, en pulgadas (o centímetros) de la medida mensual de la precipitación (pluvial) corregida durante el periodo entre e incluyendo la fecha normal de la ocurrencia de la primera congelación (32 °F, 0 °C) en el otoño y la fecha normal de la última ocurrencia de congelamiento (32 °F, 0 °C) en la primavera. La precipitación pluvial en invierno es igual al total de la precipitación menos en décimo del total de la precipitación de nieve, cellisca y granizo. La caída de lluvia para una porción del mes prorratea.


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CARACTERISTCAS FISICAS DE LOS AGREGADOS ABSORCION DEL AGREGADO Los agregados presentan poros internos, que se denominan como “abiertos” cuando son accesibles al agua humedad exterior, sin requisito de presión. Diferenciándose de la porosidad cerrada, en el interior del agregado, sin canales de conexión con la superficie, a la que alcanza mediante fluidos bajo presión. Cuando un agregado seco se introduce en un recipiente con agua, sus poros abiertos se llenan total o parcialmente, a diferente velocidad, según el tamaño y disposición de los mismos. Si un agregado se colma en todos sus poros, se considera saturado y superficialmente seco. Si además la humedad se mantiene en la superficie, se le conoce como saturado superficialmente húmedo. En el caso de que se seque al aire, o artificialmente en horno, el contenido de humedad disminuirá, denominándose agregado seco al aire, o completamente seco. La capacidad de absorción del agregado se determina por el incremento de peso de una muestra secada al horno, luego de 24 horas de inmersión en agua y de secado superficial. Esta condición se supone representa la que adquiere el agregado en el interior de una mezcla de concreto.

CONTENIDO DE HMEDAD DEL AGREGADO En los cálculos para el proporcionamiento del concreto se considera el agregado en condiciones de saturado superficialmente seco, es decir, con todos sus poros abiertos llenos de agua y libre de humedad superficial. Esta situación, que no es correcta en la práctica, conviene para fines de clasificación. Como se sabe, el contenido de agua de la mezcla influye en la resistencia y otras propiedades del concreto. En consecuencia, es necesario controlar el dosaje de agua. Si los agregados están saturados y superficialmente secos no pueden absorber si ceder agua durante el proceso de mezcla. Sin embargo, un agregado mojado superficialmente húmedo, origina un exceso de agua en el concreto. En estos casos es necesario reajustar el contenido de agua, sea agregando o restando un porcentaje adicional al dosaje de agua especificado, a fin de que el contenido de agua resulte el correcto.

PESO ESPECÍFICO El peso especifico de los agregados, que expresa también como densidad al sistema Internacional de Unidades, adquiere importancia en la construcción, cuando se requiere que el concreto tenga un peso límite, sea máximo o mínimo. Además, el peso específico es un indicador de calidad, en cuanto que los valores elevados corresponden a materiales de buen comportamiento, mientras que el peso específico bajo generalmente corresponde a agregados absorbentes y débiles, caso en el que es recomendable realizar pruebas adicionales.

DEFINICIONES Peso especifico (densidad).- Es la relación, a una temperatura estable, de la mas del mismo volumen de agua destilada, libre de gas. Peso especifico (densidad aparente).- Es la relación, a una temperatura estable, de la masa en el aire de un volúmen unitario de material, a la masa en el aire de igual densidad de un volumen de agua destilada libre de gas. Si el material es un sólido, el volumen es aquel de la porción impermeable. Peso especifico (densidad de masa).- Es la relación, a una temperatura estable, de la amasa en el aire de un volumen unitario de material permeable (incluyendo los poros permeables e impermeables, naturales del material) a la masa en el aire de la misma densidad, de un volumen igual de agua destilada libre de gas. Peso especifico (densidad)de masa saturado superficialmente seco).-Es lo mismo que peso específico de masa, excepto que la masa incluye el agua en los poros permeables. Absorción.Es la cantidad de agua absorbida por el agregado después de ser sumergido 24 horas en esta. Se expresa como porcentaje del peso.


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PROCEDIMIENTO EN EL CASO DE AGREGADOS GRUESOS La muestra de ensayo se forma con aproximadamente 5000g. Del agregado por el método de cuarteo. Se lavan los componentes de la muestra, eliminando el polvo o material adherido y se sumerge en agua durante 24 horas. Luego se saca la muestra del recipiente de inmersión y se envuelve en una toalla, eliminando las películas visibles de agua de la superficie. En estas condiciones, saturada y seca superficialmente, se pesa con una aproximación de 0.5 g. Seguidamente se coloca la muestra en una canasta de alambre con dimensiones aproximadas de 20 cm de diámetro y 20 cm de altura provista de aberturas comprendidas entre 2 mm y 4 mm. A continuación se determina su peso, sumergida en agua, a una temperatura entre 21º C y 25º C. Luego se introduce la muestra en un horno a una temperatura de 110º C hasta peso constante. Se deja enfriar y se pesa. Los resultados se expresan como sigue. P= peso en gramos de la muestra seca. Ps= peso en gramos de la muestra saturada interiormente y seca superficialmente. Pi= peso en gramos de la muestra sumergida en agua. Las características del agregado se determinan por las siguientes relaciones: Peso especifico (densidad) nominal

Peso especifico (densidad) aparente

Peso especifico (densidad) saturado con superficie seca Absorción

Dn  Da 

P P  Pi

P Ps  Pi

Ps P  Pi

% de absorción 

Ps - P X 100 P

PROCEDIMIENTO EN EL CASO DE AGREGADOS FINOS: La muestra de ensayo se forma con aproximadamente 1000 g. Del agregado, por el método de cuarteo. De acuerdo al procedimiento normalizado, se sumerge totalmente en un recipiente con agua durante 24 horas, luego de lo cual se extiende la muestra sobre una superficie no absorbente y se expone a una corriente suave de aire caliente, agitando con frecuencia para conseguir un secado uniforme. La operación se da por terminada cuando están sueltas las partículas del agregado. Se coloca la muestra en un molde cónico y se consolida con 25 golpes de pisón, al término de lo cual se alista la superficie de la muestra y se levanta el molde verticalmente. Si existe humedad libre, el cono conserva su forma. En este caso se repite el ensayo a intervalos frecuentes, hasta que el cono formado por la muestra se derrumbe parcialmente al separar el molde. Esto indica que se ha alcanzado la condición de material saturado con superficie seca. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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De la muestra se toman 500g. Que se introducen en una probeta, a la cual se agregan previamente unos 100 cm3 de agua y luego se completa hasta cerca de 500 cm3, girando la probeta hasta eliminar la burbuja de aire. La probeta se coloca en baño maría a 20º C y se mantiene en él aproximadamente 1 hora; luego se llena con agua, a la misma temperatura, hasta 500 cm3. Se pesa el conjunto (probeta, arena y agua) y se determina por diferenciar la masa de agua añadida, con aproximación de 0,1m. La cantidad de agua para llenar la probeta se puede determinar volumétricamente por medio de una bureta que permita apreciar hasta 0,1 cm3.

CALCULOS Deben utilizarse las siguientes convenciones: P = Peso de la muestra seca, en gramos Pa = Peso o volumen de agua añadida a la muestra para completar el volumen de la probeta, expresado en g. Ó en cm3 según el caso. V = Volumen de la probeta en Cm3 Peso especifico (densidad) nominal. Se determina por la siguiente ecuación:

Dn 

P (V - Pa) - (500 - P)

Peso específico (densidad) aparente. Se determina por la siguiente ecuación:

Da 

P V  Pa

Absorción. Se determina por la siguiente ecuación:

500  P X 100 P PESO VOLUMETRICO DEL AGREGADO % de absorción 

Se denomina peso volumétrico del agregado el peso que alcanza un determinado volumen unitario. Generalmente se expresa en kilos por metro cúbico. Este valor es requerido cuando se trata de agregados ligeros o pesados y en el caso de proporcionarse el concreto por volumen. El peso volumétrico del agregado varía de acuerdo a condiciones intrínsecas, como la forma, granulometría y tamaño máximo. Asimismo, depende de factores externos como la relación del tamaño máximo con el volumen del recipiente, la consolidación impuesta, la forma de colocación, etc. En consecuencia, para ser de utilidad, el ensayo de peso unitario debe ceñirse estrictamente a norma, definiendo si la determinación corresponde al agregado suelto o compactado, según el procedimiento utilizado. Debe tenerse en cuenta que el peso volumétrico determinado en laboratorio no siempre corresponde al que se obtiene en condiciones de obra, para variar los parámetros externos citados. El ensayo se efectúa utilizando un cilindro metálico de geometría normalizada y mediante un procedimiento de consolidación seleccionado de acuerdo al tamaño máximo del agregado. Las dimensiones de los recipientes deben cumplir con la siguiente tabla: Dimensiones interiores (mm.) Tamaño máximo de las partículas mm.

Volumen dm. 3

Diámetro mm.

Altura mm.

12,5 25 40 100

3 10 15 30

155 205 255 355

160 305 295 305

La masa unitaria del agregado compactado se determina por los siguientes procedimientos: Método de apisonado. Se emplea en agregados de tamaño nominal menor o igual a 38mm. El agregado se coloca en el recipiente, correspondiente a tres capas de igual volumen aproximadamente, hasta colmarlo.


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Cada una de las capas se empareja con la mano y se apisona con 25 golpes de varilla, distribuidos uniformemente en cada capa. La varilla de acero es de 16 mm de ancho y 60cm de longitud, terminada en una semiesfera. Al apisonar se aplica la fuerza necesaria para que la varilla atraviese solamente la capa respectiva. Una vez colmado el recipiente se enrasa la superficie usando la varilla como regla y se determina la masa del recipiente lleno en Kg. Método de vibrado. Se utiliza en agregados de tamaño nominal comprendido entre 38 y 100 mm. El agregado se coloca en el recipiente, en tres capas de igual volumen, aproximadamente, hasta colmarlo. Se coloca el recipiente sobre una base firme y se inclina hasta que el borde opuesto al punto de apoyo diste unos 5 cm de la base. Luego se suelta, con lo que se produce un golpe seco y se repite la operación inclinando el recipiente por el borde opuesto. Estos golpes alternados se ejecutan 25 veces de cada lado, de modo que el número total sea para cada capa y 150 para todo el conjunto. Al término, se enrasa la superficie del agregado con una regla o con la mano, de modo que las partes salientes se compensen con las depresiones en relación al plano de enrase y se determina la masa en Kg. Del paciente lleno. El peso unitario del agregado suelto se aplica para agregados de tamaño nominal hasta de 100 mm. Procedimiento con pala. Se aplica a agregados de tamaño nominal menor de 100 mm. Se llena el recipiente por medio de una pala de modo que el agregado se descargue de una altura no mayor de 50 mm. Por encima del borde, hasta colmarlo. Se enrasa la superficie del agregado con una regla o con la mano, de modo que las partes salientes se compensen con las depresiones en relación al plano de enrase y se determina la masa en Kg. Del recipiente lleno.

Expresión de resultados La masa del agregado se determina restando de la masa total la masa del recipiente en Kg. Los resultados de los ensayos realizados con la misma muestra no deben diferir en más del uno por ciento (1%) Nota: Consultar normas A.S.T.M.: C. 127-CI; C. 128.7j: C. 70.79; C. 29.78.


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TESTIGOS DEL CONCRETO ENDURECIDO Aplicación: Para evaluar la resistencia del concreto en una estructura, en especial cuando la resistencia de los cilindros normalizados, modelados al pie de obra es baja, se recomienda extraer probetas, (también llamados corazones) del concreto endurecido. Eventualmente, este procedimiento puede emplearse en diferentes casos, por ejemplo. Cuando han ocurrido anomalías en el desarrollo de la construcción, fallas de curado, aplicación temprana de cargas, incendio, estructuras antiguas, o no se cuenta con registros de resistencia, etc.

Criterios Generales: Los testigos cilíndricos para ensayos de compresión se extraen con un equipo sonda provista de brocas diamantadas, cuando el concreto ha adquirido suficiente resistencia para que durante el corte no se pierda la adherencia entre el agregado y la pasta. En todos los casos, el concreto deberá tener por lo menos 14 días de colocado. Deben tomarse tres especimenes por cada resultado de resistencia que este por debajo de la resistencia a la compresión especificada del concreto (FĆ).

De la extracción: La extracción debe realizarse en forma perpendicular a la superficie, cuidando que en la zona no existan juntas, ni se encuentren próximas a los bordes. Deberán descartarse las probetas dañadas o defectuosas.

Geometría de las probetas: El diámetro de los testigos será por lo menos tres veces mayor que el tamaño máximo del agregado grueso usado en el concreto. La longitud del espécimen deberá ser tal que, cuando esté refrendado, sea prácticamente el doble de su diámetro. No deberán utilizarse testigos cuya longitud cantes del refrendado sea menor que el 95% de su diámetro. Podrán emplearse testigos de 8.75 cm. De diámetro o más, para agregados mayores de una pulgada.

Preparación, curado, refrendado: Los testigos deben tener sus caras planas, paralelas entre ellas y perpendiculares al eje de la probeta. Las protuberancias o irregularidades de las caras de ensayo deberán ser eliminadas mediante aserrado cuando sobrepasen los 5 mm. El A.C.I. recomienda que si el concreto de la estructura va a estar seco durante las condiciones de o servicio, los corazones deban sacarse al aire (temperatura entre 15 y 30 C, humedad relativa menor del 60%), durante 7 días antes de la prueba, y deberán probarse secos. Si el concreto de la estructura va a estar superficialmente húmedo en las condiciones de servicio, los corazones deben sumergirse en agua por lo menos durante 48 horas y probarse húmedos. Antes del ensayo de compresión, la probeta deberá ser refrendada en ambas caras, de manera de obtener superficies adecuadas. En este caso son de aplicación los métodos: ASTM C 17 y astm c 192. La medida de las probetas diamantinas deberá ser hecha con una aproximación de 0.01 pulg. (0.25 mm) cuando sea posible, pero nuca con menos aproximación que de 0.1 pulg. La norma ASTM establece, a diferencia del criterio del ACI, que las probetas serán curadas en húmedo, por 40 hrs. Antes de la rotura.

De los resultados y su corrección: En los casos que los especimenes tengan una relación entre longitud y diámetro, menor de 2 , se deberá ajustar los resultados del ensayo de compresión , para corregir el efecto de “zunchado” que se produce en el proceso de aplicación de las cargas. Para los efectos de ajustar la resistencia a un equivalente de la probeta normal, podrán utilizarse los coeficientes normalizados. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Longitud diámetro 2.00 1.75 1.50 1.25 1.00

BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA ASTM 1.00 0.98 0.96 0.93 0.87

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BSI 1.00 0.98 0.96 0.94 0.92

Consideraciones Adicionales: Se estima que la resistencia de los testigos es, en general, inferior a la que podría obtenerse de cilindros moldeados, con el mismo concreto, al pie de obra y curados por el método. Esto se explica porque el curado normalizado es más intenso que el curado en obra. Los testigos suelen tener menor resistencia cerca de la superficie de la estructura. Al aumentar la profundidad, la resistencia se incrementa hasta un cierto límite. Se recomienda de ensayo sean realizados por personal con experiencia y en laboratorios calificados. En los casos en que quiera determinarse la resistencia a la tracción por compresión diametral, los especimenes no deberán contener elementos de fierro, como barras de refuerzo.

Informe: 2

La resistencia sobre las probetas diamantinas deberá expresarse con aproximación de 0.1 Kg/cm cuando el diámetro se mide con aproximación de 0.25 mm, y de 0.5 cuando el diámetro es medido con aproximación de 2.5 mm. Deberán registrarse la longitud de la probeta, las condiciones de humedad antes de la rotura y el tamaño máximo del agregado en el concreto. Del mismo modo, se registra la dirección en la aplicación de la carga de rotura con relación al plano longitudinal de colocación del concreto en obra.

Evaluación de resultados: De acuerdo al Reglamento del ACI, el concreto de la zona representada por las pruebas de corazones, se considera estructuralmente adecuada si el promedio de los tres corazones es por lo menos igual al 85% de la resistencia especificada (fć) y ningún corazón tiene una resistencia menor del 75% de la resistencia especificada (fć). A fin de comprobar la precisión de las pruebas, se pueden volver a probar zonas representativas de resistencias erráticas de los corazones.


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CONCRETO PESADO 3

Los concretos pesados se caracterizan por su densidad, que varía entre 2.8 a 6 T/m , a diferencia de 3 los concretos normales, que se encuentran entre 2.2 a 2.3 T/m . La fabricación de los cementos pesados se realiza con los cementos Pórtland normalizados y con agregados pesados, naturales o artificiales, cuyas masas volumétricas absolutas se encuentran entre 3.5 a 7.6. Dentro de estas características pueden comprenderse más de 50 elementos. Sin embargo, generalmente solo algunos de ellos son utilizados por razones de disponibilidad y economía. Los agregados pesados deben tener granulometría conveniente, resistencia mecánica y compatibilidad con el cemento Pórtland. Generalmente se usan agravados como las varitas, minerales de fierro como la magnetita, limonita y hematitra. También, agregados artificiales como el fósforo de hierro y partículas de acero como subproducto industrial. La aplicación de los concretos pesados la constituye la protección biológica contra los efectos de las radiaciones nucleares. También se utiliza en paredes de bóvedas o cajas fuertes, en pisos industriales de contenedores para desechos radiactivos.

Requerimientos de la protección: Los materiales de protección requieren:  Absorber los rayos Gamma, para lo cual deben ser los más pesados posibles.  Disminuir la velocidad de los neutrones rápidos y transformarlos en neutrones térmicos, para lo cual deben contener átomos ligeros como el hidrógeno.  Absorber los neutrones térmicos, para lo cual deben tener cuerpos de gran sección eficaz. Gracias a su elevado peso volumétrico y su alto contenido de átomos de hidrógeno, y en especial cuando se le adicionan materiales como boro para absorber los neutrones térmicos, el concreto cumple las tres condiciones expuestas. Si bien el concreto normal puede emplearse en escudos de protección, el concreto denso se utiliza en las zonas en las que es necesario ganar espacio, por sus secciones más reducidas. El concreto descrito reúne los dos primeros requisitos, por su alto peso volumétrico y por contener una importante cantidad de átomos de hidrógeno. La necesidad de hidrógeno se satisface con un contenido de agua del 5% del peso del concreto, que se encuentra tanto en forma de agua combinada como libre dentro de su masa; eventualmente, el agregado puede aportar agua de cristalización. El contenido de hidrógeno en un concreto seco es de aproximadamente 0.25 % del peso. La adición de materiales como el boro, tiene el inconveniente de reducir la resistencia. Al absorber la energía de radiación, el concreto incrementa su temperatura, de manera no uniforme, de acuerdo a la distancia a la fuente de radiación. Esta situación origina tensiones internas que deben ser persistas para evitar fallas. Las tensiones térmicas se originan, no solo por la energía absorbida, si no también por el enfriamiento de las superficies y las propiedades intrínsecas del concreto.

El concreto en el nuclear El instituto Peruano de Energía Nuclear edifica en la meseta de Huarangal, en la provincia de Lima, el centro Nuclear de Investigaciones del Perú, construyendo en concreto el Block del Reactor RP-10. El concreto se ha diseñado para actuar como elemento estructural y de blindaje biológico contra la acción de radiaciones nucleares. Las características de la edificación son las siguientes: 3  El cemento pesado tiene una densidad seca mínima de 2.7 gr/cm , una resistencia a la 2 compresión a los 28 días de 280 kg/cm , un espesor promedio de la pantalla de 250 cms, y en el diseño de la estructura se ha considerado la posibilidad de un sismo de magnitud 8.4 Ms.  El cemento elegido fue el tipo V de la clasificación ASTM C 150. La elección tomó en consideración su pequeño porcentaje de aluminato tricalcico, el cual garantizaba un lento y bajo desarrollo de calor de hidratación. Los estudios efectuados en el laboratorio de Ensayos de Materiales – UNI, garantizaron el cumplimiento de las especificaciones de resistencia dentro de los niveles de calor de hidratación deseados.  Como agregado fino se emplea una arena natural de cantera, limpia, la cual cumple con las especificaciones de la norma C 33 del ASTM y los requisitos especiales.


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

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


Se emplea como agregados grueso el mineral de hierro clasificado como magnetita, proveniente de los yacimientos de Marcona. Esta magnetita, además de garantizar la densidad deseada, actúa como portador de hierro y elementos pesados que contribuyen al control del flujo de radiaciones Gamma. La magnetita seleccionada cumple con las recomendaciones de las normas C 637 y C 638 del ASTM. El agua empleada es potable y se ha trasladado en camiones cisterna desde Lima. Se han utilizado dos aditivos: un plastificante, para lograr retardo de fraguado con reducción de agua sin pérdida de resistencia; y un súper plástico, para garantizar fluidez de la mezcla durante el tiempo de colocación. La dosificación de la mezcla se ha hecho para proporciones de peso. Las proporciones seleccionadas fueron comprobadas primero en el LEM-UNI y luego ajustadas en obra por la firma contratista. En la selección de la resistencia promedio se considero que no más de una en cada 20 muestras estaría por debajo de la resistencia especificada. La relación agua-cemento fue limitada a un máximo de 0.55; el contenido de aire atrapado al 1% y, adicionalmente se fijo la composición química por elementos de la unidad cúbica de concreto en función del flujo de radiaciones Gamma del reactor. Para el control de calidad del concreto pesado se han establecido especificaciones muy rigurosas, controlándose los materiales, la apariencia y la calidad del concreto fresco, su temperatura y el ambiente, el peso unitario, la consistencia, el contenido de aire, la resistencia en compresión, él modulo de elasticidad y la perdida de resistencia después de exposición a una temperatura determinada.


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APLICACIONES DIVERSAS DEL CONCRETO Las propiedades del concreto permiten que este material sustituya o reemplace en una diversidad de elementos a otros materiales tradicionales, sea por su carencia, por constituir una alternativa económica o por brindar mejor comportamiento. Como se sabe, el concreto es un material moldeable a temperatura ambiente, lo que permite su adecuación a distintas formas. Presenta elevada resistencia a la compresión y gran capacidad de adherencia con otros materiales, como el acero, que le comunica la necesaria resistencia a la tracción. Tiene un comportamiento elástico y plástico que puede ser aprovechado en situaciones especiales. Es incombustible, además, es económico, sus insumos son nacionales y requiere de mano de obra no especializada. En nuestro país, el empleo del concreto en usos diferentes a la construcción es todavía limitado. Sin embargo, se utiliza en diversos elementos, sustituyendo a otros materiales tradicionales, con ventajas significativas. En los grabados que se acompañan a continuación se muestran algunas aplicaciones en postes de alumbrado, elementos para cercos, ductos y tapas para buzones de desagüe.

Una aplicación de mayores requerimientos técnicos es la de durmientes para ferrocarril, hechos con concreto armados o pretensados. Esta tecnología que data de la segunda guerra mundial, fue aplicada inicialmente en nuestro país en el año de 1961, en el ferrocarril centra. Posteriormente, ha tenido importante utilización en los ferrocarriles del Sur, con un total de 26 Km. De vía y 40,000 durmientes instalados.


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Las ventajas de los durmientes de concreto pueden resumirse dentro de los siguientes conceptos: 

Utilización de insumos y mano de obra local.



Menor inversión inicial y menor costo anual.



Mayor peso, que favorece la permanencia y estabilidad de la vía.



Reducción de los esfuerzos y por consiguiente de la formación de los rieles.



Elevada durabilidad, resistencia al intemperismo y al ataque de organismos animales o vegetales.



Recorrido de vías más silenciosas y reducción del riesgo de descarrilamiento.



Disponibilidad permanente.


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AGUA DE AMASADO Y CURADO PARA CONCRETO En las mezclas de concreto podrán emplearse, como aguas de amasado y curado, todas aquellas reconocida como potables o sobre las que se posea experiencia por haber sido empleadas para tal fin, con resultados satisfactorios. El agua empleada para amasar y curar el concreto será de propiedades colorantes nulas, clara, libre de glucidos (azucares) y de aceites. Además, no deberá contener substancias que puedan producir efectos desfavorables sobre el fraguado, la resistencia o la durabilidad del concreto o sobre las armaduras. La norma ITINTEC 339,088 considera para el amasado y/o curado de concretos y morteros, el agua cuyas propiedades y contenido en sustancias disueltas estén comprendidas dentro de los límites siguientes: 

El contenido máximo de materia expresada en oxígeno consumido, será de 3 mg/1 (3 ppm).



El contenido de residuo sólido no será mayor de 5g/1 5000 ppm.



El PH estará comprendido entre 5,5 y 8.



El contenido de sulfatos, expresado en ion SO4 será menor de (600 ppm).



El contenido de cloruros, expresados en ion C1 menor de 1g/1 (1000 ppm).



El contenido opcional de carbonatos y bicarbonatos alcalinos (alacalinidad total) expresada en Na HCO2 será menor de 1 g/1 (1000 ppm).

Como requisito opcional considera que si la variación de color es una característica que se desea controlar, el contenido de fierro, expresado en ión férrico, será de una parte por millón (1 ppm). Cuando el agua ensayada no cumpla uno o varios de los requisitos establecidos, se podrán realizar ensayos comparativos empleando en un caso el agua en estudio y otro agua destilada o potable, manteniendo además similitud en materiales a utilizar y procedimientos, con el fin de obtener ensayos reducibles. Dichos ensayos se realizaran, de preferencia con el mismo cemento que será usado y consistirán en la determinación del tiempo de fraguado del cemento y resistencia a compresión del mortero a las edades de 7 días y 28 días. Los tiempos de fraguado inicial y final de la pasta que contiene el agua en estudio podrán variar hasta 25%, que los correspondientes a la pasta que contiene el agua de referencia. La reducción de resistencia del mortero que contiene el agua en estudio a cualquier edad de ensayo, podrá ser como máximo del 10%.

DE LAS MUESTRAS DE AGUA Las muestras serán representativas del agua tal como será empleada. Se tendrá que una sola muestra de agua puede no ser representativa si existen variaciones de composición en función del tiempo, como consecuencia de una modificación de las condiciones climáticas (lluvia, viento, etc.), cambios estaciónales, influencia de las mareas (en caso de que el lugar de extracción se encuentre próximo a la costa) o por otros motivos. En el caso de no ser representativa las muestras, conforme se ha indicado, podrá tomarse muestras periódicas a distintas horas y días o eventualmente a la misma hora en lugares distintos. También cuando se sospeche que puede haber variado la composición del agua. Es muy importante el conocimiento local de la fuente, especialmente en los casos en que, por tratarse de una zona de industrias, haya posibilidad de modificación de la composición o de contaminación. Si se conoce el lugar preciso donde se proyecta extraer el agua éste será uno de los lugares de toma de muestras. En general el lugar o lugares se determinaran de acuerdo a la información que desee obtenerse y a las necesidades o condiciones locales. Cada muestra un volumen mínimo de 5 litros. En el caso de aguas superficiales (ríos, arroyos, lagunas, etc.) la muestra se tomará introduciendo el recipiente a la profundidad en que se colocara la boca de toma de la instalación de extracción, dejando que el agua se introduzca en él.


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En el caso de aguas subterráneas se empleará una bomba de extracción, la que se hará funcionar por lo menos 10 min. Y durante todo el tiempo que resulte necesario para lavar las tuberías. Luego se llenará el recipiente. Las muestras se envasarán en recipientes o botellas de polietileno o de vidrio incoloro o de color claro, perfectamente limpios. El cuello será pequeño diámetro para facilitar el cierre y sellado del recipiente. Las tapas serán de los materiales indicados o de corcho nuevo, SIN DEFECTOS. El cierre será hermético. Los envases se llenarán completamente sin dejar algún vació que se prevea cambios de volumen por elevación de temperatura en cuyo caso se dejará un volumen libre de aproximadamente 1% del volumen del recipiente. Inmediatamente después de realizada la extracción, los envases serán convenientemente tapados y sellados. Los recipientes serán convenientemente acondicionados y embalados, para evitar su rotura. Las tapas serán aseguradas con ataques de hilo o de alambre para evitar que se aflojen. En tiempo de frío los envases serán protegidos contra los efectos de las bajas temperaturas. NORMAS A CONSULTAR ITINTEC 339.088


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VIGENCIA DE LOS PAVIMENTOS DE CONCRETO La vigencia y el buen comportamiento de los pavimentos de concreto han sido confirmados recientemente en un seminario que, con esta denominación, congrego a los más destacados especialistas nacionales. En el evento se resaltaron ventajas sobre economía relativa, es decir, menor costo de inversión anual; Su durabilidad; El menor requerimiento de conservación y la aceptación por el usuario. En el Perú, los pavimentos de concreto se vinculan al inicio del proceso de urbanización de la gran Lima, en la década del 20. Las calzadas de las Avenidas Alfonso Ugarte, y las Urbanizaciones denominadas Santa Beatriz y Lobaton han sido mudos testimonios durante muchos años de la durabilidad de este material, apreciada por el habitante de la ciudad. Así mismo, la avenida del Progreso ( hoy Venezuela), construida en el año 1924, sirve de ejemplo de la permanencia de este tipo de calzada. Entre otros factores que respaldan al pavimento del concreto, se encuentra los siguientes:  Su gran capacidad de absorción de incrementos de carga, producidos por el constante aumento del volumen del tráfico y peso de los ejes de los vehículos.  El reducido costo anual de la estructura, que por su larga vida útil extiende el monto de la inversión inicial.  Su adecuación a lugares donde la administración no es históricamente propensa a realizar trabajos sistemáticos de conservación, por su diminuta exigencia de los mismos y la baja inversión que ellos exigen.  La construcción puede realizarse con equipo de tamaño reducido, que generalmente se encuentra disponible en empresas de diferente magnitud, utilizando mano de obra no especializada y materiales locales, o fácilmente disponibles.  Recogen un constante desarrollo tecnológico, tanto en el diseño como en la aplicación, referido a la gama de concretos, sean los de la industria del pre Mezclado o los llamados “pobres compactados”.  Las condiciones de seguridad se incrementan por la mejor conducción de reflexión de luz, que facilita la visión y por la textura superficial, que incrementa la atracción entre las llantas del vehículo y el pavimento.  Finalmente, es bien conocida la contribución del concreto de ahorro energético en cuanto tienen bajo consumo de combustible fósil. Las ventajas enumeradas, que no son todas, suelen ser apreciadas por el sentido común del vecino de la ciudad. Se da el caso generalizado de que cuando los propietarios de inmuebles ordenan directamente la construcción de su calzada, sea individual o colectivamente, se deciden por los pavimentos de concreto. Hecho que es fácil advertir al recorrer algunas urbanizaciones y los denominados pueblos jóvenes.


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EL CONCRETO PREMEZCLADO El término “concreto premezclado “se aplica al concreto preparado en planta, en instalaciones fijas y transportado hasta el lugar de utilización por camiones especiales, denominados camiones mezcladores o agitadores, según el caso. La industria del concreto premezclado tiene amplio auge en los países desarrollados, en los cuales la casi totalidad o mayor producción de concreto se produce en centrales de mezcla. En nuestro medio, su campo de acción es importante y ha logrado alta tecnología y calidad.

ALGUNAS VENTAJAS Entre las ventajas que posee el concreto premezclado, sobre aquel que se fabrica en obra, podemos señalar:  La capacidad de producción de una central de concreto premezclado es muy superior a cualquier instalación clásica de producción en obra, de esta manera se puede incrementar la colocación diaria de concreto y disminuir los plazos de ejecución.  El constructor puede dedicarse a su actividad fundamental: la construcción, sin aumentar su personal innecesariamente. 3  El costo del m del concreto premezclado es plenamente conocido por el usuario, mientras del costo de fabricación del concreto producido en obra es difícil de conocer previamente con precisión.  Economía en materiales de fabricación en almacenamiento y en gastos para mantenimiento del concreto en obra.  Precisión en la dosificación de mezcla y regularidad de control de las materias primas y el concreto.

BASES CUANTITATIVAS PARA LA COMPRA La unidad de medida para la compra deberá ser el metro cúbico de concreto recién mezclado y sin endurecer tal como es descargo del camión mezclador o agitador. El volumen del concreto recién mezclado y sin endurecer de una mezcla deberá ser calculado a partir del peso total, dividido entre el peso real por metro cúbico del concreto. El peso total de la mezcla deberá calcularse como la suma de peso de todos los materiales, incluyendo el agua o como el peso neto de la mezcla en el momento de la entrega. El peso por metro cúbico deberá determinarse a partir del promedio de por lo menos tres mediciones realizadas, en una muestra diferente, usando un 3 recipiente de 14 dm (1/2 pie cúbico). Se debe considerar el volumen de concreto entregado, no el que se coloca, debido al desperdicio.

REQUISITOS PARA LA CALIDAD DE CONCRETO El la ausencia de especificaciones, el comprador deberá indicar lo siguiente: Tamaño nominal máximo ( o tamaños), del agregado grueso. Asentamiento ( o asentamiento) deseados en el punto de entrega. Cuando se requiera concreto que contenga aire incorporado, se deberá especificar el contenido de aire promedio y su tolerancia. Para determinar la dosificación del concreto, a fin de obtener la calidad requerida, pueden utilizarse las siguientes alternativas: ALTERNATIVA No 1 Cuando el comprador asuma la responsabilidad para la dosificación de la mezcla de concreto, deberá especificar lo siguiente: El contenido de cemento en bolsas o kilos por metro cúbico de concreto o unidades equivalente. Contenido de agua efectiva en litros por metro cúbico de concreto o unidades equivalentes. Antes de la elaboración del concreto, el comprador podrá exigir a los fabricantes resultados de ensayo del laboratorio que garanticen la calidad de los materiales de acuerdo con el tipo de concreto que se va a elaborar. ALTERNATIVA No 2 Cuando el comprador requiera que el fabricante asuma la responsabilidad total para la dosificación de la mezcla de concreto, deberá especificar: La resistencia requerida que el fabricante asuma la responsabilidad total por la dosificación de la mezcla de concreto, deberá especificar: TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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La resistencia requerida a la compresión, determinada en muestras tomadas de la unidad transportada en el lugar de descarga, en base a ensayos normalizados. A menos que se especifique de otro modo, la edad del ensayo deberá ser 28 días. Al seleccionar los requisitos por los cuales se va asumir la responsabilidad se debe tener en cuenta los requisitos de Trabajabilidad, colocación, durabilidad, textura superficial y densidad, además de los necesarios para el diseño estructural. ALTERNATIVA No 3 Cuando el comprador requiera que el fabricante asuma toda la responsabilidad por la dosificación de la mezcla de concreto y además se requiera un contenido mínimo de cemento deberá especificarse lo siguiente: La resistencia requerida a la compresión, determinada en muestras tomadas de la unidad de transporte en el lugar de descarga, en base a los ensayos normalizados. A menos que se especifique de otro modo, la edad del ensayo, deberá ser de 28 días. Contenido mínimo de cemento en bolsas o kilogramos por metro cúbico de concreto. La alternativa No 3, es aplicable cuando el contenido mínimo de cemento que se requiera esté alrededor del mismo valor del que normalmente exige la resistencia, tamaños de los agregados y asentamiento especificados. Al mismo tiempo, el contenido mínimo de cemento que se requiera debe ser una cantidad suficiente para asegurar la durabilidad del concreto bajo las condiciones de servicios esperadas, lograr una textura superficial y densidad satisfactoria, y obtener con ella la resistencia especificada.

INFORMACIÓN COMPLEMETARIA A solicitud del comprador, y antes de la entrega real del concreto, el fabricante deberá proporcionar una declaración indicando: Origen, pesos específicos y pesos unitarios saturados con superficie seca y granulometría de los agregados. El fabricante suministrará además información sobre marca y tipo de cemento; tipos y nombres de los aditivos (si se emplean) y cantidad de agua por metro cúbico de concreto. También proporcionará información de que los materiales que se usarán y la dosificación seleccionada, producirán un concreto de la calidad especializada. Las dosificaciones correspondientes a las alternativas anteriores para cada entrega de concreto deberán constar con una tarjeta de entrega que contenga la información especificada. Tanto el fabricante como el comprador deberán conservar una copia de dicha tarjeta.

REQUISITOS PARA TOLERANCIA EN EL ASENTAMIENTO A menos que se incluyan otras tolerancias en las especificaciones del proyecto, se aplicarán las siguientes: Cuando las especificaciones del proyecto para el asentamiento estrictamente como un “máximo” “o” no excede” deberá tenerse en cuenta la Tabla siguiente: TOLERANCIA EN EL ASENTAMIENTO Asentamiento Especificado Tolerancia en el asentamiento Tolerancia positiva Tolerancia negativa

7,5 cm (3 pulg) o menos o 4,0 cm (1 ½ pulg)

Más de 7,5 cm (3 pulg) O 6,5 cm (2 ½ pulg)

El concreto dentro d e los rangos permisibles de asentamiento, deberá estar disponible desde el momento de empezar las descargas, durante un periodo de 15min, exceptuando la primera y última cuarta parte de un metro cúbito según como se descarga. En el caso de que el comprador no esté preparado para la descarga del vehículo a su llegada al destino prescripto, el fabricante no será responsable por la limitación del asentamiento mínimo, después de un periodo total de espera de 30 minutos, a velocidad de agitación o de agitación y descarga; y el comprador deberá asumir la responsabilidad total por las condiciones del concreto de allí en adelante. En el caso de mezclas con alto contenido de cemento y desde 350kg. De cemento por m3 de concreto, el tiempo estipulado de 30’ puede ser menor para vaciados en tiempo cálido.

ENSAYOS DE CONTROL Los ensayos de resistencia, así como los ensayos de asentamiento y contenido de aire se harán con una frecuencia de no menos un ensayo por cada 120 m3. en cada día de entrega de concreto, se hará al menos un ensayo de asentamiento y resistencia por cada clase. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Si el asentamiento no cumple con lo especificado, se deberá hacer inmediatamente un ensayo sobre otra porción de la misma muestra. Si este segundo ensayo de valores no satisfactorios, se considera que el concreto no cumple con la norma. Para un ensayo de resistencia se elaborán como mínimo 2 probetas a partir de una muestra tomada. Un ensayo será el promedio de las resistencias de las dos probetas ensayadas a la edad especificada. El representante del comprador conseguirá y registrará el número de la guía de entrega y la ubicación exacta en obra, en la cual sé depositar’a cada tanda representada por un ensayo de resistencia. Se usará el promedio de todos los ensayos de resistencia que representan cada clase de concreto. En todos los casos el promedio de la resistencia obtenida deberá ser igual o mayor que la especificada, excepto en el caso de que haya acuerdo previo entre fabricante y comprador para cumplir con lo siguiente: Para el concreto de estructuras diseñadas por el método de esfuerzos de trabajo, no más del 20% de los ensayos de resistencia podrá tener valores menores que la resistencia especificada (f’c) y el promedio de cualquier grupo de 5 (cinco) ensayos consecutivos, será igual o mayor que la resistencia especificada. Para el concreto en estructuras diseñadas por el método de la resistencia a la rotura y para estructuras presentadas, no más del 105 de los ensayos de resistencia podrán tener valores menores que la resistencia especificada (fć) y el promedio de tres ensayos consecutivos, será igual o mayor que la resistencia especificada. Cuando el número de ensayos de cualquier clase de concreto suma cinco o menos, el promedio de todos los ensayos debe ser igual que la siguiente: N° de ensayos 1 2 3 4 5

Resistencia promedio requerida de ensayos consecutivos Según método de esfuerzos 0,90 0,94 0,97 0,99 1,00

Según método de ensayos 0,86 0,97 1,02 1,05 1,07

La muestras de concreto deberán ser obtenidas de acuerdo con la norma respectiva y las recomendaciones de la buena práctica.

ARBITRAJE: En el caso de que el concreto no cumpla con los requisitos de resistencia, el fabricante y el comprador convendrán para determinar si se alcanza un acuerdo para que se haga el ajuste, si lo hay. Sin no se llega a un acuerdo , se deberá tomar un decisión por medio de arbitraje de tres ingenieros calificados , uno de los cuales será designado por el comprador , otro por el fabricante y el tercero seleccionado por estos dos miembros del penal y su decisión será obligatoria.

DE LA INSCRIPCIÓN El fabricante facilitará en la inspección el acceso conveniente para hacer las revisiones de la producción y obtener las muestras de ensayo, que efectuaran sin interferir con la elaboración y entrega del concreto. Son materia de inspección los requisitos para la dosificación, dispositivos de proporcionamiento, mezcladoras y agitadores, mezclado y entrega establecidos en la norma de Concreto Premezclado.


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EL BLOQUE DE CONCRETO EN ALBAÑILERÍA La construcción de muros con bloques de concreto es un procedimiento de construcción acreditado en los últimos 50 años que cumple en especial con las condiciones técnico-económicas para ser empleado en la construcción de viviendas de bajo costo. En efecto, además de su costo reducido por metro cuadrado de muro, ofrece las siguientes ventajas económicas:  El empleo de bloques de concreto permite una reducción apreciable en la mano de obra con relación a otros sistemas, tanto por el menor número de unidades a colocar (12 1/2 bloques por 2 m de pared), como por la simplificación de tareas.  El muro de bloques de concreto requiere menor cantidad de mortero, lo que significa economía de mano de obra y de materiales.  Los paramentos de la albañilería de bloques resultan lisos y regulares, por lo cual no exigen necesariamente revesticimiento. Eventualmente se puede mejorar el aspecto con pintura de cemento. En caso que se especifique revestimiento, el censor del revoque es reducido, por lo que se obtiene economía de materiales y de mano de obra.  El empleo de bloques de concreto facilita el refuerzo del muro.  El muro con bloque de concreto presenta gran durabilidad y brinda al usuario confort térmico y acústico. En el Perú la primera planta de bloques inició su producción en 1928 y sus productos se utilizaron en la construcción del primer barrio obrero del Callao. Posteriormente se instalaron dos fábricas más importantes, ubicadas, una en la antigua Chancadora del puente del ejército, y la otra en el Jr. Tingo María. El auge de la construcción urbana en Lima. Luego de la segunda guerra mundial, significó el desarrollo de la industria de bloques de concreto.

EL BLOQUE SEGÚN LA NORMA El bloque de concreto se define según Norma como la unidad de albañilería, cuya dimensiones mínimas son 300mm de largo, 200 mm de ancho y 200mm de alto, y en el caso el que su ancho. Generalmente posee cavidades interiores transversales que pueden ser ciegas por uno de sus extremos y cuyos ejes son paralelos a una de las aristas. El bloque está construido por cemento Pórtland; agregados como arena, piedra partida, granulados volcánicos, escorias, u otros materiales inertes y agua.

CARACTERÍSTICA GEOMÉTRICA Las características geométricas del bloque están dadas por sus dimensiones reales, que corresponden a la unidad prototipo. Se denomina dimensión nominal a la dimensión real más una junta de albañilería. Se define el área de la sección recta como:  Área bruta: es el área normal al eje de los huecos sin descontar al área ocupada por éstos. Se obtiene de multiplicar sus dimensiones: largo por ancho.  Área neta: es el área bruta, descontando el área de los huecos. Las dimensiones de los bloques de concreto, de acuerdo a criterios de coordinación modular, son las recomendadas en la tabla. TABLA 1 Designación

Dimensiones modulares Dimensiones de Fabricación en centímetros en centímetros Ancho

Bloques para muros y tabiques

10 15 20 25 30 35

Alto 20 20 20 20 20 20

Largo 40 40 40 40 40 40

Ancho 9 14 19 24 29 34

Alto 19 19 19 19 19 19


Largo 39 39 39 39 39 39

Largo de esquineros 39.5 39.5 39.5 39.5 39.5 39.5

bloques

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El tipo de bloque más generalizado es el que tiene como dimensiones nominales 20cms de altura y 40 cms de longitud o portantes; y de 15cms para muros interiores; y de 10 cms para determinada tabiquería. Asimismo, se fabrica medios bloques esquineros utilizándose en los encuentros de paredes o en vanos, y bloques en forma de “U” para la construcción de dinteles y vigas soleras. Los agujeros de los bloques se corresponden verticalmente en el muro, dando lugar a la formación de conductos que se utilizan para formar columnas con refuerzo de acero o para pasar tubería de instalaciones eléctricas o de agua.

ESPECIFICACIONES El requisito obligatorio para el bloque de concreto es de resistencia a la compresión y se establece por 5 tipos normalizados en la Tabla II Tabla II TIPO BI B II B III B IV BV

2

Resistencia mínima a la rotura por compresión en cla N/cm * Promedio de 3 unidades

Individual

40 50 70 100 120

35 40 55 80 95

CRITERIOS DE EMPLEO Con relación a la durabilidad se prescribe que, para superficies que no están en contacto directo con lluvia intensa, humedad, terreno o agua, se puede utilizar cualquier tipo de bloque. Para superficies en contacto directo con lluvia intensa, humedad, terreno o agua, se utilizaran los tipos II y III. En el caso de que, además de las condiciones de uso expuestas anteriormente, la obra se encuentre en ambientes salinos y/o puedan presentarse temperaturas que lleguen a la congelación del agua, se utilizará los bloques tipo IV y V. A solicitud del comprador, podrá establecerse como requisito de absorción que las unidades de albañilería sujetas a ensayo absorban como máximo 12% de agua de su peso seco.

ADVERFTENCIA SOBRE LOS ENSAYOS Los bloques que deban ser probados en comprensión, por lo menos 24 horas ante el ensayo, se alisan y se hacen paralelas las caras de carga mediante la aplicación de una capa de mortero plástico, compuesta de cemento Pórtland y yeso calcinado en partes iguales (en volumen), de espesor no superior a 3mm. En la prueba de absorción de agua, de no disponerse de comodidad para secar o pesar una unidad entera, los especimenes pueden ser fracciones de una unidad de albañilería cuyo peso no sea menor que el 10% de la unidad entera y que tenga la altura total de la misma. Antes de proceder al ensayo se deben alisar los bordes rugosos y puntiagudos. El procedimiento consiste en sumergir completamente los especimenes secos en el recipiente lleno de agua a temperaturas ambiente manteniéndolos durante 24 horas asegurando que la temperatura o o del baño esté comprendida entre 15 C y 30 C. Transcurrido el tiempo indicado, se retiran los especimenes del baño del agua y se seca al agua superficial con un trapo húmedo y se pesa La absorción de agua se expresa en porcentaje y se calcula dividiendo el peso del agua absorbida entre la masa del espécimen seco, expresando ambos valores en gramos. En todos los casos, el valor es el promedio de los especimenes ensayados en las pruebas de resistencia y absorción.

Control de calidad; criterio de aceptación Para los efectos de control de calidad, se considera como lote cada uno de los conjuntos de 2,000 unidades de albañilería o fracción, de igual medida y tipo en que se fracciona la partida, en el proceso de recepción y muestreo. En el momento de la inspección previa, de cada lote se extraerán al azar 10 unidades de albañilería para verificar los requisitos de dimensiones y aspecto. Si se encuentran 2 defectuosos, se deberán extraer una segunda muestra formada por otras 10 unidades de albañilería. Si en esta muestra TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM



adicional se encuentran otros 2 defectuosos, se rechazará el lote del que fueron extraídas la muestras. En el caso de que no se encuentre ningún espécimen defectuoso en el segundo lote, se deberá hacer una tercera muestra de 10 unidades de albañilería, no debiéndose presentar ningún defecto para aceptar el lote por inspección previa. Al dar curso a la recepción se separarán 3 bloques de la muestra sujeta a la inspección previa, que serán empleados para los ensayos de resistencia y absorción de agua. En lote estará de acuerdo a la norma correspondiente si el promedio de la resistencia a la compresión y la absorción de agua, así como cada espécimen, cumplen con los valores indicados en la misma. El lote no estará de acuerdo a la norma si el promedio de la resistencia a la compresión y la absorción de agua no cumplen con los requisitos, o más de un espécimen de la nuestra no cumple con algunos de los requisitos establecidos. Si la resistencia promedio a la compresión y la absorción de agua de la muestra cumplen con los requisitos de la norma, pero sólo un espécimen no cumplió con alguno de los requisitos, se ensayará una muestra adicional de ó especimenes, tomados al azar del mismo lote. En este caso, el lote estará de acuerdo a la norma sólo si el promedio de la resistencia a la compresión y la absorción de agua en el total de 9 especimenes, cumplen con los requisitos correspondientes y siempre que todos los especimenes de la muestra adicional cumplan con todos los requisitos de la norma. (Nota: En todos los casos en que se menciona “absorción de agua”, este requisito debe entenderse como opcional).


101



EL CEMENTO PORTLAND Y SU APLICACIÓN EN PAVIMENTOS El Cemento Pórtland ha contribuido decisivamente a ala revolución tecnológica que se produce e en la validad en la segunda mitad del siglo pasado, modificando las características de los pavimentos y los elementos de protección y drenaje. El cemento Pórtland interviene en los diferentes elementos que constituye la estructura de los pavimentos, variando según el rol que desempeña y distinguiéndose generalmente por la cantidad de aglomerante utilizado. En la sub-rasante capa superficial que sirve fundamento, el cemento se utiliza para mejorar el material superficial desde el punto de vista de diseño y/o transitabilidad. Con el mismo propósito participa en la sub-base, definida como la primera capa que se construye sobre la sub-rasante. Mas general es el empleo de l cemento en al construcción de la base que se coloca sobre la subbase, pero dotada de características estructurales y de durabilidad superiores. El empleo extensivo del cemento se produce en la capa de rodadura, nombre genérico que denomina la superficie por donde circula los vehículos, con características de resistir la fatiga producida por el transito y la acción del medio ambiente. Se caracteriza por su suavidad, para la cómoda circulación de los vehículos y su rugosidad para que sea suficientemente segura.

CLASIFICACIÓN ESTRUCTURAL Los pavimentos se clasifican como rígidos, semi rígidos y flexibles según como la estructura distribuya los esfuerzos y deformaciones producidas por los vehículos a las capas inferiores. Los pavimentos flexibles se caracterizan por estar constituidas sus capas con materiales de reducida cohesión, los mismos que presentan una baja rigidez a flexión, permitiendo la transmisión de mayores niveles de esfuerzos en profundidad, por acción de las cargas aplicadas sobre su superficie. El prototipo está constituido por los pavimentos asfálticos. Los pavimentos rígidos tiene como elemento estructural principal una losa de concreto de cemento Pórtland, la misma que se apoya sobre una capa de sub base, o directamente sobre la sub-rezante, si ésta es de calidad adecuada. La elevada rigidez a flexión que presenta la losa permite reducir enormemente el nivel de esfuerzos en profundidad por acción de las cargas aplicadas sobre su superficie.

APLICACIONES DEL CEMENTO 1.

Suelos modificados.- Es un suelo tratado “in situ” con una cantidad relativamente baja de cemento, con el fin primordial de reducirle la plasticidad, la permeabilidad, los cambios e incrementarle la capacidad de soporte y la resistencia al corte. El grado de modificación y mejoría en las propiedades depende del tipo de suelo y de la cantidad de cemento empleado. El reglamento Nacional de Construcciones considera el suelo modificado como pavimento en las urbanizaciones tipo D. Los suelos cuyas cantidades de limo y arcilla son inferior al 35%, comúnmente son denominadas suelos granulares. Muchos de ellos presentan una inadecuada granulometría y/o excesivos valores de plasticidad y son desechados para conformar capas de bases y/o sub-base de pavimentos de vías urbanas, carreteras y aeropuertos. Los suelos que tiene un contenido de limo y arcilla superiores al 35% son comúnmente denominados finos. No son usados para conformar capas de relleno y sub-rasante, así como conformar capas de sub-base en los pavimentos.

2.

Suelos- Cemento.El suelo-cemento es una mezcla intima de suelo pulverizado, cemento Pórtland y agua que , compacta a su optima humedad y densidad máxima produce (debido a la hidratación del cemento) un material durable y con la resistencia mecánica apropiada para la conformación de capas de base para pavimentos urbanos, carreteras y de aeropuertos. Cuando el tránsito no adquiere importancia, hace las veces de capa de rodadura, permitiendo grandes economías en los programas viales. El reglamento Nacional de Construcciones lo prescribe como tipo C de pavimento.


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Mediante estudios de los suelos que se pueden estabilizar con cemento es muy amplio y sólo existe una restricción de empleo con aquellos que presentan un contenido alto de materia orgánica, ya que inhiben las reacciones de hidratación del cemento. Incluso los suelos limosos de difícil estabilización pueden estabilizarse con asfalto, previo pre-tratamiento con cemento Pórtland. 3.

Gravas Cemento.- Se trata de una mezcla de agregados, naturales o artificiales de granulometría continua y reducida cantidad de finos y cemento Pórtland en proporciones del 3 al 6%, la misma que permite conformar capas de base y refuerzo en pavimentos rígidos y capas de base y refuerzo en pavimentos asfálticos sujetos a tránsito medio o pesado. La compactación se realiza generalmente con rodillos vibratorios y su curado se efectúa con un riesgo de emulsión asfáltica, o la colocación de un tratamiento superficial cuando el tránsito es intenso.

4. Concretos Porosos.- El concreto poroso se ha introducido recientemente y tiene por finalidad crear una nueva capa drenante en el pavimento. Se prevé que el agua que pasa a través de la base llegue a una capa que no es sensible al agua, por la cual escurre hasta los drenajes naturales. Para evitar la segregación, que puede ocurrir si la consolidación se realiza por vibrado interno, es posible compactar con rodillos. El curado se efectúa preferentemente con membranas de polietileno, evitando otras técnicas que pueden cerrar los poros superiores. 5.

Concretos Pobres o Económico.- Las mezclas de económetro denominadas también “concretos pobres”, tienen un bajo contenido de cemento y permiten el empleo de agregados de baja calidad, cuando están disponibles localmente, proporcionado pavimentos de bajo costo o capas de base de pavimentos asfálticos. Los pavimentos de económetro pueden ser considerados como rígidos, de acuerdo al contenido de cemento y el módulo de elasticidad. Generalmente se consideran como semi rígidos los pavimentos de concreto con proporciones cemento / agregado del orden 1:20 al orden 1:24 en volumen; y como rígidos a los constituidos en proporciones más ricas que 1:15. La mayoría de los actuales pavimentos de económetro se encuentran entre las proporciones 1:12 a 1:24.

6.

Adoquines de concreto.- En este tipo de pavimento la capa de rodadura está conformada por varios elementos: los adoquines, que son bloques macizos, con forma de prisma recto, cuyas bases son polígonas con una forma tal que permiten conformar una superficie completa. Se colocan sobre una capa delgada de arena, la misma que sirve para rellenar las juntas existentes entre adoquines.

7.

Concreto compactado con rodillos.- Son concretos secos, de características resistentes similares a los concretos tradicionales, pero por su consistencia se consolidan con los sistemas generalmente utilizados para la compactación mediante equipos pesados de rodillos vibrantes y/o reumáticos. La denominación de seco compactado se debe a su bajo contenido de humedad, entre el 4 y el 7 en peso de la masa total; el necesario para que se produzca la hidratación del cemento, por lo cual la consistencia de la mezcla es muy áspera y el asentamiento nulo. En estos concretos es posibles disminuir el contenido del cemento, en relación con los convencionales, para obtener la misma performance y permitir que en sus construcción se utilicen procedimientos constructivos de gran rendimiento, empleando equipos propios de las tecnologías de pavimentos asfálticos y movimientos de tierras. Puede estimarse que el costo de concreto compactado con rodillos es del orden del 80% del concreto tradicional variando, según las condiciones locales, el equipamiento de la empresa, etc.

8.

Losas de concreto.Las losas de concreto de cemento Pórtland se construyen con una mezcla de agregados gruesos, cemento y agua, con dosificaciones seleccionadas en el diseño, con el fin de alcanzar la resistencia especificada. El contenido de cemento varía entre el 15 y el 20% en peso de la masa total y, en principio, es el responsable de la resistencia final de la mezcla.


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104 2

El concreto para las losas presenta resistencias a la comprensión hasta de 350 y 60 Kgf/cm tracción por flexión, respectivamente. Esto hace que el comportamiento estructural sea único, ya que esta capacidad de absorber altos esfuerzos a tracción sin deformarse ni fatigarse, lo convierte en el material por excelencia para pavimentos.

Eventualmente, las losas de concreto de los pavimentos rígidos llevan refuerzo de acero, como son: los pavimentos continuos de concreto armado, los de concreto reforzado con fibras de acero y los pavimentos pretensados utilizados generalmente en aeropuertos. Otras aplicaciones 9.

Mezcla Asfáltica en caliente.- El cemento Pórtland es empleado como “filler” de aporte en las mezclas asfálticas en caliente. En general, las condiciones de calidad de tales mezclas pueden resumirse en tres: estabilidad, flexibilidad y durabilidad, en las cuales el cemento gravita significativamente, cumpliendo tres funciones principales: actuando como material de relleno de vacíos, como espesante de asfalto o mejorando la adherencia del par agregado – asfalto.

10. Reciclado de pavimentos fallados.Consiste en aprovechar los materiales existentes de pavimentos fallados, la incorporación de cemento Pórtland en el material de base granular y rodadura asfáltica antigua, debidamente escarificados y pulverizados, permite obtener una capa de base de pavimento de gran resistencia, no susceptible al agua o a la acción de las heladas. La economía obtenida es obvia, dada la reducción de los costos de transporte, por culminación material existente y colocación del nuevo material, además del año que causa dicho transporte a vías anexas y el problema de desmonte que ocasiona.




MUROS DE CONTENCIÓN CON BLOQUES DE CONCRETO En nuestro medio generalmente los muros de contención del tipo de gravedad son construidos usando encofrados y concreto vaciado en sitio. También se emplean los muros de gaviones, los muros de mampostería de piedra y, últimamente los muros de barandillas (Creb Eall). Aquí se analizan un nuevo tipo de muro de contención prefabricado, conformado por bloques de concreto, cuyas dimensiones son de 0.35x0.35x0.55 m. Con pesos del orden de 155Kg. Por bloque y que disponen de un agujero central para su manipulación. Estos bloques son colocados por simple apilado, es decir sin usar montero de asentado, con el solo amarre a medio bloque, de manera que por su geometría van quedando engrampados, alineados, nivelados y con la inclinación requerida por el muro. Esta técnica, desarrollada en Europa ha sido adaptada y puesta a punto en nuestro medio por ingenieros de la empresa COSAPI S.A. y tiene como antecedentes las construcciones incaicas. Con la finalidad de encontrar un procedimiento de pre fabricación que fuera económicamente competitiva ante uno convencional, aun cuando la producción sea limitada, se opto por el uso de mezclas secas de consistencia rígida, de tal manera que con un molde provisto de articulaciones, se pudiera efectuar un desmoldado inmediato, sin deformaciones y sin la necesidad de recurrir al uso de aditivos que encarecerían el producto.

FABRICACIÓN DE LOS BLOQUES Los bloques se producen por un sistema de pre-fabricación que resulta competitivo a los de tipo convencional, requiriendo para ello un volumen mínimo de producción. El concreto empleado es de consistencia seca, de asentamiento “O”, permitiendo el desmoldado 3 inmediato. Factor importante es la consolidación con densidades mayores de 2.3 ton/m obteniendo 2 2a resistencias superiores a los 100 kg/cm en un día y de los 300 kgs/cm los 28 días. El llenado del molde articulado se efectúa con una capa de mortero de superficie que recubre al espécimen de concreto. Para esto se utiliza una funda metálica que tiene la misma forma del molde y que calza dentro de esta con un espacio de 1 ½ . e vierte entonces dentro de esta funda la mezcla de concreto seco y entre el molde y dicha funda una mezcla de mortero seco . De esta forma al extraer la funda, las mezclas quedan zonificadas, evitándose así que exista agregado grueso en contacto con las caras del molde y logrando con ello un buen acabado. Para proceder a la compactación, se colocan unas pastillas metálicas que calzan dentro del molde, sobre las cuales se aplica la vibro-compresión. Esto hace posible que la compactación llegue uniformemente a todos los ángulos del bloque.

MONTAJE DE MURO Previamente a la colocación de los bloques, hay que efectuar una base o solado de concreto debidamente nivelada, donde descansará la primera hilada. El izaje de los bloques se hace con una pluma metálica y un gancho de acople. El apilado se va haciendo por filas amarradas a medio bloque. La cuadrilla necesaria para el montaje está integrada por un operario y dos ayudantes. Finalmente el relleno puede hacerse, ya sea en forma simultánea o al final del montaje.

ESTABILIDAD DEL MURO Para analizar la estabilidad del muro de estructura discontinua, se evaluaron los valores de fricción entre la superficie de los bloques, la interfase concreto –suelo y entre la superficie de los bloques, incluyendo el efecto de la cuña de engrampe. Así mismo se comprueba el volteo y deslizamiento simultaneo a través del engrampe, para lo cual se llego a elaborar una formula de calculo.

FUNCIONAMIENTO La inclinación de las caras de los bloques de 1:4 {o 1:6 (H:V) le da al muro la misma inclinación siendo auto estable hasta una altura máxima de 3 m. Que también es usual en los muros de gravedad convencionales. TEMA : CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Estos muros son recomendables para empujes de tierras moderadas, que no contemplan en su parte posterior sobrecargas de importancia. Por la naturaleza de su construcción no requieren de juntas de contracción ni de construcción. Así mismo al ser permeables no necesitan ductos de evaluación para filtraciones.

VENTAJAS FRENTE A LOS SISTEMAS CONVENCIONALES Este nuevo procedimiento de construcción de muros de contención presenta las siguientes ventajas frente a los procedimientos convencionales: 

No necesita encofrados.



Su construcción es más rápida



Debido al empleo de mezclas secas, se logra un ahorro considerable de cemento.



Debido a que el montaje se efectúa por la parte delantera y no se usan encofrados, el movimiento de tierras detrás del muro es menor.



Los trabajos de compactados se pueden iniciar inmediatamente después de terminada su colocación o incluso se puede realizar simultáneamente.



Puede ser desmontable lo que le da opción a ser usado en obras temporales de contención.



no requiere de ningún tipo de juntas y no tiene el riesgo de fisuración por contracción en climas severos. Tampoco requiere de ductos de evaluación de filtraciones (ductos a través del muro).



Su acabado es muy estético.

TEMA : CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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EL CONCRETO FAST TRACK EN REPARACION Y REHABILITACION DE PAVIMENTOS I.

INTRODUCCIÓN El Concreto Fast Track, constituye una tecnología adecuada para la rehabilitación y refuerzo del pavimento, con una reducida alteración del tráfico. Mediante el proporcionamiento apropiado del concreto y técnicas de curado, es posible obtener resistencias que permiten la puesta en el servicio del pavimento a las 24 horas o menos. El pavimento resultante es de excepcional calidad, con un costo relativamente bajo y ocasiona un mínimo de inconvenientes. Las ventajas del pavimento de concreto sobre el pavimento asfáltico son muchas, sin embargo, cuando se trata de reparaciones se argumenta sobre los plazos requeridos para el curado y endurecimiento del concreto, frente a la rápida ejecución y apertura al transito del pavimento de asfalto. Con el CTF esta desventaja desaparece. En la actualidad, el CFT ha sido utilizado y probado en todos los tipos de pavimentos de los Estados Unidos: aeropuertos, carreteras y pavimentos urbanos. Se ha aplicado en diversos casos, sea en obras nuevas, reconstrucciones, reforzamientos adherentes y no adherentes, en revestimientos sobre pavimentos asfálticos, etc.

II.

APLICACIONES Una de las aplicaciones más espectaculares del CFT se da en la rehabilitación de pavimentos de aeropuertos, reduciendo considerablemente el tiempo de inoperatividad de las líneas. En los proyectos recientes se emplea en la pavimentación secuencial en la reconstrucción de pistas de aterrizaje. También en casos específicos como son las intersecciones que se encuentran en el medio campo y en las pistas de taxeo. En vías urbanas, en especial en aquellas que sirven de acceso a los sectores comerciales e industriales, en avenidas y calles, el CFT disminuye las pérdidas que un dilatado proceso de reparación ocasiona a las empresas afincadas en dichas zonas. En todo caso, la paralización del tráfico se reduce al fin de semana. En autopistas con peaje, elimina los problemas concernientes a la desviación del tráfico, pues las obras pueden ejecutarse en un solo día, y se minimiza el lucro cesante de los administradores de la vía. En el caso de la reconstrucción de intersecciones, la experiencia demuestra que la solución con CTF es sumamente operativa.

III.

MATERIALES El CTF es producido con cementos, aditivos y agregados, que respondan ala normalización y que se encuentran en cualquier localidad. Su diseño se basa en los procedimientos convencionales. Sin embargo, es indispensable efectuar estudios de laboratorio para asegurar las propiedades requeridas.

1.

Cemento En la mezcla de CTF se han usado cementos Pórtland normalizados de los tipos I, II, Y III. En el caso de emplearse los cementos tipo I y II, se ha requerido la incorporación de aditivos que aceleran el endurecimiento. La resistencia inicial en los cementos Pórtland depende básicamente del contenido en silicato tricálcico C3S y en menor medida el aluminato tricalcico C3A. Los álcalis del cemento también influyen débilmente. Además, la mayor finura del cemento favorece la resistencia inicial especialmente en las fracciones menores a los 10 micrones.

TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO- BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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La diferencia sustantiva entre los cementos tipo III se encuentra en la finura, que en el cemento tipo III fluctúa entre 4500 a 6000 cm2/gr, mientras en los otros cementos varía de 3400 a 4000 cm2/gr. 2.

Adiciones En todas las sobras de pavimentación con CFT, se ha utilizado adiciones de cenizas volantes, tecnología de uso extensivo en los Estados Unidos. El porcentaje incorporado es del orden del 10% del peso del cemento. La ceniza volante es un residuo finalmente dividido, resultado de la combustión del carbón, que se obtiene generalmente como subproducto de las plantas térmicas. La ceniza volante más utilizada en CTF es la que corresponde al tipo F de las norma ASTM C 618-91, que tiene propiedades puzolánicas. En países que no cuentan con las adiciones mencionadas y que poseen puzolanas naturales, será factible su empleo. Los materiales puzolánicos están comprendidos dentro del tipo N de la norma precitada. Debe considerarse que los cementos Pórtland puzolánicos del tada. Debe considerarse que los cementos Pórtland del tipo IPM tienen generalmente un porcentaje de adición del 10% al 12%.

3.

Aditivos Dos aditivos han sido generalmente empleados en la práctica norteamericana con pavimentos de CTF: Imcorporadores de aire y reductores de agua. Los agentes incorporadores de aire han sido consideradosen obras ubicadas en zonas geográficas en las cuales hay que preservar la durabilidad del concreto por efecto del proceso de las heladas y del deshielo. En la experiencia norteamericana se ha utilizado aditivos reductores de agua del tipo a de la norma ASTM C 494-90, conocidos también como plastificantes. El propósito ha sido utilizar el incremento de trabajabilidad, que permita reducir significativamente el agua de la mezcla entre el 6 y 10%, manteniendo el asentamiento del concreto. En muchos casos se ha requerido emplear aditivos del tipo D, reductores de agua y retardadores de fragua, especialmente cuando se han usado conjuntamente aceleradores de endurecimiento, para permitir un mayor lapso que faculte la buena colocación y terminación del pavimento. Los aditivos súper plastificantes son más efectivos que los reductores de tipo A, permitiendo duplicar la reducción del contenido de agua. Sin embargo su precio en el mercado es de 3 a 4 veces mayor.

4.

Aditivos que aceleran el endurecimiento En los casos que se han empleado los cementos Pórtland del tipo I y II en el CFT se ha requerido aditivos que aceleren el endurecimiento. Los aditivos acelerantes más comúnmente empleados empleados, en los concretos sin esfuerzo, tienen como producto de base el cloruro de calcio. La inclusión de un 2% de cloruros con relación al contenido del cemento, incrementa la resistencia a las 24 horas en un 100%; sin embargo, cabe precisar que la ganancia de resistencia está en función de la temperatura. Para evitar el riesgo de corrosión, cuando se trata de pavimentos con armadura de acero, como aquellos con esfuerzo continuo, es recomendable utilizar aditivos aceleradores de la resistencia exentos de cloruros, del tipo de los componentes orgánicos solubles, como la trietanolamina y el formiato de calcio.

5.

Agregados En el CFT pueden ser utilizados todos los agregados que cumplan con la norma, debiendo tener especial cuidado en lo relativo ala granulometría del agregado global y el factor de forma, que la norma ITINTEC 400.037 define como índice de espesor. De la experiencia del CTF en los Estados Unidos se infiere la importancia de los agregados de granulometría continua, aplicando el criterio del agregado global, con un prototipo de huso granulométrico, que contiene un aumento del material que pasa entre la malla 3/8” y la No 8, con relación al material comúnmente utilizado en dicho país.


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El incremento del agregado intermedio mejora las siguientes características:

6.

7.



Reduce el requerimiento de agua de mezcla e incrementa la resistencia al disminuir la cantidad de mortero necesaria para resistencia al, disminuir la cantidad de mortero necesaria para llenar los vacíos.



Aumenta la durabilidad al aumentar la compacidad.



Disminuye el desgaste en las mezcladoras y equipo.

Agua Para incrementar la resistencia del CTF, se ha utilizado la incorporación del agua de mezcla a temperaturas que varían entre 60 y 40º C para contribuir a la aceleración del endurecimiento. Es conocido que la temperatura incrementa las reacciones químicas y consecuentemente la formación de productos de hidratación del cemento. Esta opción es factible cuando se trata de obras pequeñas . como la acción de la temperatura del agua en la mezcla solo actúa algunas horas, el procedimiento es efectivo únicamente cuando se protege el concreto con cobertores aislantes. Diseño de mezclas Los procedimientos de diseño de mezcla en el CFT son los convencionales de la tecnología del concreto. De la revisión de la experiencia en los Estados Unidos, se advierte el empleo de una diminuta relación a/c de aproximadamente 0.4, un alto contenido de cemento, de 380 kg/m3 y proporcionamiento similar de agregado fino y grueso. La tabla siguiente recoge el proporcionamiento del CFT de más reciente empleo con resultados exitosos. Mezcla CFT Cemento tipo III

640.0 Ib./yc.

Ceniza volante

70.0 Ib./yc.

Agregado fino

1,413.0 Ib./yc

Agregado grueso*

1,413.0 Ib./yc

Relación a/c

.425

En la mezcla se emplearon aditivos incorporados de aire y reductores de agua. Las resistencias promedio obtenidas, en pruebas de flexión, con carga aplicada en el centro de la vigueta, son las siguientes: TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO- BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Resistencia a la flexion (psl)

IV.


110

12 horas

24 horas

7 dias

485

645

850

CONSTRUCCION La experiencia en la construcción de pavimentos de CTF ha demostrado que no se requiere de equipo especial para la ejecución del pavimento, pudiéndose utilizar equipo normal de fácil disponibilidad. Sin embargo, el pavimento de CFT requiere un conveniente planificación de la secuencia de construcción, pues el margen de error admisible es mucho menor que en concreto convencional. Se aconseja efectuar vaciados de prueba par entrenar a todos los trabajadores, a fin de que puedan familiarizarse con las características de trabajabilidad del concreto y la necesidad de acelerar las operaciones.

1.

Mezclado y colocación El CFT ha sido producido en plantas centrales de mezcla y dosificación, también con equipo de mezclado rápido. En el transporte se han usado camiones mezcladores y camiones agitadores. En la ejecución del pavimento se ha utilizado la pavimentadora de moldes deslizantes, que se compone de una unidad que recibe, distribuye, consolida y ejecuta la terminación. También la pavimentadora de moldes fijos, constituida con un equipo múltiple, compuesto por una distribuidora de concreto, una vibradora y una terminadora superficial (tren de pavimentación). Si bien no hay experiencia, nada impide que en pequeños tramos puede realizarse el pavimento por ejecución manual con encofrados fijos.

2.

Acabado En los pavimentos de CFT se usan los procedimientos convencionales de acabados. La textura superficial puede ser longitudinal o transversal. En los Estados Unidos en las vías interestatales y de gran volumen de tránsito se especifica esta última. Cuando las operaciones se efectúan en un mínimo de espacio se utilizan cepillos con cerdas de plástico y también flejes metálicos, que se arrastran manualmente por dos operarios a ambos lados de la banda de concreto.

3.

Juntas Los equipos y materiales para el aserrado y sellado de las juntas en CFT son los convencionales en pavimentos de concreto. En el aserrado de juntas de contracción no rigen los plazos generalmente aceptados en pavimentos tradicionales. El lapso requerido para efectuar la operación de aserrado en CFT depende del proceso de endurecimiento, tipo de cemento y temperatura ambiente. En los CFT se han utilizado procedimientos de aserrado-húmedo es conveniente cuando se trata de pavimentos urbanos, para evitar la gran cantidad de polvo que ocasiona la limpieza del aserrado en seco. No existe experiencia en la ejecución de juntas en fresco, procedimiento más lento que exige además mayor empleo de mano de obra. Sin embargo, las juntas obtenidas son correctas y más económicas. Nada parece impedir la utilización de este procedimiento en tramos cortos. El sellado de las juntas en el CFT se efectúa más rápidamente que en los pavimentos convencionales pues, la ganancia inicial de resistencia y la diminuta relación agua cemento reducen la humedad de las paredes laterales de la junta, requisito de algunos productos de sellado. En el CFT las juntas deben sellarse lo antes posible y en todo caso no más allá de las 24 horas.

4.

Curado El curado del CFT es fundamental para lograr el rápido endurecimiento y la buena calidad del pavimento. Las acciones de curado comprenden la retención de la humedad y el aprovechamiento del calor de hidratación.




Para evitar la pérdida del agua de mezcla por evaporación superficial, a fin de incrementar la resistencia y evitar la figuración temprana, se pulveriza la superficie del pavimento con productos que forman una película fina y homogénea, que impide la evaporación del agua. Se asegura el control de la operación empleando líquidos que producen una película blanca, que se elimina por acción del tracito y los agentes atmosféricos. Es recomendable el regar con rapidez y en exceso. El mínimo indicado es de un galón de por 100 pies cuadrados; debiendo prevalecer las instrucciones del fabricante. Por la diversidad de productos existentes en el mercado, es necesario efectuar experiencias previas. Un procedimiento de curado adicional generalmente utilizado, especialmente en climas fríos o cuando se producen variaciones de temperatura lo constituye el aislamiento del concreto del entorno, para mantener una temperatura uniforme. A este efecto, se han utilizado materiales aislantes, constituidos por los denominados cobertores de curado que se colocan apropiadamente sobre el pavimento, después de la aplicación del líquido de curado. Los cobertores de curado que se colocan apropiadamente sobre el pavimento, después de la aplicación del líquido de curado. Los cobertores están constituidos por una capa de espuma de poli estireno de célula cerrada, protegida en uno de sus lados por una película plástica. Este material es resistente y puede tener varios usos. Este procedimiento constituye un sistema de curado autógeno, que aprovecha el calor desarrollado durante la hidratación del cemento, basado en el principio que el aumento de temperatura acelera la formación de productos de hidratación, con el consiguiente incremento de la resistencia.

V.

PUESTA EN SERVICIO Un aspecto de gran interés en el CFT es la determinación del momento en el que el pavimento puede abrirse al tránsito.


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


LA RESITENCIA A LA TRACCIÓN DEL CONCRETO DE LOS MÉTODOS DE ENSAYO La resistencia a la tracción del concreto es una forma de comportamiento de gran interés para el diseño y control de calidad en todo tipo de obras y en especial las estructuras hidráulicas y de pavimentación. Sin embargo en razón de que los métodos de ensayo a la tracción aparecen tardíamente, en la década de los cincuenta, la resistencia a la comprensión mantiene su hegemonía como indicador de la calidad, principalmente por el largo tiempo de aplicación que ha permitido acumular valiosa experiencia. Inicialmente la determinación de la resistencia a la tracción del concreto se efectúo por ensayos de flexo tracción. Posteriormente, se han desarrollado dos métodos de prueba conocidos como ensayos de tracción directa por hendimiento, también denominado de comprensión diametral. El método de ensayo de tracción directa consiste en someter a una solicitación de tracción axial un espécimen, cilíndrico o prismático, de relación de h/d, entre 1.6 a 1.8 resultante del aserrado de las extremidades de una probeta moldeada, para eliminar las zonas de mayor heterogeneidad. Los especimenes se pagan por sus extremos, mediante resinas epóxicas, a dos placas de acero que contienen varillas de tracción, centradas y articuladas mediante rótula, las mismas que se sujetan a los cabezales de una máquina de ensayos de tracción convencional (fig. 1a). El método de tracción directa si bien es representativo del comportamiento del concreto, requiere una operación compleja, por lo que se ha firmado únicamente en el ámbito de los laboratorios. El ensayo de tracción por hendimiento consiste en romper un cilindro de concreto, del tipo normalizado para el ensayo de comprensión, entre los cabezales de una prensa, según generatrices opuestas. Este método fue desarrollado con Lobo Carneiro y Barceles en Brasil en 1943, cuando verificaban el comportamiento del concreto, destinado a rellenar cilindros de acero a utilizarse en el desplazamiento de una antigua iglesia. En el mismo año en Japón T. Azakawa, realizó una tesis de doctorado desarrollando el método.


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SENCICO

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Ensayo de tracción por hendimiento En el estudio de la distribución de tensiones principales de tracción y composición en una pala circular bajo la acción de fuerza diametralmente opuestas, distribuidas a lo largo de dos generatrices situadas en el mismo plano diametral (estado plano de deformaciones). Ha sido efectuado originalmente por Timoshenko. Asimismo, han sido objeto de análisis por método fotoeslástico.(Fig. 2).

Al solicitar diametralmente por compresión un cilindro a lo largo de la generatriz, un elemento, ubicado a una distancia “I” a una de las caras, queda sometido a un esfuerzo de compresión, que tiene como valor:

1 

 2P   DL  

1



 1 1   r / D 1 r / D  

Siendo P la fuerza total de compresión: D el diámetro y L la longitud del cilindro. Esta tensión se incrementa a partir del centro y tiende al infinito en la aproximación de las generatrices de contacto. Sin embargo, en la práctica, esto produce en una banda de contacto con la platina de los cabezales de la maquina de ensayo, en un ancho “a”, de donde resulta, una perturbación local y el valor máximo de la tensión principal de compresión es de:

P a L Además a todo lo del plano diametral donde están situadas las generatrices sobre las cuales actúa la compresión, las tensiones normales de tracción se distribuyen uniformemente y son iguales a:

2

2 P  DL

Sin embargo, la tensión principal de tracción decrece en la vecindad de la banda de contacto, resulta nula y cambia de signo transformándose en una tensión de compresión (Fig. 3).


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Estos valores son validos hasta el momento de la rotura, que no se encuentra en el dominio de la teoría de la elasticidad pase a la existencia de una tensión principal de compresión la rotura se produce por separación, según un plano normal a la tensión principal de tracción, en el momento que éste alcanza el valor del concreto es generalmente cinco veces menor que la de compresión.

Ventajas del método Las ventajas del método, normalizado en numerosos países, se encuentran en los siguientes factores: 

Se utilizan los mismos moldes, sistemas de curado, y prensa que en el ensayo de compresión.



Constituye un ensayo simple, economico y de fácil ejecución.



Los ensayos pueden realizarse sobre corazones extraídos del concreto endurecido cuando tiene regular.

Como limitación, podemos señalar que sus resultados son superiores a los que se obtiene por el ensayo de tracción directa, en razón que en el ensayo de compresión diametral, existe una zona de fractura pre-determinada, que no revela las fallas que pueden presentarse en otro lugar del espécimen.

Condiciones de ensayo La norma establece las condiciones que rigen el procedimiento de ensayo, debemos incidir en algunas disposiciones significativas: a.

Luego del curado de los especimenes de ensayo y antes de la prueba, debe procederse a determinar su longitud, por el promedio de tres medidas y el diámetro por el promedio de dos medidas. Asimismo, deberá marcarse las caras del espécieme, determinando las generatrices de carga.

b.

Si las dimensiones de las placas de apoyo de la maquina de compresión, son menores que la longitud del cilindro, debe interponerse una platina suplementaria de acero maquinado, de por lo menos 50 mm de ancho y espesor no menos que la distancia entre el borde de las placas.


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EVALUACION DEL CONCRETO POR EL ESCLERÓMETRO

La evaluación de las estructuras de concreto en sitio, además de los métodos de extracción de testigos y pruebas de carga, se pueden realizar mediante ensayos no destructivos, que tienen la ventaja de permitir el control de toda la estructura y sin afectarla en forma rápida. Dentro de los métodos no destructivos, los de dureza superficial son los más generalizados, por su economía y facilidad de ejecución, entre ellos el método del esclerómetro es empleado por el mayor número de piases. El esclerómetro fue diseñado por el Ing. Suizo Ernest Schmidth en 1948, constituyendo una versión tecnológicamente más desarrollada que los iniciales métodos de dureza superficial generados en la década del veinte.

Campo de Aplicación Originalmente, fue propuesto como un método de ensayo para determinar la resistencia a la comprensión del concreto, estableciendo curvas de correlación en laboratorio. Sin embargo, por los diferentes factores que afectan los resultados y la dispersión que se encuentra, en la actualidad se le emplea mayormente en los siguientes campos:  Evaluar la uniformidad del concreto en una obra.  Delimitar zonas de baja resistencia en las estructuras.  Informar sobre la oportunidad para desencofrar elementos de concreto.  Apreciar, cuando se cuenta con antecedentes, la evolución de la resistencia de estructuras.  Determinar niveles de calidad resistentes, cuando no se cuenta con información al respecto.  Contribuir, conjuntamente con otros métodos no destructivos a la evaluación de las estructuras.

Descripción del aparato y del método Un esquema del aparato está dado en la figura 1, según la información del fabricante, en el que se singulariza los siguientes elementos:

1. Percutor, 2. Concreto, 3. Cuerpo exterior, 4. Aguja, 5. Escala, 6. Martillo, 7. Botón de fijación de lectura, 8. Resorte, 9. Resorte, 10. Seguro. El ensayo se efectúa apretando el percutor contra la superficie examinar, hasta que el martillo, impulsado por un resorte, se descargue sobre el percutor. Después del golpe, el martillo rebota un acierta distancia, la cual se indica por una aguja en una escala graduada. La lectura de la posición de la aguja representa la medida del retroceso en porcentaje del avance del martillo. Básicamente el proceso está constituido por una masa móvil, con una cierta energía inicial, que impacta la superficie de una masa de concreto, produciendo una redistribución de la energía cinética inicial. Parte de la energía es absorbida como fricción mecánica en el instrumento y otra parte como energía de formación plástica del concreto. La parte restante es restituida a la masa móvil en proporción a la energía disponible. Para tal distribución de energía es condición básica que la masa de concreto sea prácticamente infinita con relación a la masa del percutor del aparto, lo que se da en TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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la mayoría de las estructuras. En consecuencias, el rebote del esclerómetro es un indicador de las propiedades del concreto, con relación a su resistencia y grado de rigidez. En la actualidad se encuentra en el mercado varios tipos de esclerómetro: Modelo N Energía de percusión = 2,207 Nm (0,225 kgm), sirve para el control del concreto en los casos normales de construcción de edificios y puentes. Modelo L Energía de percusión 0,735 Nm (0,075 kgm) es una reducción del modelo N. Es más apropiado para el examen de elementos en concreto de escasas dimensiones a los golpes. Modelo M Energía de percusión = 29,43 Nm (3 kgm) sirve especialmente para la determinación de la resistencia del concreto en obras de grandes dimensiones y para el examen de calidad de carreteras y pistas de aeródromos de concreto. Sin embargo no es excluyente el uso del modelo M Todas estas variantes, vienen también provistas de un sistema que permite el registro automático o impresión de cada uno de los resultados de ensayo, evitando que el operador deba detenerse para tomar nota o requiera dictar los valores obtenidos, evitando errores y documentando los registros. 

Para efectuar el ensayo se apoya firmemente el instrumento, con el émbolo perpendicular a la superficie, incrementando gradualmente la presión hasta que el martillo impacte y se tome la lectura.



Los impactos deben efectuarse a por lo menos 2.5 de distancia



Se tomaran 10 lecturas para obtener el promedio. En el caso que una o dos lecturas difieran en más de 7 unidades del promedio, serán descartadas. Si fueran más las que difieren se anulará la prueba.

Los ensayos son influenciados por la característica del concreto en la zona de impacto, los vacíos o la presencia de agregado grueso, disminuyen o incrementan los valores. Esto ocurre a menudo en concretos con agregado mayor de 2” o con menor a 140 kg/cm2 de resistencia, en los cuales el método no es apropiado. El coeficiente de variación del número de rebote cecrece con el incremento de la resistencia del concreto.

Información adicional al análisis de resultados Los resultados de ensayo deberán ser registrados y ser sujetos a análisis estadístico, cuando fuera el caso, incluyéndose en el informe lo siguiente: a.

Identificación de la estructura

b.

Localización, ejemplo columna 2, nivel 3,2 m de altura, cara este.

c.

Descripción del área de ensayo; ejemplo superficie seca, esmerilada, con textura del encofrado de madera.

d.

Descripción del concreto

e.

Composición, si se conoce, agregados, contenido de cemento a/c, aditivo usado, etc.

f.

Resistencia del diseño

g.

Edad

h.

Condiciones de curado o condiciones inusuales relativas al área de ensayo.

i.

Tipo de encofrado

j.

Promedio de rebote de cada área de ensayo

k.

Valores y localizaciones de rebotes descartados

l.

Tipo y número de serie del martillo.

TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Factores que inciden en la prueba Además de los factores intrínsecos, los resultados de los ensayos reciben la influencia de los siguientes parámetros: 

Textura superficial del concreto



Medida, forma y rigidez del elemento constructivo



Edad del concreto



Condiciones de humedad interna



Tipo de agregado



Tipo de cemento



Tipo de encofrado



Grado de carbonatación de la superficie



Acabado



Temperatura superficial del concreto y la temperatura del instrumento.

Procedimiento del ensayo Para obtener resultados válidos y reproductibles conviene tener en cuenta las siguientes disposiciones: 

El método concreto sometido a prueba está fijo en la estructura, teniendo mínima dimensión 100mm, de espesor. Los especimenes más pequeños deberán ser sujetados rígidamente. En el caso de probetas, se aconseja fijarlas entre los cabezales de la máquina de comprensión.



El área en la cual se podrá efectuar una determinación, por el promedio de una serie de pruebas comprenderá aproximadamente una circunferencia de 150 mm de diámetro.



Deberá efectuarse el pulido superficial en la zona de prueba de los especimenes, hasta una profundidad de 5mm, en los concretos de más de 6 meses de edad, en texturas rugosas, en las húmedas y cuando se encuentran en proceso de carbonatación.



A efecto se utilizará una piedra abrasiva de carburos de silicio o material equivalente, con textura de grano medio. Adititamento que forma parte del equipo provisto por el fabricante.



La posición del aparato, en casos de 4 ensayos comparativos, deberá tener la misma dirección. La posición normal del aparato es horizontal.



De actuar verticalmente incide la acción de la gravedad, dando resultados de rebotes más altos actuando hacia abajo y más bajos hacia arriba.



El accionar angular dará resultados intermedios.

TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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PRUEBA DE CARGAS DE ESTRUCTURAS Las pruebas de cargas de estructuras terminadas se realizan generalmente por una o más de las siguientes condiciones: 

Exigencia de las especificaciones



Verificar la capacidad portante



Establecer la reserva de carga de servicio



Cambio de uso de la estructura



Estructuras sometidas a sobrecargas inhabituales, como fuego explosión



Estructuras defectuosas, por su concepción, deficiencias del material o mano de obra



Estructuras reparadas



Estructuras de forma o concepción especial

La norma Concreto Armado: E. 060 del Reglamento Nacional de Construcciones, establece en su parte 6 referente a la Evaluación de Estructuras, el procedimiento para efectuarse ensayos de carga en las edificaciones. Este dispositivo tiene como antecedente las disposiciones del Reglamento de las construcciones de Concreto Reforzado del Instituto Americano del concreto (ACI). La norma señala que la prueba da cargas es indicada cuando existen dudas razonables respecto de la seguridad de la estructura, de alguno de sus elementos o si se necesita información para fijar los límites de capacidad de carga. En las prescripciones generales se establece que: Las pruebas de carga se recomiendan en elementos sujetos a flexión, vigas y losas. Otros elementos, como columnas y muros, son difíciles de cargar e interpretar los resultados. Previamente a la ejecución de la prueba de cargas es necesario identificar los componentes críticos por medio del análisis, investigando especialmente la existencia al corte de los elementos estructurales cuestionados. En todos los ensayos debe solicitarse una parte suficiente de la construcción, para obtener el efecto total sobre la parte estudiada, de manera que se pueda evaluar adecuadamente. En los casos que se pruebe únicamente una parte de la estructura, esta deberá cargarse de manera que se pueda evaluar adecuadamente la zona que se sospeche débil.

Edad de la prueba La prueba de carga deberá realizarse cuando la parte de la estructura que se someterá a ensayo tenga por lo menos 56 días de edad. La prueba puede efectuares a una menor edad, cuando el propietario de la estructura, al contratista y todas las partes involucradas estén de acuerdo.

Carga de prueba La prueba de la estructura seleccionada para aplicar la carga, debe recibir una carga total que incluya las cargas muertas (CM) que ya están actuando, equivalente a 0,8 (1.5 CM-1.8 CV). La determinación de la carga viva (CV) deberá incluir la reducción permitida por la, norma de cargas E. 0.20 La carga de la prueba debe aplicarse con un mínimo de cuatro incrementos aproximadamente iguales, sin ocasionar impacto a la estructura. Las cargas deben disponerse de manera tal que no se produzca el efecto de arco. (Fig. 1). En todos los casos las cargas deben ubicarse por separado, sobre cada superficie unitaria y una distancia que permita la libre circulación del personal. Para cumplir con los requisitos establecidos anteriormente es recomendable utilizar recipientes cargados con agua, considerando los medios para medir el nivel.


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Otro procedimiento es cargar con plataformas conteniendo pesos que sean múltiplos de la carga prevista, utilizando unidades de albañilería, sacos de cemento o arena. Las plataformas deberán ser alcanzadas mediante cuñas, de manera de evitar riesgos y facilitar la descarga.

De la aplicación de la carga muerta Cuarenta y ocho horas antes de aplicar la carga de prueba se debe aplicar una carga que simule el efecto de aquella porción de las cargas muertas que aún no están actuando, debiendo permanecer aplicadas hasta que la prueba haya concluido.

Medida de las deformaciones Después de transcurrir 24 horas de la aplicación de la carga de prueba, se tomarán lecturas de la deflexión inicial. La carga de prueba debe retirarse inmediatamente después de tomadas las lecturas de la deflexión inicial. Las lecturas de la deflexión final se tomarán 24 horas después de haberse retirado la carga de prueba.

De los instrumentos de medida Para efectuar la medición de la deformaciones se recomienda utilizar deformó metros acústicos, de cuerda vibrante o deflectómetros mecánicos, que amplifiquen las deformaciones y que en algunos modelos están provistos de un mecanismo de relojería para registrar las deflexiones. (Fig 2).


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Evaluación Si la parte de la estructura sometida a la carga de prueba presenta evidencia visible de falla, (figuración, desprendimiento, o deflexiones de tal magnitud que sean incompatibles con los requerimientos de seguridad de la estructura), se considera que la estructura no ha pasado satisfactoriamente la prueba. Se considera como una indicación de un comportamiento satisfactorio, cualquiera de los dos criterios siguientes: a)

Si la deflexión máxima medida de una viga, piso o techo es menor de:

L2/20 000 h

Siendo h el peralte del elemento y L la distancia a ejes de apoyo, o la luz libre entre apoyos más el peralte del elemento la que sea menor. b)

Si se excede la condición anterior deberá cumplirse: que la recuperación de la deflexión dentro de las 24 horas siguientes al retiro de la carga de prueba sea por lo menos el 75% de la deflexión máxima para concretos armados y de 80% para concretos presforzados.

En el ensayo de voladizos el volar de L se considera igual o dos veces la distancia desde el apoyo al extremo del voladizo y la deflexión deberá ajustarse en el caso de que el poyo experimente movimientos de cualquier tipo. Las construcciones de concreto armado que no recuperen el 75% de la deflexión máxima, pueden volverse a probar luego de 72 horas de retirada la primera carga de prueba. En este caso, la parte de la estructura ensayada se considera satisfactoria cuando no muestra evidencia visibles de falla y la recuperación de la deflexión causada por esta segunda carga de pruebas es por lo menos el 80% de la deflexión máxima ocurrida en el segundo ensayo. En estructuras muy rígidas los errores de medición son del mismo orden que las deflexiones.


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LA FORMA DE LOS AGREGADOS La forma de los agregados incide en el comportamiento del concreto. La experiencia ha demostrado que aquellos que presentan formas que se acercan a la del cubo, entre los triturados, y a la esfera en el caso de los rodados ofrecen mejor trabajabilidad y en alguna medida mayor durabilidad que aquellos de forma aplanada o alargada. La forma de los agregados está condicionada por la estratificación de las rocas en el yacimiento, el plano de cibaje y la corrección del proceso de trituración cuando es el caso. La mejor trabajabilidad del concreto con agregados aplanados o alargados, se encuentra en la mayor superficie con relación al volumen, que origina mayor frotamiento interno. Asimismo, en las dificultades para su colocación en el pastón. La forma de los elementos granulares está definida por tres dimensiones, la longitud “L”, el grosor “G”, y el espesor “E”, de manera: (Fig. 1)

LG E (1)

Como quiera que la determinación de la forma de los agregados por la medida con un vernier de sus tres dimensiones predominantes, es un proceso largo y tedioso, raramente se efectúa en la práctica. La normalización internacional ha considerado diferentes sistemas de evaluación, por métodos rápidos y prácticos. La norma peruana de requisitos de agregados considera el índice de espesor, que expresa la relación G/E.

El factor “G” está determinado por el paso de los agregados por una parilla, de barras redondas paralelas, que separa los elementos inconvenientes cuando la relación es mayor que 1.5*8. Los agregados son separados por la parrilla en la que la luz libre entre barras establece una relación G/1,58, que viene a significase el salto de una dimensión de la serie (Fig. 2).

10 10 cuando pasade G a G / 1.58 En la norma peruana el índice de espesor se encuentra dentro de los requisitos complementarios, que son de aplicación al agregado utilizado en los concretos de resistencia 210 kg/cm 2 y mayores. En estos casos el índice de espesor del agregado grueso no será mayor de 50 cuando se trata de agregado natural y de 35 para grava triturada.


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TABLA 1 – RESISTENCIA A LA PENETRACIÓN Resistencia a la Penetración

Tiemó

Log (RP)

Log (t)

44 110 216 540 1000 1000 2000 2560 3520 4440

200 230 260 290 320 335 350 365 380 395

1.643 2.041 2.334 2.732 3.000 3.000 3.301 3.408 3.547 3.647

2.301 2.362 2.415 2.462 2.505 2.525 2.544 2.562 2.580 2.597


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EL FRAGUADO EN EL CONCRETO Resulta útil poder mesurar la pérdida de trabajabilidad del concreto y en especial definir, aunque sea arbitrariamente los parámetros del denominado fraguado, de gran interés para la puesta en obra y la consolidación. Como se sabe el comportamiento del concreto fresco por intervención de los aditivos, temperatura, etc, no se gobierna de la misma manera que el cemento y difieren de sus respectivos valores de fraguado. La norma peruana 339-082, que tiene como antecedentes la ATSM C 403, especifica un método de ensayo para la determinación del tiempo de fraguado del concreto por la resistencia que ofrece a la penetración. El procedimiento ha sido objeto de discusión, pero tiene la virtud de haber recuperado información por más de tres décadas, la misma que es útil en la práctica. Este método puede ser usado par determinar los efectos de variables tales como tipo y contenido de materiales cementantes, contenido de agua y aditivos sobre el tiempo de fraguado del concreto. También para determinar el cumplimiento de especificaciones.

Resumen del Método Se obtiene una muestra de mortero por tamizado, representativa del concreto fresco, que se coloca en un recipiente y se almacena a temperatura ambiente especificada. A intervalos regulares de tiempo se mide la resistencia a la penetración de una serie de agujas normalizadas. De la gráfica de la resistencia a la penetración versus el tiempo transcurrido, se determinan los tiempos de fraguado inicial y final. El inicio del fraguado se determina por el tiempo transcurrido, luego del contacto inicial del cemento y el agua para que el mortero alcance una resistencia a la penetración de 500 si (3.5 Mpa) y el tiempo de fraguado final por el tiempo transcurrido para que el mortero alcance una resistencia a la penetración de 400 psi. (27.6 Mpa).

Aparato El aparato está compuesto por los siguientes elementos principales: El contenedor Será rígido, impermeable, no absorbente, no aceitado, de sección cilíndrica o rectangular. La dimensión mínima lateral de 6” (152 mm)y la altura de por lo menos 6” Las agujas de penetración Tienen las siguientes áreas de apoyo 1, ½, ¼, 1/10, 1/20 y 1/40 de pulgadas cuadradas 2 (645,323,161,65,32 y 16mm ) El dispositivo Para medir la fuerza requerida para la penetración será capaz de medir con una aproximación de + 2lbf (10 N) y con capacidad de por lo menos 130 lbf (6000N)

Ploteo de resultados Se puede utilizar dos alternativas. El siguiente procedimiento se utiliza para realizar el dibujo a mano. Se prepara un gráfico de resistencia a la penetración en las ordenadas versus tiempo en las abscisas usando una escala que 500 si (3.5 MPa), y una hora será representada por una distancia de por lo menos ½ pulgada (13mm) . Para determinar el tiempo de fragua por análisis de regresión lineal de los logaritmos de los datos, se usan un papel logarítmico log-log, la resistencia a la penetración en las ordenadas versus tiempo en minutos en las abscisas. Los limites de resistencia serán desde 10psi (0.69 Mpa) hasta 10,000 psi (69Mpa) y el tiempo desde 10 a 100 min. Si se usan retardadores de fraguado puede ser de 100 a 10,000 min. Se Grafica los valores de penetración como una función de tiempo.

Ejemplo ilustrativo La resistencia a la penetración (PR) y el tiempo (t) de la tabla 1 (Tema La Forma de los Agregados) se utilizan para el siguiente ejemplo.


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La curva 1 es el ploteo de los datos y fue dibujada a mano con ayuda de un elemento flexible que aproxima visualmente, las intersecciones de la curva con la línea horizontal definen los tiempos de fraguado, en este caso de 289 min. Y 389 respectivamente. La figura 2 es un ploteo logarítmico de los datos. El ploteo muestra en este caso particular una relación lineal entre los logaritmos de resistencia a la penetración y tiempo transcurrido. La línea recta se obtiene por análisis re regresión lineal usando los logaritmos de la 3ra, y 4ta. Columna de la tabla. La ecuación es: Log (PR) = - 14.196 + 6.871 Log (t) Donde: PR = resisitencia a la penetración t = tiempo transcurrido y el coeficiente de correlación es 0.999 para obtener el t de fragua se despeja

log(t) 

Log ( PR )  14.196 6.871

para el t. Inicial se sustituye el valor de PR

log(t) 

Log 500  14.196 6.871

luego: t =(10)

2,458



2.699  14.196  2.458 6.871

=287 min.

Para final: Log (t ) 

log 4000  14.196



3.602  14.196

6.871

Luego t = 10

2,590

 2.590

6.871

= 389 min.


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SUPER PLASTIFICANTES Los nuevos super-plastificantes, denominados también “superfludicantes”, constituyen la reciente novedad de aditivos para el concreto que se han desarrollado en los últimos 10 años. Su aplicación permite obtener una alta fluidez en concretos secos sin asentamiento, evitando además la segregación y exudación. La gran trabajabilidad que se obtiene3 con este tipo de aditivos puede ser usada para efectuar importantes reducciones de la relación agua/cemento, de forma que se pueden alcanzar resistencias elevadas.

TIPOS DE SUPER-PLASTIFICANTES: Los aditivos de este grupo que se encuentres en el mercado están constituidos básicamente por los siguientes materiales químicos:  Sales de formaldehído - melina sulfonato  Sales ácidos formaldehído naftaleno sulfonicos  Lignosulfanatos modificados  Otros compuestos orgánicos Los productos basados en materiales del primer tipo fueron en Alemania, a nivel comercial, en 1964, logrando un uso extensivo, de tal manera que al cabo de 10 años estos productos se utilizaban 3 anualmente en aproximadamente 2 millones de M de concreto. Los productos basados en materiales del segundo tipo se desarrollaron en Japón, ingresando al mercado en 1964. Se calcula que en los primeros catorce años se utilizaron en aproximadamente 25 millones de metros cúbicos. En los Estados Unidos, algunos calificados organismos estatales como el Bureau of Reclamation, adoptaron inicialmente una posición conservadora en la especificación de esta clase de aditivos. Sin embargo, en la actualidad, se estima que la aplicación de súper-plastificantes comprende el 2% del total del concreto producido, utilizando principalmente productos del tipo de los sulfanatados de naftaleno-formaldehído.

DESARROLLO La primera generación de súper-plastificantes actuaba por su naturaleza aniónica, por lo cual las partículas de cemento se cargan negativamente, repeliéndose mutuamente y reduciéndose la fricción. La segunda generación actúa además cubriendo la superficie de las partículas de cemento e incide sobre los procesos de hidratación, permitiendo su empleo en temperaturas extremas del concreto, incrementando la reducción del agua de mezcla y ampliando el periodo en que el concreto fresco se mantiene plástico. Los aditivos de tercera generación han aumentado a su vez el rango de plasticidad y permiten mantener las características de fraguado, similar a los concretos normales, en diferentes temperaturas de concreto.

APLICACIONES: La aplicación de los súper-plastificantes se da principalmente en el siguiente tipo de obras:  Elementos congestionados de refuerzo de acero, de difícil acceso y reducida posibilidad de vibración  En los casos en que se requiere superficies de concreto uniforme y compacta.  Concreto colocado en baldes por medio de grúas.  Incremento de resistencia  Concreto bombeado  Concretado en climas cálidos.

RECOMENDACIONES DE EMPLEO Cuando se utilizan aditivos súper plastificantes, además de las recomendaciones de tipo general, se deberán adoptar los siguientes controles:  Perdida de asentamiento después del mezclado.  Efectos del modulo de finura. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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 Interacciones químicas con los diversos cementos  Efectos adversos en el sistema de aire incorporado  Calidad de acabado. Además, se prescribe pruebas de resistencia y, según el caso de durabilidad frente a heladas.

ECONOMIA Los súper plastificantes tienen un mayor costo que los plastificantes y en ambos casos se incrementa el costo de producción de concreto. Sin embargo, las mejoras obtenidas pueden ser cuantificadas económicamente para la justificación de su empleo. Las consideraciones pueden ser las siguientes:  El incremento de resistencia.  El aumento de la facilidad y velocidad de colocación  El menor numero de trabajadores requerido  La reducción del vibrado  El aumento en la velocidad de construcción de los elementos.

NORMAS El ASTM ha especificado los super plastificantes bajo la denominación “water reducing high Range”. Se normalizan dos tipos: el normal o tipo F; y el que tiene propiedades retardántes de fragua denominada tipo G. Estas especificaciones se encuentran dentro la norma general para todos los tipos de aditivos ASTM C 494.


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TIPOS DE PAVIMENTOS DE CONCRETO Los diversos tipos de pavimentos de concreto pueden ser clasificados, en orden de menor a mayor costo inicial, de la siguiente manera: a. Pavimentos de concreto simple a.1 Sin elementos de transferencia de carga. a.2 Con elementos de transferencia de carga b. Pavimentos de concreto con refuerzo de acero y elementos de transferencia de carga b.1 Con refuerzo de acero no estructural (refuerzo secundario) b.2 Con refuerzo de acero estructural c. Pavimentos con refuerzo continuo d. Pavimentos de concreto pretensado o potenzado e. Pavimentos de concreto reforzado con fibras.

Pavimentos de Concreto Simple (Fig 1) De acuerdo a su definición, son pavimentos que no representan refuerzo de acero ni elementos para transferencia de cargas. En ellos, el concreto asume y resiste tensiones producidas por el transito y el entorno, como las variaciones de temperatura y humedad. Este tipo de pavimento es aplicable en caso de tráfico ligero y clima templado y generalmente se apoyan sobre la sub-rasante. En condiciones más severas requiere de sub bases tratadas con cemento, colocadas entre la subrasante y la losa, para aumentar la capacidad de soporte y mejorar la transmisión de carga. Están constituidos por losas de dimensiones relativamente pequeñas, en general menores de 6 m. De largo y 3.50m de ancho. Los espesores varían de acuerdo al uso previsto. En calles de urbanizaciones residenciales de 10 y 15 cm, en las denominadas colectores entre y 17 cm .En carreteras se obtienen espesores de 16 cm. En aeropistas y autopistas más solicitadas de 20 cm o más.

Pavimentos de Concreto Simple, con Pasadores (Fig. 2) Los pasadores son pequeñas barras de acero, que se colocan en la selección transversal del pavimento, en las juntas de contracción. Su función estructural es transmitir las cargas de una losa a la losa contigua, mejorando así las condiciones de deformación en las juntas. De esta manera se evitan los dislocamientos verticales diferenciales (escalonamiento). Este tipo de pavimentos es recomendable par tráfico diario que exceda ejes equivalentes a 8.2t. con espesores de 15 cm o más. Un método para decir el empleo de elementos de traspaso de cargas es evaluar las dos alternativas, comparando en un caso el costo de incluir una sub-base tratada y también los costos de las juntas con y sin pasadores. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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Pavimentos de concreto con refuerzo de acero no estructural (Fig. 3) Pavimentos que tienen el refuerzo de acero en el tercio superior de la sección transversal, generalmente a no menos de 5cm bajo la superficie. El refuerzo no cumple función estructural y su finalidad es resistir las tensiones de contracción del concreto en estado joven y controlar loa agrietamientos. Reduciendo la cantidad de juntas que constituyen un factor d debilitamiento de la calzada de concreto, es posible diseñar losas de mayor longitud que en los pavimentos sin refuerzo con el uso de pasadores. Con este diseño se han logrado losas de 9 y 12 m. De largo entre juntas transversales de contracción. La sección máxima de acero es de 0.3% de la sección transversal del pavimento. El uso de este tipo de pavimentos es restringido y mayormente se aplica en pisos industriales.

Pavimentos de concreto con refuerzo de Acero Continuo (Fig. 4) En este tipo de pavimento el refuerzo asume todas las deformaciones y específicamente las de temperatura, por lo cual se eliminan las juntas de contracción, quedando únicamente las juntas de construcción y de dilatación en la vecindad de alguna obra de arte. La figuración es controlada por una armadura continua en el medio de la calzada, diseñada para admitir una fina red de fisuras que no comprometan el buen comportamiento del pavimento.


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Esta técnica se ha extendido con éxito desde 1960 en los Estados Unidos y si bien exige una apropiada tecnología constructiva, no requiere de mayor conservación, manifestando poca sensibilidad a las fallas de la base. La cantidad máxima de acero es 1.5% de la sección transversal. Se utiliza generalmente en zonas de clima frío. También en los recubrimientos sobre pavimentos deteriorados de concreto y asfalto. El espesor de este tipo de pavimento tiene un cálculo especial, que se especifica en las normas AASHTO y PCA.

Pavimentos de concreto con refuerzo de acero estructural En estos pavimentos el refuerzo de acero asume tensiones de tracción y comprensión. De esta manera, es posible reducir el espesor de la losa, hasta 10 ó 12 cm. Se aplica en pisos industriales, donde las losas deben resistir cargas de gran magnitud. Las dimensiones de las losas son similares a los tipos anteriores, pues el acero no atraviesa la junta transversal para evitar la aparición de fisuras. En las juntas longitudinales que el refuerzo pasa la junta, generalmente aparecen fisuras. En principio, cuanto mayor es el tamaño de la losa mayor es el riesgo de fisuras.

Pavimentos de concreto Pretensado El desarrollo de los pavimentos de concreto pretensado es limitado, habiéndose aplicado principalmente en aeropuertos, como sucedió en la primera experiencia en el aeropuerto de Orly (París), realizado por Freyssinet en 1948 y posteriormente el aeropuerto de Río de Janeiro.


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ALMACENAMIENTO DEL CEMENTO Y AGREGADOS EN OBRA La buena disposición que se adopte para el almacenamiento de los insumos del concreto, contribuye a la buena marcha de la obra, y permite la producción eficiente de un concreto de calidad. El diseño general de las instalaciones de almacenamiento, se efectúa en la etapa previa de la construcción, teniendo en cuenta entre otros los siguientes parámetros:  Ubicación y características del área donde se asienta la construcción.  Espacios disponibles.  Consumo promedio de concreto de acuerdo al cronograma de la obra.  Consumo máximo y duración del período en el cual se realiza la mayor producción de concreto.  Forma y medios de aprovisionamiento de los materiales.  Stock mínimo que es conveniente mantener.  Ubicación de las mezcladoras de la central de mezcla.  Evaluación de las alternativas de instalaciones de almacenamiento aplicables.

EL CEMENTO 

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El cemento que se mantiene seco conserva sus características. Almacenado en envase estancos o en ambientes de temperatura y humedad controlada, su duración será indefinida. En las obras se requiere adoptar disposiciones adecuadas para que el cemento se mantenga en buenas condiciones, por un espacio de tiempo determinado. Lo esencial es conservar el cemento seco, para lo cual debe cuidarse que no sea afectado por la acción de la humedad directa, además se evitará la acción del aire húmedo. En obras grandes o en aquellos casos en el que el cemento deba almacenarse por un tiempo considerable, se deberá proveer una bodega, de tamaño adecuado sin aberturas ni negritas, que pueda mantener el ambiente lo más seco posible. En los casos en que sea previsible la presencia de lluvias, el techo tendrá la pendiente adecuada. El piso deberá ser de preferencia de tablas, que se elevan sobre el suelo natural para evitar el paso de la humedad. Eventualmente se pueden usar tarimas de madera. Las bolsas se deberán apilar juntas, de manera de minimizar la circulación del aire, dejando un espacio alrededor de las paredes. Las puertas y las ventanas deberán estar permanentemente cerradas. El apilamiento del cemento, por periodos no mayores de 60 días, podrá llegar hasta una altura de doce bolsas. Para mayores periodos de almacenamiento el límite recomendado es el de ocho bolsas, para evitar la compactación del cemento. Las bolsas de cemento se dispondrán de manera que se facilite su utilización de acuerdo al orden cronológico de recepción, a fin de evitar el envejecimiento de determinadas partidas. No deberá aceptarse, de acuerdo a lo establecido en la norma, bolsas deterioradas o que manifiesten señales de endurecimiento del cemento. En obras pequeñas, o cuando el cemento va a estar almacenado en periodos cortos de no más de 77 días, puede almacenarse con una mínima protección, por ejemplo, sobre una base afirmada de concreto pobre y la protección de una cobertura, con lonas o láminas de plástico. Las cubiertas deberán rebasar los bordes para evitar la penetración de la lluvia a la plataforma. El recubrimiento deberá afirmarse en la parte inferior y si es posible en la superficie para evitar que sea levantada por el viento. En todos los casos el piso deberá estar separado del terreno natural y asegurar que se mantenga seco.

DE LOS AGREGADOS El almacenamiento de los agregados debe garantizar continuidad para la fabricación del concreto, evitando los siguientes desarreglos:  La mezcla de agregados de origen y tamaños diferentes.  La segregación.  La contaminación (suciedad) con sustancias perjudiciales.  Variaciones en el contenido de humedad. Los agregados deben de colocarse en terreno duro y seco, limpiando el suelo de materiales arcillosos o sustancias orgánicas. TEMA: CONCRETO REFER: CEMENTO- BOLETÍN TÉCNICO – ASOCEM – ASOCEM

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MATERIALES 2.1. INTRODUCCIÓN Las estructuras y los elementos que las conforman, cuyo análisis aparece en este texto, están compuestas de concreto reforzado con barras de acero y en algunos casos concreto preesforzado con alambrones de acero, torones o barras de aleación. Es fundamental analizar las características y el comportamiento de los materiales bajo carga para comprender el comportamiento del concreto estructural y para diseñar estructuras de concreto en forma segura, económica y funcional. En este capítulo se presenta apenas un breve resumen sobre los fundamentos del comportamiento del material, y a la vez una descripción de los tipos de barras de refuerzo y de aceros de preesfuerzo más comunes, ya que se supone que el lector ha realizado estudios previos sobre este tema. Se incluyen bastantes referencias a manera de guía para quienes busquen mayor información sobre algunos de los temas aquí analizados.

2.2. CEMENTO Un material cementante es aquel que tiene las propiedades de adhesión y cohesión necesarias para unir agregados inertes y conformar una masa sólida de resistencia y durabilidad adecuadas. Esta categoría de materiales tecnológicamente importante incluye no sólo el cemento propiamente dicho sino también limos, asfaltos y alquitranes, como los aprovechados en construcción de carreteras y en otras utilizaciones. Para la fabricación del concreto estructural se utiliza exclusivamente los llamados cementos hidráulicos. Se requiere la adición de agua para completar el proceso químico (hidratación) mediante el cual el polvo de cemento se fragua y endurece para convertirse en una masa sólida. De los diferentes cementos hidráulicos desarrollados, el cemento Pórtland, patentado por primera vez en Inglaterra en 1824 es el más común de todos. El cemento Pórtland es un material grisáceo finamente pulverizado, conformado fundamentalmente por silicatos de calcio y aluminio. Las materias primas usuales a partir de las cuales se fabrica son limolitas que proporcionan el CaO y arcillas o esquistos que proveen el SiO2 y el Al2O3. Estos materiales se muelen, se mezclan, se funden en un horno hasta obtener el llamado clinker, que a su vez se enfría y se muele para lograr la finura requerida. El material es despachado a granel o en bultos que contienen 94 libras de cemento. Los concretos hechos con cemento Pórtland requieren generalmente dos semanas para alcanzar la resistencia suficiente para poder retirar las formaletas de vigas y losas y aplicar cargas razonables; estos concretos alcanzan su resistencia de diseño después de 28 días y continúan ganando resistencia de ahí en adelante a una tasa decreciente. Para los casos en que se requiere acelerar la construcción se han desarrollado cementos de alta resistencia inicial; estos cementos son más costosos que el Pórtland común, pero alcanzan entre los 7 y los 14 días la resistencia que tendría el cemento Pórtland al cabo de 28 días. Ellos tienen la misma composición básica de los cementos Pórtland pero han sido mezclados en forma más cuidadosa y molidos hasta obtener partículas más finas, tanto antes como después del proceso de cocción. Cuando el cemento se mezcla con el agua para formar una pasta suave, ésta se rigidiza en forma gradual hasta convertirse en una masa sólida. Este proceso se conoce como fraguado y endurecimiento. Se dice que el cemento se fragua cuando ha ganado suficiente rigidez para resistir una presión arbitrariamente definida, punto a partir el cual continúa endureciendo durante un largo periodo, es decir, sigue ganando resistencia. El agua en la pasta disuelve el material en la superficie de los granos de cemento y forma un gel que aumenta gradualmente en volumen y rigidez. Esto conduce a una rápida rigidización de la pasta entre 2 y 4 horas después de que se le agrega agua al cemento. La hidratación continúa profundizándose dentro de los granos de cemento a velocidad decreciente junto con la rigidización y el endurecimiento continuos de la masa. En concretos comunes, el cemento probablemente nunca termina el proceso de hidratación, la estructura gelatinosa de la pasta endurecida parece ser la razón principal para los cambios de volumen que se producen en el concreto ante variaciones de humedad, como la retracción que ocurre en el concreto cuando se seca. Según H. Rüsch, para completar la hidratación de determinada cantidad de cemento se requiere químicamente una cantidad de agua equivalente aproximadamente a 25% del peso de TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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cemento, es decir, una relación agua – cemento de 0.25. sin embargo, una cantidad adicional de agua debe estar presente durante el proceso de hidratación para proporcionar movilidad al agua misma dentro de la pasta de cemento, de manera que ésta pueda alcanzar las partículas de cemento y que además proporcione la manejabilidad necesaria de la mezcla de concreto. Para concretos normales la relación agua – cemento varía por lo general en el intervalo de 0.40 a 0.60, aunque para los concretos de alta resistencia, se haya utilizado relaciones tan bajas como 0.25. en este caso, la manejabilidad necesaria se obtiene con el uso de aditivos. Cualquier cantidad de agua superior al 25% que se consuma en la reacción química, produce poros en la pasta de cemento. La resistencia de la pasta endurecida disminuye en proporción inversa a la fracción del volumen total ocupado por los poros. Dicho de otra manera, debido a que los sólidos y la fracción del volumen total ocupado por los poros. Dicho de otra manera, debido a que los sólidos y no los vacíos son los que resisten los esfuerzos, la resistencia aumenta en proporción directa a la fracción del volumen total ocupada por los sólidos. Por esta razón la resistencia de la pasta de cemento depende principalmente, y disminuye de manera directa, con el incremento en la relación agua – cemento. El proceso químico desarrollado en el fraguado y el endurecimiento libera calor, conocido como calor de hidratación. Cuando se funden grandes masas de concreto, como en le caso de las presas, este calor se disipa muy lentamente, lo cual lleva a un incremento de la temperatura y a una expansión del volumen de concreto durante el proceso de hidratación con el enfriamiento y la contracción posteriores. Para evitar el intenso agrietamiento y el consecuente debilitamiento que puede resultar de este proceso deben tomarse medidas especiales de control.

2.3. AGREGADOS En concretos estructurales comunes, los agregados ocupan aproximadamente entre el 70 y el 75% del volumen de la masa endurecida. El resto está conformado por la pasta de cemento endurecida, agua no combinada (es decir, agua no utilizada en la hidratación del cemento) y vacíos. Evidentemente, los últimos dos no contribuyen a la resistencia del concreto. En general, en cuando pueda empaquetarse el agregado con mayor densidad, mejor será la solidez, la resistencia a la intemperie y la economía del concreto. Por esta razón, resulta de fundamental importancia la gradación del tamaño de las partículas en los agregados, con el fin de producir este empaquetamiento compacto. También es importante que el agregado tenga buena solidez, durabilidad y resistencia a la intemperie; que su superficie esté libre de impurezas como arcillas, limos o materia orgánica, las cuales pueden debilitar la unión con la pasta de cemento; y que no se produzca una reacción química desfavorable entre el agregado y el cemento. Los agregados naturales se clasifican, en general, en finos y gruesos. Un agregado fino o arena es cualquier material que pasa el tamiz N° 4, es decir, un tamiz con 4 aberturas por pulgada lineal. El material más grueso que éste se clasifica como agregado grueso o grava. Cuando se desea una gradación óptima, los agregados se separan mediante tamizado, en dos o tres grupos de diferente tamaño para las arenas y en varios grupos de diversa magnitud para las gravas. Estos, con posterioridad, pueden combinarse de acuerdo con las tablas de gradación que permiten obtener un agregado densamente empaquetado. El tamaño máximo de agregado grueso para concreto reforzado está controlado por el requisito de que éste debe entrar fácilmente en las formaletas y en los espacios entre barras de refuerzo. Con este fin el agregado no debe ser mayor que un quinto de dimensión más pequeña de las formalestas o un tercio del espesor de las losas, ni tres cuarteos de la distancia mínima entre las barras de refuerzo. La norma ASTM C33, la Standard Specification for Concrete Aggregates, presenta los requisitos para los agregados de buena calidad; la referencia 2.1 incluye información bien fundamentada sobre propiedades de agregados y su influencia en las propiedades del concreto, al igual que una guía para su selección, preparación y manejo. El peso unitario del concreto de piedra*, es decir, el concreto con agregado de piedras 3 naturales, varía aproximadamente entre 140 y 152 libras por pie cúbico (lb/pie ) y por lo 3 general, puede suponerse igual a 145 lb/pie . los concretos livianos, por un lado, y los concretos pesados, por otro, se han venido utilizando cada vez con mayor frecuencia para propósitos especiales. Existen varios tipos de agregados livianos. Algunos agregados no procesados como la piedra pómez o las cenizas son adecuados para concretos de aislamiento, pero para concreto estructural liviano se utilizan preferiblemente agregados procesados debido a su mejor control. Estos pueden ser lutitas expandidas, arcillas, pizarras, escoria o cenizas volantes en trozos; TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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son de bajo peso por la estructura porosa y celular de las partículas individuales del agregado, que se logra mediante la formación de gas o vapor durante el procesamiento de los agregados en hornos rotatorios a altas temperaturas (generalmente superior a los 2,000 °F). Los requisitos para agregados ligeros de buena calidad se encuentran en la norma ASTM C330, la Standard Specification for Lightweight Aggregates for Structural Concrete. La referencia 2.2 señala tres tipos diferentes de concreto liviano: concretos de baja densidad que se emplean principalmente para aislamiento y cuyo peso unitario rara vez excede 50 3 lb/pie ; concretos de resistencia moderada cuyos pesos unitarios varían aproximadamente 3 2 entre 60 y 85 lb/pie , cuyas resistencias a compresión están entre 1,000 y 2,500 lb/pug y se utilizan principalmente como relleno, por ejemplo sobre paneles de entrepiso de lámina delgada 3 de acero; y concretos estructurales con pesos unitarios entre 90 y 120 lb/pie y con resistencia a la compresión comparable a la obtenida para los concretos de piedra. Las similitudes y diferencias en las características estructurales de los concretos livianos y los concretos de piedra se analizan en las secciones 2.7 y 2.8. Los concretos pesados se requieren en algunos casos para protegerse de rayos gamma y X en reactores nucleares e instalaciones similares, para estructuras de protección y para propósitos especiales como contrapesos en puentes levadizos. Para estos concretos se utilizan agregados pesados; éstos consisten en minerales pesados de hierro o rocas de sulfato de bario (baritas) trituradas a tamaños adecuados. También se utilizan aceros en forma de fragmentos, esquirlas o perdigones (a manera de finos). Los pesos unitarios para los concretos pesados 3 con agregados naturales de roca pesada varían aproximadamente entre 200 y 230 lb/pie ; si se agregan fragmentos de hierro a los minerales de alta densidad pueden alcanzarse pesos hasta 3 3 de 270 lb/pie . el peso puede llegar casi hasta 330 lb/pie si utilizan únicamente minerales de hierro para los finos, y aceros para los agregados gruesos.

2.4. DOSIFICACIÓN Y MEZCLA DE CONCRETO Los diferentes componentes de una mezcla se dosifican de manera que el concreto que resulta tenga una resistencia adecuada, una manejabilidad apropiada para su vaciado y un bajo costo. Este último factor obliga a la utilización de la mínima cantidad de cemento (el más costoso de los componentes) que asegure unas propiedades adecuadas. En cuanto sea mejo la gradación de los agregados, es decir, en tanto que sea menor el volumen de vacíos, menor será la pasta de cemento necesaria para llenar estos vacíos. Además del agua requerida para la hidratación, se necesita agua para humedecer la superficie de los agregados. A medida que se adiciona agua, la plasticidad y la fluidez de la mezcla aumentan (o sea que mejora su manejabilidad), pero disminuye su resistencia debido al mayor volumen de vacíos creados por el agua libre. Par reducir el agua libre y mantener la manejabilidad, es necesario agregar cemento. De esta manera, desde el punto de vista de la pasta de cemento, la relación agua-cemento es el factor principal que controla la resistencia del concreto. Para determinada relación agua-cemento, se selecciona la mínima cantidad de cemento que asegure la manejabilidad deseada. La figura 2.1 muestra la decisiva influencia de la relación agua-cemento sobre la resistencia a la compresión del concreto. Se observa que su influencia sobre la resistencia a la tensión, medida a través de la resistencia nominal a flexión o módulo de rotura, es pronunciada pero mucho menor TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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que su efecto sobre la resistencia a la compresión. Esto parece ser así porque, además de la relación de vacíos, la resistencia a la tensión depende en gran medida de la resistencia de la unión entre el agregado grueso y el mortero de cemento (es decir, la pasta de cemento más los agregados finos). De acuerdo con ensayos realizados en la Universidad de Cornell, la resistencia de esta unión se ve relativamente poco afectada por la relación agua – cemento (véase la referencia 2.3). Ha sido costumbre definir las proporciones de una mezcla de concreto mediante la relación, en volumen o en peso, del cemento a la arena y a la grava, por ejemplo 1:2:4. Este método se refiere únicamente a los componentes sólidos y, a menos que la relación agua-cemento se especifique en forma separada, es insuficiente para definir las propiedades del concreto que resulta bien sea en su estado fresco o cuando se fragua y endurece. Para una definición completa de las proporciones ahora es usual especificar el peso de agua, arena y agregado grueso por bulto de cemento de 94 libras. De esta manera, una mezcla puede definirse así: 45 libras de agua, 230 libras de arena y 380 libras de agregado grueso (para un bulto de cemento de 94 libras). Como alternativa, las cantidades para una mezcla se definen con frecuencia en términos del peso total de cada componente necesario para fabricar una yarda cúbica de concreto húmedo, es decir, 517 libras de cemento, 300 libras de agua, 1,270 libras de arena seca y 1,940 libras de agregado grueso seco. Se utilizan varios métodos de dosificación para obtener mezclas con las propiedades deseadas a partir de los cementos y agregados disponibles. Uno de éstos es el llamado método de mezcla tentativa (trial – batch meted). Con una relación agua – cemento a partir de la información que aparece en la figura 2.1 se pueden producir pequeñas mezclas tentativas con diferentes cantidades de agregados para obtener la resistencia, la consistencia y otras propiedades requeridas con una cantidad mínima de pasta. La consistencia del concreto se mide con mayor frecuencia mediante el ensayo de asentamiento (slump test). Un molde metálico sin fondo con la forma de un cono truncado de 12 pulgadas de altura se llena cuidadosamente con concreto fresco de una manera especificada. Una vez lleno el molde, éste se levanta y el asentamiento del concreto se mide como la diferencia de altura entre el molde y la pila de concreto. El asentamiento es una buena medida de la cantidad total de agua en la mezcla y debe mantenerse tan bajo como sea compatible con su manejabilidad. Los concretos utilizados en la construcción de edificios tienen asentamientos que varían generalmente entre 2 y 6 pulgadas. El llamado método de dosificación del ACI utiliza el ensayo de asentamiento en conexión con un conjunto de tablas para lograr un estimativo de las proporciones que dan como resultado las propiedades deseadas (véase la referencia 2.4) para diferentes condiciones (tipos de estructuras, dimensiones de los elementos, grados de exposición a la intemperie, etc). Estas proporciones seleccionadas preliminarmente se revisan y ajustan mediante mezclas de prueba para obtener al final el concreto con la calidad deseada. Las propiedades de resistencia de un concreto con una dosificación determinada varían de manera inevitable de mezcla en mezcla. Por tanto, es necesario seleccionar las proporciones que aseguren una resistencia promedio suficientemente mayor que la resistencia especificada de diseño, para que incluso las mezclas accidentalmente bajas de resistencia resulten de una calidad adecuada (para detalles, véase la sección 2.6). Un estudio detallado de los métodos prácticos de dosificación del concreto está por fuera del alcance de este libro; las referencias 2.5 y 2.6 tratan ampliamente este tema, tanto para concretos de piedra como para concretos de agregados livianos. Si el resultado de mezclas tentativas o de experiencia de campo no están disponibles, el Código ACI incluye un método conservador para la dosificación del concreto con base en la relación agua – cemento. Además de los principales componentes del concreto generalmente se utilizan aditivos con propósitos especiales. Existen aditivos para mejorar la manejabilidad, para acelerar o retardar el fraguado y el endurecimiento, para ayudar en el curado, para mejorar la durabilidad, para adicionar color y para proporcionar o modificar otras propiedades. Los efectos benéficos de algunos aditivos son bien conocidos, pero las exigencias de otros deben analizarse con cuidado. Los agentes incorporadores de aire en la actualidad son los aditivos más importantes y los más ampliamente utilizados. Ellos producen la inclusión de aire en el concreto en forma de pequeñas burbujas dispersas. Esto mejora la manejabilidad y la durabilidad, principalmente aumenta la resistencia la congelamiento y al deshielo y reduce la segregación durante el vaciado. Con estos aditivos de densidad del concreto disminuye puesto que aumenta la relación de vacíos y, por consiguiente, educe su resistencia; sin embargo, esta disminución puede TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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balancearse de modo parcial mediante la reducción del agua de mezcla sin que la pierda manejabilidad. El principal uso de los concretos con aire incorporado s hace en pavimentos, pero también se utilizan en estructuras, en particular para elementos expuestos. Los plastificantes y los llamados superplastificantes se utilizan cada vez más, especialmente en concretos de alta resistencia (véase la sección 2.11), puesto que permiten una reducción significativa del agua que mantiene asentamientos altos, los cuales son necesarios para un vaciado apropiado y una adecuada compactación del concreto. Información útil de diseño relativa a agentes incorporadores de aire, plastificantes y otros aditivos, se encuentra en las referencias 2.7 y 2.8. En todos los trabajos, excepto los mas pequeños, el mezclado se lleva a cado en plantas dosificadoras especiales. Tolvas independientes contienen el cemento y las diferentes fracciones de agregado. Las proporciones se controlan por peso, mediante escalas indicadoras operadas manual o automáticamente y conectadas a las tolvas. El agua de mezclas se controla bien sea mediante tanques calibrados o con medidores. El principal propósito del mezclado es producir una mezcla sólida entre el cemento, el agua, los agregados finos y gruesos y los posibles aditivos, y lograr así una consistencia uniforme para las distintas mezclas. Esto se logra con la utilización de máquinas mezcladoras del tipo tambor 3 rotatorio. El tiempo mínimo de mezclado es de 1 minuto para mezcladoras de hasta 1 yd de 3 capacidad y 15 segundos más por cada ½ yd adicional. El mezclado puede prolongarse durante un tiempo considerable sin que se produzcan efectos adversos. Esta característica es, especial, importante con relación al concreto premezclado. En grandes proyectos, en particular los ubicados en el campo, con amplios espacios disponibles, se instalan y operan plantas portátiles de mezclado en el sitio mismo de construcción. Por otro lado, en construcciones urbanas congestionadas, en trabajos más pequeños y con frecuencia en construcción de carreteras, se utiliza el concreto premezclado. Este concreto se mezcla en una planta estacionaria y transportado en un camión agitador, (2) mezclado en tránsito, es decir dosificado en la planta pero mezclado en el camión, o (3) mezclado parcialmente en la planta con la terminación del proceso de mezclado en el camión mezclador. El concreto debe descargarse del camión agitador hora y media después de agregar el agua a la mezcla. Mayor información sobre la dosificación y otros aspectos del diseño y control de las mezclas de concreto puede encontrarse en la referencia 2.9.

2.5. TRANSPORTE, VACIADO, COMPACTACIÓN Y CURADO El transporte del concreto para construcción desde el camión mezclador a la formaleta se realiza en baldes con vaciado de fondo, con carretillas o mediante bombeo a través de conductos metálicos. El principal peligro durante el transporte es la segregación. Los componentes individuales del concreto tienden a segregarse debido a su poca similaridad. En concretos humedecidos en exceso y que permanecen en contenedores o en las formaletas, los componentes de grava más pesados tienden a asentarse y los materiales más livianos, en particular el agua, tienden a subir. Los movimientos laterales, por ejemplo el flujo, dentro de las formaletas tienden a separar el agregado grueso de los componentes finos de la mezcla. El peligro de la segregación ha hecho descartar algunos medios de transporte muy comunes antes, como los vertederos y las bandas transportadoras, por otros que minimizan esta tendencia. El vaciado es el proceso de transferir el concreto fresco del dispositivo de conducción a su sitio final de depositación en las formaletas. Antes de iniciar el proceso, debe removerse el óxido suelto del refuerzo, limpiarse las formaletas y depurar y tratar en forma adecuada las superficies endurecidas del concreto previamente colocado. El vaciado y la compactación son actividades decisivas en el efecto que tienen sobre la calidad final del concreto. Una colocación adecuada debe evitar la segregación, el desplazamiento de las formaletas o del refuerzo y las adherencias deficientes entre capas sucesivas de concreto. Una vez que se termina la colocación, el concreto debe compactarse con herramientas de mano o vibradores. Esta compactación evita la formación de vacíos, asegura un mejor contacto con las formaletas y con el refuerzo, y sirve como solución parcial a una posible segregación previa. La compactación se puede lograr mediante apisonado a mano con una variedad de herramientas especiales, pero ahora se logra más común y satisfactoriamente con la utilización de vibradores mecánicos de alta frecuencia. Estos pueden ser de tipo interno, que se sumergen en el concreto, o de tipo externo, que se sujetan a las formaletas. Son preferibles los primeros aunque deben TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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complementarse con los segundos cuando se utilizan formaletas. on preferibles los primeros aunque deben complementarse con los segundos cuando se utilizan formaletas muy delgadas o cuando algunos obstáculos hacen imposible sumergir el dispositivo (véase la referencia 2.10). El concreto fresco gana resistencia más rápidamente durante los primeros días y semanas. El diseño estructural se fundamenta, por lo general, en la resistencia a 28 días, de la cual aproximadamente el 70% se logra al final de la primera semana después de la colocación. La resistencia final del concreto depende en forma importante de las condiciones de humedad y temperatura durante este periodo inicial. El mantenimiento de las condiciones adecuadas durante este tiempo se conoce como curado. El 30 % o más de la resistencia puede perderse por secado prematuro del concreto; cantidades similares pueden desperdiciarse si se permite que la temperatura del concreto baje a 40 °F o menos, durante los primeros días, a menos que después de esto el concreto se mantenga continuamente húmedo durante un buen periodo. El congelamiento del concreto fresco puede reducir su resistencia hasta el 50% Para evitar estos daños, el concreto debe protegerse de la pérdida de humedad por lo menos durante siete días y, en trabajos más delicados, hasta 14 días. Cuando se utilizan cementos de alta resistencia inicial, los periodos de curado pueden reducirse a la mitad. El curado puede lograrse manteniendo continuamente húmedas las superficies que estén expuestas mediante rociado, empozamiento, con recubrimiento de láminas de plástico o con la aplicación de componentes sellantes que, utilizados de manera apropiada, forman membranas retardantes de la evaporación. Adicionalmente al mejoramiento de la resistencia, un curado húmedo adecuado permite un mejor control de la retracción de fraguado. Para proteger al concreto de bajas temperaturas en climas fríos, se puede calentar el agua de mezcla y ocasionalmente los agregados; es probable emplear métodos de aislamiento térmico cuando sea posible o utilizar aditivos especiales, en especial, cloruros de calcio. Cuando las temperaturas ambientales son muy bajas, puede requerirse el suministro de calor, además del aislamiento térmico (véase las referencias 2.9, 2.11 y 2.12).

2.6. CONTROL DE CALIDAD La calidad de materiales producidos en planta, como los de aceros estructurales o de refuerzo, es garantizada por el producto quien practica controles sistemáticos de calidad, especificado usualmente por las normas pertinentes de ASTM. En contraste el concreto es producido en o muy cerca del sitio de construcción y su calidad final se ve afectada por los factores ya analizados brevemente. Por tanto el control de calidad sistemático debe establecerse en el sitio de construcción. La principal medida de la calidad estructural del concreto es su resistencia a la compresión. Los ensayos para medir esta propiedad se realizan sobre especimenes cilíndricos de altura igual a dos veces su diámetro, por lo general, de 6 x 12 pulgadas. Los moldes impermeables con esta configuración se llenan con concreto durante el proceso de vaciado siguiendo el procedimiento especificado por las normas ASTM C172, Standard Meted of Sampling Freshly Mixed Concrete, y la ASTM C31, Standard Practice for Making and Curing Concrete Test Specimens in the Field. Los cilindros se curan húmedos a 70 °F, aproximadamente, en general durante 28 días y después se ensayan en el laboratorio a una tasa de carga especificada. La resistencia a la compresión obtenida de estos ensayos se conoce como la resistencia del cilindro fć y es la principal propiedad estipulada para propósitos de diseño. Para garantizar la seguridad estructural es necesario un control continuo que asegure que la resistencia del concreto suministrado coincida en forma satisfactoria con el valor especificado por el diseñador. El Código ACI estipula que deben ensayarse un par de cilindros por cada 150 3 2 yd de concreto o por cada 5,000 pie de área superficial realmente vaciada, pero no menos de uno al día. Como se mencionó en la sección 2.4, el resultado de los ensayos de resistencia de diferentes mezclas con dosificaciones idénticas muestra una dispersión inevitable. Esta variabilidad puede reducirse mediante controles más estrictos pero no es posible evitar que ocasionalmente en los ensayos se obtengan resultados por debajo de la resistencia especificada del cilindro. Para asegurar una resistencia adecuada del concreto, a pesar de esta dispersión, el Código ACI estipula que la calidad del concreto es satisfactoria si (1) ningún 2 resultado de un ensayo de resistencia individual (el promedio lb/plug , y (2) el promedio de todos los conjuntos de tres ensayos de resistencia consecutivos es igual o mayor al valor requerido de fć. Es evidente que si se dosificara el concreto de manera que su resistencia media fuera solamente igual a la resistencia requerida f´ c, éste no cumpliría con estos requisitos de calidad TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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pues aproximadamente la mitad de los resultados de ensayos de resistencia estarías por debajo del valor requerido de fć. Por consiguiente, es necesario dosificar el concreto de manera que su resistencia media fć utilizada como base para la selección de proporciones satisfactorias, sobrepase la resistencia que se requiere f´ c en una cantidad suficiente para garantizar el cumplimiento de los dos requisitos mencionados. La resistencia media que se requiere debe exceder el valor de fć en una cantidad mínima que puede determinarse sólo mediante métodos estadísticos debido a la naturaleza aleatoria de la dispersión de los resultados de los ensayos. Con base en análisis estadísticos se han desarrollado requisitos que sirven de guía para una dosificación adecuada del concreto en planta, de manera que la probabilidad de obtener una resistencia deficiente en el sitio de construcción sea significativamente baja. La base para estos requisitos se ilustra en la figura 2.2, ésta presenta tres curvas normales de frecuencia con la distribución de resultados de ensayos de resistencia. La resistencia especificada de diseño es fć. Las curvas corresponden a tres grados diferentes de control de calidad; la curva A presenta el mejor control, es decir, la menor dispersión, y la curva C el peor control, o sea, la mayor dispersión. El grado de control se mide con datos estadísticos de la desviación estándar  (a para la curva A, b para la curva B y c para la curva C), que es relativamente pequeña para el productor A y grande para el productor C. Las tres distribuciones tienen la misma probabilidad de que la resistencia sea menor que el valor especificado fć, o sea que todas tienen la misma fracción del área total bajo la curva a la izquierda de fć. Para cualquier curva de distribución normal, esta fracción se define con el índice  s, un multiplicador que se aplica a la desviación estándar; s es el mismo para las tres distribuciones de la figura 2.2. Se aprecia que, con el fin de satisfacer el requisito de que, por ejemplo, un ensayo en 100, vaya a ser inferior a fć (con el valor de s determinado de esta manera), la resistencia media fćr del producto A,, que tiene el mejor control de calidad, puede estar mucho más cercana al valor especificado fć, que la del productor C con un control de menor calidad en la operación. Con base en estos estudios, el Código ACI exige que las instalaciones para producción de concreto mantengan registros que sirvan de fundamento para determinar las desviaciones estándares que se logran en cada instalación específica. Establece luego la cantidad mínima en que la resistencia promedio f´ cr, a la que se desea llegar cuando se dosifica el concreto, debe exceder la resistencia especificada f´ c, que depende de la desviación estándar  como sigue: fćr = fć + 1.34 

(2.1)

fćr = fć + 2.33  - 500 (2.2) La ecuación (2.1) da como resultado una probabilidad de 1 en 100 de que el promedio de tres ensayos consecutivos esté por debajo de la resistencia especificada fć y la ecuación (2.2) genera una probabilidad de 1 en 100 de que un ensayo individual esté por debajo de la 2 resistencia especificada fć en más de 500 lb/pulg . De acuerdo con el Código ACI, si no existen registros adecuados del comportamiento de la planta de concreto, la resistencia 2 2 promedio debe superar el valor de fć al menos 1,000 Ib/pul para un fć igual a 3,000 Ib/pulg ; 2 2 2 al menos 1,200 Ib/pulg para un fć entre 3,000 y 5,000 Ib/pulg , y en 1,400 Ib/pulg para un fć 2 superior a 5,00 Ib/pulg .

TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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Puede observarse que este método de control reconoce el hecho de que ocasionalmente son inevitables algunas mezclas deficientes. Los requisitos garantizan (1) una pequeña probabilidad de que las deficiencias en resistencia, cuya presencia ha sido limitada, sean tan grandes como para representar un serio peligro y (2) una probabilidad igualmente pequeña de que una porción considerable de la estructura, representada por tres ensayos de resistencia consecutivos se construya con concreto de resistencia deficiente. A pesar de los avances científicos, la construcción en general y la fabricación de concreto en particular, mantienen algunos de los elementos propios de un arte. Ellos dependen de muchas habilidades e imponderables. El objetivo de la inspección sistemática es asegurar una correspondencia entre los planos, las especificaciones y la estructura terminada. Un ingeniero competente, preferiblemente quien produzca el diseño o su representante directo, debe llevar a cabo la inspección durante la construcción. Las principales funciones del inspector con relación al control de calidad de los materiales son el muestreo, el examen y el ensayo de materiales en campo, el control de calidad de los materiales son el muestreo, el examen y el ensayo de materiales en campo, el control de la dosificación del concreto, la inspección del proporcionamiento, el mezclado, el transporte, el vaciado, la compactación y el curado, y la supervisión en la preparación de los cilindros para los ensayos de laboratorio. Además, el inspector debe inspeccionar la cimentación, la formaletería, la colocación del acero de refuerzo y otros aspectos pertinentes al progreso general del trabajo; debe mantener registros de todos los aspectos inspeccionados y preparar informes periódicos. Debe subrayarse la importancia de una inspección hecha a cabalidad para lograr una claridad óptima y adecuada de la estructura terminada. Esta breve descripción de la tecnología del concreto representa un simple esbozo de un tema tan importante. La persona que en la práctica sea verdaderamente responsable de cualquiera de las fases de producción y vaciado del concreto debe familiarizarse con los detalles con mucha mayor profundidad.

2.7. PROPIEDADES EN COMPRESIÓN a)

Cargas de corta duración El comportamiento de una estructura bajo carga depende en alto grado de las relaciones esfuerzo deformación unitaria del material con el cual está construida, para el tipo de esfuerzo al que está sometido el material dentro de la estructura. Puesto que el concreto se utiliza principalmente en compresión, resulta de interés fundamental su curva esfuerzo-deformación unitaria a la compresión. Esta curva se obtiene mediante mediciones apropiadas de la deformación unitaria en ensayos de cilindros (véase la sección 2.6) o en la zona de compresión de vigas. La figura 2.3 presenta un conjunto representativo de estas curvas para concreto de densidad normal y de 28 días de edad, obtenidas a partir de ensayos en compresión uniaxial que se realizaron a velocidades normales, relativamente moderadas, de carga. La figura 2.4 señala las curvas correspondientes para concretos livianos 3 con densidad de 100 Ib/pie . Todas las curvas tienen características similares. Constan de una porción inicial relativamente elástica y lineal en la cual el esfuerzo y la deformación unitaria son proporcionales, luego comienzan a inclinarse hacia la horizontal hasta alcanzar el esfuerzo máximo, o sea la resistencia a la compresión, al llegar a una deformación unitaria que varía aproximadamente de 0.002 a 0.003 para concretos de densidad normal y aproximadamente entre 0.003 y 0.0035 para concretos ligeros (véase las referencia 2.14 y 2.15), donde los mayores


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valores en cada caso corresponden a las mayores resistencias. Todas las curvas muestran un tramo descendente después de que se alcanza el esfuerzo pico; sin embargo, las características de las curvas después del esfuerzo pico dependen en alto grado del método de ensayo. Si se siguen procedimientos especiales en el ensayo para asegurar una tasa de deformación constante mientras que la resistencia del cilindro disminuye, pueden obtenerse largos tramos descendientes y estables (véase la referencia 2.16). ante la ausencia de tales dispositivos especiales, la descarga puede llegar a ser muy rápida una vez pasado el punto de esfuerzo pico, en particular, para los concretos de mayor resistencia, que son generalmente más frágiles que los de baja resistencia.

En la práctica actual, la resistencia a la compresión especificada fć para concretos de densidad 2 normal fundidos en el sitio está comúnmente en el intervalo de 3,000 a 5,000 Ib/pulg y puede 2 llegar caso hasta 6,000 Ib/pulg para elementos de concreto prefabricado y preesforzados. Las resistencias para concretos livianos generalmente están un poco por debajo de estos valores. 2 Los concretos de alta resistencia, con valores de fć hasta de 12,000 Ib/pulg , se utilizan cada vez con mayor frecuencia, en particular para columnas muy cargadas en edificios de concreto de gran altura y en puentes de gran luz (la mayor parte preesforzados) donde puede lograrse una reducción significativa en la carga muerta mediane la minimización de las secciones transversales de los elementos (véase la sección 2.11). 2 Se observa que el módulo de elasticidad Ec (en unidades Ib/pulg ), es decir, la pendiente del tramo recto inicial de la curva esfuerzo – deformación unitaria, aumenta con la resistencia del 2 concreto. Para concretos con resistencias aproximadamente de 6,000 Ib/pulg , puede calcularse con suficiente precisión a partir de la siguiente ecuación empírica estipulada por el Código ACI:

Ec  33w1c.5

f ć

Donde wc es el peso unitario del concreto endurecido en Ib/pie3 y fć es la resistencia en 2 Ib/pulg . la ecuación 2.3 se determinó mediante el ensayo de concretos estructurales con 3 valores de wc entre 90 y 155 Ib/pie . Para concretos normales de arena y piedra con wc = 145 3 Ib/pie , el valor de Ec puede calcularse como:

Ec  57,000

f ć


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Para resistencias a la compresión en el intervalo de 6,000 a 12,000 Ib/pulg , la ecuación del Código ACI sobrestima el valor de Ec hasta en un 20%, tanto para materiales de peso normal como para materiales livianos. Con base en una investigación reciente en la Universidad de Cornell (véase la referencia 2.14 y 2.15), se recomienda aplicar la siguiente ecuación para los 2 concretos de densidad normal con fć en el intervalo de 3,000 a 12,000 Ib/pulg , y para 2 concretos livianos entre 3,000 y 9,000 Ib/pulg . 1.5

w  Ec  (40,000 f ć  1,000,000)  c   145 

Donde los términos y las unidades son iguales a los definidos anteriormente para las ecuaciones de Código ACI. La información relativa a las propiedades de resistencia del concreto, como la presentada anteriormente, se obtiene con frecuencia mediante ensayos realizados sobre muestras de 28 días de edad. Sin embargo, el cemento continúa su hidratación y, en consecuencia, el concreto sigue con su endurecimiento durante mucho tiempo a una tasa decreciente. La figura 2.5 presenta una curva representativa al aumento en la resistencia del concreto de acuerdo con la edad para concretos hechos con cemento tipo I (normal) y cemento tipo III (alta resistencia inicial), cada curva normalizada con respecto a la resistencia a la compresión a los 28 días. Como se puede observar en la figura, los cementos de alta resistencia a la compresión inicial producen un aumento más rápido en la resistencia a edades tempranas, aunque la tasa de aumento de resistencia disminuye en general para edades mayores. Los concretos con cemento tipo III se utilizan usualmente en plantas de prefabricación y su resistencia fć se especifica a menudo a los 7 días, en lugar de hacerse a los 28 días.

Debe observarse que la forma de la curva esfuerzo – deformación unitaria presenta importantes variaciones al considerar varios concretos con la misma resistencia del cilindro y aun para el mismo concreto sometido a diferentes condiciones de carga. Un ejemplo de esto aparece en la figura 2.6 donde se presentan las curvas para diversos especimenes del mismo concreto cargados a diferentes tasas de deformación unitaria, desde una que corresponde a una aplicación de carga relativamente rápida (0.001 pulg/pulg por minuto) hasta otra que corresponde a una aplicación de carga extremadamente lenta 80.001 pulg/pulg por 100 días). Se observa que el tramo descendente de la curva que indica la desintegración interna del material, es mucho más pronunciada para las velocidades rápidas de carga que para las lentas. También se puede observar que los picos de las curvas, es decir, las resistencias máximas alcanzadas, son un poco menores para tasas más lentas de deformación. Cuando se comprime en una dirección, el concreto al igual que otros materiales, se expande en dirección transversal a la de aplicación del esfuerzo. La relación entre la deformación unitaria transversal y la longitudinal se conoce como relación de Poisson y depende un poco de la resistencia, de la composición y de otros factores. Para esfuerzos menores aproximadamente a 0.7 fć, la relación de Pisson para el concreto está entre 0.15 y 0.20.


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b)


Cargas a largo plazo Para algunos materiales de ingeniería como el acero, la resistencia y las relaciones esfuerzo – deformación unitaria son independientes de la velocidad de aplicación y de la duración de la carga, por lo menos para los intervalos usuales de cambios de esfuerzos, temperaturas y otras variables. En contraste, la figura 2.6 ilustra la pronunciada influencia del tiempo, en este caso relacionado con la velocidad de aplicación de la carga, sobre el comportamiento del concreto bajo carga. La principal razón para esto es que el concreto fluye plásticamente al estar sometido a carga, mientras que el acero no presenta dicho flujo en las condiciones que predominan en edificios, puentes y construcciones similares. El flujo plástico es la propiedad mediante la cual el material se deforma continuamente en el tiempo cuando está sometido a esfuerzo o carga constante. La naturaleza del proceso de flujo plástico se presenta en forma esquemática en la figura 2.7. Este concreto, en particular, fue sometido a carga después de 28 días obteniéndose una deformación unitaria instantánea Єinst. La carga se mantuvo luego por 230 días durante los cuales el flujo plástico aumentó la deformación unitaria total hasta casi tres veces la deformación unitaria instantánea. Si la carga se hubiera mantenido aún más, la deformación hubiera seguido la curva sólida. Si la carga se retira, como aparece en la curva punteada, la mayor parte de la deformación


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instantánea Єinst se recupera, y se rescata un poco de la parte correspondiente al flujo plástico. Si el concreto vuelve a cargarse en una fecha posterior, las deformaciones instantánea y de flujo plástico vuelven a desarrollarse tal como se indica. Para determinado concreto las deformaciones por flujo plástico son casi proporcionales a la magnitud del esfuerzo aplicado; para un esfuerzo dado, los concretos de alta resistencia presentan menos flujo plástico que los de baja resistencia. Como aparece en la figura 2.7, el flujo plástico continúa a una tasa decreciente y termina después de dos a cinco años en un valor final que, según la resistencia del concreto y otros factores, alcanza aproximadamente de 1.2 a 3 veces la magnitud de la deformación unitaria instantánea. Si, en lugar de aplicar la carga de manera rápida y luego mantenerla constante, ésta se incrementa lenta y gradualmente como en muchas estructuras durante y después de la construcción, las deformaciones unitarias instantánea y de flujo plástico ocurren de modo simultáneo. Este efecto es el que se exhibe en la figura 2.6, es decir, que la diferencia previamente analizada en la forma de la curva esfuerzo – deformación unitaria para diferentes velocidades de aplicación de carga especialmente, es el resultado de la deformación por flujo plástico del concreto. Para esfuerzos que no exceden cerca de la mitad de la resistencia del cilindro, las deformaciones unitarias por flujo plástico son directamente proporcionales al esfuerzo. Puesto que las deformaciones unitarias elásticas iniciales también son proporcionales al esfuerzo en este intervalo, se puede definir el coeficiente de flujo plástico (creep coefficient):

C cu 

cu ci

Donde Єcu es el valor asintótico final de la deformación unitaria adicional por flujo plástico y Є ci es la deformación unitaria inicial instantánea cuando la carga se aplica por primera vez. El flujo plástico taimen puede expresarse en términos del flujo plástico específico cu, definido como la 2 deformación unitaria adicional, dependiente del tiempo, por unidad de esfuerzo (Ib/pulg ). Puede demostrarse fácilmente que:

Ccu  Ec cu Además del nivel de esfuerzo, el flujo plástico depende de la humedad ambiente relativa promedio, siendo más del doble para el 50 que para el 100% de humead (véase la referencia 2.4). La razón es que, en parte, la reducción en volumen con carga sostenida se produce por la migración del agua libre de los poros hacia el exterior, para evaporarse en la atmósfera circundante. Otros factores de importancia incluyen el tipo de cemento y agregados, la edad del concreto cuando se carga por primera vez y la resistencia del concreto (véase la referencia 2.19). El coeficiente del flujo plástico es mucho menor para concretos de alta resistencia que para concretos de baja resistencia. Sin embargo, para concretos de alta resistencia los esfuerzos con cargas sostenidas tienden a ser mayores, de manera que las deformaciones por flujo plástico pueden ser igualmente altas, aunque el coeficiente de flujo plástico sea menor. Los valores de la tabla 2.1, tomados de la referencia 2.20 y ampliados para concretos de alta resistencia con base en investigaciones resistentes en la Universidad de Cornell, son valores representativos en condiciones promedio de humedad para concretos sometidos a carga a la edad de siete días. Tabla 2.1 Parámetros representativos de flujo plástico Resistencia a la compresión Ib/pulg

2

3,000 4,000 6,000 8,000 10,000

Flujo plástico específico cu -6

MPa

10 por Ib/pulg

21 28 41 55 69

1.00 0.80 0.55 0.40 0.28

2

-6

10 por MPa 145 116 80 58 41

Coeficiente de flujo plástico Ccu 3.1 2.9 2.4 2.0 1.6

2

Como ilustración, si el concreto en una columna con fć = 4,000 Ib/pulg está sometido a una 2 carga que actúa a largo plazo con un esfuerzo sostenido de 1,200 Ib/pulg , después de varios años bajo carga el valor final de la deformación unitaria por flujo plástico va a ser


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NOVIEMBRE 2001 -6

aproximadamente 1,200 x 0.80 x 10 = 0.00096 pulg/pulg. Por consiguiente, si la columna tuviera 20 pies de longitud, el flujo plástico produciría un acortamiento casi de ¼ de pulgada. El coeficiente de flujo plástico en cualquier tiempo, C ct, puede relacionarse con el último coeficiente de flujo plástico Ccu. En la referencia 2.17, Branson sugiere la siguiente ecuación:

C ct 

t 0.60 10  t 0.60

C cu

Donde t = tiempo en días después de la aplicación de la carga. En muchas situaciones especiales, por ejemplo para elementos o pórticos esbeltos o para construcción preesforzada, el diseñador dee tener en cuenta el efcto combinado del flujo plástico y de la retracción de fraguado (véase la sección 2.10). en estos casos, en lugares de sujetarse a los valores estipulados en la tabla 2.1, debe obtenerse información mas precisa sobre los parámetros del flujo plásticos, como los que se presentan en ls referencias 2.17 ó 2.20. Las cargas sostenidas afectan no sólo la deformación unitaria sino también la resistencia del concreto. La resistencia del cilindro fć se determina mediante ensayos con velocidades 2 normales de aplicación de la carga (aproximadamente 35 Ib/pul por segundo). Ensayos realizados por Rüsch (véase la referencia 2.18) y en la Universidad de Cornell (véase las referencias 2.21 y 2.22) han demostrado que para prismas y cilindros de concreto no reforzado, sometidos a cargas concéntricas, la resistencia bajo carga sostenida es significativamente menor que fć en el orden del 75 al 85% de fć, para cargas que se mantienen por un año o más. De esta manera, un elemento sometido a una sobrecarga sostenida que causa esfuerzos de compresión de, por ejemplo, el 85% de fć, puede fallar después de cierto tiempo aunque la carga no se haya aumentado.

c)

Fatiga Cuando se somete el concreto a cargas fluctuantes en vez de que sean sostenidas, su resistencia a la fatiga, al igual que para otros materiales, es considerablemente menor que su resistencia estática. Cuando el concreto simple se somete a esfuerzos de compresión que varían cíclicamente desde cero hasta un máximo esfuerzo, su límite de fatiga está en 50 y 60% de la resistencia a la compresión estática para 2,000,000 de ciclos. Para otros intervalos de esfuerzo pueden realizarse estimativos razonables utilizando los diagramas modificados de Goodman (véase la referencia 2.20). Para otros tipos de aplicación de esfuerzo como el esfuerzo de compresión por flexión de vigas de concreto reforzado o de tensión por flexión en vigas no reforzadas o en el lado de tensión de vigas reforzadas, el límite de fatiga parece ser aproximadamente el 55% de la resistencia estática correspondiente. Sin embargo, estas cifras deben usarse sólo como guías generales. Se sabe que la resistencia a la fatiga del concreto no sólo depende de su resistencia estática sino también de las condiciones de humedad, de la edad y de la velocidad de aplicación de la carga (véase la referencia 2.23).

RESISTENCIA A LA TENSIÓN Aunque el concreto se emplea ventajosamente cuando se utiliza su buena resistencia a la compresión, su resistencia a la tensión también es de importancia en varias situaciones. La formación y propagación de las grietas en el lado de tensión de elementos de concreto reforzado sometidos a flexión dependen notablemente d la resistencia a la tensión. También ocurren esfuerzos de tensión en el concreto como resultado de cortante, torsión y otras acciones, y en la mayor parte de los casos el comportamiento del elemento cambia después de ocurrido el agrietamiento. Como resultado de lo anterior, es de fundamental importancia poder predecir con suficiente precisión la resistencia a la tensión del concreto. La determinación de la resistencia real a la tensión del concreto presenta considerablemente dificultades experimentales. En los ensayos de tensión directa, pequeños desalineamientos y concentraciones de esfuerzos en las mordazas de agarre pueden distorsionar los resultados. Durante muchos años, la resistencia a la tensión se ha medido en términos del módulo de rotura fr, el esfuerzo de tensión por flexión calculado a partir de la carga de fractura de una viga de prueba hecha en concreto simple. Puesto que este esfuerzo nominal se calcula con el supuesto de que el concreto es un material elástico y a que este esfuerzo de flexión está localizado en la superficie exterior más alejada, éste tiende a ser mayor que la resistencia del concreto en tensión axial uniforme. Este esfuerzo, entonces, es una medid de la resistencia a la tensión axial real sin ser idéntica. TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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144

Muy recientemente, se estableció el resultado del llamado ensayo de tensión indirecta (splitcylinder test) como una medida en sí misma de la resistencia a la tensión del concreto. Un cilindro de concreto de 6 x 12 pulgadas, similar al utilizado para los ensayos de compresión, se introduce en al máquina para ensayos de compresión en posición horizontal, de manera que la compresión se aplique uniformemente a lo largo de las dos líneas generatrices opuestas. Entre las platinas de compresión de la máquina y el cilindro se insertan almohadillas con el fin de uniformizar y distribuir la presión. Puede demostrarse que en un cilindro elástico sometido a carga de manera, se genera un esfuerzo de tensión aproximadamente uniforme y de magnitud 2P/ dL en dirección perpendicular al plano de aplicación de la carga. En consecuencia, los cilindros sometidos a este ensayo se dividen en dos mitades a lo largo de este plano con un esfuerzo f ct que puede calcularse a partir de la expresión anterior. P es la carga de compresión aplicada cuando ocurre la falla, y d y L son el diámetro y la longitud del cilindro, respectivamente. Debido a las condiciones locales de esfuerzo en las líneas de carga y a la presencia de esfuerzos en dirección perpendicular a la de los esfuerzos de tensión mencionados anteriormente, los resultados y los ensayos de tensión indirecta no son idénticos a la resistencia a la tensión axial real (pero se cree que son una buena medida de ésta). Los resultados de todos los tipos de ensayos para determinar la resistencia a al tensión demuestra una dispersión considerablemente mayor que la de los ensayos a compresión. La resistencia a la tensión determinada con cualquiera de los ensayos anteriores no presenta una buena correlación con la resistencia a la compresión f´ c. En apariencia, la resistencia a la tensión para concretos de arena y gava depende principalmente de la resistencia de la unión entre la pasta de cemento endurecida y el agregado, mientras que para concretos livianos depende ampliamente de la resistencia a la tensión de los agregados porosos. Por otro lado, la resistencia a la compresión depende menos de estas características particulares. Existe una mejor correlación entre las diferentes medidas de la resistencia a la tensión y la raíz cuadrada de la resistencia a la compresión. Por ejemplo, la resistencia a la tensión directa f ć para concretos, con todos los agregados livianos. varía aproximadamente entre 3 y 5 En la tabla 2.2 se resumen los intervalos de valores representativos de resistencia, determinados a partir de los ensayos de tensión directa e indirecta y del módulo de rotura. En 2 estas expresiones, fć está expresada en unidades de Ib/pulg y la resistencia a la tensión que 2 resulta también se obtiene en Ib/pulg . Tabla 2.2 Intervalos aproximados de resistencia a la tensión del concreto

Resistencia a la tensión directa f´t

Concreto de peso normal, 2 (Ib/pulg ) 3 a 5 f ć

Concreto de 2 peso liviano (Ib/pulg ) 2a3

f ć

Resistencia a la tensión indirecta fct

6a8

f ć

4a6

f ć

Módulo de rotura fr

8 a 12

f ć

6a8

f ć

Estas expresiones aproximadas demuestran que las resistencias a la tensión y a la compresión no son de ningún modo proporcionales y que cualquier incremento en la resistencia a la compresión, como el que se logra con la disminución de la relación agua – cemento, está acompañado por un incremento porcentual mucho menor en la resistencia a la tensión. El Código ACI recomienda un módulo de rotura fć igual a 7.5

f ć para concretos de peso

normal, valor que debe multiplicarse por 0.85 para concretos hechos con arena liviana y por 0.75 para concretos hechos con agregados todos livianos, con valores de 6.4 f ć y 5.6 f ć respectivamente, para estos materiales.

2.8. RESISTENCIA BAJO ESFUERZOS COMBINADOS En muchas situaciones estructurales, el concreto está sometido simultáneamente al efecto de varios esfuerzos que actúan en diferentes direcciones. Por ejemplo, en el caso de vigas, la mayor parte del concreto está sometido en forma simultánea a esfuerzos de compresión y TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL



cortante, y en losas y zapatas éste se encuentra sometido a esfuerzos de compresión en dos direcciones perpendiculares y cortante. Mediante los métodos bien conocidos del estudio de la mecánica estructural, cualquier estado de esfuerzos combinados sin importar qué tan complejo, sea puede reducirse a tres esfuerzos principales perpendiculares entre si en un cubo elemental orientado adecuadamente en el material. Alguno o todos los esfuerzos principales pueden ser de tensión o de compresión. Si alguno de ellos es cero, se dice que existe un estado de esfuerzos biaxial; si dos de ellos son cero, el estado de esfuerzos es uniaxial, bien sea a compresión simple o a tensión simple. En la mayor parte de los casos las propiedades de resistencia uniaxial del material obtenidas en ensayos simples se conocen sólo como la resistencia del cilindro fć y la resistencia a la tensión fć. Para predecir la resistencia de estructuras en las cuales el concreto se somete a un estado de esfuerzos biaxial o triaxial, sería aconsejable poder calcular la resistencia del concreto en dicho estado de esfuerzos, únicamente a partir de los valores de fć o de fć y f´t obtenidos en lo ensayos simples. A pesar de la extensa y continua investigación, todavía no ha surgido una teoría general de la resistencia del concreto bajo esfuerzos combinados. Se han adaptado varias teorías de resistencia la concreto como la del esfuerzo máximo, la de la deformación máxima, la de MohrCoulomb y la del esfuerzo cortante en un octaedro, que se analizan en los textos de mecánica estructural (véase las referencia 2.24 a 2.28), aunque con ninguna de ellas se ha tenido éxito completo. Investigaciones recientes indicar que el enfoque no lineal de la mecánica de fracturas puede usarse con éxito para estudiar la propagación de grietas de tensión (véase la referencia 2.29). Hasta el momento, ninguna de estas teorías ha sido aceptada en forma general y muchas tienen obvias contradicciones internas. La principal dificultad para el desarrollo de una teoría de resistencia general y adecuada radica en la naturaleza altamente heterogénea del concreto y en el grado en que comportamiento, cuando está sometido a altos esfuerzos y en la fractura, está influido por la microfisuración y otros fenómenos de discontinuidad (véase la referencia 2.30). Sin embargo, diferentes ensayos permiten establecer adecuadamente la resistencia del concreto, al menos para el estado biaxial de esfuerzos (véanse las referencias 2.31 y 2.32). Los resultados pueden presentarse en la forma de un diagrama de interacción como el de la figura 2.8, que muestra la resistencia en la dirección 1 en función del esfuerzo aplicado en la dirección 2. Todos los esfuerzos se han normalizado en términos de la resistencia a la compresión fć. Puede observarse que en el cuadrante que representa la compresión biaxial, se alcanza un incremento en la resistencia de aproximadamente hasta un 20% con respecto al esfuerzo a la compresión uniaxial, donde la magnitud del incremento depende de la relación de f2 a f1. En el cuadrante de tensión biaxial, la resistencia en la dirección 1 es casi independiente del esfuerzo en la dirección 2. Cuando se combina tensión en la dirección 2 con compresión en la dirección1, la resistencia a la compresión se reduce casi en forma lineal y viceversa. Por ejemplo, una compresión lateral de aproximadamente la mitad de la resistencia a la compresión uniaxial reducirá la resistencia a la tensión a casi la mitad con relación a su valor uniaxial. Este hecho, por ejemplo, es de gran importancia para predecir el agrietamiento a tensión diagonal de vigas de gran altura o muros de corte. Son pocas las TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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investigaciones experimentales relacionadas con la resistencia triaxial del concreto, debido fundamentalmente a la dificultad práctica de aplicar carga de manera simultánea en tres direcciones sin introducir restricciones significativas con el equipo de carga (véase la referencia 2.33). A partir de la información disponible en el momento, pueden obtenerse las siguientes conclusiones tentativas con relación a la resistencia triaxial del concreto: (1) en un estado de compresión triaxial con esfuerzos iguales, la resistencia del concreto puede ser hasta un orden de magnitud mayor que la resistencia a la compresión uniaxial; (2) para una compresión con esfuerzos iguales en dos direcciones, combinada con una compresión menor en la tercera dirección, puede esperarse un incremento superior al 20% en la resistencia y (3) para estados de esfuerzos que incluyen compresión combinada con tensión en por lo menos otra dirección, el esfuerzo principal intermedio tiene poca influencia, y la resistencia al a compresión puede predecirse en forma segura con base en la figura 2.8. De hecho, la resistencia del concreto sometido a esfuerzos combinados todavía no puede calcularse en forma racional, e igualmente importante, en muchas situaciones en estructuras de concreto resulta imposible calcular todos los esfuerzos que actúan con sus respectivas direcciones; éstas son dos de las principales razones para seguir confiando en los ensayos experimentales. Debido a esto el diseño de estructuras de concreto reforzado sigue fundamentándose más en la amplia información experimental que en una teoría analítica consistente, en particular para muchas situaciones en que se presentan esfuerzos combinados.

2.9. EFECTO DE LA RETRACCIÓN DE FRAGUADO Y DE LA TEMPERATURA

a)

Las deformaciones unitarias analizadas en la sección 2.7 eran inducidas por esfuerzos ocasionados por cargas externas. Influencias de naturaleza diferente hacen que el concreto, aun estando libre de cualquier tió de carga externa, sufra deformaciones y modificaciones en el volumen. De éstas, las más importantes son la retracción de fraguado y las consecuencias por los cambios de temperatura. Retracción de fraguado Como se analizó en las secciones 2.2 y 2.4, cualquier mezcla de concreto manejable contiene más agua que la requerida par hidratación. Si el concreto está expuesto al aire, la mayor parte de esta agua libre con el tiempo se evapora, en cuyo caso la tasa y grado de secado dependen de las condiciones ambientales de temperatura y humedad. A medida que el concreto seca, se retrae el volumen, probablemente por el desarrollo de la tensión capilar del agua que permanece en el concreto. En cambio, si el concreto seco se sumerge en agua, se expande y recupera la mayor parte del volumen perdido en la retracción ocurrida. La retracción de fraguado, que continúa durante varios meses a una tasa decreciente, puede ser una propiedad perjudicial del concreto en varios aspectos, que depende de la configuración del elemento. Cuando no se controla de manera adecuada, puede causar grietas en losas, muros, etc., poco agradables a la vista y, en general perjudiciales. En estructuras estáticamente indeterminadas (como en la mayor parte de las estructuras de concreto), la retracción de fraguado puede causar esfuerzos grandes y peligrosos. En concreto preesforzado, conduce a pérdidas parciales en el preesfuerzo inicial. Por estas razones, es esencial minimizar


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y controlar la retracción de fraguado. Según la naturaleza misma del proceso resulta claro que el principal factor que determina la cantidad de retracción de fraguado final es el contenido unitario de agua del concreto fresco. Esto se ilustra en la figura 2.9, que muestra la cantidad de retracción de fraguado en unidades de 0.001 pulg/pulg para diferentes cantidades de agua de mezcla. En todos los ensayos se utilizaron los mismos agregados, pero además del contenido de agua, la cantidad de cemento se modificó en forma independiente, desde 4 hasta 11 bultos por yarda cúbica de concreto. Esta amplia variación en el contenido de cemento tuvo apenas efectos menores en la magnitud de la retracción de fraguado, en comparación con el efecto del contenido de agua; esto se hace evidente al observar la pequeña amplitud de la franja que incluye todos los resultados de los ensayos para la amplia variación en los contenidos de cemento. A partir de lo anterior, es evidente que la principal manera para disminuir la retracción de fraguado es reducir el contenido de agua del concreto fresco al mínimo compatible con la manejabilidad requerida. Además, un curado prolongado y cuidadoso resulta benéfico para el control de la retracción de fraguado. Para concretos normales, los valores de la retracción de fraguado final están generalmente en -6 -6 el orden de 400 x 10 a 800 x 10 pulg/pulg, que dependen del contenido inicial de agua, de la temperatura y humedad ambientes y la naturaleza de los agregados. Los valores de la retracción de fraguado de concretos con agregados altamente absorbentes, como areniscas y pizarras, pueden ser dos y más veces mayores que los obtenidos con materiales menos absorbentes como los granitos y algunas limolitas. Los concretos producidos con algunos agregados livianos, de alta porosidad, alcanzan fácilmente valores de retracción de fraguado mucho mayores que los concretos normales. Para algunos propósitos, como la predicción de pérdida de las fuerzas con el tiempo en vigas de concreto preesforzado, es importante estimar la magnitud de la retracción de fraguado en función del tiempo. Estudios a largo plazo (véase la referencia 2.17) señalan que para concretos curados en ambiente húmedo, la retracción de fraguado ocurrida un tiempo t después de los 7 días iniciales, puede predecirse en forma satisfactoria mediante la ecuación: t sh.t  sh.u 35  t

b)

Donde Єsh.t es la deformación unitaria por retracción de fraguado en el tiempo t en días, y Є sh.u es el último valor después de un largo periodo. La ecuación (2.9) se aplica a las condiciones estándares, es decir, para condiciones de humedad por debajo del 40% y para un espesor promedio del elemento de 6 pulgadas, según la referencia 2.17, tanto para concretos de peso normal como APRA concretos livianos. Para condiciones no estándares deben aplicarse coeficientes de modificación y para elementos curados al vapor se presentan otras ecuaciones. Efecto de los cambios de temperatura Como muchos otros materiales, el concreto se expande con un aumento en la temperatura y se contrae con una disminución en la misma. Los efectos de cambios en el volumen son similares a los causados por la retracción de fraguado, es decir, la contracción por temperatura puede ocasionar agrietamientos objetables, en particular cuando se superpone a la retracción de fraguado. Para estructuras indeterminadas, las deformaciones por cambios de temperatura pueden causar esfuerzos altos y ocasionalmente dañinos. El coeficiente de expansión y contracción térmica varía un poco pues depende de los tipos de -6 agregados y de la riqueza de la mezcla. Generalmente se encuentra en el intervalo de 4 x 10 -6 a 7 x 10 pulg/pulg por °F. Para efectos del cálculo de esfuerzos y deformaciones unitarias causados por cambios de temperatura se acepta generalmente como satisfactorio un valor de -6 5.5 x 10 (véase la referencia 2.4).

2.10. CONCRETO DE ALTA RESISTENCIA Durante estos años se ha generado un creciente interés por los concretos de alta resistencia. Aunque la definición exacta es arbitraria, el término se refiere en general a concretos con 2 resistencia a la compresión uniaxial en el intervalo de 6,000 a 12,000 Il/pulg o más. Estos concretos pueden fabricarse utilizando cemento, arena y piedras ampliamente disponibles pero seleccionados de manera meticulosa; algunos aditivos, que incluyen agentes reductores de agua, ceniza volante y microsílica; además de un control de calidad muy cuidadoso durante la producción. Con lo anterior, además de lograr una mayor resistencia a la compresión, se mejoran casi todas las demás propiedades para ingeniería. El módulo de elasticidad al igual TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO – NILSON – WINTER – MC GRAW HILL

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que la resistencia a la tensión aumenta, en tanto que el coeficiente de flujo plástico disminuye. Los concretos de alta resistencia son más durables y tienen mayor resistencia a la corrosión y a la abrasión que los concretos normales. La aplicación más común del concreto de alta resistencia ha sido en las columnas de edificios altos donde el concreto normal exigiría en secciones transversales inaceptablemente grandes, con la pérdida de espacio valioso de piso útil. Se ha demostrado que la utilización de mezclas de concreto de alta resistencia, aunque más costosas, no solamente ahora área de piso que también resulta más económica que aumentar la cantidad de acero de refuerzo. Concreto hasta de 12,000 Ib/pulg2 se especificó en las columnas del piso inferior del 311 South Wacker Drive, en Chicago, en la actualidad el edificio aporticado de concreto más alto del mundo con una altura total de 946 pies. Para el caso de puentes también se presentan ventajas significativas mediante la utilización de secciones transversales menores, con la reducción resultante en carga muerta que permite mayores luces. El mayor módulo elástico y el menor coeficiente de flujo plástico originan reducidas deflexiones instantáneas y a largo plazo, y en el caso de puentes preesforzados se logran pérdidas menores en la fuerza de preesfuerzo tanto inicialmente como con el tiempo. El puente East Huntington, que aparece en la figura 1.10, se construyó utilizando concreto de 2 8,000 Ib/pulg y otos puentes se han construido reciente con rsistencias hasta de 12,000 2 Ib/pulg . Otras aplicaciones resistentes del concreto de alta resistencia incluyen estructuras marítimas, edificios para parqueo, recubrimientos en tableros de puentes, rebosaderos en prensas, bodegas y pesadas losas industriales (véase la referencia 2.34). Un requisito esencial para el concreto de alta resistencia es una relación baja de agua – cemento. Para concretos normales, ésta está por lo general en el intervalo de 0.40 a 0.60 en peso, en tanto que para mezclas de alta resistencia puede ser tan baja como 0.25. Con el fin de permitir un vaciado apropiado que de otra manera sería una mezcla con cero asentamientos, resultan esenciales los aditivos reductores de agua de amplio intervalo o “superplastificantes” que pueden aumentar los asentamientos con valores hasta de 6 u 8 pulg. Otros aditivos incluyen regularmente cenizas volantes y microsílica o fumarolas de sílice. Las cenizas volantes, un subproducto de la combustión del carbón en plantas generadoras de potencia, están divididas muy finamente y reaccionan con el hidróxidido de calcio en presencia de la humedad para formar un material cementante. Se utilizan como reemplazo de una porción del cemento Pórtland en general hasta del 8 al 12% en peso aproximadamente. Las fumarolas de sílice, también un subproducto, se generan de la producción de ciertas aleaciones de silicona, especialmente ferrocromo y ferromanganeso. Están divididos en partículas extremadamente finas y son en alto grado cementantes. Éstas también se utilizan como reemplazo del cemento Pórtland hasta del 10 al 12% en peso aproximado. La adición de fumarolas se sílice contribuye principalmente en una ganancia inicial de resistencia entre los 3 y los 28 días, mientras que las cenizas volantes mejoran la resistencia fundamentalmente para edades posteriores a los 28 días. Debido al reemplazo del cemento Pórtland por estos aditivos, es útil y usual definir el contenido de agua para los concretos de alta resistencia en términos de la relación agua – cementante en vez de la relación usual agua – cemento. Recientemente se ha dedicado mucha investigación al establecimiento de las propiedades fundamentales y de ingeniería de los concretos de alta resistencia, al igual que a las características de ingeniería de los elementos estructurales construidos con la utilización de este nuevo material (véanse las referencias 2.35 a 2.37). En la actualidad existe gran cantidad de información que le permite al ingeniero utilizar el concreto de alta resistencia con confianza, cuando sus ventajas justifican el costo más alto. Las curvas de resistencia a la compresión que aparecen en las figuras 2.3 y 2.4 ilustran diferencias importantes en comparación con el concreto normal, que incluyen un mayor módulo de elasticidad y un intervalo más extenso de respuesta lineal elástica, pero una capacidad de deformación unitaria última un poco reducida. Los coeficientes de flujo plástico son significativamente menores como lo indica la tabla 2.1. La resistencia bajo cargas sostenidas es una fracción mayor de la resistencia estándar del cilindro (véase las referencias 2.21 y 2.22). Pronto se publicara nueva información relacionada con la durabilidad y la resistencia a la abrasión. En la medida en que se gane experiencia en las aplicaciones prácticas y en que los códigos de diseño ahora disponible se actualicen gradualmente para reconocer las propiedades del concreto de alta resistencia, se puede esperar un uso mucho más amplio de los concretos de alta resistencia.


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CONCEPTOS GENERALES SOBRE EL CONCRETO Y LOS MATERIALES PARA SU ELABORACIÓN 2.0. INTRODUCCIÓN El concreto es el material constituido por la mezcla en ciertas proporciones de cemento, agua, agregados y opcionalmente aditivos, que inicialmente denota una estructura plástica y moldeable, y que posteriormente adquiere una consistencia rígida con propiedades aislantes y resistentes, lo que lo hace un material ideal para la construcción. De esta definición se desprende que se obtiene un producto híbrido, que conjuga en mayor o menor grado las características de los componentes, que bien proporcionados, aportan una o varias de sus propiedades individuales para constituir un material que manifiesta un comportamiento particular y original. En consecuencia, para poder dominar el uso de este material, hay que conocer no sólo las manifestaciones del producto resultante, sino también la de los componentes y su interrelación, ya que son en primera instancia los que le confieren su particularidad. Como cualquier material, se contrae al bajar la temperatura, se dilata si ésta aumenta, se ve afectado por sustancias agresivas y se rompe si se ve sometido a esfuerzos que superan sus posibilidades, por lo que responde perfectamente a las leyes físicas y químicas. Luego pues, la explicación a sus diversos comportamientos siempre responde a alguna de estas leyes; y la no obtención de los resultados esperados, se debe al desconocimiento de la manera como actúan en el material, lo que constituye la utilización artesanal del mismo (por lo que el barco de la práctica sin el timón de la ciencia nos lleva a rumbos que no podemos predecir) o porque durante su empleo no se respetaron u obviaron las consideraciones técnica que nos da el conocimiento científico sobre él.

2.1. LA TECONOLOGÍA DEL CONCRETO – CONCEPTOS FUNDAMENTALES Es el campo de la Ingeniería Civil que abarca el conjunto de conocimientos científicos orientados hacia la aplicación técnica, práctica y eficiente del concreto en la construcción. En su desarrollo y utilización intervienen varias ciencias interrelacionadas, cono son la Física, la Química, las Matemáticas y la investigación experimental. A diferencia de otros campos de la Ingeniería en que se puede ejercer un control bastante amplio sobre los parámetros que participan en un fenómeno, en la Tecnología del Concreto cada elemento que interviene, bien sea el cemento, el agua, los agregados, los aditivos, y las técnicas de producción, colocación curado y mantenimiento, representan aspectos particulares a estudiar y controlar de modo que puedan trabajar eficientemente de manera conjunta en la aplicación práctica que deseamos. Generalmente tenemos una serie de limitaciones en cuanto a modificar a nuestra voluntad las características de los factores que intervienen en el diseño y producción del concreto, por lo que cada caso supone una solución particular, en la que tiene importancia preponderante la labor creativa de los profesionales que tienen a su cargo definirla e implementarla en la práctica, ya que paradójicamente, los ingredientes de un concreto bueno y uno malo son en general los mismos si no sabemos emplearlos adecuadamente, por lo que no es una tarea simple el diseñar y producir concreto de buena calidad. En este punto, es necesario establecer que el concreto de buena calidad es aquél que satisface eficientemente los requisitos de trabajabilidad, colocación, compactación, resistencia, durabilidad y economía que nos exige el caso singular que estemos enfrentando. Afortunadamente, la acumulación a nivel mundial de casi un siglo de conocimientos científicos sobre el concreto y sus componentes, nos provee de las herramientas para afrontar y solucionar la mayoría de problemas de la construcción moderna. Si tenemos la curiosidad de acceder a la gran cantidad de bibliografía disponible procedente de instituciones como el American Concrete Institute, el Comité Europeo del Concreto y el Japan Concrete Institute entre otros, apreciaremos que el mayor esfuerzo se centra hacia seguir investigando en este campo, con igual o mayor énfasis que sobre los métodos de análisis y diseño estructural, por cuanto aún no se dan por resueltos todos los fenómenos y problemas inherentes al diseño y producción de concreto y cada día surgen otros como consecuencia del desarrollo de las necesidades humanas. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA Y CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Una idea errada en cuanto a la Tecnología del concreto en nuestro medio reside en suponer que es un campo limitado a los “laboratoristas” y a los “expertos en diseños de mezclas”, connotaciones con las que se distorsiona su alcance conceptual y se pierde de vista que cualquier profesional de la Ingeniería Civil involucrado directa e indirectamente con la construcción, debe experimentar, profundizar y actualizar sus conocimientos en este campo para asegurar una labor técnica y eficiente.

2.2. LOS COMPONENTES DEL CONCRETO La Tecnología del concreto moderna define para este material cuatro componentes: Cemento, agua, agregados y aditivos como elementos activos y el aire como elemento pasivo. Si bien la definición tradicional consideraba a los aditivos como un elemento opcional, en la práctica moderna mundial estos constituyen un ingrediente normal, por cuanto está científicamente demostrada la conveniencia de su empleo en mejorar condiciones de trabajabilidad, resistencia y durabilidad, siendo a la larga una solución mas económica si se toma en cuenta el ahorro en mano de obra y equipo de colocación y compactación, mantenimiento, reparaciones e incluso en reducción de uso de cemento. Ya hemos establecido conceptualmente la necesidad de conocer a profundidad las propiedades de los componentes del concreto, pero debemos puntualizar que de todos ellos, el que amerita un conocimiento especial es el cemento. Si analizamos la Fig. 2.1 en que se esquematizan las proporciones típicas en el volumen absoluto de los componentes del concreto, concluiremos en que el cemento es el ingrediente activo que interviene en menor cantidad, pero sin embargo es el que define las tendencias del comportamiento, por lo que es obvio que necesitamos profundizar en este aspecto que está muy ligado a las reacciones químicas que se suceden al entrar en contacto con el agua y los aditivos. Pese a que en nuestra formación en Ingeniería Civil todos asimilamos los conceptos básicos de química, no es usual que entre los colegas exista mucha afición hacia este campo (como es también el caso nuestro), sin embargo es necesario tener el conocimiento general de las consecuencias de las reacciones que se producen, por lo que durante el desarrollo de estos temas insistiremos en los aspectos prácticos antes que en el detalle de fórmulas y combinaciones químicas si no aportan información de aplicación directa para el Ingeniero Civil. Fig. Proporciones Típicas en Volumen Absoluto de los componentes del Concreto

Aire = 1% a 3% Cemento = 7% a 15%

Agua = 15% a 22%

Agregados = 60% a 75%

TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA Y CONCRETO – E. PASQUEL C.

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EL CEMENTO PORTLAND 3.0. INTRODUCCIÓN Es un aglomerante hidrófilo, resultante de la calcinación de rocas calizas, areniscas y arcillas, de manera de obtener un polvo muy fino que en presencia de agua endurece adquiriendo propiedades resistentes y adherentes (Ref. N° 3.1). Como ya se mencionó en el Capítulo 1, el nombre proviene de la similitud en apariencia y el efecto publicitario que pretendió darle en el año 1824 Joseph Apsdin un constructor inglés, al patentar un proceso de calcinación de caliza arcillosa que producía un cemento que al hidratarse adquiría según él, la misma resistencia que la piedra de la isla de Pórtland cerca del puerto de Dorset. Es en 1845 cuando se desarrolla el procedimiento industrial del cemento Pórtland moderno que con algunas variantes persiste hasta nuestros días y que consiste en moler rocas calcáreas con rocas arcillosas en cierta composición y someter este polvo a temperaturas sobre los 1300 °C produciéndose lo que se denomina el clinker, constituido por bolas endurecidas de diferentes diámetros, que finalmente se muelen añadiéndoseles yeso para tener como producto definitivo un polvo sumamente fino.

3.1. FABRICACIÓN DEL CEMTNO PÓRTLAND El punto de partida del proceso de fabricación lo constituye la selección y explotación de las materias primas para su procesamiento consiguiente. Los componentes químicos principales de las materias primas para la fabricación del cemento y las proporciones generales en que intervienen son (Re. 3.2):

95%

5%

Componente Químico

Procedencia Usual

Oxido de Calcio (CaO) Oxido de Sílice (SiO2) Oxido de Aluminio (Al2O3)

Rocas Calizas Areniscas Arcillas

Oxido de Fierro (Fe2O3)

Arcillas, Mineral de Hierro, Pirita

Oxidos de Magnesio, Sodio, Potasio, Titanio, Azufre, Fósforo y Manganeso

Minerales varios

Los porcentajes típicos en que intervienen en el cemento Pórtland los óxidos mencionados son: Oxido Componente

Porcentaje Típico

Abreviatura

CaO SiO2 Al2O3 Fe2O3 So3 MgO K2OyNa2O

61% - 67% 20% - 27% 4% - 7% 2% - 4% 1% - 3% 1% - 5% 0.25% - 1.5%

C S A F

En las Fig. 3.1 a), b), c) y d), (Ref. 3.3) se puede apreciar un esquema general del proceso moderno de fabricación en le sistema denominado “por vía seca”, que es el mas económico pues necesita menos energía, y es el de mayor empleo en nuestro medio, sin embargo hay que tener en cuenta que cada fabricante tiene una disposición de equipo particular en función de sus necesidades.

TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE LA TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Se inicia con la explotación de las canteras de materia prima para someterlas a un proceso de chancado primario en que se reduce su tamaño a piedras del orden de 5” y luego se procesa este material en una chancadora secundaria que las reduce a un tamaño de alrededor de ¾”, con lo que están en condiciones de ser sometidas a molienda. Los materiales son molidos individualmente en un molino de bolas hasta ser convertidos en un polvo fino impalpable, siendo luego dosificados y mezclados íntimamente en las proporciones convenientes para el tipo de cemento que se desee obtener. La mezcla es posteriormente introducida en un horno giratorio consistente en un gran cilindro metálico recubierto de material refractario con diámetros que oscilan entre 2 y 5 m y longitudes entre 18 a 150 m. El horno tiene una ligera inclinación con respecto a la horizontal del orden TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE LA TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

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del 4% y una velocidad de rotación entre 30 a 90 revoluciones por hora. Dependiendo del tamaño del horno, se pueden producir diariamente de 30 a 700 Toneladas. La fuente de calor se halla en el extremo opuesto al ingreso del material y pueden obtenerse mediante inyección de carbón pulverizado, petróleo o gas en ignición, con temperaturas máximas entre 1,250 y 1,900 °C. Las temperaturas desarrolladas a lo largo del horno producen primero la evaporación del agua libre, luego la liberación del CO2 y finalmente en la zona de mayor temperatura se produce la fusión del alrededor de un 20% a 30% de la carga y es cuando la cal, la sílice y la alúmina se vuelven a combinar aglomerándose en nódulos de varios tamaños usualmente de ¼” a 1” de diámetro de color negro característico, relucientes y duros al enfriarse, denominados “clinker de cemento Pórtland”. n la etapa final del proceso, el clinker es enfriado y es molido en un molino de bolas conjuntamente con yeso en pequeñas cantidades (3 a 6%) para controlar el endurecimiento 12 violento. La molienda produce un polvo muy fino que contiene hasta 1.1 x 10 partículas por kg. Y que pasa completamente por un tamiz N° 200 (0.0737 mm, 200 aberturas por pulgada cuadrada). Finalmente el cemento pasa ser almacenado a granel, siendo luego suministrado en esta forma o pesado y embolsado para su distribución. En el proceso húmedo de materia prima es molida y mezclada con agua formando una lechada que es introducida al horno rotatorio siguiendo un proceso similar al anterior pero con mayor consumo de energía para poder eliminar el agua añadida. El proceso a usarse depende de las características de las materias primas, economía y en muchos casos por consideraciones de tipo ecológico ya que el proceso húmedo es menos contaminante que el seco. Durante todos los procesos el fabricante ejecuta controles minuciosos para asegurar tanto la calidad y proporciones de los ingredientes como las temperaturas y propiedades del producto final, para lo que existen una serie de pruebas físicas y químicas estandarizadas, así como equipo de laboratorio desarrollado específicamente para estas labores. En la Tabla 3.1 (Ref. 3.3) se pueden observar las fuentes de materias primas de las cuales es posible obtener los componentes para fabricar cemento, en que se aprecia la gran variedad de posibilidades existentes en la naturaleza para poder producir este material. Tabla 3.1. FUENTES DE MATERIAS PRIMAS USADAS EN LA FABRICACIÓN DE CEMENTO PÓRTLAND (Ref. 3.3) CAL CaO

HIERRO Fe2O3

SÍLICE SiO2

ALUMINA Al2O3

Aragonita Arcilla Arcilla Calcárea (Marga) Calcita Conchas Marinas Deshechos Alcalinos Escorias Mármol Piedra Caliza Pizarras Polvo Residuo de Clinker Roca Calcárea Tiza

Arcilla Ceniza de Altos Hornos Escoria de Pinta Laminaciones de Hierro Mineral de Hiero Pizarras Residuos de Lavado de mineral de hierro

Arcilla Arcilla Calcárea (Marga) Arena Areniscas Basaltos Cenizas volátiles Cenizas de cáscara de arroz Cuarcita Escorias Piedras Calizas Pizarras Roca Calcárea Silicato de calcio

Arcilla Arcilla Calcárea (Marga) Baloxita Cenizas volátiles Deshechos de Mineral De aluminio Escoria de cobre Escorias Estaurocita Granodoritas Piedra caliza Pizarras Residuos de lavado de mineral de aluminio Roca Calcárea

YESO MAGNESIA CaSO4 2H2O MgO Anhidrita Sulfato de Calcio Yeso Natural

Escorias Piedra Caliza Poca Calcárea

3.2. COMPOSICIÓN DEL CEMENTO PÓRTLAND Luego del proceso de formación del clinker y molienda final, se obtienen los siguientes compuestos establecidos por primera vez por Le Chatelier en 1852, y que son los que definen el comportamiento del cemento hidratado y que detallaremos con su fórmula química, abreviatura y nombre corriente (Ref. 3.4): a)

Silicato Tricalcico (3CaO.SiO2 -- C3S -- Alita).Define la resistencia inicial (en la primera semana) y tiene mucha importancia en el calor de hidratación.

b)

Silicato Dicálcico (2CaO.SiO2 -- C2S -- Belita).Define la resistencia a largo plazo y tiene incidencia menor en el calor de hidratación.




c)

Aluminato Tricálcico (3CaO.Al2O3) -- C3A).Aisladamente no tiene trascendencia en la resistencia, pero con los silicatos condiciona el fraguado violento actuando como catalizador, por lo que es necesario añadir yeso en el proceso (3% - 6%) para controlarlo. Es responsable de la resistencia del cemento a los sulfatos ya que al reaccionar con estos produce Sulfoaluminatos con propiedades expansivas, por lo que hay que limitar su contenido.

d)

Alumino – Ferrito Tetracálcico (4CaO.Al2O3.Fe2O3 -- C4AF – Celita).Tiene trascendencia en la velocidad de hidratación y secundariamente en el calor de hidratación. Oxido de Magnesio (MgO).Pese a ser un componente menor, tiene impotancia pues para contenidos mayores del 5% trae problemas de expansión en la pasta hidratada y endurecida.

e)

f)

g)

Óxidos de Potasio y Sodio (K2O2Na2O -- Álcalis).Tienen importancia para casos especiales de reacciones químicas con ciertos agregados, y los solubles en agua contribuyen a producir eflorescencias con agregados calcáreos. Óxidos de Manganeso de Titanion(Mn2O3,TiO2).El primero no tiene significación especial en las propiedades del cemento, salvo en su coloración, que tiende a ser marrón si se tienen contenidos mayores del 3%. Se ha observado que en casos donde los contenidos superan el 5% se obtiene disminución de resistencia a largo plazo (Ref. 3.2) El segundo incluye en la resistencia, reduciéndola para contenidos superiores a 5%. Para contenidos menores, no tiene mayor trascendencia. De los compuestos mencionados, los silicatos y aluminatos constituyen los componentes mayores, pero no necesariamente los mas trascendentes, pues como veremos posteriormente algunos de los componentes menores tienen mucha importancia para ciertas condiciones de uso de los cementos.

3.3. LAS FORMULAS DE BOGUE PARA EL CALCULO DE LA COMPOSICIÓN POTENCIAL DE LOS CEMENTOS En 1929 como consecuencia de una serie de investigaciones experimentales, el químico R. H. Bogue establece las fórmulas que permiten el cálculo de los componentes del cemento en base a conocer el porcentaje de óxidos que contiene, habiendo sido asumidas como corma por ASTM C – 150 (Ref. 35.5) permitiendo una aproximación práctica la comportamiento potencial de cualquier cemento Pórtland normal no mezclado. A continuación estableceremos las fórmulas de Bogue debiendo tenerse claro que se basan en las siguientes hipótesis:  Los compuestos tienen la composición exacta. (no es del todo cierto pues en la práctica tienen impurezas).  El equilibrio se obtiene a la temperatura de formación del clinker y se mantiene durante el enfriamiento. (en la práctica, las fórmulas sobrestiman el contenido de C3A y C2S). FORMULAS DE BOGUE (Composición Potencial) Si Al2O3/Fe2O3  0.64: C3S = 4.071CaO – 7.6SiO2 – 6.718Al2O3 – 1.43Fe2O3 – 2.852SO3 C2S = 2.867SiO2 – 0.7544C3S C3A = 2.65Al2O3 – 1.692Fe2O3 C4AF = 3.04Fe2O3 Si Al2O3/Fe2O3  0.64 se forma (C4AF+C2AF) y se calcula: (C4AF+C2AF) = 2.1Al2O3 + 1.702Fe2O3 y en cuyo caso el Silicato Tricálcico se calcula como: C3S = 4.071CaO – 7.6SiO2 – 4.479Al2O3 – 2.859Fe2O3 – 2.852SO3 En estos cementos no hay C3A por lo que la resistencia a los sulfatos es alta el C2S se calcula igual).


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Las variantes sen cuanto a las proporciones de estos compuestos son las que definen los tipos de cementos que veremos mas adelante, y la importancia práctica de las fórmulas de Bogue es que permiten evaluar cual será la composición potencial probable y compararla con los valores estándar par cada tipo de cemento, pudiendo estimarse las tendencias de comportamiento en cuanto a las características que nos interesan desde el punto de vista del concreto, como son desarrollo de resistencia en el tiempo, calor de hidratación, resistencia a la agresividad química etc.

3.4. MECANISMO DE HIDRATACIÓN DEL CEMENTO

a)

b)

c)

d)

Se denomina hidratación al conjunto de reacciones químicas entre el agua y los componentes del cemento, que llevan consigo el cambio del estado plástico al endurecido, con las propiedades inherentes a los nuevos productos formados, los componentes ya mencionados anteriormente, al reaccionar con el agua forman hidróxidos e hidratos de Calcio complejos. La velocidad con que se desarrolla la hidratación es directamente proporcional a la finura del cemento e inversamente proporcional al tiempo, por lo que inicialmente es muy rápida y va disminuyendo paulatinamente con el transcurso de los días, aunque nunca se llega a detener. Contrariamente a lo que se creía hace años, la reacción con el agua no une las partículas de cemento sino que cada partícula se dispersa en millones de partículas de productos de hidratación desapareciendo los constituyentes iniciales. El proceso es exotérmico generando un flujo de calor hacia el exterior denominado calor de hidratación. Dependiendo de la temperatura, el tiempo, y la relación entre la cantidad de agua y cemento que reaccionan, se pueden definir los siguientes estados que se han establecido de manera arbitraria para distinguir las etapas del proceso de hidratación: Plástico. Unión del agua y el polvo de cemento formando una pasta moldeable. Cuanto menor es la relación Agua/Cemento, mayor es la concentración de partículas de cemento en la pasta compactada y por ende la estructura de los productos de hidratación es mucho mas resistente. El primer elemento en reaccionar es el C3A, y posteriormente los silicatos y el C4AF, caracterizándose el proceso pro la dispersión de cada grano de cemento en millones de partículas. La acción del yeso contrarresta la velocidad de las reacciones y en este estado se produce lo que se denomina el periodo latente o de reposo en que las reacciones se atenúan, y dura entre 40 y 120 minutos dependiendo de la temperatura ambiente y el cemento en partícula. En este estado se forma hidróxido de calcio que contribuye a incrementar notablemente la alcalinidad de la pasta que alcanza un Ph del orden de13. Fraguado inicial. Condición de la pasta de cemento en que se aceleran las reacciones químicas, empieza el endurecimiento y la pérdida de la plasticidad, midiéndose en términos de la resistencia a deformarse. Es la etapa en que se evidencia el proceso exotérmico donde se genera el ya mencionado calor de hidratación, que es consecuencia de las reacciones químicas descritas. Se forma una estructura poros llamada gel de Hidratos de Silicatos de Calcio (CHS o Torbemorita), con consistencia coloidal intermedia entre sólido y líquido que va rigidizándose cada vez mas en la medida que se siguen hidratando los silicatos. Este periodo dura alrededor de tres horas y se producen una serie de reacciones químicas que van haciendo al gel CHS mas estable con el tiempo. En esta etapa la pasta puede remezclarse sin producirse deformaciones permanentes ni alteraciones en la estructura que aún está en formación. Fraguado final. Se obtiene al término de la etapa de fraguado inicial, caracterizándose por endurecimiento significativo y deformaciones permanentes. La estructura del gel está constituida por el ensamble definitivo de sus partículas endurecidas. Endurecimiento. Se produce a partir del fraguado final y es el estado en que se mantienen e incrementan con el tiempo las características resistentes. La reacción predominante es la hidratación permanente de los silicatos de calcio, y en teoría continúa de manera indefinida. Es el estado final de la pasta, en que se evidencian totalmente las influencias de la composición del cemento. Los sólidos de hidratación manifiestan su muy baja solubilidad por lo que el endurecimiento es factible aún bajo agua. Hay dos fenómenos de fraguado, que son diferentes a los descritos; el primero corresponde al llamado “Fraguado Falso” que se produce en algunos cementos debido al calentamiento durante la molienda del clinker con el yeso, produciéndose de deshidratación parcial del producto resultante, por lo que al mezclarse el cemento con el agua, ocurre una cristalización y endurecimiento aparente durante los 2 primeros minutos de


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mezclado, pero remezclando el material, se recobra la plasticidad, no generándose calor de hidratación ni ocasionando consecuencias negativas. El segundo fenómeno es el del “fraguado violento” que ocurre cuando durante la fabricación no se ha añadido la suficiente cantidad de yeso, lo que produce un endurecimiento inmediato, desarrollo violento del calor de hidratación y pérdida permanente de la plasticidad, sin embargo es muy improbable en la actualidad que se produzca este fenómeno, ya que con la tecnología moderna el yeso adicionado se controla con mucha precisión.

3.5. ESTRUCTURA DEL CEMENTO HIDRATADO

a)

b)

c)

Durante el proceso de hidratación, el volumen externo de la pasta se mantiene relativamente constante, sin embargo, internamente el volumen de sólidos se incrementa constantemente con el tiempo, causando la reducción permanente de la porosidad, que está relacionada de manera inversa con la resistencia de la pasta endurecida y en forma directa con la permeabilidad. Para que se prodúzcala hidratación competa se necesita la suficiente cantidad de agua para la reacción química y proveer la estructura de vacíos o espacio para los productos de hidratación, la temperatura adecuada y tiempo, desprendiéndose de aquí el concepto fundamental del curado, que consiste en esencia en procurar estos tres elementos para que el proceso se complete. Un concepto básico que nos permitirá entender el comportamiento del concreto, reside en que el volumen de los productos de hidratación siempre es menor que la suma de los volúmenes de agua y cemento que los originan debido a que por combinación química el volumen de agua disminuye en alrededor de un 25%, lo que trae como consecuencia la contracción de la pasta endurecida. Los productos de hidratación necesitan un espacio del orden del doble del volumen de sólidos de cemento para que se produzca la hidratación completa. Otro concepto importante que hay que tomar en cuenta es que está demostrado que el menor valor de la relación Agua/Cemento para que se produzca la hidratación completa del cemento es del orden de 0.35 a 0.40 en peso para condiciones normales de mezclado y sin aditivos, dependiendo la relación precisa de cada caso particular. En la Fig. 3.2, se puede apreciar como ilustración un esquema típico de la estructura de la pasta de cemento y de la distribución del agua, distinguiéndose las siguientes partes: Gel de Cemento. Constituido por los sólidos de hidratación (Hidratos de Silicatos de Calcio); el agua contenida en el gel, es la denominada agua de combinación, que no es evaporable por ser intrínseca de la reacción química. Poros de Gel. Espacios tan pequeños entre los sólidos de hidratación que no permiten la formación en su interior de nuevos sólidos de hidratación. El agua contenida dentro de estos poros se llama el agua de gel, que puede evaporarse bajo condiciones especiales de exposición. Poros Capilares. Conformados por los espacios entre grupos de sólidos de hidratación de dimensiones que ofrecen espacio para la formación de nuevos productos de hidratación, denominándose agua capilar a la contenida en ellos. Para comprender mejor la manera cono se distribuyen los diferentes componentes de la estructura de la pasta de cemento hidratado, estableceremos algunas relaciones que nos permitirán calcularlos en un caso particular, para lo cual vamos a considerar inicialmente un sistema en el que no hay pérdida de agua por evaporación ni ingresa agua adicional por curado: Sea: Pac = Peso del agua de combinación


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Pch = Peso del cemento a hidratarse Vac = Volumen del agua de combinación = Pac/Pch Se tiene que: Pac = 0.23 Pch ................. (1) (Relación promedio determinada experimentalmente) Sea: Cv = Contracción en volumen debida a la hidratación Ga = Gravedad específica del agua Hemos mencionado que el agua de combinación se contrae 25% luego: Cv = 0.25 x Pac/Ga = 0.25 x 0.23 Pch/Ga Cv = 0.0575 Pch/Ga................. (2) Sea: Vsh = Volumen de los sólidos de hidratación = Pch/Gc Gc = Gravedad específica del cemento Se tiene que: Vsh = Pch/Gc+Vac-Cv ........... (3) Reemplazando (1) y (2) en (3) se obtiene: Vsh = (1/Gc+0.1725/Ga) Pch ............(4) Por otro lado: Po = Porosidad de la pasta hidratada Vag = Volumen del agua de gel Se define: Po = Vag/(Vsh + Vag) (5) Reemplazando (4) en (5) y despejando obtenemos: Vag = 1 (Po/(1-Po))x(1/Gc + 0.1725/Ga) 1 Pch (6) Sea: Vad = Volumen de agua disponible para hidratación Tenemos que: Vad = Vac + Vag ..................(7) Reemplazando (1) y (6) en (7) y despejando se deduce: Pch = Vad x 1/[(0.23/Ga + (Po(1-Po)) x (1/Gc + 0.1725/Ga)].(8) Finalmente, se define: Vcsh = Volumen de cemento sin hidratar Pcd = Peso de cemento disponible Vcv = Volumen de capilares vacíos Yse tiene que: Vcsh = Pcd/Gc – Pch/Gc .................................(9) Vcv = Pcd + Vad – Vsh – Vag – Vcsh..........(10) Con estas relaciones hemos elaborado la Tabla 3.2 que muestra las variaciones en los componentes de la estructura de la pasta de 100 gr. de cemento con diversas cantidades de agua disponible para hidratación habiéndose asumido los siguientes parámetros típicos: Gc = Gravedad específica del cemento = 3.15 Ga = Gravedad específica del agua = 1.00 Po = Porosidad de la pasta hidratada = 0.28 Se puede apreciar que para valores muy bajos de la relación Agua/cemento la hidratación se detiene por falta de agua para hidratar totalmente la cantidad de cemento disponible, quedando cemento sin hidratar totalmente la cantidad de cemento disponible, quedando cemento sin hidratar y vacíos capilares que tienen capacidad de permitir ingreso de agua adicional y espacio para que se desarrollen mas sólidos de hidratación. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE LA TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Sin embargo, si proveemos agua extra (por ejemplo con curado) sólo se hidratará la cantidad de cemento que disponga de espacio para desarrollar sus productos de hidratación, luego, existen relaciones Agua/cemento para las cuales por mas agua extra que proveamos, no se producirá la hidratación total del cemento. Vemos también que para condiciones normales cono las asumidas, en que la pasta dispone únicamente del agua de mezcla inicial, se necesita una relación Agua/cemento mínima del orden de 0.42, y si se provee agua de hidratación extra, la relación mínima es del orden de 0.38. Con los valores de Tabla 3.2 se han elaborado las Fig. 3.3, 3.4 y 3.5 donde se gráfica a título explicativo el % de hidratación y el % de cemento no hidratado en función de la relación Agua/cemento, así como los vacíos capilares obtenidos. TABLA 3.2 VARIACIÓN DE LOS COMPONENTES DE LA ESTRUCTURA DE LA PASTA DE CEMENTO EN FUNCIÓN DEL AGUA DISPONIBLE PARA LA HIDRATACIÓN CEMENTO DISPONIBLE

PESO (Gr)

VOL (Cm3)

AGUA DIS PO NI BLE VOL (Cm3)

100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0

31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7 31.7

20.0 22.0 24.0 26.0 28.0 30.0 32.0 34.0 36.0 38.0 40.0 42.0 44.0 46.0 48.0 50.0

RELA CIÓN A/C EN PESO

0.20 0.22 0.24 0.28 0.28 0.30 0.32 0.34 0.36 0.38 0.40 0.42 0.44 0.46 0.48 0.50

CEMENTO A HIDRATARSE

PESO (Gr)

VOL (Cm3)

VOL HIDR AT (Cm3)

47.6 52.3 57.1 61.8 66.6 71.3 76.1 80.9 85.6 90.4 95.1 99.9 100.0 100.0 100.0 100.0

15.1 16.6 18.1 19.6 21.1 22.6 24.2 25.7 27.2 28.7 30.2 31.7 33.2 34.7 36.2 37.7

23.3 25.6 28.0 30.3 32.6 35.0 37.3 39.6 41.9 44.3 46.6 48.9 49.0 48.0 49.0 49.0

% DE HI DRA TA CION

AGUA DE GEL

CEMENTO SIN HIDRATARSE

CAPI LAR VACI OS

CEMENTO EXTRA POSIBLE DE HIDRATARSE

CEMENTO QUE NO PODRA HIDRAT

VOL (Cm3)

PESO (Gr)

VOL (Cm3)

VOL (Cm3)

PESO (Gr)

VOL (Cm3)

VOL HIDR AT (Cm3)

PESO (Gr)

VOL (Cm3)

% MAX DE HI DRA TA CIÓN

47.6 52.3 57.1 61.8 66.6 71.3 76.1 80.8 85.6 90.4 95.1 99.9 100.0 100.0 100.0 100.0

9.1 10.0 10.9 11.8 12.7 13.8 14.5 15.4 16.3 17.2 18.1 19.0 19.9 20.8 21.7 22.7

52.4 47.7 42.9 38.2 33.4 28.7 23.9 19.2 14.4 9.6 4.6 0.1 0.0 0.0 0.0 0.0

16.6 15.1 13.6 12.1 10.6 9.1 7.6 6.1. 4.6 3.1 1.5 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

2.7 3.0 3.3 3.6 3.8 4.1 4.4 4.6 4.9 5.2 5.5 5.7 6.8 7.9 9.0 10.1

5.6 6.1 6.7 7.3 7.8 8.4 8.9 9.5 10.0 9.6 4.9 0.1 0.0 0.0 0.0 0.0

1.8 1.9 2.1 2.3 2.5 2.7 2.8 3.0 3.2 3.1 1.5 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

2.7 3.0 3.3 3.6 3.8 4.1 4.4 4.6 4.9 4.7 2.4 0.1 0.0 0.0 0.0 0.0

46.9 41.5 36.2 30.9 25.6 20.3 15.0 9.7 4.3 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

14.9 13.2 11.5 9.8 8.1 6.4 4.8 3.1 1.4 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

53.1 58.5 63.8 69.1 74.4 79.7 85.0 90.3 95.7 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0

Hay que tener presente, que pese a que para relaciones Agua/Cemento inferiores a las que producen el 100% de hidratación, aún queda cemento sin hidratar, la estructura es mas compacta con menor cantidad de vacíos, por lo que se obtienen en la práctica características resistentes mas altas pese a no contarse con toda la pasta hidratada; sin embargo para lograr la hidratación máxima que es posible alcanzar con elaciones Agua/Cemento muy bajas, se necesitan condiciones de mezclado especiales que ameritan incremento de presión y energía en la compactación ya que de otro modo no se logra hidratar lo previsto. En la práctica, con las condiciones de mezclado normales se consigue llegar a relaciones Agua/Cemento mínimas en la pasta del orden de 0.25 a 0.30 dependiendo del tipo de cemento y las condiciones de temperatura, humedad, presión y técnica de mezclado. Bajo condiciones especiales, se han llegado a obtener pastas en laboratorio con relaciones Agua/cemento tan bajas como 0.08 (Ref. 3.6).

3.6. TIPOS DE CEMENTO Y SUS APLICACIONES PRINCIPALES Los Tipos de cemento Pórtland que podemos calificar de standard, ya que su fabricación está normada por requisitos específicos son (Ref. 3.5):





159



Tipo I. De uso general, donde no se requieren propiedades especiales. Tipo II. De moderada resistencia a los sulfatos y moderado calor de hidratación. Para emplearse en estructuras con ambientes agresivos y/o en vaciados masivos Tipo III. Desarrollo rápido de resistencia con elevado calor de hidratación. Para uso en clima frío o en los casos en que se necesita adelantar la puesta en servicio de las estructuras. Tipo IV. De bajo calor de hidratación. Para concreto masivo. Topo V. Alta resistencia a los sulfatos. Para ambientes muy agresivos. Cuando a los tres primeros tipos de cemento se les adiciona el sufijo A (pe Tipo IA) significa que son cementos a los que se les ha añadido incorporadores de aire en su composición, manteniendo las propiedades originales. Es interesante destacar los cementos denominados “mezclados ó adicionados” (Ref. 3.7) de dado que algunos de ellos se usan en nuestro medio: Tipo IS. Cemento al que se ha añadido entre un 25% a 70% de escoria de altos hornos referido al peso total. Tipo ISM. Cemento al que se ha añadido menos de 25% de escoria de altos hornos referido al peso total. Tipo IP. Cemento al que se le ha añadido menos de 25% de escoria de altos hornos referido al peso total. Tipo IPM. Cemento al que se le ha añadido puzolana en un porcentaje hasta del 15% del peso total.


160



Todos estos cementos tienen variantes en que se les añade aire incorporado (sufijo A), se induce resistencia moderada a los sulfatos (sufijo M), ó se modera el calor de hidratación (sufijo H). Las puzolanas son materiales inertes silíceos y/o aluminosos, que individualmente tienen propiedades aglomerantes casi nulas, pero que finamente molidas y al reaccionar químicamente con hidróxidos de Calcio y agua adquieren propiedades aglomerantes. Las puzolanas se obtienen por lo general de arcillas calcinas, tierras diatomáceas, tufos y cenizas volcánicas, y de residuos industriales como cenizas volátiles, ladrillo pulverizado, etc. La particularidad del reemplazar parte del cemento por estos materiales, estriba en cambiar algunas de sus propiedades, como son el aumentar los tiempos de duración de los estados mencionados anteriormente, retrasar y/o disminuir el desarrollo de resistencia en el tiempo, incrementar la permeabilidad, mayor capacidad para retener agua, mayor cohesividad, incremento de los requerimientos de agua para formar la pasta, menor calor de hidratación y mejor comportamiento frente a la agresividad química. Hay que tener muy presente que la variación de estas propiedades no siempre será conveniente dependiendo del caso particular, por lo que no se puede tomar a los cementos puzolánicos o la inclusión de puzolana como una panacea, ya que son muy sensibles a las variaciones de temperatura los procesos constructivos y las condiciones de curado. Para fines de diseño de mezclas hay que tener en cuenta que los cementos estándar tienen un peso específico del orden de 3,150 kg/m3 y los cementos puzolánicos son mas livianos con peso específicos entre 2,850 y 3,000 kg/m3. En las Fig. 3.6. y 3.7 se pueden apreciar comportamiento típicos de los cementos básicos, relativos al desarrollo de resistencia en el tiempo y calor de hidratación (Ref. 3.8).


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162

En la Tabla 3.3 y 3.4 (Ref. 3.5) se pueden apreciar los requisitos físicos y químicos de fabricación establecidos por las normas ASTM C – 150 para los cementos standard nombrados, y en las Tablas 3.5 y 3.6 se consignan estadísticas de variación de los componentes de las diversos tipos de cemento normales en U.S.A. e Inglaterra, donde se concluye pues en que la elasticidad en las normas de fabricación admite variaciones que si bien no deben influir en las resistencia finales exigidas, si pueden ocasionar comportamientos variables en el tiempo. TABLA 3.3 REQUISITOS FISICOS ESTÁNDAR ASTM C – 150 PARA CEMENTOS DESCRIPCIÓN Contenido de aire en % (max. Min) Fineza con turbiámetro en m2/kg min. Fineza por permeabilidad de aire en m2/kg min. Expansión en autociave Resistencia en compresión en Mpa A1 día A3 días A7 días A28 días Fraguado inicial (Gillmore) mínimo en min. Fraguado final (Gillmore) máximo en min. Fraguado inicial (Vicat) mínimo en minutos Fraguado final (Vicat) máximo en minutos Fraguado falso (penetración final) % mínimo Calor de hidratación máx. a 7 días en cal/g Calor de hidratación máx. a 28 días en cal/g Resistente en compresión min. A 28 días en Mpa Expansión con sulfatos a 14 días % máximo

TIPO I

TIPO IA

TIPO II

TIPO IIA

TIPO III

TIPO IIIA

(12 N/A)

TIPO IV

TIPO V

(22,16)

(12, N/A)

(22,16)

(12 N/A)

(22,16)

(12, N/A)

(12, N/A)

180

180

180

280

280

280

180

180

180

280

280

280

0.80

0.80

0.80

0.80

0.80

1.80

12.40 19.30

10.00 15.50

10.30 17.20

8.30 13.80

0.80

0.80

12.40 24.10

10.00 18.30

8.80

6.30 15.20 20.70

80

80

80

80

80

80

80

80

800

800

800

800

800

800

800

800

45

45

45

45

45

45

45

45

375

375

375

375

50

50

50

50

375 375 375 375 REQUISITOS FISICOS OPCIONALES 50

27.80

50

22.10

50

50

70

70

80

58

58

70

27.80

22.10


0.04

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TABLA 3.4 REQUISITOS QUÍMICOS STANDARS DE ASTM C – 150 PARA CEMENTOS TIPO I TIPO TIPO II TIPO IIA TIPO III TIPO IIIA IA SIO2, % mínimo 20.00 20.00 AL2O3, % máximo 6.00 6.00 Fe2O3, % máximo 6.00 6.00 MgO, % máximo 6.00 6.00 6.00 6.00 6.00 6.00 SO3, % máximo 3.00 3.00 3.00 3.00 3.50 3.50 Cuando C3A es  0 = 3% 3.50 3.50 N/A N/A 4.50 4.50 Cuando C3A es  8% Perd. Por Ignición, % máximo 3.00 3.00 3.00 3.00 3.00 3.00 R insoluble, % máximo 0.75 0.75 0.75 0.75 0.75 0.75 C3S, % máximo C2S, % máximo C3A, % máximo 8.00 8.00 15.00 15.00 [C4AF + 2(C3A)] ¿ [C4AF + C2F] REQUISITOS QUÍMICOS OPCIONALES C3A, % máximo, para mediana 8.00 8.00 resistencia a sulfatos C3A, % máximo, para alta 5.00 8.00 resistencia a sulfatos (C3S + C3A), % máximo 58.00 58.00 Álcalis, (Na2O + 0.658K2O),% max. 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 0.60 DESCRIPCIÓN

TIPO IV 6.50 6.00

TIPO V

2.30 N/A 2.50 0.75 35.00 40.00 7.00 -

2.30 N/A 3.00 0.75 5.00 25.00

-

-

-

-

0.60

0.60

6.00

TABLA 3.5 VARIACIÓN EN COMPOSICIÓN DE ALGUNOS CEMENTOS PÓRTLAND NORTEAMERICANOS ASTM CaO MgO Al2 Fa2 SIO2 TIO2 Na2 K2O SO3 CaO C4 C3 A C3 S C2 S Tipo O Libre AF I 63.8 3.7 5.6 2.4 20.7 0.23 0.21 0.51 1.6 0.4 7 11 55 18 63.1 2.5 4.7 3.0 22.1 0.21 0.06 1.30 1.7 0.2 9 7 47 28 65.8 1.1 4.7 2.1 22.2 0.30 0.04 0.19 1.6 1.6 8 9 54 23 62.8 1.7 8.7 2.5 21.1 0.39 0.95 0.51 1.8 2.0 8 14 33 35 II 61.4 3.1 4.8 4.8 20.8 0.21 0.08 1.30 1.8 0.8 15 5 44 26 64.9 1.9 4.0 2.1 24.0 0.23 0.23 0.55 1.7 1.5 6 7 41 38 III 85.8 1.4 5.2 2.5 20.0 0.27 0.21 0.44 2.3 1.8 8 10 63 10 63.3 4.3 5.1 2.0 20.3 0.21 0.19 0.28 2.5 1.9 8 10 51 19 IV 59.8 3.0 4.8 5.0 22.9 0.23 0.08 1.19 1.3 0.4 15 4 25 47 83.8 1.1 3.7 3.1 25.2 0.19 0.33 0.01 1.9 0.4 9 5 31 49 V 84.3 1.7 3.1 3.3 24.4 0.19 0.08 0.22 1.4 0.5 10 3 45 38 84.2 2.5 1.9 1.3 26.1 0.12 0.10 0.15 2.0 1.8 4 3 35 48 83.3 1.2 3.3 4.7 23.1 0.08 0.37 1.7 14 1 49 30 TABLA 3.6

Ordinario

VARIACIÓN EN COMPOSICIÓN DE ALGUNOS CEMENTOS PÓRTLAND BRITANICOS CaO Mg Al2 O3 Fe2 O SIO2 TI82 Na2 O K2 O SO3 CaO C4AF C3A O Libre 65.6 0.70 4.31 2.55 23.73 0.24 0.31 0.66 1.00 1.0 8 7 65.5 1.23 5.90 1.59 22.76 0.33 0.43 0.50 1.60 1.4 5 13 64.4 0.89 5.36 3.27 21.19 0.34 0.36 0.58 2.53 1.9 10 9 64.6 0.56 7.64 3.30 19.09 0.34 0.25 0.57 2.19 0.6 10 15 54.5 0.97 6.85 2.30 20.54 0.35 0.16 0.76 1.54 2 7 14 63.1 0.82 6.28 3.59 20.56 0.37 0.27 0.58 2.59 1.7 11 11

C3S

C2S

47 41 45 53 48 39

32 34 27 15 22 30

Endurecimiento Rápido

64.5 65.4 63.0 64.3

1.28 0.51 1.46 1.27

5.19 5.00 6.07 4.74

2.91 4.31 2.67 2.15

20.66 20.04 20.21 22.37

0.30 0.42 0.33 0.36

0.08 0.48 0.12 0.18

0.70 0.78 0.94 0.53

2.66 1.47 2.10 1.82

2.0 1.4 1.5 2.3

9 13 8 7

9 6 12 9

50 64 46 42

21 9 23 32

Resistente a los Sulfatos

63.8 64.5

0.92 0.89

4.07 3.13

4.65 5.23

21.09 22.14

0.28 0.21

0.13 0.18

0.67 0.45

2.56 2.06

2.9 1.5

14 16

3 0

58 54

17 22

Bajo calor de Hidratación

61.8 62.0

1.69 1.59

4.60 4.54

2.07 2.06

25.08 25.80

0.25 0.23

0.19 0.20

0.77 0.65

2.57 1.87

0.7 0.9

6 6

9 9

17 15

59 63

3.7. LO61.8S CEMENTOS PERUANOS Y SUS CARACTERÍSTICAS En la actualidad se fabrican en el Perú los cementos Tipo I, Tipo II, Tipo V, Tipo IP y Tipo IPM. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE LA TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

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164

En la tabla 3.7 se pueden observar las características físicas y químicas de los cementos de fabricación nacional suministradas por los fabricantes, con excepción del Cemento Rumi, cuyo productor no accedió a proporcionarlas, pese a nuestra insistencia, por lo que se consigna un análisis efectuado a solicitud del autor en la Universidad Católica del Perú con ocasión del empleo de este material durante la construcción del Aeropuerto de Juliaca, en el cual se obtienen resultados bastante irregulares para un Cemento Tipo I, que no obstante deben tomarse con reserva pues sólo representa una muestra. TABLA 3.7 a CARACTERÍSTICAS QUÍMICAS DE LOS CEMENTOS PERUANOS SOL ATLAS ANDINO ANDINO ANDINO YURA YURA YURA PACAS- PACAS- RUMI TIPO I TIPO I TIPO IP TIPO II TIPO V TIPO I TIPO TIPO MAYO MAYO TIPO I ELEMENTO (*) (*) (*) (*) (*) (*) IP IPM TIPO I TIPO V (**) (*) (*) (*) (*) CaO 63.20 53.65 64.18 63.83 64.60 65.90 46.30 53.80 63.02 62.92 44.19 SIO2 19.79 26.28 21.36 22.58 22.51 22.66 43.51 33.34 19.50 20.50 21.67 Al2O3 6.15 6.44 4.81 4.21 3.04 4.15 3.36 4.80 6.20 4.07 1.56 Fe2O3 2.82 4.84 3.23 3.11 4.28 2.41 1.98 2.04 3.30 5.14 5.01 K2O 0.96 1.07 0.65 0.54 0.56 0.70 0.68 0.72 Na2O 0.28 0.37 0.15 0.12 0.13 0.26 0.22 1.69 SO3 2.58 2.84 2.41 2.38 2.36 1.66 1.42 2.04 2.50 1.83 1.09 MgO 3.16 2.76 0.96 0.97 0.92 1.24 1.30 1.37 2.13 2.10 1.06 Cal Libre 0.52 0.29 0.59 0.40 0.55 1.20 1.10 P. Ignición 0.80 1.63 1.24 1.46 1.08 0.96 1.60 1.87 2.30 1.93 2.85 R. Insoluble 0.62 10.21 0.42 0.59 0.57 0.48 26.70 15.69 0.50 0.68 2.99 C3S C2S C3A C4AF

54.18 15.87 11.53 8.57

51.33 23.95 7.28 9.82

48.73 27.98 5.89 9.45

58.64 20.30 0.81 13.01

(*) Información proporcionada por el Fabricante

60.00 19.70 6.92 7.33

54.85 14.52 10.85 10.03

60.44 13.18 2.09 15.63

(9.21) 69.08 (4.34) 15.25

(**) Análisis particular

TABLA 3.7 b ELEMENTO

CARACTERÍSTICAS QUÍMICAS DE LOS CEMENTOS PERUANOS SOL ATLAS ANDINO ANDINO ANDINO YURA YURA YURA TIPO I TIPO IP TIPO I TIPO II TIPO V TIPO TIPO TIPO (*) (*) (*) (*) (*) I IP IPM (*) (*) (*)

P. Específico Fineza Malla 100 Fineza Malla 200 S. Especif. Blaine

3.11 0.04 4.14 3.477

3.03 0.03 0.38 4.472

3.11 0.34 5.66 3.300

3.11 0.10 4.71 3.400

3.18 0.20 2.58 3.400

Contenido Aire Exp. Autociave Fraguado Inic. Vicat Fraguado Fin. Vicat. Fć a 3 días Fć a 7 días Fć a 28 días

9.99 0.18 1:49 3:29 254 301 357

9.82 0.15 1:59 3:41 235 289 349

6.50 0.02 2:50 3:45 204 289 392

5.35 0.01 3:15 4:30 160 205 320

5.22 (0.01) 2:15 3:45 184 243 362

Calor Hidrat. 7 días Calor Hidrat 28 días

70.60 84.30

60.50 78.40

64.93

63:89

59.02

(*) Información proporcionada por el Fabricante

PACASMAYO TIPO I (*)

PACASMAYO TIPO V (*)

3.11

2.86

2.95

3.59 7

4.08 6

3848

3.400

3.300

0.20 2:00 4:00 242 335 388

0.11 2:00 4:10 140 222 316

0.26 2:10 4:10 240 299 367

10.50 0.22 2:29 5:10 168 210 273

10.10 0.14 2:40 5:20 154 196 258

RUMI TIPO I (**)

(**) Análisis particular

En las Fig. 3.8 a 3.13, se han graficado las Resistencias vs Tiempo para los diferentes cemento peruanos en base a la información suministrada entre Enero y Abril de 1,993.





165




166



Es interesante anotar que en general los cementos nacionales siguen los comportamientos típicos a largo plazo que es factible esperar de cementos similares fabricados en el extranjero, sin embargo la experiencia en el uso de ellos y la variabilidad que se puede apreciar en los análisis y gráficos mostrados nos permite afirmar que las propiedades a corto plazo no siempre mantienen parámetros constantes, por lo que nunca debe confiarse a priori en ellas sin efectuar pruebas de control para el caso de obras de cierta importancia. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE LA TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

167



Por otro lado, los fabricantes locales tienen mucha experiencia en la elaboración de cemento, pero ninguno la tiene en la aplicación práctica de este material en la producción de concreto dado que muy rara vez recopilan estos datos, o hacen investigación en concreto, por lo que es muy poca la información que pueden aportar en ese sentido y además, hay usualmente reticencia para suministrar resultados de sus controles de calidad en forma rutinaria. Sin embargo debemos agradecer la colaboración prestada por los productores que accedieron a suministrar e incluir en el presente libro los datos proporcionados. No existe información periódica publicada por los fabricantes sobre aspectos básicos como la variación del desarrollo de la resistencia en el tiempo, variación de la hidratación en función de las condiciones ambientales, características de las puzolanas que emplean en los cementos mezclados estadísticas de los controles interlaboratorios que realizan, etc., información que sería sumamente útil para los usuarios é investigadores, evitando muchas situaciones en que se espera un comportamiento por extrapolación con información foránea o local incompleta y se obtiene otro por falta de datos confiables. Como comentario adicional habría que decir que la introducción de los cementos Puzolánicos y Puzolánicos modificados en nuestro medio ha traído beneficios desde el punto de vista que tienen ventajas referidas a durabilidad, además de ser ventajosos para el fabricante pues al reemplazar cemento por puzolana abarata sus costos y los precios de venta experimentan alguna reducción, pero estas ventajas no son del todo aprovechadas por cuanto no ha habido suficiente investigación, difusión y labor didáctica en cuanto a las consideraciones para su dosificación, lo que trae como consecuencia deficiencias en su utilización por parte del usuario. Normalmente se supone que los diseños con estos cementos requieren igual cantidad de agua que los normales, lo cual en la práctica no es cierto, pues alguno de ellos necesitan hasta 10% mas de agua y tienen consistencia cohesiva que amerita mayor energía en la compactación con lo que a la larga la supuesta economía no es tanta. En l Apéndice, se incluyen copias de los datos originales suministrados por los fabricantes en 1,993 y 1996, que incluyen información adicional a la consignada en las tablas y que pueden ser de utilidad para quien esté interesado en profundizar sobre estos aspectos.

3.8. CONDICIONES DE CONTROL Y ALMACENAJE EN OBRA Y SUS

CONSECUENCIAS. Lo ya mencionado en relación a los cementos nacionales nos hace reflexionar en la necesidad de tratar en lo posible de hacer en obra un seguimiento estadístico del tiempo y condiciones de almacenaje, así como de la calidad del cemento que se emplea. Una buena práctica la constituye el ejecutar análisis químicos en un laboratorio confiable cada 500 toneladas de cemento para el caso de obras grandes, y solicitar regularmente a los fabricantes certificados con resultados de su control de calidad. En ningún caso de muestra que se obtenga debe ser menor de 5 kg. En cuanto a las condiciones de almacenaje, es recomendable limpiar con frecuencia los silos metálicos de depósito sobre todo en climas de humedad relativa alta, pues se produce hidratación parcial del cemento adherido a las paredes, y que con el uso del silo ocasiona que se desprendan trozos endurecidos y se mezclen con el cemento fresco causado problemas en la uniformidad de la producción del concreto. En el caso de cemento en bolsas el concepto es similar en cuanto a protegerlas de la humedad, bien sea aislándolas del suelo o protegiéndolas en ambientes cerrados. Una manera práctica de evaluar si ha habido hidratación parcial del cemento almacenado, consiste en tamizar una muestra de malla N° 100, según la Norma ASTM C-184, pesando el retenido, el cual referido al peso total, nos da un orden de magnitud de la porción hidratada. El porcentaje retenido sin haber hidratación oscila usualmente entre 0 y 0.5%.


168



Si recordamos los conceptos referidos al mecanismo de hidratación podemos estimar que si usamos cemento parcialmente hidratado, estaremos sustituyendo en la práctica una parte del agregado por cemento endurecido con características resistentes inciertas y definitivamente inferiores a la de la arena y la piedra, que causará zonas de estructura débil, cuya trascendencia será mayor cuanto mayor sea la proporción de estas partículas. Se puede estimar que el empleo de cemento hidratado en un 30% referido al peso total, con gránulos no mayores de ¼” trae como consecuencia una reducción en la resistencia a 28 días del orden del 25%, dependiendo del cemento en particular. Es obvio que porcentajes hidratados mayores, con partículas de tamaño superior a ¼” ocasionarán perjuicios mas negativos en la resistencia y durabilidad. Finalmente hay que aclarar que en cuanto al almacenaje, el criterio correcto para evaluar la calidad del cemento no es el tiempo que ha estado almacenado sino las condiciones de hidratación del cemento al cabo de ese período, por lo que lo aconsejable es tomar las previsiones para evitar o retrasar la hidratación desde un inicio, en vez de dejar pasar el tiempo sin ninguna precaución y entrar luego en las complicaciones de evaluar si estará apto o no para usarse.


169




TOMO III LIMA, SEPTIEMBRE DEL 2,002

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001



























PRESENTACIÓN – TOMO III REFERENCIA: SENCiCO – GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL – PROY D 36 – 2,001

SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001




EQUIPO DE TRABAJO

  





ELABORACIÓN

: Ingº.



DIAGRAMACIÓN FINAL






PRESENTACIÓN




SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001




01 al 07

A 02


08 al 13

A 03


14 al 21

A 04


22 al 27

A 05


28 al 34

A 06


35 al 40



01 al 30

B 02


31 al 37

B 03


38 al 47

B 04


48 al 52


01 al 10


11 al 23


01 al 23


24 al 29


30 al 38


39 al 53


54 al 89


90 al 102


103 al 111


112 al 117


118 al 129


130 al 136


137 al 144


145 al 185


186 al 193


194 al 198


199 al 283


284 al 305

E CONCRETO E 01


01 al 13

E 02


14 al 23

E 03


24 al 42

E 04


43 al 62

E 05


63 al 65

E 06


66 al 68

E 07


69 al 72

E 08


73 al 75

E 09


76 al 78

E 10


79 al 82

E 11


83 al 86


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


E 12


87 al 88

E 13


89 al 90

E 14


91 al 92

E 15


93 al 94

E 16


95

E 17


96 al 98

E 18


99 al 101

E 19


102 al 104

E 20


105 al 106

E 21


107 al 111

E 22


112 al 114

E 23


115 al 117

E 24


118 al 120

E 25


121 al 122

E 26


123 al 124

E 27


125 al 126

E 28


127 al 129

E 29


130

E 30


131 al 148

E 31


149 al 150 151 al 169

E 32

TOMO III E 33


170 al 173

E 34


174 al 194

E 35


195 al 201

E 36


202 al 207

E 37


208 al 220

E 38


221 al 224

E 39


225 al 233

E 40


234 al 236

F ENCOFRADOS F 01


01 al 9

F 02


10 al 17

F 03


18 al 88

F 04


89 al 119

F 05


120 al 143

F 06


144 al 157

F 07


158 al 174

F 08


175 al 189

F 09


190 al 204

TOMO IV F 10


205 al 228

F 11


229 al 242

F 12


243 al 259

F 13


259 al 277

F 14


278 al 301

F 15


302 al 313

F 16


314 al 400

F 17


401 al 411


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001



01 al 02


03 al 30


31 al 47


48 al 57


1 al 7


8 al 23


24 al 34


35 al 43



01 al 04

I 02


05 al 11

I 03


12 al 17

I 04


18 al 34

I 05


35 al 39

I 06


40 al 46

I 07


47 al 49

I 08


50 al 70

I 09


71 al 87

I 10


88 al 107

I 11


108 al 138


139 al 153


154 al 173


174 al 189


190 al 201


202 al 216

I 14


217 al 229

I 15


230 al 235

TOMO VI I 16


236 al 244

I 17


245 al 250

I 18


251 al 263

I 19


264 al 274

J ESCALERAS J 01


01 al 13


01 al 47


48 al 64



01 al 13

L 02


14 al 22

L 03


23 al 38

L 04


39 al 58


59 al 91


92 al 128


SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001 L 06



129 al 130


01 AL 23


24 AL 55


56 al 77


78 al 96


97 al 110


111 al 125


126 al 148


149 al 168


169 al 173


174 al 178


179 al 187


188 al 192


193 al 204


205 al 224


225 al 239


240 al 244


245 al 253


01 AL 09


10 AL 17


18 AL 49


50 AL 57


SENCICO


NOVIEMBRE 2001

EL AGUA EN EL CONCRETO

4.0. INTRODUCCIÓN Ya hemos visto que el agua es el elemento indispensable para la hidratación del cemento y el desarrollo de sus propiedades, por lo tanto este componente debe cumplir ciertos requisitos para llevar a cabo su función en la combinación química, sin ocasionar problemas colaterales si tiene ciertas sustancias que pueden dañar al concreto. Complementariamente, al evaluar el mecanismo de hidratación del cemento vimos como añadiendo agua adicional mediante el curado se produce hidratación adicional del cemento, luego esta agua debe cumplir también algunas condiciones para poderse emplear en el concreto. En este capítulo abordaremos ambos aspectos, sin tocar campos especiales como son los efectos de variaciones en la presión de poros, así como las situaciones de temperaturas extremas en el concreto que ocasionan comportamientos singulares del agua (Ref. 4.1).

4.1. EL AGUA DE MEZCLA El agua de mezcla en el concreto tiene tres funciones principales: I. Reaccionar con el cemento para hidratarlo , II. Actuar como lubricante para contribuir a la trabajabilidad del conjunto III. Procurar la estructura de vacíos necesaria en la pasta para que los productos de hidratación tengan espacio para desarrollarse. Por lo tanto, la cantidad de agua que interviene en la mezcla de concreto es normalmente por razones de trabajabilidad, mayor a la necesaria para la hidratación del cemento. El problema principal del agua de mezcla reside en las impurezas y la cantidad de éstas, que ocasionan reacciones químicas que alteran el comportamiento normal de la pasta de cemento. Una regla empírica en que sirve para estimar si determinada agua sirve o no para emplearse en la producción de concreto, consiste en establecer su habilidad para el consumo humano, ya que lo que no daña al hombre no daña al concreto. En este sentido, es interesante distinguir el agua potable en términos de los requerimientos nominales establecidos por los organismos que regulan su producción y uso, y el agua apta para consumo humano, ya que los requerimientos aludidos normalmente son mucho mas exigentes de lo necesario. Como dato interesante, es una evidencia que en el Perú muy pocas “aguas potables” cumplen con las limitaciones nominales indicadas, sobre todo en lo que se refiere al contenido de sulfatos y carbonatos, sin embargo sirven para el consumo humano y consecuentemente para el concreto, por lo que no debe cometerse el error de establecer especificaciones para agua que luego no se pueden satisfacer en la práctica. No existe un patrón definitivo en cuanto a las limitaciones en composición química que debe tener el agua de mezcla, ya que incluso aguas no aptas para el consumo humano sirven para preparar concreto y por otro lado depende mucho del tipo de cemento y las impurezas de los demás ingredientes. Los efectos más perniciosos que pueden esperarse de aguas de mezcla con impurezas son: retardo en el endurecimiento, reducción de la resistencia, manchas en el concreto endurecido, eflorescencias, contribución a la corrosión del acero, cambios volumétricos etc. Curiosamente, ni el ACI ni el ASTM establecen requisitos para el agua de mezcla para concreto (Ref. 4.1), sin embargo, en una iniciativa realmente importante, la norma Nacional ITINTEC 339.088 sí establece requisitos para agua de mezcla y curado y que se detallan en la Tabla 4.1 (Ref. 4.2):

TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICO DE TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

170

SENCICO


NOVIEMBRE 2001

TABLA 4.1 LIMITES PERMISIBLES PARA AGUA DE MEZCLA Y DE CURADO SEGÚN LA NORMA ITINTEC 339,088 (Ref. 4.2) Sólidos en suspensión Materia orgánica Alcalinidad (NaHCO3) Sulfato (Ión SO4) Cloruros (Ión CI) pH

(p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.)

5000 3 1000 600 1000 5a8

Max. Max. Max. Max. Max.

Los valores establecidos en la Norma aludida son algo conservadores, pero nuestra experiencia indica que son relativamente fáciles de cumplir en la mayoría de los casos. En las Tabla 4.2 se consignan algunos análisis de agua empleada en la preparación de concreto en proyectos ejecutados en diferentes regiones de nuestro país, donde se pueden apreciar las variaciones factibles de esperarse en cuanto a la composición. TABLA 4.2 ANALISIS QUÍMICOS DE AGUA DE VARIAS FUENTES EN EL PERU

Sólidos en suspensión Materia Orgánica Alcalinidad (NaHCO3) Sulfato (Ión SO4) Cloruros (Ión CI) pH

(p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.) (p.p.m.)

SAN JUAN DE MIRAFLORES LIMA CRED.PUBLICA

PLANTA LA ATARJEA LIMA

260

500

20 156 197 7.8

25 133 45 7.9

SUB-SUELO ZONA AEROPUERTO JULIACA PUNO

AGUA DE RIEGO PROYECTO MAJES AREQUIPA

REQUISITO ITINTEC 339,088

28 27 186 150 141 7.5

5000 3 1000 600 1000 5a8

12 34 33 7.9

En la Tabla 4.3 (Ref. 4.3) se pueden observar análisis típicos de agua para uso doméstico en ciudades sobre 20,000 habitantes en USA y Canadá, y un análisis típico de agua de mar, donde se puede apreciar también la gran variabilidad en composición. Como comentario anecdótico es interesante anotar que en general esta agua tienen contenidos de sulfatos bastante mas bajos que las aguas potables en nuestro medio, no siendo esto significativo para el caso del concreto , pero es la fuente de los problemas estomacales que normalmente aquejan a los visitantes foráneos acostumbrados a niveles menores. TABLA 4.3 ANALISIS TIPICOS DE AGUA DOMESTICA Y AGUA DE MAR EN USA Y CANADA EN P.P.M (Ref. 4.3.) ELEMENTO

1

2

3

4

5

6

Sílice (SIO2) Hierro (Fe) Calcio (Ca) Magnesio (Mg) Sodio (Na) Potasio (K) Bicarbonato (HCO3) Sulfatos (SO4) Cloruros (Cl) Nitratos (NO3) Sólidos disueltos totales

2.4 0.1 0.8 1.4 1.7 0.7 14.0 9.7 2.0 0.5 31.0

0.0 0.0 15.3 5.5 16.1 0.0 35.8 59.9 3.0 0.0 250.0

6.5 0.0 29.5 7.6 2.3 1.6 122.0 5.3 1.4 1.6 125.0

9.4 0.2 96.0 27.0 183.0 18.0 334.0 121.0 280.0 0.2 983.0

22.0 0.1 3.0 2.4 215.0 9.8 549.0 11.0 22.0 0.5 564.0

3.0 0.0 1.3 0.3 1.4 0.2 4.1 2.6 1.0 0.0 19.0

AGUA DE MAR

50-480 260-1410 219012,200 70-550 580-2810 396020.000 35.000

Existe evidencia experimental que el empleo de aguas con contenidos individuales de cloruros, sulfatos y carbonatos sobre las 5,000 ppm ocasiona reducción de resistencias hasta del orden del 30% con relación a concretos con agua pura (Ref. 4.4).


171


BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA TABLA 4.4 LIMITACIONES EN LA COMPOSICIÓN DE AGUA DE LAVADO PARA SU EMPLEO EN AGUA DE MEZCLA

Cloruros (Ión Cl) a)En concreto pretensado o losas para 500 p.p.m. max. (b) puentes. b)Cualquier otro concreto armado en ambiente húmedo o con elementos embutidos de aluminio o metales diferentes o con insertos galvanizados. 1,000 p.p.m. max. (b) Sulfatos (Ión SO4) 3,000 p.p.m. max. Álcalis (NaO + 0.658 k2O) .000 p.p.m. max. Sólidos Totales 50,000 p.p.m. max. Notas: a)El agua de lavado supera los límites de cloruros y sulfatos si se demuestra que la concentración calculada en el agua de mezcla total, incluyendo el agua de mezcla en los agregados y otras fuentes, no excede los límites establecidos. b)Para proyectos en que se permite el empleo de cloruro de calcio como acelerante, los límites de cloruros pueden ser obviados por el propietario. Los carbonatos y bicarbonatos de Sodio y Potasio pueden acelerar o retardar el fraguado cuando la suma de sales disueltas tiene concentraciones sobre 1000 ppm, por lo que es recomendable en estos casos hacer pruebas de tiempo de fraguado. Hay evidencias que en estas condiciones pueden incrementarse las reacciones álcali-sílice en los agregados, que veremos en detalle en le capítulo siguiente. Los carbonatos de Calcio y Magnesio no son muy soluble en el agua y en concentraciones hasta de 400 ppm no tienen efectos perceptibles en el concreto. El Sulfato de Magnesio y el Cloruro de Magnesio en contenidos hasta de 25,000 ppm no han ocasionado efectos negativos en investigaciones llevadas a cabo en USA, pero sales de Zinc, Cobre y Plomo como las que pueden tener las aguas contaminadas con relaves mineros, en cantidades superiores a 500 ppm. Tienen efectos muy negativos tanto en el fraguado como en las resistencias. La materia orgánica pro encima d las 1,000 ppm reduce resistencia e incorpora aire. El criterio que establece la Norma ITINTEC 339.088 y el Comité ACI – 318 (Ref. 4.5) para evaluar la habilidad de determinada agua para emplearse en concreto, consiste en preparar cubos de mortero de acuerdo con la norma ASTM C-109 (Ref. 4.6) usando el agua dudosa y compararlos con cubos similares elaborados con agua potable. Si la resistencia en compresión a 7 y 28 días de los cubos con el agua en prueba no es menor del 90% de la de los cubos de control, se acepta el agua como apta para su uso en concreto. Un caso particular lo constituye el agua del mar, con la que normalmente se puede preparar el concreto no reforzado ya que con contenidos de sales disueltas hasta de 35,000 ppm. Los efectos que podrían esperarse serían aceleración del fraguado y probable reducción de resistencia alargo plazo, que puede compensarse reduciendo la relación Agua/Cemento (Ref. 4.3), sin embargo pueden producirse eflorescencias y manchas, por lo que es recomendable utilizarla sólo en concretos simples en que los efectos mencionados no tengan importancia. En el concreto armado, la alta cantidad de cloruros propicia la corrosión del acero de refuerzo, por lo que está proscrito su empleo en estos casos. La norma ASTM C-94 para Concreto Premezclado, (Ref. 4.7) establece la Tabla 4.4 donde fija los requisitos del agua de lavado de mixers ó mezcladoras, para reusarse como agua de mezcla de concreto, lo cual no es una práctica usual en nuestro medio, pero está permitido y podría ser útil en alguna ocasión. Finalmente, podemos concluir en que salvo casos especiales de aguas contaminadas en exceso (residuos industriales) o que los agregados o aditivos contribuyan a incrementar notablemente las sustancias nocivas, siempre es posible usar aguas con ciertas impurezas afrontando las consecuencias ya indicadas que en la mayoría de casos son manejables.


172



4.2. EL AGUA PARA CURADO En general, los mismos requisitos que se exigen para el agua de mezcla deben ser cumplidos por la aguas para curado, y por otro lado en las obras es usual emplear la misma fuente de suministro de agua tanto para la preparación como para el curado de concreto. No obstante lo mencionado, si revisamos lo ya evaluado con respecto al mecanismo de hidratación del cemento y la estructura de la pasta, podemos concluir, que el agua adicional que puede contribuir a hidratar el concreto proveniente del curado, representa una fracción solamente del agua total (alrededor de la quinta parte en volumen absoluto), por lo que las limitaciones para el caso del agua de curado pueden ser menos exigentes que en el caso del agua de mezcla, pudiendo aceptarse reducirlas a la mitad en la mayoría de los casos. Otro factor que incide en esta consideración es que el agua de curado permanece relativamente poco tiempo en contacto con el concreto, pues en la mayoría de especificaciones el tiempo máximo exigido para el curado con agua no supera los 14 días. Una precaución en relación al curado con agua en obra empleando el método usual de las “arroceras”, es decir creando estancamiento de agua colocando arena ó tierra en los bordes del elemento horizontal, consiste en que hay que asegurarse que estos materiales no tengan contaminaciones importantes de sales agresivas como cloruros o sulfatos, que entrarían en solución y podrían ocasionar efectos locales perjudiciales, si por falta de precaución o descuido permanecen en contacto con el concreto durante mucho tiempo. El agua de lavado de mixers o mezcladoras, puede emplearse normalmente sin problemas en el curado del concreto, siempre que no tengan muchos sólidos en suspensión, ya que en algunos casos se crean costras de cemento sobre las superficies curadas, sobre todo cuando el agua proviene del lavado de equipo donde se han preparado mezclas ricas en cemento y se ha empleado poco agua en esta labor.


173

SENCICO


NOVIEMBRE 2001

LOS AGREGADOS PARA CONCRETO 5.0. INTRODUCCIÓN Se definen los agregado como los elementos inertes del concreto que son aglomerados por la pasta de cemento para formar la estructura resistente. Ocupan alrededor de la ¾ partes del volumen total (Ver Fig. 2.1 en el Capítulo 2) luego la calidad de estos tienen una importancia primordial en el producto final. La denominación de inertes es relativa, porque si bien no intervienen directamente en las reacciones químicas entre el cemento y el agua, para producir el aglomerante o pasta de cemento, sus características afectan notablemente el producto resultante, siendo en algunos casos tan importantes como el cemento para el logro de ciertas propiedades particulares de resistencia, conductibilidad, durabilidad etc. Están constituidos usualmente por partículas minerales de arenisca, granito, basalto, cuarzo o combinaciones de ellos, y sus características físicas y químicas tienen influencia en prácticamente todas las propiedades del concreto. La distribución volumétrica de las partículas tiene gran trascendencia en el concreto pues para tener una estructura densa y eficiente así como una trabajabilidad adecuada. Está científicamente demostrado que debe haber un ensamble casi total entre las partículas, de manera que las mas pequeñas ocupen los espacios entre las mayores y el conjunto esté unido por la pasta de cemento.

5.1. CLASIFICACIÓN DE LOS AGREGADOS PARA CONCRETO Las clasificaciones que describiremos a continuación no son necesariamente las únicas ni las más completas, pro responden a la práctica usual en Tecnología del Concreto. a) Por su procedencia. Se clasifican en: a.1.) Agregados naturales. Son los formados por los procesos geológicos naturales que han ocurrido en el planeta durante miles de años, y que son extraídos, seleccionados y procesados para optimizar su empleo en la producción de concreto. a.2.) Agregados Artificiales. Provienen de un proceso de transformación de materiales naturales, que proveen productos secundarios que con un tratamiento adicional se habilitan para emplearse en la producción de concreto. Algunos agregados de este tipo los constituyen la escoria de altos hornos, la arcilla horneada, el concreto reciclado, la microsílice etc el potencial de uso de estos materiales es muy amplio, en la medida que se van investigando y desarrollando otros materiales y sus aplicaciones en concreto, por lo que a nivel mundial hay una tendencia muy marcada hacia progresar en este sentido. En nuestro país, existen zonas como por ejemplo en la Selva donde no se dispone de agregados normales para hacer concreto y la mayor parte de las veces se tiene que improvisar soluciones que no garantizan el material resultante, por los que es imprescindible el empezar a ahondar en las posibilidades de desarrollar materiales artificiales en aquellas regiones, estimulando en las Universidades la investigación orientada hacia la solución técnica y económica de estos problemas. b) Por su gradación. La gradación es la distribución volumétrica de las partículas que como ya hemos mencionado tiene suma importancia en el concreto. Se ha establecido convencionalmente la clasificación entre agregado grueso (piedra) y agregado fino (arena) en función de la partículas mayores y la menores de 4.75 mm (Malla Standard ASTM #4). Esta clasificación responde además a consideraciones de tipo práctico ya que las técnicas de procesamiento de los agregados (zarandeo, chancado) propenden a separarlos en esta forma con objeto de poder establecer un control mas preciso en su procesamiento y empleo. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

174

SENCICO NOVIEMBRE 2001 c)


Por su densidad. Entendiendo densidad como la Gravedad específica, es decir el peso entre el volumen de sólidos referido a la densidad del agua, se acostumbra clasificarlos en normales con Ge = 2.5 a 2.75, ligeros con Ge  2.5 y pesados con Ge  2.75. cada uno de ellos marca comportamientos diversos en relación al concreto, habiéndose establecido técnicas y métodos de diseño y uso para cada caso.

5.2. CARACTERÍSTICAS FÍSICAS

a)

b)

En general son primordiales en los agregados las características de densidad, resistencia, porosidad, y la distribución volumétrica de las partículas, que se acostumbra denominar granulometría o gradación. Asociadas a estas características se encuentran una serie de ensayos o pruebas Standard que miden estas propiedades para compararlas con valores de referencia establecidos o para emplearlas en el diseño de mezclas. Es importante para evaluar estos requerimientos el tener claros los conceptos relativos a las siguientes características físicas de los agregados y sus expresiones numéricas: Condiciones de Saturación En la Fig. 5.1 (Ref. 5.3) se han esquematizado las condiciones de saturación de una partícula ideal de agregado, partiendo de la condición seca hasta cuando tiene humedad superficial, pudiéndose asimilar visualmente los conceptos de saturación en sus diferentes etapas, que servirán durante el desarrollo del presente capítulo.

Peso específico (Specific Gravity) Es el cociente de dividir el peso de las partículas entre el volumen de las mismas sin considerar los vacíos entre ellas. Las Normas ASTM C –127 y C –128 (Ref. 5.4 y 5.5) establecen el procedimiento estandarizado para su determinación en laboratorio, distinguiéndose tres maneras de expresarlo en función de las condiciones de saturación. En la Fig. 5.2 se muestra gráficamente la distribución de volúmenes de sólidos, poros y vacíos para agregado secado al horno, estableciéndose la expresiones para la determinación en laboratorio y cálculo del peso específico. Hay que tomar en cuenta que las expresiones de la norma son adimensionales, luego hay que multiplicarlas por la densidad del agua en las unidades que se deseen para obtener el parámetro a usar en los cálculos. Su valor para agregados normales oscila entre 2,500 y 2,750 3 kg/m .

TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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SENCICO


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c)

d)

Peso unitario Es el cociente de dividir el peso de las partículas entre el volumen total incluyendo los vacíos. Al incluir los espacios entre partículas, está influenciado por la manera en que se acomodan estas, lo que lo convierte en un parámetro hasta cierto punto relativo. La Norma ASTM C-29 (Ref. 5.6), define el método estándar para evaluarlo, en la condición de acomodo de las partículas luego de compactarlas en un molde metálico apisonándolas con 25 golpes con una varilla de 5/8” en 3 capas. El valor obtenido, es el que se emplea en algunos métodos de diseño de mezclas para estimar las proporciones y también para hacer conversiones de dosificaciones en peso a dosificaciones en volumen. En este último caso hay que tener en cuenta que estas conversiones asumen que el material en estado natural tiene el peso unitario obtenido en la prueba estándar, lo cual no es cierto por las características de compactación indicadas. Algunas personas aplican el mismo ensayo pero sin compactar el agregado para determinar el “peso unitario suelto”, sin embargo este valor tampoco es necesariamente el del material en cancha, por lo que se introducen también errores al hacer conversiones de diseños en peso a volumen. La mejor recomendación para reducir el error aludido, es hacer por lo menos 5 determinaciones de peso unitario suelto en porciones de muestras de agregados que representen varios niveles de las pilas de almacenaje para reflejar las probables variaciones por segregación. El valor del peso unitario para agregados normales oscila entre 1,500 y 1,700 kg/m3. Porcentaje de vacíos Es la medida del volumen expresado en porcentaje de los espacios entre las partículas de agregados. Depende también del acomodo entre partículas, por lo que su valor es relativo como en el caso del peso unitario. La misma norma ASTM C – 29 indicada anteriormente establece la fórmula para calcularlo, empleado los valores de peso específico y peso unitario estándar:

 (S x W )  M  % de vacíos  100   S xw   Donde: S W W

= = =

Peso específico de masa Densidad del agua Peso unitario compactado seco


176

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NOVIEMBRE 2001 e)

Absorción Es la capacidad de los agregados de llenar con agua los vacíos internos en las partículas. El fenómeno se produce por capilaridad, no llegándose a llenar absolutamente los poros indicados pues siempre queda aire atrapado. Tiene importancia pues se refleja en el concreto reduciendo el agua de mezcla, con influencia en la propiedades resistentes y en la trabajabilidad, por lo que es necesario tenerla siempre en cuenta para hacer las correcciones necesarias. La normas ASTM C – 127 y 128 ya mencionadas en b) establecen la metodología para su determinación expresada en la siguiente fórmula:

% Absorción  f)

g)

Peso S .S .S  Peso Seco Peso Seco

Porosidad Es el volumen de espacios dentro de la partícula de agregados. Tiene una gran influencia en todas las demás propiedades de los agregados, pues es representativa de la estructura interna de la partícula. No hay un método estándar en ASTM para evaluarla, sin embargo existen varias formas de determinación por lo general complejas y cuya validez es relativa. Una manera indirecta de estimarla es mediante la determinación de la absorción, que da un orden de magnitud de la porosidad normalmente un 10% menor que la real, ya que como hemos indicado en el párrafo anterior, nunca llegan a saturarse completamente todos los poros de la partícula. Los valores usuales en agregados normales pueden oscilar entre 0 y 15% aunque por lo general el rango común es del 1 al 5%. En agregados ligeros, se pueden tener porosidades del orden del 15 al 50%. Humedad Es la cantidad de agua superficial retienen en un momento determinado las partículas de agregado. Es una característica importante pues contribuye a incrementar el agua de mezcla en el concreto, razón por la que se debe tomar en cuenta conjuntamente con la absorción para efectuar las correcciones adecuadas en el proporcionamiento de las mezclas, para que se cumplan la hipótesis asumidas. La humedad se expresa de la siguiente manera según ASTM C – 566 (Ref. 5.7).

% Humedad 

Peso original de la muestra  Peso sec o x 100 Peso sec o

5.3. CARACTERÍSTICAS

a)

b)

Están constituidas por aquellas propiedades que le confieren la capacidad de soportar esfuerzos o tensiones producidos por agentes externos. Las principales son: Resistencia Capacidad de asimilar la aplicación de fuerza de compresión, corte, tracción y flexión. Normalmente se mide por medio de la resistencia en compresión, para lo cual se necesita ensayar testigos cilíndricos o cúbicos de tamaño adecuado al equipo de ensayo, que se perforan o cortan de una muestra lo suficientemente grande. La resistencia en compresión está inversamente relacionada con la porosidad y la absorción y directamente con el peso específico. Agregados normales con Peso específico entre 2.5 a 2.7, tienen resistencias en compresión del orden de 750 a 1,200 kg/cm2. Los agregados ligeros con Peso específico entre 1.6 a 2.5 usualmente manifiestan resistencias de 200 a 750 kg/cm2. La resistencia del agregado condiciona en gran medida la resistencia del concreto, por lo que es fundamental el evaluarla directa o indirectamente cuando se desea optimizar la calidad de los concretos. Tenacidad


177


c)


Se denomina así en general a la resistencia al impacto Está más relacionada con la solicitación en flexión que en compresión, así como con la angularidad y aspereza de superficie. Tiene trascendencia en las propiedades del concreto ante impactos, que son importantes en términos prácticos, al momento de evaluar las dificultades en el procesamiento por chancado del material. Su estimación es más cualitativa que cuantitativa. Dureza Es la resistencia al desgastarse por la acción de una partículas sobre otras o por agentes externos. En los agregados para concreto se cuantifica por medio de la resistencia a la abrasión en la Máquina de Los Angeles, que consta de un cilindro metálico donde se introduce el agregado conjuntamente con esferas de acero de ciertas dimensiones, haciéndose girar el conjunto un cierto número de revoluciones que provocan el roce entre partículas y de las esferas sobre la muestra provocando el desprendimiento superficial de material el cual se mide y expresa en porcentaje. Las normas ASTM aplicables son la C-131 y C-535 (Ref. 5.8 y 5.9). Agregados con altos valores de desgaste a la abrasión (50%) producen concretos con características resistentes inadecuadas en la mayoría de casos.

5.4. PROPIEDADES TERMICAS

a)

b)

c)

d)

Condicionan el comportamiento de los agregados ante el efecto de los cambios de temperatura. Estas propiedades tienen importancia básica en el concreto pues el calor de hidratación generado por el cemento, además de los cambios térmicos ambientales actúan sobre los agregados provocando dilataciones, expansiones, retención o disipación de calor según sea el caso. Las propiedades térmicas están afectadas por la condición de humedad de los agregados, así como por la porosidad, por lo que sus valores son bastante variables. Las principales son (Ref. 5.3). Coeficiente de expansión Cuantifica la capacidad de aumento de dimensiones de los agregados en función de la temperatura. Depende mucho de la composición y estructura interna de las rocas y varía significativamente entre los diversos tipos de roca. En los agregados secos es alrededor de un 10% mayor que en estado parcialmente saturado. Los valores oscilan normalmente entre 0.9 x 10-6 a 8.9 x 10-6/°C. Calor específico Es la contidad de calor necesaria para incrementar en 1°C la temperatura. No varía mucho en los diversos tios de rocas salvo en el caso de agregados muy ligeros y porosos. Es del orden de 0.18 Cal/gr°C. Conductividad Térmica Es la mayor o menor facilidad para conducir el calor. Está influenciada básicamente por la porosidad siendo su rango de variación relativamente estrecho. Los valores usuales en los agregados son de 1.1 a 2.7 Btu/pie.hr.°F. Difusividad Representa la velocidad con que se pueden producir cambios térmicos dentro de una masa. Se expresa como el cociente de dividir la conductividad entre el producto del calor específico por la densidad.

5.5. CARACTERÍSTICAS QUÍMICAS Los agregados, también llamados inertes, son en general sumamente resistentes al ataque de agentes químicos, siendo importante establecer que cualquier agresión de este tipo debe ser en forma de solución para que tenga la posibilidad de surtir algún efecto. Existe una forma de ataque químico sobre los agregados, que es la mas importante desde el punto de vista de sus consecuencias en la durabilidad del concreto y que es producida por la reacción de ciertos agregados con los álcalis del cemento produciendo compuestos expansivos.


178



Reacción Alcali – Sílice El Oxido de Sodio y el Oxido de Potasio que constituyen los álcalis en el cemento, en ciertas cantidades y en presencia de condiciones particulares de temperatura y humedad, pueden reaccionar con ciertos minerales definidos en la Tabla 5.2 produciendo un gel expansivo. Normalmente se requieren contenidos de álcalis evaluados como (Na2O + 0,658 K2O) que sean superiores a 0.6 % temperaturas ambiente del orden de 30°C, humedades relativas de alrededor del 80% y un tiempo por lo general no menor de 5 años para que se evidencie la reacción. Existen varias maneras de evaluar la posibilidad de que determinado agregado pueda ser reactivo, pero el primer paso consiste en obtener la mayor cantidad de información sobre su uso anterior en concreto, inspeccionando las estructuras que tengan mas de 5 ó 10 años de antigüedad para observar si se han producido fisuraciones sistemáticas. Existen tres pruebas de laboratorio estandarizados definidas en ASTM C-289 (Ref. 5.10), ASTM C-227 (Ref. 511) y ASTM C-295 (Ref. 512) que permiten obtener información para calificar el agregado desde el punto de vista de la reactividad. La primera es química y consiste en someter una muestra de agregado chancado y tamizado, a la acción de una solución de Hidróxido de Sodio durante un periodo de 24 horas a una temperatura de 80°C dentro de una cápsula de platino, para medir luego el Sílice disuelto. La correlación de resultados de este ensayo con reacciones alcalinas comprobadas en obra han permitido al ASTM elaborar el gráfico de la Fig. 5.3 en la que entrando con los valores de Sílice Disuelto (Sc) y la Reducción en alcalinidad (Rc) se verifica si se cae dentro del rango de agregados reactivos, potencialmente reactivos e inocuos. La prueba es simple y relativamente rápida, y en nuestro país sólo se realiza en la Facultad de Química de la Universidad Católica del Perú. La segunda prueba denominada de la Barra de Mortero, consiste en preparar y moldear un mortero preparado con el agregado dudoso y cemento con contenido de álcalis superior a 0.8% sometiendo las probetas a un almacenaje en condiciones de humedad no inferiores al 50% y Temperatura de 36.1 a 39.5°C. Al inicio y al fin del período de almacenaje se mide la longitud de los testigos con una aproximación de 0.002 mm. Determinándose de este modo el porcentaje de incremento en dimensiones. El tiempo de almacenaje se recomienda que no sea menor de 6 meses necesitándose en ocasiones hasta 1 año. Si la expansión es mayor de 0.05% a los 3 meses ó 0.10% al cabo de 6 meses, se considera que el agregado es reactivo. En caso que se obtengan expansiones mayores de 0.05% en 3 meses pero menores de 0.10% en 6 meses se asume que el agregado no es reactivo.Pese a que es una prueba que arroja evidencias más directas, tiene el inconveniente el tiempo que demora, lo que la hace impracticable en la mayoría de casos.


179


a)


Pese a que su ejecución es factible en nuestro medio, no tenemos antecedentes de haberse realizado nunca. La última prueba la constituye el ensayo petrográfico, que consiste en preparar una muestra de agregado en base a ciertas condiciones de muestreo y tamizado que establece la norma y proceder a efectuar evaluación de las partículas mediante microscopio. La norma indica que en ciertos casos puede requerirse de otros medios como difracción por rayos X, análisis térmico diferencial o espectroscopia infrarroja entre otros. Para que esta prueba tenga significado debe ser realizada por un petrografista especializado en concreto, con experiencia en los fenómenos descritos, de tal modo que pueda calificar adecuadamente el agregado. En nuestro medio, los ensayos petrográficos los llevan a cabo normalmente los Geólogos o los Ingenieros Mineros por los requerimientos de su profesión, por lo que consideramos difícil encontrar un profesional que tenga experiencia en estos casos de reactividad alcalina para opinar concluyentemente en un ensayo petrográfico sobre un agregado dudoso. Esto nos lleva a meditar en la necesidad de que las Universidades propicien la especialización en petrografía en concreto pues en nuestro país existen muchas zonas con agregados que podrían ser reactivos, pese a que a la fecha no hay ningún caso comprobado, pero no es improbable que ocurra. El ASTM C-150, establece por otro lado una limitación de 0.6% en el contenido de álcalis de los cementos para prevenir la posibilidad de reacción álcali-sílice. Investigaciones llevadas a cabo recientemente por el National Research Council en U.S.A., a través del Strategic Highway Research Program (Ref. 5.13, 5.14), indican que las dos primeras pruebas pese a ser las mas empleadas en todos los estados norteamericanos, no ofrecen la confiabilidad suficiente en los resultados para poder ser concluyentes, particularmente en el caso de agregados lentamente reactivos como el gneiss granítico y la cuarcita, y por otro lado, la limitación en el contenido de álcalis de ASTM C-150 tampoco garantiza que no hay reactividad. Los investigadores establecen como alternativa mas rápida y confiable una variante de la prueba de la barra de mortero, desarrollada por el National Building Research Institute en Sudáfrica. El ensayo consiste en general en preparar el testigo tal como lo establece ASTM C-227 pero empleado una relación Agua/cemento fija de 0.50 para mantener la permeabilidad constante, y almacenarlo en una solución 1 N de NaOH por 14 días luego de haber estado inmerso en agua por 24 horas a aproximadamente 80°C. Los resultados experimentales comprueban que la reactividad alcalina se produce si la diferencia entre la expansión medida a las 24 horas y luego de los 14 días es superior a 0.08%. Si bien la solución IN de NaOH fue la empleada inicialmente al desarrollarse este método, se han evaluado diversas concentraciones de soluciones normales y relaciones Agua/cemento para evaluar los niveles máximos de álcalis que no producen reactividad, así como las cantidades de puzolana que habría que emplear para controlarla, siendo los resultados sumamente positivos en cuanto a la eficacia en predecir el comportamiento de la reacción en estos aspectos, por lo que en un futuro próximo, el método perfeccionado permitirá evaluar además dichos parámetros. Los métodos para evaluar la reactividad alcalina en concreto endurecido, es decir en estructuras ya construidas, y la alternativas para controlarla se abordan en los capítulos 11 y 12. Reacción Alcali-Carbonatos Este tipo de reacción es similar a la anterior, y se puede producir cuando se emplean los agregados de la Tabla 5.2 donde reaccionan los carbonatos generando sustancias expansivas. Existe el ensayo estándar ASTM C-586 (Fef. 5.15) para evaluar la reactividad potencial, consistente en someter un testigo cilíndrico de la roca en cuestión, de 10 mm de diámetro y 35 mm de altura, a la agresión de una solución de Hidróxido de Sodio a temperatura ambiente durante 24 Horas, midiéndose el cambio en longitud durante este periodo con una precisión de 0.0025 mm. Si las expansiones superan el 0.10 % es indicativo de reactividad.


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NOVIEMBRE 2001

TABLA 5.2 MINERALES, ROCAS Y MATERIALE SINTÉTICOS QUE PUEDEN SER POTENCIALMENTE REACTIVOS CON LOS ÁLCALIS DEL CEMENTO REACCION ALCALI – SÍLICE

Andesitas Argillitas Ciertas Calizas Dolomitas Calcedonia Cristobalita Dacita Vidrio Volcánico Gneiss Granítico

REACCIÓN ALCALI-CARBONATO

Opalo Dolomitas Calcíticas Pizarras Opalinas Calizas Dolimíticas y Filitas Dolomitas de grano fino Cuarcita Cuarzosa Riolitas Esquistos Pizarras Silícias y ciertas otras formas de cuarzo Vidrio Siliceo, Sintético y Natural Trioimita

No tenemos antecedentes de ocurrencia de este tipo de reacción en el Perú, ni de haberse ejecutado alguna vez la prueba indicada, sin embargo no tendría la menor dificultad de ejecución en nuestro medio si así se requiriera. Hay que indicar que la norma ASTM C-856 (Ref. 5.16) define las pautas para la realización del Ensayo Petrográfico en concreto endurecido que proporciona información importante sobre las estructuras ya construidas, pero hacemos la salvedad ya mencionada sobre la falta de especialistas en este campo. Finalmente mencionaremos que se ha desarrollado últimamente en la Universidad de Cornell en U.S.A. una prueba que diagnostica eficientemente la reactividad álcali sílice en concreto endurecido, y que se explica detalladamente en el capítulo II relativo a los cambios volumétricos en el concreto.

5.6. CARACTERÍSTICAS GEOMÉTRICAS Y MORFOLÓGICAS

a)

La forma y textura de las partículas de agregados influyen grandemente en los resultados de obtenerse en las propiedades del concreto. Por un lado existe un efecto de anclaje mecánico que resulta más o menos favorable en relación con el tamaño, la forma, la textura superficial y el acomodo entre ellas. Por otro, se producen fenómenos de adherencia entre la pasta de cemento y los agregados, condicionados también por estos factores, que redundan en el comportamiento resistente y en la durabilidad del concreto. Forma Por naturaleza los agregados tienen una forma irregularmente geométrica compuesta por combinaciones aleatorias de caras redondeadas y angularidades. Bryan Mather (Ref. 5.3) establece que la forma de las partículas está controlada por la redondez o angularidad y la esfericidad, dos parámetros relativamente independientes. La redondez o angularidad se puede definir numéricamente como la relación entre el radio de curvatura promedio de los bordes de la partícula entre el radio del máximo círculo inscrito. La esfericidad depende de la relación entre el área superficial de la partícula y su volumen, la longitud máxima del prisma rectangular circunscrito, la velocidad de sedimentación y la relación entre el volumen de la partícula y el de la esfera circunscrita. Existen varias maneras de caracterizarla numéricamente basadas en las longitudes de sus 3 ejes principales:

S  d / a ó S  bc / a 2 Donde: S = Esfericidad d = Diámetro de la esfera de igual volumen que la partícula a = Longitud del eje mayor b = Longitud del eje intermedio c = Longitud del eje mas corto Estas cuantificaciones no son de utilidad práctica directa, pero son importantes cuando se hace investigación en agregados o en concreto pues permiten la evaluación numérica de estas características, superando la apreciación subjetiva o solamente cualitativa que no es suficiente para establecer conclusiones valederas. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

181


b)


En términos meramente descriptivos, la forma de los agregados se define en: 1) Angular : Poca evidencia de desgaste en caras y bordes 2) Subangular : Evidencia de algo de desgaste en caras y bordes 3) Subredondeada : Considerable desgaste en caras y bordes 4) Redondeada : Bordes casi eliminados 5) Muy redondeada : Sin caras ni bordes La esfericidad resultante de agregados procesados, depende mucho del tipo de equipo de chancado y la manera como se opera. La redondez está más en función de la dureza y resistencia al desgaste por abrasión. Los agregados con forma equidimensional producen un mejor acomodo entre partículas dentro del concreto, que los que tienen forma plana o alargada, y requieren menos agua, pasta de cemento, o mortero para un determinado grado de trabajabilidad del concreto (Ref. 5.3). Textura Representa qué tan lisa o rugosa es la superficie del agregado. Es una característica ligada a la absorción pues agregados muy rugosos tienen mayor absorción que los lisos, además que producen concretos menos plásticos pues se incrementa la fricción entre partículas dificultando el desplazamiento de la masa. En la Fig 5.4 (Ref. 5.3) se puede observar la variación del coeficiente de fricción entre partículas de agregado constituido por canto rodado de textura lisa y piedra chancada de textura rugosa, donde se verifica el incremento de la fricción en este último.

5.7. ANÁLISIS GRANULOMETRICO Tomando en cuenta lo que ya hemos hablado sobre la forma irregularmente geométrica de las partículas de agregados, es obvio que no es simple establecer un criterio numérico individual para definir el tamaño de cada partícula midiendo sus dimensiones. Como sería sumamente difícil medir el volumen de los diferentes tamaños de partículas, se usa una manera indirecta, cual es tamizarla por una serie de mallas de aberturas conocidas y pesar los materiales retenidos refiriéndolos en % con respecto al peso total. A esto es lo que se denomina análisis granulométrico o granulometría, que es la representación numérica de la distribución volumétrica de las partículas por tamaños. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Los valores hallados se representan gráficamente en un sistema coordenado semi-logarítmico que permite apreciar la distribución acumulada. Cuando se representa la distribución granulométrica de la mezcla de agregados de pesos específicos que no difieren mucho, la granulometría es prácticamente igual sea la mezcla en peso o en volumen absoluto, pero cuando se trata de agregados de pesos específicos muy diferentes, hay que hacer las conversiones a volumen absoluto para que se represente realmente la distribución volumétrica que es la que interesa para la elaboración de concreto. La serie de tamices estándar ASTM para concreto tiene la particularidad de que empieza por el tamiz de abertura cuadrada 3” y el siguiente tiene una abertura igual a la mitad de la anterior. A partir de la malla 3/8” se mantiene la misma secuencia, pero el nombre de las mallas se establece en función del número de aberturas por pulgada cuadrada. En la Tabla 5.3 se consignan los tamices estándar ASTM (Ref. 5.17). TABLA 5.3 TAMICES ESTANDR ASTM DENOMINACIÓN DEL TAMIZ

ABERTURA EN PULGADAS

3” 1 ½” ¾” 3/8” N° 4 N° 8 N° 16 N° 30 N° 50 N° 100 N° 200

ABERTURA EN MILÍMETROS

3.00 1.50 0.75 0.375 0.187 0.0937 0.0469 0.0234 0.0117 0.0059 0.0029

75.00 37.50 19.00 9.50 4.75 2.36 1.18 0.59 0.295 0.1475 0.0737

Otro concepto importante es el del Tamaño máximo, que en términos generales significa el menor tamiz por el que pasa todo el agregado tamizado. Se define operativamente como Tamaño máximo nominal el correspondiente al menor tamiz que produce el primer retenido. En las Fig. 5.5 y 5.6 se pueden observar gráficos de granulometrías de arenas y piedra sistematizados en una computadora personal con un programa de hoja de cálculo, lo que hace muy simple el procesamiento, evaluación y registro de esta información en obra. FIG. 5.5 CARACTERISTICAS FÍSICAS Y GRANULOMETRICAS DE ARENA PARA CONCRETO MUESTRA: ARENA PARA CONCRETO PROCEDENCIA: CANTERA HOSPICIO MALLA

2” 1 ½” 1” ¾” ½” 3/8” #4 #8 #16 #30 #50 #100 #200 #200 TOTAL

GRANULOMETRIA PESO % %RET RET. RET ACUM EN GR.

24.0 187.3 185.8 195.8 178.7 221.9 58.6 9.9 1,0620

0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 2.3 17.6 17.5 18.4 16.8 20.9 5.5 0.9 100.0

0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0 2.3 19.9 37.4 55.8 72.7 93.6 99.1 100.0 MODULO FINEZA

FECHA: 07.10.93 TÉCNICO: V. RAMOS C.

% PASA ACUM

100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 97.7 80.1 62.6 44.2 27.3 6.4 0.9 0.0

CARACTERÍSTICAS FISICAS MODULO DE FINEZA 282 TAMAÑO MAXIMO NO APLICABLE PESO ESPECIFICO 266 gr/cm3 IMPUREZAS ORGANICAS NO CONTIENE % HUMEDAD 0.6 % ABSORCIÓN 0.7 1.2% (lavado) % MATERIAL  MALLA # 200 % ABRASIÓN (500 Revoluciones) % DE ARCILLA Y PARTICULAS DESMENUZABLES % PARTICULAS LIGERAS % DESOASTE (5 Ciclos SO4Na2) REACTIVIDAD ALCALINA

23.5 NO CONTIENE 0.7 1.343 Rc = ..... Sc = .....

OTROS: PESO UNITARIO SUELTO = 1,667 KG/M3 PESO UNITARIO COMPACTADO = 1,794 kg/m3

2.82


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FIG. 5.6 CARACTERISTICAS FÍSICAS Y GRANULOMETRICAS DE PIEDRA PARA CONCRETO MUESTRA: PIEDRA 3.4 PROCEDENCIA: CANTERA HOSPICIO MALLA

2 1½ 1 ¾ ½ 3/8 4 8 16 30 50 100

TOTAL

GRANULOMETRIA PESO % %RET RET. RET ACUM EN GR. 0.0 0.0 0.0 534.0 3325.0 3032.0 4374.0 148.5 5.0 0.0 0.0 0.0

11,419

0.0 0.0 0.0 4.7 29.11.01 26.6 38.3 1.3 0.0 0.0 0.0 0.0

100.0

0.0 0.0 0.0 4.7 33.8 60.3 98.7 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0

MODULO FINEZA

FECHA: 01.09.93 TÉCNICO: V. RAMOS C.

% PASA ACUM 100.0 100.0 100.0 95.3 66.2 39.7 1.3 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

CARACTERÍSTICAS FISICAS MODULO DE FINEZA 6.64 TAMAÑO MAXIMO ¾” 0.3 MATERIAL  MALLA 20 IMPUREZAS ORGANICAS NO CONTIENE % HUMEDAD 0.4 % ABSORCIÓN 1.00 PESO ESPESÍFICO GR/CM2 2.65 % ABRASIÓN 23.5 % DE ARCILLA Y PARTICULAS NO CONTIENE DESMENUZABLES % PARTICULAS LIGERAS NO CONTIENE REACTIVIDAD ALCALINA: Rc = Sc= DURABILIDAD % 1,895 OTROS: PESO VOL. SUB 1,491 KG/M3 PESO VOL. COMPAC 1,589 KG/M3

6.64

El significado práctico del análisis granulométrico de los agregados estriba en que la granulometría influye directamente en muchas propiedades del concreto fresco así como en TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

184



algunas del concreto endurecido, por lo que interviene como elemento indispensable en todos los métodos de diseño de mezclas.

5.8. EL MODULO DE FINEZA En la búsqueda de caracterizaciones numéricas que representaran la distribución volumétrica de las partículas de agregados, se definió hace muchos años el Módulo de Fineza. Es un concepto sumamente importante establecido por Duff Abrams en el año 1925 y se define como la suma de los porcentajes retenidos acumulativos de la serie Estándar hasta el Tamiz N° 100 y esta cantidad se divide entre 100. el sustento matemático del Módulo de Fineza reside en que es proporcional al promedio logarítmico del tamaño de partículas de una cierta distribución granulométrica. Debe tenerse muy en claro que es un criterio que se aplica tanto a la piedra como a la arena, pues es general y sirve para caracterizar cada agregado independientemente o la mezcla de agregados en conjunto. La base experimental que apoya al concepto de Módulo de fineza es que granulometrías que tengan igual M.F. independientemente de la gradación individual, requieren la misma cantidad de agua para producir mezclas de concreto de similar plasticidad y resistencia (Ref. 5.3) lo que lo convierte en un parámetro ideal para el diseño y control de mezclas.

5.9. LA SUPERFICIE ESPECÍFICA Es otra caracterización numérica de la granulometría de agregados, que si bien no es tan práctica en su aplicación, es importante desde el punto de vista que permite comprender conceptualmente varias relaciones y propiedades entre los agregados y la pasta de cemento. Se define como el área superficial total de las partículas de agregados, referida al peso o al volumen absoluto. Se asume generalmente para fines de cálculo y simplificación que todas las partículas son de forma esférica, lo cual ya introduce error, además que no tiene el sustento experimental del módulo de fineza, por lo que no se usa mucho salvo a nivel de investigación. En la Fig. 5.7 se puede observar un ejemplo clásico que permite visualizar el concepto de la superficie específica y el incremento de la misma así como el área superficial, al fraccionarse las partículas o al ser planas y alargadas. Conceptualmente, al ser más finas las partículas se incrementa la superficie específica y el agregado necesita más pasta para recubrir el área superficial total sucediendo al contrario si es más grueso. En la Tabla 5.4 (Ref. 5.3) a manera de ilustración se ha calculado el Módulo de Fineza y la Superficie específica para varios tipos de distribuciones granulométricas que siguen un patrón matemático.


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TABLA 5.4. FORMULAS PARA EL CALCULO DEL MODULO DE FINEZA Y SUPERFICIE ESPECIFICA PARA VARIAS GRANULOMETRÍAS TIPO GRANULOMETRIA

ECUACIÓN DE LA CURVA GRANULOMETRICA EN % PASANTE f (d)

SUPERFICIE ESPECIFICA

MODULO DE FINEZA

-

3.32 log (10 d

min)

+ 0.43

6,000 d min

Un tamaño

  d min  D  3.32log (100)  log  .0.43 D.d  d min   

Lineal

100

d . d min . D . d min .

Logarítmica

100

log (d / d min .) log ( D / d min)

Parabólica

100

d . d min D . d min

1.88 log (100 Dd

 3.32 log (100)  

d = Abertura de malla dmin = Tamaño mínimo de partículas D = Tamaño máximo de partículas

13,820

log ( D / d min) D . d min

2,800

1 / d min .1 / D log ( D / d min)

min)

  D  log  .0.87 D . d min  d min   d min

6,000 D d min

dmin = 0.1 min (debe usarse en estas ecuaciones siempre que dmin 0.1min)

5.10. MEZCLA DE AGREGADOS A la luz de los conceptos detallados sobre granulometría y la forma de caracterizarla numéricamente para optimizar las gradaciones, se deduce que la manera de introducir modificaciones granulométricas en los agregados es mezclándolos. Existen muchos métodos matemáticos y gráficos para mezclar agregados, que en algunos casos permiten determinar la distribución granulométrica en peso y otros en volumen absoluto (que es la más adecuada), pero en este acápite desarrollaremos únicamente las expresiones matemáticas que permiten calcular la gradación resultante tanto en peso como en volumen absoluto dependiendo del uso que le demos. Hay que partir de que en el laboratorio al hacer la prueba de tamizado, contamos con pesos retenidos en cada malla, que se convierten en porcentajes retenidos en cada malla referidos al peso total y que luego estos porcentajes se van acumulando para poder dibujar la curva granulométrica en escala semilogarítmica. Adicionalmente contamos con los pesos específicos de cada uno de los agregados que se desea mezclar. En estas condiciones tenemos que la mezcla de agregados en peso en base a los porcentajes retenidos acumulativos en cada malla se deduce de la siguiente manera: Sea: Pn = Peso retnenido acumulativo del agregado P en la malla n. An = Pso retenido acumulativo del agregado A en la malla n. Pt = Peso total del agregado P a mezclarse At = Peso total del agregado A a mezclarse K = Proporción de mezcla en peso = Pt/At.............................(1) El porcentaje retenido acumulativo de la mezcla de P y A para la malla n viene dado por:

% Mezcla en peso ( P  A) n 

Pn  An x 100 ............. (2) P1  At

pero de (1) se deduce que Pt = K x At y reemplazando en (2) se tiene:

% Mezcla ( P  A) n 

P n  An Pn An x 100  x 100  x 100 en peso At ( K  1) At ( K  1) At (k  1)

% Mezcla ( P  A) n 

KPn An x 100  x 100  ...............(3) en peso At ( K  1) At ( K  1)

Pero por otro lado:

Pn x 100  % Pn  % Re tenido acumulativo del agregado P.................(4) en malla n Pt TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

186

SENCICO


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An x 100  % An  % Re tenido acumulativo del agregado A.................(5) At Se concluye remplazando (4) y (5) en (3) que el porcentaje retenido acumulativo de la mezcla de los agregados P y A en peso para la malla n, en la proporción K viene dada por:

K %Pn  % An ......................(6) K 1 Esta expresión se puede usar sin problemas para calcular mezclas de agregados de peso específico similar ya que como hemos explicado, no se introduce mucho error en comparación con hacerlo en volumen absoluto, pero cuando varían mucho se debe utilizar las siguientes expresiones: ea: Pn = Peso retenido acumulativo del agregado P en la malla n An = Peso retenido acumulativo del agregado A en la malla n %Pn = % retenido acumulativo del agregado P en la malla n en peso %An = % retenido acumulativo del agregado A en la malla n en peso VPn = Volumen absoluto acumulativo del agregado P en la malla n VAn = Volumen absoluto acumulativo del agregado A en la malla n %VPn = % retenido acum. del agregado P en la malla n en volumen absoluto %VAn = % retenido acum. del agregado A en la malla n en volumen absoluto Pt = Peso acumulativo total del agregado P At = Peso acumulativo total del agregado A Gp = Gravedad específica del agregado P GA = Gravedad específica del agregado A Tenemos que: VPn = Pn/Gp....................(7) y VAn = An/GA....................(8) K = Pt/At = Proporción de mezcla en peso Pt / G p G A K A At / G A Gp % Mezcla en peso ( P  A) n 

A K

GA  Pr oporción de mezcla en volumen absoluto...................(9) Gp

Con estas consideraciones, tendremos que el % Retenido acumulativo de la mezcla de P y A para la malla n en volumen absoluto será: Pn / G p  An / G A % Mezcla ( P  A) n  x 100.........................(10) Pt / G p  At / G A

en volumen absoluto Reemplazando (9) en (10) y simplificando se obtiene: Z % Pn  % An ..........................(11) A 1 absoluto

% Mezcla ( P  A) n  en volumen

Si los pesos específicos son iguales o muy similares, se tiene que Z = K y la fórmula (II) adquiere la misma expresión que la (6), verificándose pues matemáticamente que en estos casos mezclar en peso o en volumen absoluto producen la misma distribución granulométrica. Cuando se mezclan 3 agregados hay que aplicar las fórmulas de 2 en 2 y el peso específico promedio a emplearse luego de mezclar los dos primeros vienes dado por:

GPr omedio  GPA 

GP G A .......................(12) %PG P  % AG A

Donde: %P = % en peso en que interviene el agregado P en la mezcla TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

187

SENCICO


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% A = % en peso en que interviene el agregado A en la mezcla En base a estas expresiones y al concepto de Módulo de Fineza, podemos deducir las siguientes expresiones:

188

MFP  Modulo de fineza del agregado P  0.01 3#"100 Pn ..................(13) MFA  Módulo de fineza del agregado A  0.01  3#"100 An .........................(14) El módulo de fineza de la mezcla de P y A en volumen absoluto será:

MF( P  A)  0.01  3#"100 Pero Z 

Z %Pn  % An ZMFP  MF A  .....................(15) Z 1 Z 1

%PV %En Vol. Abs. en que int erviene P  ............................(16) % AV %En Vol. Abs. en que int erviene A

Reemplazando y despejando se tiene: Z 1  %PV ..............(17) y  % AV .............(18) Z 1 Z 1 Reemplazando (17) y (18) en (15) tenemos finalmente: MF(P+A) en Volumen Absoluto = % PV x MFP + %AV x MFA.............(19) La expresión se ha deducido para una mezcla en volumen absoluto, pero obviamente se deduce similarmente para una mezcla en peso donde se tiene: MF(P+A) en Peso = %P x MFP + % A x MFA..........................(20) Donde: %P = % en peso en que interviene P en la mezcla %A = % en peso en que interviene A en la mezcla Quizás estas deducciones han sido algo tediosas para el lector, pero sirve para comprender el significado práctico de las expresiones finales que son las que se aplican en un caso real en obra, como se puede apreciar en la Tabla 5.5 en que se calculan proporciones de mezcla en peso y en volumen absoluto para dos agregados con Pesos específicos diferentes, y en la Fig. 5.8 se grafican para observar la diferencia en ambos casos. TABLA 5.5. CALCULOS DE MEZCLA DE AGREGADOS EN PESO Y VOLUMEN ABSOLUTO ARENA NORMAL G= 274 Tamiz

Peso en Gramos

% Retenido individual

% Retenido acumulativ o

1 ½” 1” ¾” 3/8” #4 #8 #16 #30 #50 #100

0.0 0.0 0.0 3.3 9.8 29.5 108.1 199.8 147.4 91.7

0.0 0.0 0.0 0.6 1.7 5.0 18.3 33.9 25.0 15.6

0.0 0.0 0.0 0.6 2.2 7.2 25.6 59.4 84.4 100.0

TOTAL

589.50

100.00

M.F.=2.79

PIEDRA MAGNETITA G= 4.03

MEZCLA 45% 45% Piedra Piedra 55% Arena 55% Arena En volumen En Peso Z= 0.556 K = 0.818

% Retenido individual

% Retenido acumulati vo

360.0 2,420.0 7,810.0 18,200.0 3,560.0

1.1 7.5 24.1 56.3 11.0 0.0 0.0 0.0 0.0 0.0

1.1 8.6 32.7 89.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0 100.0

0.5 3.9 14.7 40.4 46.2 49.0 59.1 77.7 91.4 100.0

0.4 3.1 11.7 32.2 37.2 40.4 52.2 73.9 90.0 100.0

32,350.0

100.00

M.F.=7.31

M.F. =4.83

M.F.=4.41

Peso en gramos


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5.11. EVALUACIÓN AGREGADOS

DE

LA

CALIDAD

Y

LA

GRADACIÓN

189

DE

LOS

Hemos visto las diferentes características de los agregados, analizando los aspectos positivos y negativos, pero para calificarlos en términos prácticos, existen varios criterios estandarizados, que sirven de base para esta labor. La norma ASTM C-33 (Ref. 5.18) establece una serie de requisitos para el agregado grueso y fino con objeto de considerarlos aptos para su empleo en concreto y que se consignan en las Tablas 5.6 y 5.7. En el caso de las granulometrías, se definen los llamados husos granulométricos que representan los rangos dentro de los cuales debe encuadrarse determinada gradación para obtener la distribución de partículas más adecuada para concreto y que en teoría producen las mezclas más densas y mejor graduadas. Esto es cierto sólo hasta cierto punto, ya que si bien al evaluarse individualmente la piedra y la arena con estos husos, se obtienen los denominados agregados bien graduados, la proporción en que mezclen es en definitiva la que condiciona le resultado en la mezcla. Lo importante pues en cuanto a la granulometría es la gradación total por lo que puede darse el caso de agregados que no entren en los husos y que sin embargo mezclándolos adecuadamente, suministren una distribución de partículas eficiente. La misma norma C-33 admite esto ya que indica que se demuestra que con ellos se obtienen concretos que satisfacen las especificaciones técnicas del proyecto que se trate. Para evaluar las granulometrías totales se hace uso de las curvas teóricas de que hablamos anteriormente y de husos totales, probando proporciones de mezcla de agregados que se acerquen lo más posible a ellas. En el Capítulo 8 referente a Diseños de Mezcla, se abordan en detalle estos criterios. En cuanto a los límites que establece ASTM C-33 para las llamadas sustancias perjudiciales, conviene comentarlos para tener clara su trascendencia.


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TABLA 5.6. REQUISITOS GRANULOMETRICOS ASTM C – 33 PARA AGREGADOS

TAMAÑO N°

TAMAÑO NORMAL EN PULGADAS (ABERTURA CUADRADA)

1 2 3 357 4 487 5 58 57 8 87 7 8

3 ½” A 1 ½” 2 ½” A 1 ½” 2” A 1” 2” A Malla #4 1 ½” a ¾” 1 ½” a Malla #4 1” a ½” 1” a 3/8” 1” a Malla #4 ¾” a 3/8” ¾” a Malla #4 ½” a Malla #4 3/8” a Malla #8

PORCENTAJES PASANTES EN PESO PARA CADA MALLA STANDARD 4” (100 mm)

3 ½” (90 mm)

100

90 a 100

3” (75 mm)

100

2 1/2 (63 mm)

25 a 00 90 a 100 100 100

2” (50 mm)

35 a 70 90 a 100 95 a 100 100 100

1½ (37.5 mm)

0 a 15 0 a 15 35 a 70 90 a 100 96 a 100 100 100 100

1” (25 mm)

¾” (19 mm)

½” (12.5 mm)

3/8” (9.5 mm)

N° 4 (4.75 mm)

N° 8 (2.36 mm)

N° 18 (1.18 mm)

0a5 0a5 0 a 15 35 a 70 25 a 55 90 a 100 90 a 100 95 a 100 100 100

0a5 0a5 0 a 15 35 a 70 20 a 55 40 a 86 90 a 100 90 a 100 100


0 a 15 35 a 70 20 a 55 40 a 86 90 a 100 100

0a5 0a5 10 a 30 0a5 0 a 15 0 a 15 20 a 55 40 a 70 86 a 100

0a5 0a5 0 a 10 0a5 0 a 10 0 a 15 10 a 30

0a5 0a5 0a5 0 a 10

0a5

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TABLA 5.7. REQUISITOS GRANULOMETRICOS PARA AGREGADO FINO Y LIMITES PARA SUSTANCIAS PERJUDICIALES EN AGREGADO FINO Y GRUESO SEGÚN ASTM C-33 REQUISITOS GRANULOMETRICOS TAMIZ ESTANDAR (ABERTURA CUADRADA)

LIMITES TOTALES % PASANTE

LIMITES PARA SUSTANCIAS PERJUDICIALES EN AGREGADO GRUESO Y FINO DESCRIPCIÓN

AGREGADO FINO

AGREGADO GRUESO

3/8” 100 1) Lentes de Arcilla y Partículas Desmenuzable 3.0% © 2.0% a 10.0 N° 4 95 a 100 2) Material menor que la Malla N° 200 (a) 3.0% a 5.0 (*) 1.0% N° 8 80 a 100 3) Carbón y Lígnito (b) 0.5% a 1.0 (d) 0.5% a 1.0 N° 16 50 a 85 (e) 3.0% a 10.0 4) Partículas Ligeras (G  2.4) N° 30 25 a 60 5) Suma de 1), 3) y 4) (f) 3.0% a 10.0 N° 50 10 a 30 6) Abrasión 50.0% N°100 2 a 10 7) Desgaste con Sulfato de Sodio 10% 12.0% OBSERVACIONES: 8) Desgaste con Sulfato de Magnesio 15% 18.0% (a) 3% para concretos sujetos a Abrasión y 5% para los demás (b) 1% para elementos interiores, 0.5% para los demás (c) 2% y 3% para concreto estructural en clima severo y moderado, 3% para losas y pavimentos expuestos a humedecimiento, 5% en es tructuras interiores y 10% en zapatas y columnas interiores (d) 0.5% en concreto exterior, 1% en el resto (e) 3% en concreto arquitectónico, 5% en concreto a la intemperie, 8% en el resto (f) 3% y 5% para concreto estructural en clima severo y moderado, 7% en concreto a la intemperie, 10% en el resto (*) Este límite puede incrementarse a 1.5% si el material  Malla 200 no es arcilla ó si el agregado fino tiene un % Malla 200 inferior al límite permisible, en cuyo caso, el límite para el agregado grueso se calculará con la fórmula L = 1 + [(P)/(100 – P)] x (t-A) donde L es un nuevo límite, P es el % de arena con respecto al total de agregados T es el límite de la Tabla para la arena y a es el % de Material  Malla 200 existente en la arena.


SENCICO NOVIEMBRE 2001 a)


193 Materia mas fino que la Malla #200 Tiene trascendencia en la adherencia entre el agregado y la pasta, afectando la resistencia. Por otro lado, las mezclas requieren una mayor cantidad de agua, por lo que se acostumbre limitarlos entre el 3% al 5%, aunque valores superiores hasta del orden del 7% no necesariamente causarán un efecto pernicioso notable que no pueda contrarrestarse mejorando el diseño de mezclas, bajando la relación Agua/Cemento y/o optimizando granulometría.

b)

Impurezas Orgánicas Influyen primordialmente en modificar los tiempos de endurecimiento y desarrollo de resistencia, pudiendo provocar además manchas o afectar la durabilidad si se encuentran en grandes cantidades, lo cual no es usual.

c)

Partículas Ligeras, Partículas blandas, Lentes de Arcilla Si están presentes en cantidades apreciables, provocan la localización de zonas débiles, y pueden interferir con la durabilidad.

5.12. EXPLORACIÓN Y EXPLOTACIÓN DE CANTERAS Independientemente de todas las consideraciones evaluadas hasta ahora, un problema de orden práctico lo constituye la búsqueda, calificación y explotación de canteras para una obra en particular. Algunos factores colaterales que condicionan estas labores los constituyen básicamente la potencia de explotación, y el rendimiento y las distancias de transporte al sitio de procesamiento o al de uso. Algunas recomendaciones para la exploración, calificación y explotación son las siguientes: 1)

Buscar inicialmente las canteras en los lechos de los ríos donde normalmente se halla agregado de buena calidad y/o en zonas que estén dentro del centro de gravedad del suministro del concreto, y de acceso no muy complicado, pensando en colocar la planta de procesamiento y la de dosificación en el mismo sector para economizar transporte

2)

Ubicado el sector en que por apreciación visual se estima que puede ser una cantera probable, se debe ejecutar calicatas o agujeros de exploración de al menos 1.5 m de diámetro por 2 a 3 m de profundidad para examinar el perfil estratigráfico y la distribución natural de partículas.

3)

Es recomendable ejecutar al menos una calicata por cada 2,500 m para tener una idea de la variabilidad del material.

4)

Efectuar determinaciones inmediatas del porcentaje de material mayor de 6” (depende del equipo de chancado, pero este orden de magnitud es el usual), así como el pasante por la malla #4 y el pasante por la malla #200 pues de esa manera podemos estimar el oversize o sobre tamaño que no se va a poder procesar, la proporción de piedra y arena a obtenerse luego del procesamiento (chancado ó zarandeo) y la necesidad de lavarlo, con lo que se puede tomar una decisión de tipo económico si es rentable la explotación.

5)

Si las evaluaciones anteriores son favorables hay que llevar a cabo la determinación de las características físicas y químicas para tomar la decisión final en base a los resultados.

6)

Se debe elaborar un croquis de ubicación de la cantera así como de las calicatas con las 3 profundidades evaluadas y una estimación de el potencial de explotación en m utilizables.

7)

Antes de la explotación es conveniente el evaluar la necesidad de eliminar una capa superficial del orden de 0.30 a 0.50 ya que por lo general contiene material contaminado con finos.

8)

Durante la explotación hay que hacer controles periódicos rutinarios de la variabilidad de la cantera, así como de la uniformidad del material procesado. Es recomendable hacer esto al menos por 3 cada 1.000 m de material procesado.

2


SENCICO NOVIEMBRE 2001 9)


194 El procesamiento debe planificarse de manera de obtener arena y al menos dos tamaños de piedra para poder tener versatilidad en las mezclas granulométricas y disponer de diseños alternativos con varios Tamaños Máximos de Agregados.

10)

Un aspecto muy importante es el del manipuleo del agregado luego del procesamiento, en que se acostumbra hacer grandes pilas de material lo que trae consigo mucha segregación, ya que las partículas gruesas ruedan hacia abajo y esto se refleja en mucha variabilidad en la granulometría y el tener que realizar continuos ajustes de proporciones para mantener constante el módulo de fineza total.

11)

Otra práctica muy negativa la constituye el acarreo y acomodo del material procesado movilizando el equipo pesado como volquetes, cargadores frontales y tractores sobre las pilas, lo que produce segregación e incremento de los finos con resultados similares a los mencionados en el acápite anterior.

12)

Finalmente aunque pueda parecer evidente, es necesario orientar la ubicación de la planta de procesamiento, la zona de almacenaje y la planta dosificadora (en el caso de ponerse cerca de la de chancado) de manera que el viento predominante no contamine las rumas de material almacenado y entorpezca las labores en la dosificadora con el polvillo resultante del chancado o zarandeo.



BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA ADITIVOS PARA CONCRETO

6.0. INTRODUCCIÓN Son materiales orgánicos o inorgánicos que se añaden a la mezcla durante o luego de formada la pasta de cemento y que modifican en horma dirigida algunas características del proceso de hidratación, el endurecimiento e incluso la estructura interna del concreto. El comportamiento de los diversos tipos de cemento Pórtland está definido dentro de un esquema relativamente rígido, ya que pese a sus diferentes propiedades, no pueden satisfacer todos los requerimientos de los procesos constructivos. Existen consecuentemente varios casos, en que la única alternativa de solución técnica y eficiente es el uso de aditivos. Al margen de esto, cada vez se va consolidando a nivel internacional el criterio de considerar a los aditivos como un componente normal dentro de la Tecnología del Concreto moderna ya que contribuyen a minimizar los riesgos que ocasiona el no poder controlar ciertas características inherentes a la mezcla de concreto original, cono son los tiempos de fraguado, la estructura de vacíos el calor de hidratación, etc. Cualquier labor técnica se realiza mas eficientemente si todos los riesgos están calculados y controlados, siendo los aditivos la alternativa que siempre permite optimizar las mezclas de concreto y los procesos constructivos. En nuestro país, no es frecuente el empleo de aditivos por la creencia generalizada de que su alto costo no justifica su utilización en el concreto de manera rutinaria; pero si se hace un estudio detallado del incremento en el costo del m3 de concreto (incremento que normalmente oscila entre el 0.5 al 5% dependiendo del producto en particular), y de la economía en mano de obra, horas de operación y mantenimiento del equipo, reducción de lazos de ejecución de las labores, mayor vida útil de las estructuras etc., se concluye en que el costo extra es sólo aparente en la mayoría de los casos, en contraposición a la gran cantidad de beneficios que se obtienen. Aunado a esto, hay mucho desconocimiento sobre el uso y potencialidades de los aditivos, ya que al no ser productos de gran disponibilidad y consumo en el mercado local, son relativamente pocos los profesionales que tienen la oportunidad de emplearlos e investigar sus posibilidades con los materiales y condiciones locales. Este círculo vicioso de no usar aditivos por su alto costo, los precios elevados de estos por ser el mercado pequeño y la poca investigación en cuanto a sus posibilidades en nuestro medio, trae como consecuencia el que en términos de desarrollo tecnológico en el Perú, la experiencia en su empleo es limitada sólo a algunos proyectos de cierta importancia, no existiendo una tecnología local organizada que comparta, aproveche y difunda los avances internacionales en este campo. En las zonas de la Sierra del Perú donde se producen cielos de hielo y deshielo, así como alternancias de temperatura que inducen fases de clima cálido y frío en un tiempo corto, es necesario el empleo de aditivos incorporadores de aire y acelerantes de fraguado para conjurar estos efectos, adicionalmente a las consecuencias no investigadas aún de la implicancias de la altura en el comportamiento del concreto. En los más de cinco mil Kilómetros de Costa con ciudades y pueblos aledaños donde se emplea concreto armado en la construcción, es imperativo el uso de reductores de agua que hagan el concreto mas impermeable y durable contra la corrosión de las armaduras. En la Selva lejana aún desconocida en muchos aspectos, el empleo de agregados marginales es un reto para el desarrollo de soluciones técnicas regionales, donde la gran cantidad de resina vegetales disponibles, ofrece un campo ideal para el desarrollo de aditivos que pudieran colaborar en resolver dichos problemas. Gran parte del trabajo de investigación en aditivos tiene que ver con los aspectos químicos del cemento y sus reacciones con estos productos, y la aplicación final en el concreto involucra muchos fenómenos físicos, siendo la fase práctica de injerencia de los ingenieros civiles, luego, lo obvio es que no se puede pensar en desarrollo en investigación en este campo si no hay trabajo interdisciplinario. Pensamos que debe haber un cambio de mentalidad en las universidades par que aprovechando su gran potencial en recursos humanos y tecnológicos, propicie tesis interdisciplinarias en general, y de forma particular en un rubro con tanto potencial como el de los aditivos para concreto, que acarrearía beneficios importantes par el país. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

195



En este capítulo daremos una visión general a los aditivos para concreto, con recomendaciones prácticas comprobadas por el autor en Obra.

6.1. CLASIFICACIÓN DE LOS ADITIVOS PARA CONCRETO Para el desarrollo de los diferentes tipos de aditivos, los clasificaremos desde el punto de vista de las propiedades del concreto que modifican, ya que ese es el aspecto básico al cual se apunta en obra cuando se desea buscar una alternativa de solución que no puede lograrse con el concreto normal (Ref. 6.1)

6.2. ADITIVOS ACELERANTES Sustancia que reducen el tiempo normal de endurecimiento de la pasta de cemento y/o aceleran el tiempo normal de desarrollo de la resistencia. Proveen una serie de ventajas como son: a) Desencofrado en menor tiempo del usual b) Reducción del tiempo de espera necesario para dar acabado superficial c) Reducción del tiempo de curado d) Adelanto en la puesta en servicio de las estructuras e) Posibilidad de combatir rápidamente las fugas de agua en estructuras hidráulicas f) Reducción de presiones sobre los encofrados posibilitando mayores alturas de vaciado g) Contrarrestar el efecto de las bajas temperaturas en clima frío desarrollado con mayor velocidad el calor de hidratación, incrementando la temperatura del concreto y consecuentemente la resistencia. En general lo acelerantes reducen los tiempos de fraguado inicial y final del concreto medios con métodos estándar como las agujas proctor definidas en ASTM – C – 403 (Ref. 6.2) que permiten cuantificar el endurecimiento en función de la resistencia a la penetración. Se emplean agujas metálicas de diferentes diámetros con un dispositivo de aplicación de carga que permite medir la presión aplicada sobre mortero obtenido de tamizar el concreto por la malla N° 4. Se considera convencionalmente que se ha producido el fraguado inicial cuando se necesita aplicar una presión de 500 lb/pulg2 para introducir la aguja una pulgada, y el fraguado final cuando se necesita aplicar una presión de 4,000lb/pul2 para producir la misma penetración. Este método se emplea con los acelerantes denominados convencionales cuya rapidez de acción permite mezclar y producir el concreto de manera normal, pero en los no convencionales que se emplean para casos especiales como el del concreto lanzado (shotcrete) se utilizan otros métodos como el de las agujas Gillmore (Ref. 6.3) dado que el endurecimiento es mucho más rápido. Una particularidad que se debe tener muy presente en los acelerante es que si bien provocan un incremento en la resistencia inicial en comparación con un concreto normal, por lo general producen resistencias menores a 28 días. Mientras más acelerante se emplea para lograr una mayor resistencia inicial, se sacrifica acentuadamente la resistencia a largo plazo. Tienden a reducir la trabajabilidad si se emplean solo, pero usados conjuntamente con incorporadores de aire, la mejoran, ya que contribuyen a incrementar el contenido de aire incorporado y su acción lubricante. Disminuyen la exudación pero contribuyen a que aumente la contracción por secado y consecuentemente la fisuración si no se cura el concreto apropiadamente. Tienen una gran cantidad de álcalis por lo que aumenta el riesgo de reactividad alcalina con cierto tipo de agregados. Los concretos con acelerantes provocan una menor resistencia a los sulfatos y son mas sensibles a los cambios volumétricos por temperatura. Los convencionales usualmente tienen en su composición cloruros, carbonatos, silicatos, fluorsilicatos e hidróxidos, así como algunos compuestos orgánicos como trietanolamina, siendo la proporción normal de uso del orden del 1% al 2% del peso del cemento. Los no convencionales se componen de carbonato de sodio, aluminato de sodio, hidróxido de calcio o silicatos y su proporción de uso es variable. Sea que se suministren líquidos o en polvo, deben emplearse diluidos en el agua de mezcla para asegurar su uniformidad y el efecto controlado (Ref. 6.4). TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

196



El acelerante mas usado mundialmente o que es ingrediente de muchos productos comerciales es el cloruro de calcio (C12Ca). Su mecanismo de acción se da reaccionando con el Aluminato Tricálcico y actuando además como catalizador del silicato tricálcico provocando la cristalización más rápida en la forma de cristales fibrosos. Normalmente se suministra en escamas con una pureza. Al diluirse siempre debe depositar en agua para entrar en solución y no al revés pues sino se forma una película dura muy difícil de disolver. El riesgo de usar cloruro de calcio reside en que aumenta la posibilidad de corrosión en el acero de refuerzo por lo que su empleo debe efectuarse en forma muy controlada.

6.3. ADITIVOS INCORPORADORES DE AIRE

a)

b)

El congelamiento del agua dentro del concreto con el consiguiente aumento de volumen, y el deshielo con la liberación de esfuerzos que ocasionan contracciones, provocan fisuración inmediata si el concreto todavía no tiene suficiente resistencia en tracción para soportar estas tensiones o agrietamiento paulatino en la medida que la repetición de estos cielos va fatigando el material. A fines de los años cuarenta se inventaron los aditivos incorporadores de aire, que originan una estructura adicional de vacíos dentro del concreto que permiten controlar y minimizar los efectos indicados. El mecanismo por el cual se desarrollan estas precisiones internas y su liberación con los incorporadores de aire se explica en detalle en el Capítulo 12 en la parte relativa a durabilidad ante el hielo y deshielo así como las recomendaciones en cuando a los porcentajes sugeridos en cada caso, por lo que aquí sólo trataremos sobre las características generales de este tipo de aditivos. Existen dos tipos de aditivos incorporadores de aire (Ref. 6.5): Líquido, o en polvo soluble en agua Constituidos por sales obtenidas de resinas de madera, detergentes sintéticos sales lignosulfonadas, sales de ácidos de petróleo, sales de materiales proteínicos, ácidos grasosos y resinosos, sales orgánicas de hidrocarburos sulfonados etc. Algunos son de los llamados aniónicos, que al reaccionar con el cemento inducen iones cargados negativamente que se repelen causando la dispersión y separación entre las partículas sólidas y un efecto lubricante muy importante al reducirse la fricción interna. Existe un campo muy grande de materiales con los cuales se pueden obtener incorporadores de aire, sin embargo no todos pueden producir la estructura de vacíos adecuada para combatir el hielo y deshielo, lo que ha motivado una gran labor de investigación por parte de los fabricantes y científicos para hallas las combinaciones mas eficientes contra el fenómeno. Este tipo de incorporadores de aire son sensibles a la compactación por vibrado, al exceso de mezclado, y a la reacción con el cemento en particular que se emplee, por lo que su utilización debe hacerse de manera muy controlada y supervisada para asegura los resultados pues de otro modo estaremos incorporando menos vacíos y de calidad diferente a la requerida. Una de las ventajas de estos incorporadores, es que el aire introducido funciona además como un lubricante entre las partículas de cemento por los vacíos adicionales en su estructura. Las proporciones en que se dosifican normalmente estos aditivos oscilan entre el 0.02% y el 0.10% del peso del cemento consiguiéndose incorporar aire en un porcentaje que varía usualmente entre el 3% y el 6% dependiendo del producto y condiciones particulares. En partículas sólidas Consistentes en materiales inorgánicos insolubles con una porosidad interna muy grande como algunos plásticos, ladrillo molido, arcilla expandida, arcilla pizarrosa, tierra diatomácea etc. Estos materiales se muelen a tamaños muy pequeños y o lo general deben tener una porosidad del orden del 30% por volumen. La ventaja de estos aditivos con respecto a los anteriores estriba en que son más estables ya que son inalterables al vibrado o al mezclado. No obstante, al ser su obtención y uso más complicados desde el punto de vista logístico, de fabricación y de transporte, los grandes fabricantes a nivel mundial han desarrollado más los primeros.

TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DEL CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Hemos realizado algunos estudios preliminares con sillar de la región de Arequipa, que como se sabe es un material de origen volcánico con porosidad del orden del 25% al 30%, que indican que podrían ser un incorporador de aire barato y eficiente, por lo que debería investigarse con mayor profundidad en este sentido En nuestro medio se emplean usualmente incorporadores de aire líquidos, ya sea importados o de fabricación nacional con insumos importados , estando el campo virgen para desarrollar incorporadores de aire con materiales locales de adquisición corriente, que puedan abaratar su uso, de modo de poder difundir su empleo normal en regiones donde por las condiciones climáticas son imprescindibles. Un aspecto que hay que tener muy presente al usar estos aditivos es el que ningún fabricante puede garantizar a priori el contenido del aire que inducen, pues depende como hemos dicho de muchos factores, por lo que se requiere un chequeo permanente con equipos para medición de aire incorporado (Ref. 6.6) y compatibilizar estas mediciones con las operaciones de mezclado y transporte, para asegurar que no hay pérdida de aire incorporado durante el proceso constructivo.

6.4. ADITIVOS REDUCTORES DE AGUA – PLASTIFICANTES. Son compuestos orgánicos e inorgánicos que permiten emplear menor agua de la que se usaría en condiciones normales en el concreto, produciendo mejores características de trabajabilidad y también de resistencia al reducirse la Relación Agua/Cemento. Trabajan en base al llamado efecto de superficie, en que crean una interfase entre el cemento y el agua en la pasta, reduciendo las fuerzas de atracción entre las partículas, con lo que se mejora el proceso de hidratación. Muchos de ellos también desarrollan el efecto aniónico que mencionamos al hablar de los incorporadores de aire. Usualmente reducen el contenido de agua por lo menos en un 5% a 10%. Tienen una serie de ventajas como son: a) Economía, ya que se puede reducir la cantidad de cemento. b) Facilidad en los procesos constructivos, pues la mayor trabajabilidad de las mezclas permite menor dificultad en colocarlas y compactarlas, con ahorro de tiempo y mano de obra. c) Trabajo con asentamientos mayores sin modificar la relación Agua/cemento. d) Mejora significativa de la impermeabilidad e) Posibilidad de bombear mezclas a mayores distancias sin problemas de atoros, ya que actúan como lubricantes, reduciendo la segregación. En general, la disminución del asentamiento en el tiempo es algo más rápida que en el concreto normal, dependiendo principalmente de la temperatura de la mezcla. Las sustancias mas empleadas para fabricarlos son los lignosulfonatos y sus sales, modificaciones y derivados de ácidos lignosulfonados, ácidos hidroxilados carboxílicos y sus sales, carbohidratos y polioles etc. (Ref. 6.7). La dosificación normal oscila entre el 0.2% al 0.5% del peso del cemento, y se usan diluidos en el agua de mezcla.

6.5. ADITIVOS SUPERPLASTIFICANTES Son reductores de agua-plastificantes especiales en que el efecto aniónico se ha multiplicado notablemente. A nivel mundial han significado un avance notable en la Tecnología del Concreto pues han permitido el desarrollo de concretos de muy alta resistencia. En la actualidad existen los llamados de tercera generación, que cada vez introducen mejoras adicionales en la modificación de las mezclas de concreto con reducciones de agua que no se pensaba fueran posible de lograrse unos años atrás. Se aplican diluidos en el agua de mezcla dentro del proceso de dosificación y producción del concreto, pero también se pueden añadir a una mezcla normal en el sitio de obra un momento antes del vaciado, produciendo resultados impresionantes en cuanto a la modificación de la trabajabilidad.


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Por ejemplo, para una mezcla convencional con un slump del oren de 2” a 3”, el añadirle superplastificante puede producir asentamientos del orden de 6” a 8” sin alterar la relación Agua/Cemento. En efecto es temporal, durando un mínimo del orden de 30 min a 45 min dependiendo del producto en particular y la dosificación, pero se puede seguir añadiendo aditivo si es necesario para volver a conferirle plasticidad al concreto. La dosificación usual es el 0.2% al 2% del peso del cemento, debiendo tenerse cuidado con las sobre dosificaciones pues pueden producir segregación si las mezclas tienen tendencia hacia los gruesos o retardos en el tiempo de fraguado, que obligan a prolongar e intensificar el curado, algunas veces durante varios días, aunque después se desarrolla el comportamiento normal. Las mezclas en las que se desee emplear superplastificantes deben tener un contenido de finos ligeramente superior al convencional ya que de otra manera se puede producir segregación si se exagera el vibrado. Producen generalmente incremento de burbujas superficiales en el concreto por lo que ha que optimizar en obra tanto los tiempos de vibrado como la secuencia de esta operaciones, para reducir las burbujas al mínimo. Si se desea emplear al máximo sus características de reductores de agua, permiten descensos hasta del 20% a 30% trabajando con slumps del orden de 2” a 3”, lo que ha permitido el 2 desarrollo de concretos de muy alta resistencia (750 kg/cm ) con relaciones Agua/Cemento tan bajas como 0.25 a 0.30, obviamente bajo optimizaciones de la calidad de los agregados y del cemento. Su empleo sólo como plastificantes permite como hemos dicho, el suministrar características autonivelantes a concretos convencionales, lo que los hace ideales para vaciados con mucha congestión de armadura donde el vibrado es limitado. En nuestro medio se han utilizado relativamente poco los superplastificantes, siendo uno de los casos mas saltantes en el concreto pesado del Block del Reactor en Huarangal – Lima, donde la alta concentración de armadura y elementos metálicos embutidos, motivó que los empleáramos, con excelentes resultados debido a sus características de mejoradores de la trabajabilidad. En el Proyecto Majes Secciones D y E, hemos empleado superplastificants como reductores de agua, para obtener Relaciones Agua/Cemento bajas con trabajabilidades altas (Agua/Cemento  0.50, slump 3” a 4”), al existir estos condicionantes por razones de impermeabilidad y durabilidad de las estructuras hidráulicas, ante el riesgo potencial de agresividad por cloruros y sulfatos de los suelos circundantes. Los resultados obtenidos han sido muy satisfactorios. Como complemento, debemos mencionar que son auxiliares muy buenos para las invecciones o rellenos (grouting), por su efecto plastificante. En el Perú se han usado los de procedencia norteamericana y europea, pero es interesante anotar que el Japón tiene el liderazgo actual en cuanto al desarrollo de estos productos, con versiones sumamente especiales.

6.6. ADITIVOS IMPERMEABILIZANTES Esta es una categoría de aditivos que sólo está individualizada nominalmente pues en la práctica, los productos que se usan son normalmente reductores de agua, que propician disminuir la permeabilidad al bajar la Relación Agua/Cemento y disminuir los vacíos capilares. Su uso está orientado hacia obras hidráulicas donde se requiere optimizar la estanqueidad de las estructuras. No existe el aditivo que pueda garantizar impermeabilidad si no damos las condiciones adecuadas al concreto para que no exista fisuración, ya que de nada sirve que apliquemos un reductor de agua muy sofisticado, si por otro lado no se consideran en el diseño estructural la ubicación adecuada de juntas de contracción y expansión, o no se optimiza el proceso constructivo y el curado para prevenir agrietamiento. Hemos tenido ocasión de apreciar proyectos hidráulicos donde en las especificaciones técnicas se indica el uso exclusivo de aditivos impermeabilizantes, lo cual no es correcto y lleva a confusión pues esta connotación que es subjetiva, la han introducido principalmente los fabricantes, pero en la práctica no son en general otra cosa que reductores de agua.


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Existe un tipo de impermeabilizantes que no actúan reduciendo agua sino que trabajan sobre el principio de repeler el agua y sellar internamente l estructura de vacíos del concreto, pero su uso no es muy difundido pues no hay seguridad de que realmente confieran impermeabilidad y definitivamente reducen resistencia. Las sustancias empeladas en este tipo de productos son jabones, butilestearato, ciertos aceites minerales y emulsiones asfálticas. Otros elementos que proporcionan características de incremento de impermeabilidad son las cenizas volátiles, las puzolanas y la microsílice, que en conjunción con el cemento generan una estructura mucho menos permeable que la normal, pero su uso es mas restringido.

6.7. ADITIVOS RETARDADORES Tienen como objetivo incrementar el tiempo de endurecimiento normal del concreto, con miras a disponer de un período de plasticidad mayor que facilite el proceso constructivo. Su uso principal se amerita en los siguientes casos: a) Vaciado complicado y/o voluminoso, donde la secuencia de colocación del concreto provocaría juntas frías si se emplean mezclas con fraguados normales. b) Vaciados en clima cálido, en que se incrementa la velocidad de endurecimiento de las mezclas convencionales. c) Bombeo de concreto a largas distancias para prevenir atoros. d) Transporte de concreto en Mixers a largas distancias. e) Mantener el concreto plástico en situaciones de emergencia que obligan a interrumpir temporalmente los vaciados, como cuando se malogra algún equipo o se retrasa el suministro del concreto. La manera como trabajan es actuando sobre el Aluminato Tricálcico retrasando la reacción, produciéndose también un efecto de superficie, reduciendo fuerzas de atracción entre partículas. En la medida que pasa el tiempo desaparece el efecto y se desarrolla a continuación el de hidratación, acelerándose generalmente el fraguado. Hay que tener cuidado con las sobredosificaciones pues pueden traer complicaciones en el desarrollo de la resistencia, obligando a adoptar sistemas de curado adicionales. Usualmente tienen características plastificantes. Los productos básicos empleados en su fabricación son modificaciones y combinaciones de los usados en los plastificantes y adicionalmente, algunos compuestos de étercelulosa. Se dosifican generalmente en la proporción del 0.2% al 0.5% del peso del cemento.

6.8. CURADORES QUÍMICOS Pese a que no encajan dentro de la definición clásica de aditivos, pues no reaccionan con el cemento, constituyen productos que se añaden en la superficie del concreto vaciado para evitar la pérdida del agua y asegurar que exista la humedad necesaria para el proceso de hidratación. El principio de acción consiste en crear una membrana impermeable sobre el concreto que contrarreste la pérdida de agua por evaporación. Hemos creído conveniente incluirlos en este capítulo pues es importante el conocer sus características, ya que se usan bastante en nuestro medio, donde algunos fabricantes locales producen versiones excelentes. Existen básicamente dos tipos de curadores químicos (Ref. 6.8): a) Emulsiones de cera, que al liberar el solvente acuoso dejan una película protectora sobre la superficie. Normalmente son pigmentadas con color blanco para reflejar los rayos solares y reducir la concentración local de temperatura. En otras ocasiones el pigmento es de otro color sólo para poder controlar el progreso de la aplicación. Al cabo de un cierto número de días el pigmento normalmente desaparece. Este tipo de curadores tiene la particularidad que en climas muy cálidos la película de cera permanece en estado semisólido, debido a las temperaturas superficiales del concreto y la acción solar, dependiendo su eficacia de la calidad del producto en particular, ya que en algunos esto origina que sean permeables permitiendo la fuga de agua, y en otros constituye una ventaja pues se vuelve menos viscosa la cera y penetra en los poros capilares de la superficie sellándola.


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Otra particularidad es que normalmente son difíciles de limpiar, por ejemplo en la zona de las juntas de contracción o expansión, donde se necesita tener una superficie limpia para la colocación de sellos elásticos, siendo necesario algunas veces recurrir al arenado para eliminar la capa de curador. b) Soluciones de resinas sintéticas en solventes volátiles, que crean el mismo efecto de una capa de laca o pintura sobre el concreto, sellándolo. A diferencia de los anteriores, a mayor temperatura, el solvente se volatiliza más rápido y la película protectora se vuelve más rígida, dependiendo su eficacia del contenido de sólidos en la solución. Se fabrican también con o sin pigmento y normalmente se pueden limpiar con escobilla metálica o con gasolina. En cualquiera de los casos, es necesario hacer pruebas de la eficiencia del curador de acuerdo a como lo recomienda el ACI 318 (Ref. 6.9) obteniéndose probetas cilíndricas de concreto, aplicándoles el curador de igual manera como se hace con las estructuras y dejándolas al pied de obra para que estén sometidas a las mismas condiciones ambientales. Paralelamente se curan bajo condiciones controladas en laboratorio, otra serie de cilindros del mismo concreto, ensavándose ambas series a los 28 días. Se considera que el sistema de curado es efectivo si la resistencia de las curadas en obra es mayor o igual al 85% del fć de las curadas en condiciones controladas, no siendo necesario el cumplimiento de esta condición si la resistencia de las curadas en obra supera 2 en 35 kg/cm al fć especificado. La colocación de estos productos con pulverizador, brocha o rodillo de acuerdo al caso particular, debe realizarse lo antes posible luego del desencofrado, mojando previamente el concreto para reponer pérdidas de agua, que hayan ocurrido antes de la operación de curado. Cuando se aplica sobre superficies frescas expuestas, debe ejecutarse apenas haya desaparecido el agua superficial o esté por desaparecer.

6.9. ADITIVOS NATURALES Y DE PROCEDENCIA CORRIENTE (Ref. 6.10) Esta es una clasificación que hemos introducido para hacer conocer algunos productos de uso o disponibilidad común, que actúan modificando propiedades del concreto y que ofrecen una fuente potencial de investigación local para desarrollar aditivos baratos. a) Acelerantes El azúcar en dosificaciones mayores del 0.25% del peso del cemento, la urea, el ácido láctico de la leche, el ácido oxálico que se halla en muchos productos comerciales que sirven para quitar manchas y limpiar metales. b) Incorporadores de aire. Los detergentes, las piedras porosas de origen volcánico finamente molidas, las algas. c) Plastificantes retardadores Los siguientes productos en porcentajes referenciales relativos al peso del cemento: El almidón (0.10%), el bicarbonato de sodio (0.14%), el ácido tartárico (0.25%), la celulosa (0.10%), el azúcar ( 0.25%), resinas de maderas. Para concluir, debemos mencionar que las normas ASTM C-260 y C-494 (Ref. 6.11 y 6.12) establecen los requisitos que deben cumplir los aditivos para poder emplearse en concreto, siendo una herramienta útil para verificarlos, pero que no reemplaza a la prueba efectiva con el cemento, la mezcla y las condiciones de obra particulares que enfrentemos, en que debe cuidarse de comprobar su efectividad en forma científica, evaluando con métodos y pruebas estándar las propiedades que se modifican , de manera de poder cuantificarlas y obtener conclusiones valederas.


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PROPIEDADES PRINCIPALES DEL CONCRETO 7.0. ESTRUCTURA INTENA DEL CONCRETO En la Fig. 7.1, se puede apreciar el esquema típico de la estructura interna del concreto endurecido, que consiste en le aglomerante, estructura básica o matriz, constituida por la pasta de cemento y agua, que aglutina a los agregados gruesos, finos, aire y vacíos, estableciendo un comportamiento resistente debido en gran parte a la capacidad de la pasta para adherirse a los agregados y soportar esfuerzos de tracción y compresión, así como a un efecto puramente mecánico propiciado por el acomodo de las partículas inertes y sus características propias. Una conclusión inmediata que se desprende del esquema mencionado, es que la estructura del concreto no es homogénea, y en consecuencia no es isotrópica, es decir no mantiene las mismas propiedades en diferentes direcciones. Esto se debe principalmente a los diferentes materiales que intervienen, su variabilidad individual así como al proceso mismo de elaboración, en que durante la etapa en que la pasta es plástica, se posibilita el acomodo aleatorio de los diferentes componentes hasta su ubicación definitiva al endurecer. Un aspecto sumamente importante en la estructura del concreto endurecido reside en la porosidad o sistema de vacíos. Gran parte del agua que interviene en la mezcla, sólo cumple la función de lubricante en el estado plástico, ubicándose en líneas de flujo y zonas de sedimentación de los sólidos, de manera que al producirse el endurecimiento y evaporarse, quedan los vacíos o poros, que condicionan el comportamiento posterior del concreto para absorber líquidos y su permeabilidad o capacidad de flujo a través de él.

7.1. PROPIEDADES PRINCIPALES DEL CONCRETO FRESCO a)

Trabajabilidad Esta definida por la mayor o menor dificultad para el mezclado, transporte, colocación y compactación del concreto. Su evaluación es relativa, por cuanto depende realmente de las facilidades manuales o mecánicas de que se disponga durante las etapas del proceso, ya que un concreto que puede ser trabajable bajo ciertas condiciones de colocación y compactación, no necesariamente resulta tal si dichas condiciones cambian. Está influenciada principalmente por la pasta, el contenido de agua y el equilibrio adecuado entre gruesos y finos, que produce en el caso óptimo una suerte de continuidad en el desplazamiento natural y/o inducido de la masa.


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1)

2)


Por lo general un concreto es trabajable en la mayoría de circunstancias, cuando durante su desplazamiento mantiene siempre una película de mortero de al menos ¼” sobre el agregado grueso. El método tradicional de medir la trabajabilidad ha sido desde hace muchos años el “Slump” o asentamiento con el cono de Abrams, ya que permite una aproximación numérica a esta propiedad del concreto, sin embargo debe tenerse clara la idea que es más una prueba de uniformidad que de trabajabilidad, pues es fácilmente demostrable que se pueden obtener concretos con igual slump pero trabajabilidades notablemente diferentes para las mismas condiciones de trabajo. Una práctica recomendada por el U.S. Bureau of Reclamation (Ref. 7.1), consiste en que una vez concluida la determinación del slump se procede a golpear con la varilla la plancha metálica de base, provocando el desmoronamiento del concreto lo que permite una estimación visual de la capacidad de acomodo al compactarlo. Cuando en obra se controla la dosificación de las mezclas en peso por lo que hay seguridad que se están midiendo los ingredientes de acuerdo al diseño y corrigiendo por absorción y humedad, un slump mayor del que se venía registrando, es indicativo de que la granulometría total se ha vuelto más gruesa, en consecuencia el Módulo de fineza se incrementó y disminuyó la superficie específica pero todo esto sin cambiar la relación Agua/Cemento. En consecuencia el slump aumentó no porque se ha añadido más agua al diseño sino porque la mezcla requiere menos agua debido a cambios en la gradación de los agregados que la ha vuelo más gruesa. En estas situaciones, no tiene fundamento técnico el rechazar el concreto en base a la prueba de slump, pues si la dosificación está controlada, se está demostrando que no se afectará la resistencia. Ahora bien, si el slump que tiene actualmente la mezcla es tan alto que ocasiona problemas de segregación ó exudación, es necesario reajustar la granulometría total recalculando las proporciones de arena y piedra (subiendo el contenido de arena y bajando el de la piedra) para mantener constante el módulo de fineza total del diseño y regresar al slump original, pero nunca se debe empezar a bajar agua aleatoriamente pues esa es la mejor manera de perder el control del diseño ya que no estamos atacando el problema de fondo que es la gradación. Si se da el caso contrario de que el slump se redujo pese a estar controlada la dosificación, es indicativo de que la granulometría total cambió volviéndose más fina por lo que la mezcla requiere más agua y se seca. La forma de corregir esto es hacer lo inverso al caso anterior incrementando la proporción de piedra y disminuyendo la de la arena para mantener constante el módulo de fineza de diseño. Para lograr una mayor aproximación a la trabajabilidad, la Reolongía, que es la ciencia que estudia el flujo o desplazamiento de los materiales, ha establecido los siguientes conceptos que permiten enfocar con mas precisión el comportamiento reológico del concreto en estado fresco y por consiguiente su trabajabilidad: (Ref. 7.2) Estabilidad Es el desplazamiento o flujo que se produce en el concreto sin mediar la aplicación de fuerzas externas. Se cuantifica por medio de la exudación y la segregación, evaluada con métodos standard que permiten comparar dichas características entre varios diseños, siendo obvio que se debe buscar obtener los valores mínimos. Es interesante notar que ambos fenómenos no dependen expresantemente del exceso de agua en la mezcla sino del contenido de finos y de las propiedades adherentes de la pasta. Compactabilidad Es la medida de la facilidad con que puede compactarse el concreto fresco. Existen varios métodos que establecen el denominado “Factor de compactación”, que evalúa la cantidad de trabajo que se necesita para la compactación total, y que consiste en el cociente entre la densidad suelta del concreto en la prueba, dividido entre la densidad del concreto compactado. En nuestro medio no es usual disponer del equipo para la prueba standard que es Británica (Ref. 7.3), no obstante no es muy difícil ni caro implementarlo ya que es muy útil en cuanto a la información que suministra.


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La prueba consiste en llenar el cono superior con concreto depositándolo sin dejarlo caer, par que no haya compactación adicional. A continuación se abre la compuerta inferior para que caiga por su peso propio y llene el segundo cono con lo que se estandariza la condición de compactación inicial. Finalmente luego de enrasar el cono se abre la segunda compuerta y el concreto cae por su peso propio para llenar un molde cilíndrico estándar. Se obtiene el peso unitario del concreto en el molde y el valor se divide entre el peso unitario obtenido con la prueba estándar en tres capas con 25 golpes cada una. Esta operación debe hacerla una sola persona manteniendo constantes el equipo para el manipuleo y el procedimiento, ya que los resultados están influenciados significativamente por estos aspectos. Hay que tener claro que los valores obtenidos nos sirven para comparar diseños similares para elegir el óptimo, pero no nos da un valor absoluto para comparar diseños con materiales diferentes. En la medida que el factor de compactación se acerque más a la unidad obtendremos el diseño más eficiente en cuanto a la compactabilidad. En la Tabla 7.1 se pueden observar valores de revenimiento o slump comparados con mediciones de factor de compactación para diferentes condiciones de trabajabilidad. De nuestra experiencia personal en el uso del método estándar hemos concluido en que es sumamente útil para discriminar entre mezclas con grados de compactabilidad bastante diferentes, sin embargo no es muy sensible a pequeños cambios en granulometría. En base a esto estamos desarrollando una alternativa en la cual cambiamos el molde cilíndrico por un molde prismático de 0.20 x 0.20 x 0.30 m que representa más fielmente las dificultades reales en cuanto a compactabilidad en las esquinas de los encofrados. Aún no contamos con suficiente cantidad de pruebas para establecer conclusiones estadísticas válidas pero las tendencias indican que con esta variante se podría reflejar variaciones pequeñas en gradación o en las consecuencias del empleo de aditivos plastificantes. En la Fig. 7.2 se dan las características geométricas del aparato para quien le interesara fabricarlo y usarlo.


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Tabla 7.1 TRABAJABILIDAD, REVENIMIENTO Y FACTOR DE COMPACTACIÓN DE CONCRETOS CON TAMAÑO MÁXIMO DE AGREGADO, DE 19 A 38 MM (3/4 Ó 1 ½ pulg.) GRADO DE TRABAJABILIDAD

3)

b)

REVENIMIENTO mm. pulg.

FACT. COMPACTACIÓN

205

USO ADECUADO DEL CONCRETO

APARATO APARATO PEQUEÑO GRANDE

Muy pequeño

0 – 25

0–1

0.78

0.80

Pequeño

25 – 50

1–2

0.85

0.87

Medio

50 – 100

2–4

0.82

0.835

Alto

100 - 175

4-7

0.85

0.88

Pavimentos vibrados con máquinas operadas mecánicamente. En el extremo más trabajable de este grupo, el concreto podrá compactarse en ciertos casos con máquinas operadas a mano. Pavimentos vibrados con máquinas operadoras a mano. En el extremo más trabajable de este grupo, el concreto podrá compactarse mensualmente en pavimentos que empleen agregado de forma redonda o irregular. Cimentaciones de concreto en masa sin vibrado o secciones con poco refuerzo y vibradas. En el extremo manos trabajable de este grupo, losas planas compactadas manualmente usando agregados triturados. Para secciones congestionadas de refuerzo. Normalmente no adecuado para vibrarse. Concreto reforzado manualmente compactado y secciones con mucho refuerzo compactado con vibración.

Movilidad Es la facilidad del concreto a ser desplazado mediante la aplicación de trabajo externo. Se evalúan en función de la viscosidad, cohesión y resistencia interna al corte. La viscosidad viene dada por la fricción entre las capas de la pasta de cemento, la cohesión es la fuerza de adherencia entre la pasta de cemento y los agregados, y la resistencia interna al corte la provee la habilidad de las partículas de agregados a rotar y desplazarse dentro de la pasta. Las pruebas desarrolladas en la actualidad para medir estos parámetros sólo son aplicables a nivel sofisticado en laboratorio (Ref. 7.4 y 7.5) por lo que aún está a nivel de investigación una prueba práctica para emplearse en obra, sin embargo, es importante al momento de diseñar y comparar mezcla, realizar una evaluación al menos cualitativa de estos parámetros, con objeto de acercarnos al óptimo. Segregación Las diferencia de densidades entre los componentes del concreto provocan una tendencia natural a que las partículas más pesadas desciendan, pero en general, la densidad de la pasta con los agregados finos es sólo un 20% menor que la de los gruesos (para agregados normales) lo cual sumado a su viscosidad produce que el agregado grueso quede suspendido e inmerso en la matriz. Cuando la viscosidad del mortero se reduce por insuficiente concentración la pasta, mala distribución de las partículas o granulometría deficiente, las partículas gruesas se separan del mortero y se produce lo que se conoce como segregación. En los concretos con contenidos de piedra  del 55% en peso con respecto al peso total de agregados, es frecuente confundir la segregación con la apariencia normal de estos concretos, lo cual es muy simple de verificar



c)

d)


obteniendo dos muestras de concreto fresco de sitios diferentes y comparar el contenido de gruesos por lavado, que no deben diferir en más de 6%. Exudación Propiedad por la cual una parte del agua de mezcla se separa de la masa y sube hacia la superficie del concreto. Es un caso típico de sedimentación en que los sólidos se asientan dentro de la masa plástica. El fenómeno está gobernado por las leyes físicas del flujo de un líquido en un sistema capilar, antes que el efecto de la viscosidad y la diferencia de densidades. Está influenciada por la cantidad de finos en los agregados y la finura del cemento, por lo que cuanto más fina es la molienda de este y mayor es el porcentaje de material menor que la malla N° 100, la exudación será menor pues se retiene el agua de mezcla. La exudación se produce inevitablemente en el concreto, pues es una propiedad inherente a su estructura, luego lo importante es evaluarla y controlarla en cuanto a los efectos negativos que pudiera tener. No debe caerse en el error de considerar que la exudación es una condición anormal del concreto, ni en la práctica usual de “secar” el concreto espolvoreando cemento en la superficie ya que si esto se ejecuta mientras aún hay exudación, se crea una capa superficial muy delgada de pasta que en la parte inferior tiene una interfase de agua que la aísla de la masa original. En estas condiciones, al producirse la contracción por secado o cambios volumétricos por temperatura esta película delgada de pasta se agrieta, produciéndose el patrón de fisuración tipo panal de abeja, que los norteamericanos denominan “crazing”. Si se espolvorea cemento cuando la exudación ha terminado, integrado la pasta con la mezcla original se logra reducir la relación Agua/Cemento en la superficie con resultados positivos en cuanto a durabilidad al desgaste. La prueba estándar para medir la exudación está definida por la norma ASTM C – 232 (Ref. 7.6) necesitándose sólo una pipeta como equipo adicional a las balanzas, moldes y probetas graduadas que constituyen lo normal en laboratorio. Contracción Es una de las propiedades mas importantes en función de los problemas de fisuración que acarrea con frecuencia. Ya hemos visto que la pasta de cemento necesariamente se contrae debido a la reducción del volumen original de agua por combinación química, y a esto se le llama contracción intrínseca que es un proceso irreversible. Pero además existe otro tipo de contracción inherente también a la pasta de cemento y es la llamada contracción por secado, que es la responsable de la mauro parte de los problemas de fisuración, dado que ocurre tanto en el estado plástico como en el endurecido si se permite la pérdida de agua en la mezcla. Este proceso no es irreversible, ya que si se repone el agua perdida por secado, se recupera gran parte de la contracción acaecida. Esta propiedad se tratará con mucha amplitud al tocar el tema de los cambios volumétricos en el concreto, siendo lo fundamental en este Capítulo, el tener claro que el concreto de todas maneras se contrae y si no tomamos las medidas adecuadas indefectiblemente se fisura, y en muchos casos esta fisuración es inevitable por lo que sólo resta prevenirla y orientarla.

7.2. PROPIEDADES PRINCIPALES DEL CONCRETO ENDURECIDO a)

Elasticidad En general, es la capacidad del concreto de deformarse bajo carga, sin tener deformación permanente. El concreto no es un material elástico estrictamente hablando, ya que no tiene un comportamiento lineal en ningún tramo de su diagrama cara vs deformación en compresión, sin embargo, convencionalmente se acostumbra definir un “Módulo de elasticidad estático” del concreto mediante una recta tangente a la parte inicial del diagrama, o una recta secante que une el origen del diagrama con un punto establecido que normalmente es un % de la tensión última (Ref. 7.7).


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En la Fig. 7.3 (Ref. 7.8) se esquematiza la curva Carga vs Deformación Típica del concreto y en la Fig. 7.4 (Ref. 7.9) se muestran curvas Carga vs Deformación para concretos con diferentes relaciones Agua/Cemento. 2 Los módulos de Elasticidad normales oscilan entre 250,000 a 350,000 kg/cm y están en relación inversa con la relación Agua/Cemento. Conceptualmente, las mezclas más ricas tienen módulos de Elasticidad mayores y mayor capacidad de deformación que las mezclas pobres. La norma que establece como determinar el Módulo de elasticidad estático del concreto es la ASTM C- 469 (Ref. 7.7).

b)

c)

Resistencia Es la capacidad de soportar cargas y esfuerzos, siendo su mejor comportamiento en compresión en comparación con la tracción, debido a las propiedades adherentes de la pasta de cemento. Depende principalmente de la concentración de la pasta de cemento, que se acostumbra expresar en términos de la relación Agua/Cemento en peso. La afectan además los mismos factores que influyen en las características resistentes de la pasta, como son la temperatura y el tiempo, aunados a otros elementos adicionales constituidos por el tipo y características resistentes del cemento en particular que se use y de la calidad de los agregados, que complementan la estructura del concreto. Un factor indirecto pero no por eso menos importante en la resistencia, lo constituye el curado ya que es el complemento del proceso de hidratación sin el cual no se llegan a desarrollar completamente las características resistentes del concreto. Los concretos normales usualmente tienen resistencias en compresión del orden de 100 a 400 kg/cm2, habiéndose logrado optimizaciones de diseños sin aditivos que han permitido obtener resistencia sobre 700 kg/cm2. Tecnologías con empleo de los llamados polímeros, constituidos por aglomerantes sintéticos que se añaden a la mezcla, permiten obtener resistencias en compresión que bordean los 1,500 kg/cm2, y todo parece indicar que el desarrollo de estas técnicas permitirá en el futuro superar incluso estos niveles de resistencia. Extensibilidad Es la propiedad del concreto de deformarse sin agrietarse. Se define en función de la deformación unitaria máxima que puede asumir el concreto sin que ocurran fisuraciones. Depende de la elasticidad y del denominado flujo plástico, constituido por la deformación que tiene el concreto bajo carga constante en el tiempo. El flujo plástico tiene la particularidad de se parcialmente recuperable, estando relacionado también con la contracción, pese a ser dos fenómenos nominalmente independientes. La microfisuración aparece normalmente alrededor del 60% del esfuerzo último, y a una deformación unitaria de 0.0012, y en condiciones normales la fisuración visible aparece para 0.003 de deformación unitaria.


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LA DURABILIDAD DEL CONCRETO 12.0. INTRODUCCIÓN El ACI define la durabilidad del concreto de cemento Pórtland como la habilidad para resistir la acción del intemperismo, el ataque químico, abrasión, y cualquier otro proceso o condición de servicio de las estructuras, que produzcan deterioro del concreto. (Ref. 12.1 y 12.2). La conclusión primordial que se desprende de esta definición es que la durabilidad no es un concepto absoluto que dependa sólo del diseño de mezcla, sino que está en función del ambiente y las condicione de trabajo a las cuales lo sometamos. En este sentido, no existe un concreto “durable” por sí mismo, ya que las características físicas, químicas y resistentes que pudieran ser adecuadas para ciertas circunstancias, no necesariamente lo habilitan para seguir sido “durable” bajo condiciones diferentes. Tradicionalmente se asoció la durabilidad a las características resistentes del concreto, y particularmente a su resistencia en compresión, pero las experiencias particularmente a su resistencia en compresión, pero las experiencias prácticas y el avance de la investigación en este campo han demostrado que es sólo uno de los aspectos involucrados, pero no el único ni el suficiente para obtener un concreto durable. En consecuencia, el problema de la durabilidad es sumamente complejo en la medida en que cada situación de exposición ambiental y condición de servicio ameritan una especificación particular tanto para los materiales y diseño de mezcla, como para los aditivos, la técnica de producción y el proceso constructivo, por lo que es usual que en este campo las generalizaciones resulten nefastas. Bryant Mather, uno de los pioneros en la investigación en Tecnología del Concreto y en el área de la durabilidad indica en uno de sus trabajos (Ref. 12.3): “Está demostrado científicamente que las estructuras de concreto se comportan inadecuadamente debido a que las especificaciones técnicas fueron deficientes o que éstas fueron correctas pero no se siguieron en la obra”. Es obvio pues que en este aspecto se debe desterrar una práctica muy común en nuestro medio como es la de repetir, copiar o “adaptar” especificaciones técnicas locales aparentes, pero que sin embargo desde el punto de vista de la Tecnología del Concreto y la durabilidad requieren una evaluación y criterios particulares. Quines han tenido la oportunidad de laborar en las diferentes regiones de nuestro país, habrán podido comprobar la repetición sistemática de errores conceptuales y prácticas constructivas inadecuadas en lo que a tecnología del concreto y durabilidad se refiere, por el concepto equivocado de que el concreto es un material “noble” que puede asimilar nuestras deficiencias, y que es antieconómico trabajar con los avances de la técnica moderna. En el desarrollo de este tema, analizaremos algunos conceptos básicos que permitan una mejor aproximación a estos problemas y la utilización más eficiente de nuestros recursos materiales y humanos. 12.1. FACTORES QUE AFECTAN LA DURABILIDAD DEL CONCRETO En este acápite delinearemos los factores que influyen en el deterioro del concreto y consecuentemente en la durabilidad, debiendo tenerse presente que no se incluye dentro de ellos la fisuración pues este es un síntoma de los cambios volumétricos y no un factor en sí, por lo que su tratamiento ha sido materia de un desarrollo particular en el Capítulo 11. Los factores mencionados se clasifican en 5 grupos. (Ref. 12.4) I. Congelamiento y descongelamiento (Freezing Thawing) II. Ambiente químicamente agresivo III. Abrasión IV. Corrosión de metales en el concreto V. Reacción químicas en los agregados Existen factores que influyen en la durabilidad, clasificados desde el punto de vista del mecanismo de ataque al concreto y que representan subdivisiones y análisis más profundos que los ya mencionados (reacciones no ácidas, ácido carbónico en el agua, ataque de sales de magnesio, agresión de grasas animales etc.) pero que no trataremos en el presente Capítulo TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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por estar más relacionados con la investigación académica de estos fenómenos que con su trascendencia práctica, ya que la frecuencia de ocurrencia de tales agentes es muy aislada. 12.2. CONGELAMIENTO Y DESHIELO Y SU MECANISMO

a)

b)

c)

Constituye un agente de deterioro que ocurre en los climas en que la temperatura desciende hasta provocar el congelamiento del agua contenida en los poros capilares del concreto. En términos generales el fenómeno se caracteriza por inducir esfuerzos internos en el concreto que pueden provocar su fisuración reiterada y la consiguiente desintegración. Es importante tener claro que es un fenómeno que se da tanto a nivel de la pasta de cemento, como en los agregados de manera independiente, así como en la interacción entre ambos, por lo que su evaluación debe abordar cada uno de estos aspectos. Efecto en la pasta de cemento Existen dos teorías que explican el efecto en el cemento. La primera se denomina de “Presión hidráulica” que considera que dependiendo del grado de saturación de los poros capilares y poros del gel, la velocidad de congelamiento y la permeabilidad de la pasta, al congelarse el agua en los poros ésta aumenta de volumen y ejerce presión sobre el agua aún en estado líquido, ocasionando tensiones en la estructura resistente. Si estas tensiones superan los esfuerzos últimos de la pasta, se produce la rotura (Ref. 12.5). La segunda teoría llamada de “Presión osmótica” asume las mismas consideraciones iniciales de la anterior pero supone que al congelarse el agua en los poros cambia la alcalinidad del agua aún en estado líquido, por lo que tiende a dirigirse hacia las zonas congeladas de alcalinidad menor para entrar en solución , lo que genera una presión osmótica del agua líquida sobre la sólida ocasionando presiones internas en la estructura resistente de la pasta con consecuencia similares al caso anterior (Ref. 12.6) Bajo ambas teorías, al producirse el descongelamiento se liberan las tensiones y al repetirse este ciclo muchas veces se produce la rotura por fatiga de la estructura de la pasta, si es que no se produjo inicialmente. Efecto en los agregados En los agregados existe evidencia de que por los tamaños mayores de los poros capilares se producen generalmente presiones hidráulicas y no osmóticas, con esfuerzos internos similares a los que ocurren en la pasta de cemento, existiendo indicios que el Tamaño máximo tiene una influencia importante. (Ref. 12.7) estimándose que para cada tipo de material existe un Tamaño máximo por de bajo del cual se puede producir el congelamiento confinado dentro del concreto sin daño interno en los agregados. Por otro lado, cuanto menor sea la capacidad del agregado para absorber agua, menor será el efecto del congelamiento interno de la misma. Efecto entre la pasta y los agregados. Existe la denominada “Teoría Elástica” que considera un efecto mixto de los agregados sobre la pasta, ya que al congelarse el agua dentro de ellos, se deforman elásticamente sin romperse por tener una estructura más resistente que la del cemento y ejercen presión directa sobre la pasta generando tensiones adicionales a las ocasionadas en el cemento independientemente.

12.3. CONTROL DE LA DURABILIDAD FRENTE AL CONGELAMENTO Y DESHIELO a)

Aditivos incorporadores de aire Uno de los avances más importantes en la tecnología del concreto ha sido el desarrollo de los aditivos incorporadores de aire a fines de la década de los años cuarenta. Si recordamos las teorías que explican el efecto del congelamiento en el concreto, concluiremos que en ambas existe un desplazamiento de agua en estado líquido o sólido que al encontrar restringida esta deformación genera esfuerzos. El principio de los incorporadores de aire consiste en introducir una estructura adicional de vacíos no interconectados, que permiten asimilar los desplazamientos generados por el congelamiento eliminando las tensiones. Se ha establecido el denominado “Factor de espaciamiento” (c  0.2 mm) que representa la distancia máxima que debe existir entre las partículas de la pasta y los vacíos introducidos por el incorporador de aire para que sea realmente efectivo en cuanto a controlar el efecto del congelamiento y descongelamiento (Ref. 12.8).


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Los porcentajes de aire incorporado que se recomiendan en función del Tamaño máximo de los agregados son los que se indican en la Tabla 12.1:

Tamaño máximo nominal en pulgadas 3/8 ½ ¾ 1½ 3 b)

TABLA 12.1. Exposición severa con humedad constante en porcentaje 7.5 7.0 6.0 5.5 4.5

Exposición moderada con humedad ocasional en porcentaje 6.0 5.5 5.0 4.5 3.5

Curado No se puede pensar que sólo con los incorporadores de aire se soluciona el problema, pues si no le damos al concreto la posibilidad de desarrollar resistencia, de nada servirá la precaución anterior ante la fatiga que va produciendo la alternancia de esfuerzos en los cielos de hielo y deshielo. Para un desarrollo normal de resistencia en el tiempo, el concreto debe curarse como referencia a una temperatura de por lo menos 13 °C para un elemento de 30 cm de espesor y 5 °C para espesores de orden de 1.80 m por lo que debe procurarse mantener la temperatura adecuada mediante elementos aislantes que impidan que pierda calor y/o se evapore el agua, o se congele hasta que halla desarrollado al menos 35 kg/cm2. Hay que recordar siempre el principio básico que se desprende de comprender el mecanismo de hidratación del cemento y que consiste en que la reacción química necesita agua, espacio para desarrollar los productos de hidratación, cierta temperatura y tiempo. Mientras controlemos estos factores mediante el curado, aseguraremos el desarrollo completo de las propiedades del concreto y favoreceremos la durabilidad. Una experiencia personal que permitió el desarrollo de una técnica de curado en el Altiplano empleado manta de totora la implementamos durante la construcción del Aeropuerto de Juliaca. En esta zona de la Sierra Peruana se dan alternancias de temperatura muy amplias que para la época en que se desarrolló la construcción entre Enero y Julio de 1984, significaban tener en el día hasta 35 °C y en la noche la temperatura descendía hasta – 2 |c ocasionando que se dieran en un periodo muy corto las condiciones ambientales de clima cálido y clima frío a la vez obligado a adoptar precauciones en los diseños de mezcla y en los métodos de curado para contrarrestar estos efectos. El ciclo de hielo y deshielo nocturno motivó el empleo de un incorporador de aire para darle durabilidad al concreto ante esta circunstancia, pero la temperaturas tan bajas en este lapso hacían prever que no se produciría un desarrollo normal de resistencia si no se tomaban algunas medidas. Los vaciados se planificaron para realizarse durante el día, iniciándose a las 6.00 a.m. en que la temperatura ambiente era del orden de 13 °C, hacia las 12 m había ascendido hasta 35 °C y alrededor de las 3.00 p.m. en que concluían las labores ya había descendido nuevamente a 13 °C lo que daba un período de trabajo de 9 Horas con una temperatura media del orden de 24 °C. La tasa de evaporación en función de las velocidades del viento y la humedad relativa 2 ambiente se calculó en1.5 a 2.0 km/cm / hora, lo que ameritaba tomar precauciones inmediatas para evitar fisuración por contracción plástica. Las losas eran de 11” de espesor y la relación Volumen / Ara superficial expuesta del orden de 0.28 indicaba que de no tomarse precauciones especiales, el incremento de temperatura debido al calor de hidratación se disiparía en menos de 24 horas quedado el concreto expuesto a la temperatura ambiente para desarrollar la hidratación. El principio de curado que se implementó consistió en aplicar inmediatamente después del vaciado un curador de membrana transparente del tipo resina, que controlara la fisuración por contracción plástica pero sin reflejar los rayos solares para concentrar más calor en el concreto. Cuando el concreto endureció lo suficiente, se colocó lámina plástica de color negro y posteriormente dos mantas de totora que suministraban un espesor aislante de aproximadamente 2”.


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Durante 7 días se retiraban en la mañana las mantas de totora para que la plástica negra concentrara el calor y lo transmitiera al concreto, y al atardecer se volvía a colocar la totora para conservar durante la noche gran parte del calor acumulado. Esta solución se probó inicialmente a nivel de laboratorio y luego en losas de prueba verificándose el mantenimiento de una temperatura promedio del orden de 13 °C durante la aplicación del sistema. También se probó la alternativa de dejar la cobertura de totora permanente durante 7 días sin embargo no dio los resultados satisfactorios conseguidos con el otro método. Se ejecutaron 65,000 m2 de losas de concreto correspondientes a las cabeceras de la pista de aterrizaje, calle de rodaje y zona de parqueo de aviones con un volumen de concreto de orden de 18,000 m3 sin problemas de fisuración, habiendo demostrado ser la totora un aislante magnífico para emplearse en curado de concreto (Ref. N° 12.9). Diseños de mezcla Los diseños de mezcla deben ejecutarse buscando concretos con la menor permeabilidad posible, lo cual se logra reduciendo la relación Agua/Cemento al mínimo compatible con la trabajabilidad para lo cual el ACI recomienda relaciones entre 0.45 y 0.50. Hay que indicar que los incorporadores de aire tiene un efecto mínimo en combatir el congelamiento de los agregados, por lo que es importante seleccionar los más adecuados, para lo cual es útil el ensayo ASTM C-88 (Ref. 12.10) que da una idea del comportamiento ante el intemperismo. Existen ensayos en laboratorio de especimenes de concreto para evaluar su comportamiento ante el congelamiento y descongelamiento (Ref. 12.10) sin embargo no son del todo concluyentes por la dificultad en correlacionarlos con las estructuras in situ. Si se tiene la curiosidad de investigar y evaluar los procedimientos usuales de diseño de mezclas y producción de concreto para construcciones convencionales en las zonas de la Sierra donde se dan las condiciones de hielo y deshielo, se podrá comprobar que salvo casos excepcionales, se aplican los mismos criterios que para el caso de la Costa, empleando mezclas con gran cantidad de agua y relaciones Agua/Cemento altas con asentamientos de al menos 4”, tendencia hacia los gruesos y consecuentemente problemas de cangrejeras, acabados porosos con poca impermeabilidad y ninguna precaución especial en cuanto al curado. Sólo se aplican aditivos y curado apropiado en proyectos de cierta importancia cuando lo exigen las especificaciones técnicas, siendo lo corriente al recorrer las calles de estos pueblos y ciudades el comprobar que las pistas de concreto y estructuras esán muy fisuradas y deterioradas por problemas de durabilidad no enfrentados adecuadamente. Finalmente, es muy importante recalcar que ninguna de las precauciones mencionadas tendrán sentido si no se implementan eficientemente en obra y se establece un programa de control de calidad adecuado en la etapa de producción y colocación. 12.4. AMBIENTE QUÍMICAMENTE AGRESIVO El concreto es un material que en general tiene un comportamiento satisfactorio ante diversos ambientes químicamente agresivos. El concepto básico reside en que el concreto es químicamente inalterable al ataque de agentes químicos que se hallan en estado sólido. Para que exista alguna posibilidad de agresión el agente químico debe estar en solución en una cierta concentración y además tener la opción de ingresar en la estructura de la pasta durante un tempo considerable, es decir debe haber flujo de la solución concentrada hacia el interior del concreto y este flujo debe mantenerse el tiempo suficiente para que se produzca la reacción. Este marco de referencia reduce pues las posibilidades de ataque químico externo al concreto, existiendo algunos factores generales que incrementan la posibilidad de deterioro como son: las temperaturas elevadas, velocidades de flujo altas, mucha absorción y permeabilidad, el curado deficiente y los ciclos de humedecimiento y secado. Los ambientes agresivos usuales están constituidos por aire, agua y suelos contaminados que entran en contacto con las estructuras de concreto. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Se puede decir pues que el concreto es uno de los materiales que demuestra mayor durabilidad frente a ambientes químicamente agresivos, ya que si se compara estadísticamente los casos de deterioro con aquellos en que mantiene sus condiciones iniciales pese a la agresividad, se concluye en que estos casos son excepcionales. 12.5. EFECTO DE COMPUSTOS QUÍMICOS CORRIENTES SOBRE EL CONCRETO (Ref. 12.2). En la Tabla 12.2 se puede apreciar el efecto de varias sustancias químicas comunes sobre el concreto simple, comprobándose pues que son muy poscas la que realmente le acusan un daño importante. Dentro de este panorama, los compuestos que por su disponibilidad en el medio ambiente producen la mayoría de casos de ataque químico al concreto están constituidos por los cloruros y los sulfatos. 12.6. CLORUROS Los cloruros se hallan normalmente en el ambiente en las zonas cercanas al mar, en el agua marina, y en ciertos suelos y aguas contaminadas de manera natural o artificial. Como se observa en la Tabla 12.2, los cloruros tienen una acción insignificante sobre el concreto desde el punto de vista de la agresión química directa, pero erradamente se les considera en muchas oportunidades causantes del deterioro que es producido por otros agentes. TABLA 12.2 EFECTO DE SUSTANCIA QUÍMICAS EN EL CONCRETO VELOCIDAD DE ATAQUE A TEMPERATURA AMBIENTE

Rápida

Moderada

Lenta

Insignificante

ACIDOS INORGANICOS

ACIDOS ORGANICOS

SOLUCIONES ALCALINAS

Clorhídrico Fluorhídrico Nítrico Sulfúrico

Acético Fórmico Láctico

---

Fosfórico

Carbónico

---

SOLUCIONES SALINAS

Cloruro de Aluminio

Tánico

Nitrato de Amonio Sulfato de Amonio Hidróxido de Sodio Sulfato de sodio  20 % Sulfato de Magnesio Sulfato de Calcio

---

Hidróxido de Sodio Cloruro de Amonio 10 a 20 % Cloruro de Magnesio Hipoclorito de Cloruro de Sodio Sodio

Oxálico Tartárico

Cloruro de Calcio Hidróxido de Sodio Cloruro de Sodio  10 % Hidróxido Nitrato de Zinc de Amonio Cromato de sodio

En este sentido hay que tener perfectamente claro el concepto de que los cloruros no tienen acción perjudicial directa sobre el concreto sino es a través de su participación en el mecanismo de la corrosión de metales embebidos en el concreto, produciéndose compuestos de hierro que al expandirse rompen la estructura de la pasta y agregados. El no entender a cabalidad este fenómeno lleva muchas veces a confusión pues con frecuencia se descartan materiales con cloruros para su empleo en concreto simple sin ser esto necesario. Como nota interesante debemos comentar que para producir concreto no reforzado, se puede emplear incluso agua de mar, (como en efecto se hace en algunos lugares en el mundo) si la estructura en cuestión no estará sometida posteriormente, a humedecimiento que produzca que TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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entre en solución permanente los sulfatos que taimen contiene el agua marina. Empleando complementariamente algún cemento Puzolánico o resistente a los sulfatos, en los casos mas críticos se controlaría cualquier reacción de los sulfatos, ya que estos constituirían el único riesgo potencial de deterioro. En el acápite correspondiente a la corrosión se tratará en detalle el rol indirecto que cumple los cloruros en ese fenómeno. 12.7. SULFATOS Los sulfatos que afectan la durabilidad se hallan usualmente en el suelo en contacto con el concreto, en solución en agua de lluvia, en aguas contaminadas por deshechos industriales o por flujo en suelos agresivos. Por lo general consisten en sulfatos de Sodio, Potasio, Calcio y Magnesio. Los suelos con sulfatos se hallan normalmente en zonas áridas, y pese a que pueden no estar en muy alta concentración, si se producen ciclos de humedecimiento y secado sobre el concreto, la concentración puede incrementarse y causar deterioro. El mecanismo de acción de los sulfatos considera dos tipos de reacción química (Ref. 12.11): I)

Combinación del sulfato con Hidróxido de Calcio libre (Cal Hidratada) liberado durante la hidratación del cemento, formándose Sulfato de calcio (Yeso) de propiedades expansivas.

II) Combinación de Yeso con Aluminato Cálcico Hidratado para formar Sulfoaluminato de Calcio (Etringita) también con características de aumento de volumen. Algunos investigadores indican que existe un efecto puramente físico causado por la cristalización de las sales sulfatadas en los poros del concreto con aumento de volumen y deterioro. 12.8. CONTROL DE LA AGRESIÓN QUÍMICA La manera más directa consiste en evitar el construir en ambiente agresivo, pero esto no siempre puede llevarse a cabo, por lo que como regla general se debe procurar alguna barrera que evite el contacto de los cloruros y sulfatos en solución con el concreto. Esta protección puede llevarse a cabo con pinturas bituminosa, a base de caucho o pinturas especialmente diseñadas para este tipo de agresión (normalmente del tipo epóxico), pero que resultan usualmente soluciones caras. Otra media es crear drenajes adecuados entre el concreto estructural y el suelo agresivo que corten el flujo de la solución impidiendo el contacto entre ambos. Una medida conveniente en este sentido consiste en emplear rellenos granulares de Tamaño máximo no menor de 1” de granulometría abierta, que limitan la posibilidad de flujo por capilaridad entre el concreto y el material de relleno. Independientemente de lo anterior, lo básico para que se reduzcan las posibilidades de que el concreto sea deteriorado por agresión química consiste en que el diseño de mezcla considere una relación agua/cemento baja de modo de reducir su permeabilidad, emplear agregados densos y utilizar cementos resistentes a los sulfatos como los Tipo II, Tipo V, Tipo IP, Tipo IPM o añadiendo específicamente Puzolanas que al combinarse con la cal libre del cemento reducen la formación de yeso. La característica principal de los cementos resistentes a los Sulfatos consiste en un bajo contenido de Aluminato Tricálcico (Máximo entre 5 a 8%) lo que disminuye la formación de compuestos expansivos. Los aditivos que contribuyen a reducir el agua de amasado ayudan a incrementar la resistencia a los sulfatos, pero los acelerantes que contienen cloruros tienen un efecto negativo por lo que se recomienda prohibir su empleo en estas circunstancias. En la Tabla 12.3 se incluyen las recomendaciones que da el ACI con respecto al tipo de cemento a emplearse para diferentes grados de exposición a Sulfatos (Ref. 12.2), siendo importante tener en cuenta que den interpretarse a la luz de las condiciones reales de ataque potencial para cada caso particular.


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TABLA 12.3 REQUISITOS PARA CONCRETO EXPUESTO A SOLUCIONES CON SULFATOS

TIPO DE EXPOSICIÓN A LOS SULFATOS

SULFATOS SOLUBLES EN AGUA (SO4) PRESENTES EN SUELOS (% EN PESO)

SULFATOS (SO4) EN AGUA

TIPO DE CEMENTO RECOMENDADO

(p.p.m.)

DESPRECIABLE

0 a 0.10

0 a 150

MODERADA

0.10 a 0.20

150 a 1500

SEVERA

0.20 a 2.00

1,500 a 10,000

II, IP (MS), IS (MS), I (PM)(MS), I (SM)(MS) V

MUY SEVERA

Sobre 2.00

Sobre 10,000

V + PUZOLANA

RELACIÓN fć AGUA/CEMENTO RECOMENDADA MÍNIMO 2 (CONCRETO (kg/cm ) NORMAL)

-

-

-

0.50

280

0.45

315

0.45

315

El hecho de que existan sulfatos en el suelo no significa necesariamente que atacarán al concreto puesto que si se trata por ejemplo de un clima muy seco donde no hay posibilidad de que entren en solución o esta posibilidad es mínima, es obvio que resulta antitécnico y antieconómico especificar cemento especial cuando se pueden tomar precauciones mas baratas y eficientes. La agresividad por ataque de ácidos que ocurre en estructuras de uso industrial, se puede tratar de combatir con precauciones similares a la de los sulfatos, pero existe el concreto que pueda resistir indefinidamente el ataque de ácidos con alta concentración, por lo que lo usual en estos casos es emplear recubrimientos especiales, como son los pisos epóxicos y pinturas epóxicas, que adicionalmente necesitan un mantenimiento frecuente para garantizar su efectividad. 12.9. ABRASIÓN Se define la resistencia a la abrasión como la habilidad de una superficie de concreto a ser desgastada por roce y fricción. Este fenómeno se origina de varias maneras, siendo las más comunes las atribuidas a las condiciones de servicio, como son el tránsito de peatones y vehículos sobre veredas y losas, el efecto del viento cargado de partículas sólidas y el desgaste producido por el flujo continuo de agua. En la mayoría de los casos, el desgaste por abrasión no ocasiona problemas estructurales, sin embargo puede traer consecuencias en el comportamiento bajo las condiciones de servicio o indirectamente propiciando el ataque de algún otro enemigo de la durabilidad (agresión química, corrosión etc) siendo esto último más evidente en el caso de las estructuras hidráulicas. 12.10.

FACTORES QUE AFECTAN LA CONCRETO

RESISTENCIA A

LA ABRASIÓN DEL

El factor principal reside en qué tan resistente es desde el punto de vista estructural o mecánico, la superficie expuesta al desgaste. Se han desarrollado varias maneras de medir el desgaste o la resistencia a la abrasión tanto a nivel de laboratorio como a escala natural (Ref. 12.12), pero los resultados son bastante relativos pues ninguna de ellas puede reproducir las condiciones reales de uso de las estructuras, ni dar una medida absoluta en términos numéricos que pueda servir para comparar condiciones de uso o concretos similares, por lo tanto el mejor indicador es evaluar principalmente factores como la resistencia en compresión, las características de los agregados, el diseño de mezcla, la técnica constructiva y el curado. 12.11.

RECOMENDACIONES PARA EL CONTROL DE LA ABRASIÓN

Teniendo claros estos conceptos, es obvio que en la medida que desarrollemos las capacidades resistentes de la capa de concreto que soportará la abrasión, lograremos controlar el desgaste. Se estima que la superficie aludida debe tener una resistencia en compresión mínima de 280 2 kg/cm para garantizar una durabilidad permanente con respecto a la abrasión, lo cual indica que es necesario emplear relaciones Agua/Cemento bajas, el menor slump compatible con la TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.



colocación eficiente, agregados bien graduados y que cumplan con los límites ASTM C-33 para gradación y abrasión, así como la menor cantidad posible de aire ocluido. Al margen de estas precauciones previas a la producción, está demostrado que un elemento fundamental en el resultado final lo constituye la mano de obra y la técnica de acabado. Cuando se procede a realizar el acabado sin permitir la exudación natural de la mezcla, la capa superficial se vuelve débil al concentrarse el agua exudada, incrementándose localmente la relación Agua/Cemento. Se considera que en condiciones normales, el acabado debe ejecutarse alrededor de dos horas luego de la colocación del concreto y habiéndose eliminado el agua superficial. La cantidad de energía que pone el operario en el proceso de acabado tiene relación directa con el grado de compactación de la superficie habiéndose comprobado experimentalmente una gran diferencia cuando éste trabajo se ejecuta con acabadoras mecánicas (de uso no muy corriente en nuestro medio). Es usual apreciar la costumbre generalizada de espolvorear cemento sobre la superficie húmeda con objeto de “secarla” y terminar antes con el acabado, lo cual constituye una práctica negativa si aún continúa la exudación, pues la película de cemento actúa como una barrera impermeable reteniendo el agua y favoreciendo que disminuya localmente la relación Agua/Cemento. Si este procedimiento se efectúa luego de la exudación y se integra el cemento o un mortero seco con el resto de la pasta, el efecto es muy beneficioso pues se consigue reducir localmente la relación Agua/cemento e incrementar la resistencia, por lo que el concepto básico está en la oportunidad en que se hace esto y no en la acción misma. Otra precaución importantísima está constituida por la técnica de curado pues de nada sirve tener materiales y un diseño de mezcla excelentes si luego no propiciamos las condiciones para que se desarrolle la resistencia, y que son temperatura y humedad adecuadas. El curado debe iniciarse inmediatamente después de concluido el acabado superficial siendo recomendable mantenerlo no menos de 7 días cuando se emplea cemento Tipo I y un tiempo mayor si se emplean cementos de desarrollo lento de la resistencia. Otras técnicas de curado como el secado al vacío son mucho más eficientes en cuanto a resultados, pero no constituyen soluciones que se puedan generalizar en nuestro medio por su costo, por lo que es necesario aplicar las técnicas convencionales como son el riego continuo o las “arroceras” que son alternativas simples y efectivas si se aplican bien y con continuidad. Una técnica probada mundialmente (Ref. 12.13) que mejora notablemente la resistencia a la abrasión de las superficies de concreto consiste en emplear el denominado “concreto fibroso” (Fiber concrete) del cual ya hemos hablado en el Capítulo 10. Hay una variedad muy grande de tratamientos adicionales para lograr una superficie mucho más resistente que la obtenida con un concreto standard, y par ciertos casos especiales no hay otra opción que recurrir a ellos, sin embargo la recomendación principal es el no usarlos sin antes evaluarlos en forma práctica. En el caso de productos del tipo que vienen listos para su uso en obra, hay que tener cuidado pues los fabricantes no pueden cubrir con un solo producto la infinidad de parámetros involucrados en lo que al concreto se refiere, luego hay que aplicar las recomendaciones de ellos con sentido común y comprobar sus bondades antes de incluirlos en las obras. 12.12.

CORROSIÓN DE METALES EN EL CONCRETO

El concreto por ser un material con una alcalinidad muy elevada (pH  12.5), y alta resistividad eléctrica constituye uno de los medios ideales para proteger metales introducidos en su estructura, al representar una barrera protectora contra la corrosión. Pero si por circunstancias internas o externas se cambian estas condiciones de protección, se produce el proceso electroquímico de la corrosión generándose compuestos de óxidos de hierro que llegan a triplicar el volumen original del hierro, destruyendo el concreto al hincharse y generar esfuerzos internos. En el concreto pueden incluirse una serie de metales dependiendo de la utilidad que queramos darle, pero lo real es que el acero es el metal de mayor uso desde que se desarrolló el concreto reforzado y sus múltiples aplicaciones, por lo que en este acápite nos limitaremos a considerar sólo el caso de la corrosión del acero de refuerzo. 12.13.

MECANISMO DE LA CORROSIÓN


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En la Figura 12.1 (Ref. 12.14) se describe el esquema típico general de la celda electroquímica, consistente en un ánodo de Fierro, un cátodo de otro metal que para nuestro caso también sería Fe, con iones en su medio ácido, un elemento que permita el flujo iónico del cátodo al ánodo, y una conexión entre ánodo y cátodo para canalizar el flujo de electrones. En las Fig. 12.2 y 12.3 (Ref. 12.14) se establece el esquema de la celda electroquímica en le caso del acero de refuerzo, y el mecanismo de acción sobre el concreto, permitiéndonos las siguientes conclusiones:

1) El ánodo y cátodo están separados, pero dicha separación puede ser una micra o un distancia muy grande e igualmente se verifica el fenómeno, por lo que en el acero de refuerzo se puede dar la corrosión por microceldas (Fig. 12.4) o macroceldas (Fig. 12.5. (Ref. 12.15). TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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2) El oxigeno no está involucrado en el lugar donde se produce la corrosión, que es exclusivamente el ánodo, sin embargo sí es imprescindible que en el cátodo haya oxígeno y agua para el proceso electroquímico. 3) Debe existir la suficiente concentración de iones para que se inicie el flujo electroquímico, lo que en la práctica se produce cuando ingresan cloruros en cantidad suficiente, se reduce la alcalinidad (pH  8.0) y se dan las condiciones de humedad en el cátodo. 4) El flujo se interrumpe y consecuentemente la corrosión, cuando se elimina el conductor metálico entre ánodo o evitando que haya oxígeno en el cátodo o eliminando el agua entre ambos que es el medio de transporte de los iones. En consecuencia., analizando el mecanismo es evidente que deben cumplirse varias condiciones para que se produzca la corrosión y en general salo casos especiales esto no ocurre con frecuencia. Sólo si tenemos cloruros en una determinada concentración referida al peso del cemento estimada normalmente del orden del 0.2% existe la posibilidad de corrosión si a la vez se cumplen los otros requisitos (Ref. 11.16). Es importante aclarar que tanto el ACI como otras instituciones dan porcentajes menores o mayores dependiendo de si se trata de concreto pretensado o si las condiciones de exposición son muy severas, ero lo real es que no hay evidencia concluyente que permita establecer límites aplicable a todos los casos particulares, por lo que siempre es imprescindible analizar todos los parámetros involucrados para establecer el verdadero riesgo potencial. Como referencia se establecen en la Tabla 12.4 las recomendaciones del Reglamento ACI – 318 con respecto al contenido máximo de cloruros en función del tipo de concreto y TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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condición de exposición expresado en porcentaje referido al peso del cemento. La forma de aplicar estas limitaciones, consiste en primero determinar el contenido de cloruros de cada uno de los componentes mediante análisis químicos; luego en base a los pesos del agua, los agregados, los aditivos y el cemento en la mezcla, se calcula el aporte de cloruros de cada uno en peso y se suman constituyendo este valor el contenido total de cloruros del concreto. Dividiendo esta cantidad entre el peso del cemento en el diseño y multiplicándolo por 100, obtenemos el porcentaje de cloruros referido al peso del cemento que se comparara con los valores de la Tabla 12.4. TABLA 12.4. CONTENIDO MÁXIMO DE ION CLORURO PARA PREVENIR CORROSIÓN CONTENIDO MÁXIMO DE ION CLORURO EN TIPO DE ELEMENTO CONCRTO (% EN PESO DEL CEMENTO) CONCRETO PRETENSADO 0.06 CONCRETO ARMADO EXPUESTO A 0.15 CLORUROS CONCRTO ARMADO PROTEGIDO DE LA 1.00 HUMEDAD OTRO TIPO DE CONCRETO 0.30

En la tabla 12.5 se detallan las recomendaciones de ACI – 318 sobre las relaciones Agua/Cemento máximas a aplicarse bajo condiciones especiales de exposición. TABLA 12.5 – RELACIONES AGUA/CEMENTO MÁXIMAS PARA CONDICIONES ESPECIALES DE EXPOSICIÓN fć MINIMO (CONCRETO RELACIÓN AGUA/CEMENTO NORMAL Y LIGERO) CONDICION DE EXPOSICIÓN MÁXIMA (CONCRETO NORMAL) (kg/cm2) CONCRETO CON BAJA 0.50 280 PERMEABILIDAD AL AGUA CONCRETO EXPUESTO A HIELO Y DESHIELO EN 1.00 315 CONDICION HUMEDA PARA PREVENIR CORROSIÓN EN CONCRETO EXPUESTO A 0.40 350 SALES PARA DISOLVER HIELO

12.14.

COMO COMBATIR LA CORROSIÓN

Los cloruros pueden estar dentro del concreto desde su colocación, si los agregados, el agua de mezcla o los aditivos ya los incluían, luego el primer paso consiste en evaluar los materiales del concreto para estimar si contribuirán a la corrosión, y de ser así existen alternativas en cuanto a cambiarlos por otros que no los contengan o en le caso de los agregados someterlos por otros que no los contengan o en el caso de los agregados someterlos a lavado para reducir su concentración. La otra forma como se pueden introducir es entrando en solución por los poros capilares del concreto. Esto se verifica cuando el concreto está en exposición directa a agua con cloruros como es el caso de estructuras marinas o en el aire con alta humedad relativa, y en muchos casos se va depositando sobre el concreto por la humedad ambiental y el viento que arrastra partículas de suelo contaminado, introduciéndose la solución cuando llueve. Como se apreciará, para que se produzca el ingreso es necesario que el concreto sea lo suficientemente permeable para que los cloruros lleguen hasta donde se encuentra el acero de refuerzo, por lo que se aplican las mismas recomendaciones que para la agresividad de los sulfatos, con la condición adicional de la importancia extrema del concreto de recubrimiento, que es la barrera principal para el ingreso. En los casos de ambientes agresivos con cloruros deben especificarse recubrimientos mayores de los normales y calidades de concreto que aseguren baja permeabilidad. Se han desarrollado pinturas especiales par el acero con objeto de prevenir la corrosión bajo condiciones muy agresivas, pero en este aspecto es muy importante el establecer perfectamente las zonas catódicas de modo que con la pintura se evite el oxígeno y el agua que son los requisitos para el fenómeno y por otro lado, nunca se puede garantizar del todo que el proceso constructivo ocasione que existan algunas zonas desprotegidas en el acero por donde se inicie el proceso. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Existen aditivos llamados inhibidores, que añadidos a la mezcla de concreto combaten la corrosión anulando los cloruros (Ref. 12.17) sin embargo su efectifidad no está del todo garantizada, y algunos causan efectos secundarios como modificación del tiempo de fraguado, disminución de resistencia en compresión y eflorescencias. Dentro de estos inhibidores están el Nitrito de Calcio, Nitrito de Sodio, Dicromato de Potasio, Cromato de Zinc, Cromato de Sodio, Benzoato de Sodio etc. El método de protección probado como el más eficiente es el equematizado en la Figura 12.6 (Ref. 12.19) denominado de protección catódica, ya que el principio consiste en generar una corriente inversa a la originada por la celda electroquímica de modo de anular el flujo y eliminar el proceso de corrosión.

No son sistemas baratos ya que las pinturas conductivas son caras, y debe hacerse un estudio de la resistividad de la estructura in situ, pero el mantenimiento es económico pues se necesita una fuente de poder muy pequeña para cubrir áreas grandes. Existe evidencia experimental en U.S.A. basada en la evaluación de muchas estructuras marinas con mas de 30 años de antigüedad construidas son emplear cementos resistentes a los sulfatos, que indica que en el concreto saturado permanentemente con agua de mar, la acción de los sulfatos no es significativa ya que la acción de éstos se mitiga debido a la presencia de los cloruros, predominando el riesgo potencial de corrosión. Sin embargo se ha observado en las estructuras intactas, que la presencia de contenidos de Aluminato Tricálcico del orden del 8% o más en el cemento, crea una barrera química contra la corrosión, lo que cambia pues el criterio tradicional de especificar Cemento Tipo V (con C3A  5%) para este tipo de estructuras, en las que conviene usar Cementos Puzolánicos en vez de los que tienen alta resistencia a los sulfatos, que favorecen la corrosión en estos casos particulares. 12.15.

REACCIÓN SÍLICE – ÁLCALIS

Se produce con algunos agregados del tipo ópalo, calcedonia, ciertas formas de cuarzo, andesita, dacita que reaccionan con los Hidratos de Calcio del cemento ocasionando compuestos expansivos. Se han desarrollado varios métodos químicos, físicos y petrográficos para estimar el riesgo potencial de reactividad (Ref. 12.19), y que se han tratado en el Capítulo 5, pero se reconoce que la mejor evaluación es la evidencia práctica del empleo de los agregados en concreto sin problemas. Una de las dificultades para evaluar el riesgo consiste en que el desarrollo del fenómeno es lento, por lo que debe existir evidencia estadística de al menos cinco años para poder opinar sobre la habilidad práctica de algún agregado en particular sobre el que exista duda. La reacción propicia el desarrollo de un gel expansivo en la interfase agregado – pasta, que rompe la estructura interna del concreto provocando fisuración y desintegración. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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Es importante anotar que además de la reactividad potencial que pueden tener los agregados, deben darse otras condiciones para que se produzca la reacción, como son la calidad partícular del agregado en cuestión, alto contenido de álcalis del cemento (superior al 6%) humedad relativa del orden del 80% y en el caso de climas cálidos con temperatura ambiente elevada la reacción se acelera. Sin embargo, se concluye que no es tan fácil que se conjuguen todos los factores a la vez, por lo que este tipo de reacciones no se da con mucha frecuencia. 12.16.

REACCIÓN CARBONATOS – ÁLCALIS

Se produce con algunos agregados del tipo ópalo, calcedonia, ciertas formas de cuarzo, andesita, dacita que reaccionan con los Hidratos de Calcio del cemento ocasionando compuestos expansivos. Se han desarrollado varios métodos químicos, físicos y petrográficos para estimar el riesgo potencial de reactividad (Ref. 12.19), y que se han tratado en el Capítulo 5, pero se reconoce que la mejor evaluación es la evidencia práctica del empleo de los agregados en concreto sin problemas. Una de las dificultades para evaluar el riesgo consiste en que el desarrollo del fenómeno es lento, por lo que debe existir evidencia estadística de al menos cinco años para poder opinar sobre la habilidad práctica de algún agregado en particular sobre el que exista duda. La reacción propicia el desarrollo de un gel expansivo en la interfase agregado – pasta, que rompe la estructura interna del concreto provocando fisuración y desintegración. Es importante anotar que además de la reactividad potencial que pueden tener los agregados, deben darse otras condiciones para que se produzca la reacción, como son la calidad particular del agregado en cuestión, alto contenido de álcalis del cemento (superior al 6%), humedad relativa del orden del 80% y en el caso de climas cálidos con temperatura ambiente elevada la reacción se acelera. Sin embargo, se concluye que no es tan fácil que se conjuguen todos los factores a la vez, por lo que este tipo de reacciones no se da con mucha frecuencia. 12.17.

REACCIÓN CARBONATOS – ÁLCALIS

Se produce en algunas piedras calcáreas dolomíticas con un mecanismo aún no perfectamente definido en que aparentemente difiere del anterior pues no se produce ataque al sílice siendo el patrón de fisuración similar. Mediante el análisis petrográfico y rayos X es posible establecer en cierto modo el riesgo de reactividad pero se mantienen las mismas consideraciones que en el caso anterior. 12.18.

RECOMENDACIONES AGREGADOS

SOBRE

REACCIONES

QUÍMICAS

EN

LOS

Como ya mencionamos, en nuestro medio no hay muchos antecedentes de ocurrencia de este tipo de reacciones pese a que por ejemplo la andesita es un mineral muy abundante en nuestro país, pero es probable que la cantidad de obras que se hayan ejecutado en las zonas que pudieran ser potencialmente reactivas no hayan ameritado el empleo masivo de estos materiales, o simplemente no tienen la reactividad que tienen en otros países donde le problema sí es grave. En todo caso, es factible efectuar en el Perú los ensayos ASTM para evaluar estos materiales (Ref. 12.19), y sería posible también implementar la prueba sudafricana y la de la Universidad de Cornell (Ref. 12.20), sin embargo no existe la experiencia práctica desde el punto de vista de los ensayos petrográficos por ejemplo, donde tiene suma importancia la experiencia del evaluador que usualmente es un Geólogo o un Ingeniero de Minas que no pueden opinar mucho del mineral con relación a su comportamiento con el cemento, dado que no existe en nuestras Universidades de especialidad de Tecnologistas en Concreto, que pudieran ir formando profesionales orientados hacia estos problemas. En conclusión, la mejor recomendación al evaluar una cantera donde haya sospecha de reactividad alcalina es recopilar la mayor información estadística sobre el uso anterior de los agregados en la producción de concreto e inspeccionar las obras ejecutadas para poder estimar el riesgo. Finalmente, se ha comprobado (Refs. 12.20 y 12.21) que algunos métodos alternativos para prevenir la reactividad alcalina son el empleo de sales de Litio (LiOH, LiF, Li2CO3), como aditivos en la mezcla, el reemplazo de al menos el 25% del cemento por cenizas volátiles y el uso de puzolanas. TEMA: CONCRETO REFER: TÓPICOS DE TECNOLOGÍA DE CONCRETO – E. PASQUEL C.

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MATERIALES 1.1. CONCRETO El concreto es un conglomerado pétreo artificial, que se prepara mezclando una pasta de cemento y agua, con arena y piedra triturada, grava, u otro material inerte. La sustancia químicamente activa de la mezcla es el cemento, el agua se une física y químicamente con el agua y, al endurecerse, liga los agregados, para formar una masa sólida semejante a una piedra. Una propiedad particular del concreto es que puede dársele cualquier forma; la mezcla húmeda se coloca en estado plástico en formas o cimbras de madera, plástico, cartón o metal, donde se endurece o fragua. El concreto adecuadamente proporcionado es un material duro y durable; es fuerte bajo compresión, pero quebradizo y casi inútil parra resistir refuerzos de tensión. En miembros estructurales sometidos a otros esfuerzos, que no son de compresión, se agrega un refuerzo de acero, que se introduce, principalmente para soportar los esfuerzos de tensión y corte. En estructuras donde los esfuerzos son caso totalmente de compresión, como presas, muelles o ciertos tipos de zapatas, puede utilizarse concreto sin reforzar; éste se conoce como concreto simple o masivo. A veces, por economía, se colocan piedras de gran tamaño en el concreto, reduciendo así las cantidades de arena y cemento. El término agregado de boleos se aplica a piedras duras y durables, cuyo peso individual de cada una no sea mayor de 45 kg; si éstas exceden dicho peso, el agregado se denomina agregado ciclópeo. Se llama concreto reforzado a aquél que, además del refuerzo por contracción y cambios de temperatura, contiene otro refuerzo, dispuesto de tal manera que los dos materiales actúan juntos para resistir la fuerzas exteriores. 1.2. AGUA El agua utilizada en la fabricación del concreto debe estar limpia y exenta de cantidades nocivas de aceites, ácidos, álcalis, materias orgánicas u otras substancias perjudiciales. Debe evitarse la utilización de agua de mar. Puesto que sólo cierta cantidad del agua se combina con el cemento, un exceso de ésta diluye la pasta, y da como resultado un concreto de resistencia, impermeabilidad y durabilidad reducidas. Vemos entonces que es imperativo prestar una atención particular al proporcionamiento adecuado del agua y el cemento; véase el artículo 2 – 10. 1.3. CEMENTO Entre todos los distintos tipos, el cemento Pórtland normal es el que se utiliza más ampliamente en la construcción de edificios. En pocas palabras, se fabrica mezclando y sometiendo dos materiales a fusión incipiente, uno de ellos compuesto principalmente de cal y el otro, un material arcilloso con contenido de silicio, aluminio y hierro. Después de la fusión, se pulveriza el material resultante o escoria de cemento, llamada en ocasiones clinker. En comparación con el cemento natural, el Pórtland fragua más lentamente, pero es mucho más resistente y de calidad más uniforme. Al especificarlo, se acostumbra exigir que cumpla con las Especificaciones para Cemento Pórtland (ASTM C 150) o con la Especificaciones para Cemento Pórtland con Inclusión de Aire (ASTM C 175) de la American Society for Testing Materiales. El cemento Pórtland de alta resistencia rápida tiene gran ventaja cuando es necesario obtener rápidamente un concreto de alta resistencia, como en el caso de caminos, o en la construcción de edificios durante épocas de bajas temperaturas. En general, el concreto de alta resistencia rápida tiene las mismas resistencias a los 3 y 7 días, que las del concreto normal a los 7 y 28 días de edad. Al adquirir su resistencia de manera tan rápida, se desarrolla en el concreto considerable cantidad de calor, la cual tiende a impedir congelamiento bajo condiciones climáticas adversas. 1.4. ARENAS Los materiales unidos entre sí por la pasta de cemento y agua son los agregados; son materiales inertes, como arena natural, piedra triturada, guijarros, cenizas sinterizadas, escorias, etc. Los materiales con diámetros menores de 3/8 de pulgada (1 cm aproximado) se llaman agregados finos; deben consistir de arena natural, o de materiales inertes con TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO SIMPLIFICADO DE CONCRETO REFORZADO – H. PARKER – LIMUSA

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características similares, con granos limpios, duros y durables, libres de materia orgánica o lodos. El tamaño y la graduación de los agregados finos se determinan mediante cribas de alambre estándar y es conveniente contar con una mezcla de granos finos y gruesos, ya que un agregado bien graduado producirá un concreto más compacto y, por lo tanto, más fuerte. Una especificación común para la graduación del agregado fino requiere que no menos del 95 al 100% pase por la malla número 4 y que no m+as del 30% ni menos del 10% pase por la malla número 50. 1.5. PIEDRA TRITURADA Todo el material mayor de 3/8 de pulgada de diámetro se llama agregado grueso; éste incluye piedra triturada, grava, escorias, u otros materiales inertes. Como el agregado fino, el grueso debe variar también en tamaño; en general, los tamaños varían de ¼ a 3 pulgadas (6 mm a 7.6 cm), siendo el máximo para concreto reforzado de 1 ó 1 ½ pulgadas (2.5 ó 3.8 cm). Algunos reglamentos de construcción limitan el tamaño del agregado grueso para concreto reforzado, a las tres cuartas partes del espacio libre mínimo entre varillas de refuerzo y no mayor que un quinto de la distancia más corta entre dos costados de las cimbras en las cuales se coloca el concreto. Cuando los miembros son pequeños y hay necesidad de espaciar poco las varillas, el agregado grueso se gradúa por lo general de ¼ a ¾ de pulgada (0.6 a 1.9 cm). Puede utilizarse como agregado grueso cualquier roca triturada de calidad durable y fuerte, o bien grava limpia y dura. Los cantos rodados son de los mejores agregados; el granito y la piedra caliza dura son útiles también, pero ciertos tipos de arenisca se consideran inadecuados. No existen reglas fijas para el proporcionamiento de los agregados finos y gruesos, pero la práctica usual es utilizar para el agregado grueso el doble del volumen del agregado fino; por ejemplo, una proporción usual es de 2 de agregado fino por 4 de agregado grueso, escribiéndose 2:4, 2 ½: 5 ó 3:6. En general, un buen concreto debe tener la mayor densidad posible. Esta resulta, en parte, de una cuidadosa graduación del agregado y, en parte, del picado o vibrado del concreto al colocarlo en las cimbras. 1.6. CENIZAS SINTERIZADAS El concreto de cenizas se utiliza a veces en losas reforzadas de pisos o de techos de cloros cortos, o para protección contra el fuego. Como es un material poroso, nunca debe utilizarse como protección del acero en exteriores, ni debajo del nivel del piso cuando existe humedad. La mayoría de los ingenieros prefieren las cenizas obtenidas de la combustión del carbón de antracita; las cenizas deben ser duras, bien quemadas y relativamente libres de sulfatos, carbón sin quemar y materias extrañas. 1.7. ESCORIAS Con escorias de altos hornos se hacen un concreto ligero adecuado. Ya que el peso de las escorias trituradas varía considerablemente, sólo deben utilizarse materiales que pesen de 3 1,000 a 1,200 kg/m . cuando se desea utilizar escorias como agregado grueso, debe determinarse el contenido de azufre, ya que un exceso de éste puede dañar al acero de refuerzo. 1.8. AGREGADOS LIGEROS Además de las cenizas sinterizadas y las escorias, pueden obtenerse diversos agregados ligeros; por ejemplo, la haydita se obtiene quemando los esquistos o pizarras. Frecuentemente se utiliza un proceso de aireación para producir un agregado ligero poroso; con los materiales de este tipo se obtiene un concreto de resistencia adecuada y se reduce bastante la carga muerta, en comparación con la del concreto pétreo. En general, el peso del agregado ligero no 3 3 debe exceder 1,100 kg/m , para un fino u 880 kg/m para el grueso. 1.9. ADITIVOS Las substancias que se agregan al concreto par mejorar su trabajabilidad, acelerar su fraguado, endurecer su superficie o aumentar sus propiedades de impermeabilidad, etc, se conocen con el nombre de aditivos. Muchos de los compuestos comerciales contiene cal hidratada, cloruro de calcio y caolín; el cloruro de calcio y el oxicloruro de calcio se utilizan generalmente como aceleradores. Debe tenerse cuidado al usar aditivos, especialmente aquellos cuya composición se desconoce; aunque el fabricante atribuya cualidades superiores a su producto, es mejor utilizar solamente materiales de valor comprobado. 1.10. CONCRETO CON INCLUSIÓN DE AIRE TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO SIMPLIFICADO DE CONCRETO REFORZADO – H. PARKER – LIMUSA

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El cemento Pórtland con inclusión de aire se hace moliendo cantidades pequeñas de una resina jabonosa o de materiales grasos, junto con el clinker del cemento normal; en ocasiones, el agente inclusor de aire se agrega al concreto en la revolvedora. El objeto de las inclusiones de aire es obtener una mayor resistencia a la acción de las heladas. Los agentes inclusores producen billones de celdas microscópicas de aire por cada metro cúbico, que se distribuyen uniformemente a través de toda la masa; estos vacíos diminutos previenen la acumulación del agua en huecos mayores, que permitirían su expansión, lo cual en condiciones de congelación ocasionaría astillamientos del concreto. Este tipo de concreto se usa ampliamente en pavimentos y construcción de caminos; no sólo ofrece resistencia al congelamiento y a los ciclos de humedecimiento y secado, congelación y deshielo, sino que, además proporciona alta resistencia al descascaramiento que resulta cuando se utilizan ciertos productos químicos para derretir el hielo de pavimento. Tiene también un alto grado de trabajabilidad y durabilidad. El cemento con inclusión de aire reduce un poco la resistencia del concreto, por la que deben utilizarse mezclas algo más ricas para obtener la misma resistencia que tendría el cemento Pórtland normal. Véase la tabla 2 – 1 para las relaciones agua – cemento recomendables. 1.11. REFUERZO Las varillas de acero para refuerzo del concreto se hacen a partir de acero relaminado y de acero de lingote. Existen tres grados de este último, que son: estructural, intermedio y duro; las varillas de grado estructural pueden usarse con esfuerzos unitarios permisibles de 1,265 2 2 kg/cm a tensión y los grados intermedio y duro con esfuerzos de 1,400 ó 1,600 kg/cm . Aunque el acero relaminado tiene características físicas similares a las del acero duro, es más quebradizo y difícil de doblar. El grado intermedio del acero de lingote es probablemente el más utilizado para refuerzo. Una de las suposiciones fundamentales en las que se basa el diseño del concreto reforzado es que el acero y el concreto actúan juntos, como una unidad. Si se utilizan varillas lisas, la transmisión de esfuerzos depende de la adhesión entre el acero y el concreto; para suministrar una mejor adherencia, las varillas de refuerzo se hacen con salientes o corrugaciones y se conocen entonces como varillas corrugadas. Estos salientes tienen el propósito de suministrar una adherencia mecánica, independiente de la adhesión entre concreto y acero; por lo tanto se permiten esfuerzos de adherencia más altos cuando se utilizan varillas corrugadas y todo el refuerzo es de este tipo. Las varillas redondas son las estándar en los EE.UU. y México. Las varillas número 2 sólo vienen en tipo liso. TABLA 1 – 1 AREAS Y PERÍMETROS DE VARILLAS REDONDAS DESIGINACIÓN VARILLA

DIÁMETRO pulg Cm

#2

¼

0.64

#3

3/8

0.95

#4

½

1.27

#5

5/8

1.59

#6

¾

1.91

#7

7/8

2.22

#8

1

2.54

#9

1.128

2.86

# 10

1.270

3.18

# 11

1.410

3.49

Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro Área Perímetro

1 0.32 2.00 0.71 3.00 1.27 4.00 1.99 5.00 2.87 6.00 3.87 7.00 5.07 8.00 6.42 9.00 7.94 10.00 9.57 11.00

NÚMERO DE VARILLAS 2 3 0.64 0.96 4.00 6.00 1.42 2.13 6.00 9.00 2.53 3.80 8.00 12.00 3.97 5.96 10.00 15.00 5.73 8.60 12.00 18.00 7.74 11.61 14.00 21.00 10.13 15.20 16.00 24.00 12.85 19.27 18.00 27.00 15.88 23.83 20.00 30.00 19.13 28.70 22.00 33.00

4 1.28 8.00 2.83 12.00 5.07 16.00 7.94 20.00 11.46 24.00 15.48 28.00 20.27 32.00 25.70 36.00 31.77 40.00 38.26 44.00

Los números de las varillas se basan en el número de octavos de pulgada más cercano al diámetro nominal. Todas las varillas son redondas. Las varillas número 2 sólo vienen lisas.

TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO SIMPLIFICADO DE CONCRETO REFORZADO – H. PARKER – LIMUSA



Las varillas número 9, 10 y 11 son equivalentes en peso y área transversal a las varillas cuadradas tipo antiguo de 1, 1 1/8 y 1 ¼ pulgadas. Otro tipo de refuerzo es la malla de alambre, que se utiliza principalmente en losas. Los alambres más gruesos, que van entre viga y viga, resisten las fuerzas de tensión y se llaman alambres de soporte; mientras que los alambres más ligeros los cruzan y se fijan a ellos enrollándolos, o bien por medio de soldadura. El metal desplegado se utiliza también para refuerzo de losas. Al usar éste o la malla de alambre, se obtiene una distribución uniforme de acero, mientras que las varillas individuales requieren de un mayor cuidado en su colocación y puede ser necesario colocar soportes metálicos con separadores, para mantener una distribución adecuada. En la tabla 1 – 1 se muestran las áreas y los perímetros de las varillas de tamaños estándar; todas son redondas y, por lo general, no se necesitan otros tamaños. Asimismo, todas son corrugadas, con excepción de la N° 2 y la forma y separación de los salientes de la superficie deben cumplir con la Especificación A.S.T.M. A 305. Estas varillas, llamadas frecuentemente varillas corrugadas mejoradas, tienen un valore de adherencia tan superior que, si se hacen ganchos en sus extremos, el aumento de resistencia es ya muy poco. Obsérvese que en la tabla 1 – 1 se ha dado, además de áreas y perímetros para miembros individuales, cantidades para combinaciones de 2, 3 y 4 varillas. Como ejemplo de la conveniencia de esta tabla, supongamos que se ha encontrado que el área requerida para el 2 refuerzo de tensión de una viga es de 11.3 cm ; al consultar la tabla encontramos, sin necesidad de cálculos, que 3 varillas N° 7 ó 4 varillas N° 6 nos dan el área deseada. 1.12. CIMBRAS Las construcciones de madera, plástico, cartón o metal utilizadas para mantener el concreto en su lugar hasta que se endurece, se llaman cimbras; éstas deben armarse con exactitud y de acuerdo con dimensiones precisas. Las cimbras deben ser rígidas y bastante fuertes para soportar el peso del concreto sin deformarse mucho; además, deben ser suficientemente herméticas, para evitar las filtraciones de agua, y de un diseño que permita desarmarlas con facilidad. La madera que se utiliza en cimbras es generalmente de abeto o pino, recubierta en la superficie que estará en contacto con el concreto; frecuentemente se aceita la madera, con lo cual se eliminan los poros, se reduce la absorción del agua del concreto, se obtienen superficies más lisas y pueden quitarse más fácilmente las tablas; los tablones deben ensamblarse a base de ranuras y lengüetas como en la duela, o bien se harán utilizando madera contrachapada. Las cimbras metálicas se utilizan ampliamente y tienen como ventaja principal la de poderse utilizar varias veces; con el acero se obtienen superficies más lisas en el concreto, si bien es casi imposible ocultar las juntas. Para pisos nervurados, se utilizan ampliamente las cimbras y domos metálicos, y las columnas de sección circular se hacen también generalmente con formas metálicas. Para trabajos de concreto ornamental, por lo común las formas se hacen de yeso. Como la cimbra constituye un concepto considerable en el costo de una estructura de concreto, debe tenerse un gran cuidado en su diseño. Es conveniente tener una repetición de elementos iguales, de modo que las cimbras puedan utilizarse en lugares diferentes, con un mínimo de mano de obra. No existen reglas exactas en cuanto al tiempo que deben conservarse las cimbras en su sitio. Es obvio que no deben quitarse mientras el concreto no esté lo suficientemente fuerte para soportar su propio peso, además de las cargas que se le apliquen. En ocasiones, las formas laterales de las vigas se quitan antes que las inferiores; al hacer esto, se colocan postes o puntales bajo los miembros inferiores, para suministrar un soporte adicional; esto se llama recimbrado o apuntalamiento. El tiempo de descimbrado depende del tipo de miembro, del tipo de concreto y de las condiciones del tiempo. El tiempo mínimo para muros es de dos días y para vigas y columnas de siete a once días; una regla sencilla es conservar las formas inferiores en su sitio cuatro días por cada cinco centímetros de espesor del concreto. El tiempo de descimbrado debe estar de acuerdo con los requisitos del reglamento de construcción correspondiente y deben registrarse y tomarse en cuenta las temperaturas existentes durante el período de curdo, ya que el concreto se mantiene semifluido a temperaturas bajas y fragua más rápidamente a temperaturas altas. Para propósitos prácticos podemos suponer que el concreto alcanza la resistencia deseada después de 28 días.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA PROPORCIONAMIENTO Y MEZCLADO

2.1. REQUISITOS PARA EL CONCRETO Como el concreto es una mezcla, en la cual una pasta de cemento Pórtland y agua sirve para ligar partículas finas y gruesas de materiales inertes, conocidos como agregados, es fácil observar que pueden lograrse innumerables combinaciones al variar las proporciones de los ingredientes. Estas diferentes combinaciones al variar las proporciones de los ingredientes. Estas diferentes combinaciones tendrán como resultado concretos de distintas calidades. Cuando el cemento se ha hidratado, la masa plástica se endurece convirtiéndose en un material semejante a piedra; este período de endurecimiento se llama curado y requiere de tres condiciones durante el mismo: tiempo, temperaturas favorables y la presencia continua de agua. Para llenar los requisitos, es esencial que el concreto endurecido tenga, sobre todo, resistencia y durabilidad; otra propiedad esencial para poder colocarlo dentro de las cimbras es su trabajabilidad en estado plástico. Cuando se requiere impermeabilidad, el concreto debe ser denso y de calidad uniforme. Se ve entonces que, para determinar las proporciones de la mezcla, el diseñador debe tomar en cuenta qué uso se le dará al concreto, así como las condiciones de exposición a la intemperie. Una vez satisfechos estos requisitos, la calidad del concreto depende de los siguientes factores: materiales apropiados, proporciones correctas, métodos adecuados de mezclado y colocación, y suficiente protección durante el curado. 2.2. RESISTENCIA En vista de las numerosas pruebas a las que se ha sometido, es fácil saber de antemano la resistencia que se obtendrá en el concreto ya endurecido, para determinadas proporciones de sus ingredientes. Por supuesto, la resistencia del concreto no puede probarse en condición plástica, por lo que el procedimiento acostumbrado consiste en tomar las pruebas de compresión. Además de los esfuerzos de compresión, el concreto debe resistir la tensión diagonal (cortante) y los esfuerzos de adherencia, presentes estos últimos al entrar en contacto el acero de refuerzo con el concreto. Es posible realizar pruebas para cada uno de los esfuerzos individuales mencionados, pero la de compresión proporciona una buena indicación de las otras propiedades y como es relativamente sencilla, los ensayos más frecuentes se hacen en especimenes de concreto a compresión. Como indicación de la resistencia, nos 2 referiremos a concreto de 140 ó 210 kg/cm , la cual se indica en las fórmulas como fć y 2 representa el esfuerzo último de compresión (en kg/cm ) a los 28 días de curado. 2.3. DURABILIDAD El uso del concreto reforzado en miembros estructurales de edificios ha aumentado con gran rapidez y en la actualidad se emplea en todo el mundo. Aunque las estructuras antiguas han demostrado invariablemente su adecuada resistencia a las cargas impuestas, existen muchos casos en los que no se dio suficiente importancia a la durabilidad del concreto. Según se utilice en la edificación, el concreto puede tener diferentes grados de exposición a la intemperie; por ejemplo, las columnas y trabes del exterior de la estructura están sometidas a condiciones atmosféricas a las que no se exponen los miembros interiores. Del mismo modo, los muros y muelles sometidos a la acción alterna de humedecimiento y secado o de congelamiento y deshielo, deben hacerse de concreto adecuado para soportar tales condiciones. Vemos entonces que el diseñador de una estructura de concreto reforzado debe tener en cuenta tanto el grado de exposición a la intemperie, como la resistencia. 2.4. TRABAJABILIDAD Además de las cualidades ya mencionadas, el concreto en estado plástico debe tener una consistencia tal que permita su colocación rápida dentro de las cimbras; esta cualidad se conoce como trabajabilidad. Las diferentes clases de trabajo requieren diversos grados de plasticidad y la forma, ancho y peralte de las cimbras, así como los espacios libres entre el refuerzo, son todos ellos factores determinantes en el grado de trabajabilidad requerido. Podría parecer que, variando la cantidad de agua en la mezcla, se obtendría fácilmente cualquier consistencia deseada, pero en el pasado, con este procedimiento, se ha obtenido, a menudo, una mezcla con exceso de agua, la cual, al endurecerse, producía un concreto poroso de TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO SIMPLIFICADO DE CONCRETO REFORZADO – H. PARKER – LIMUSA

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menor resistencia que la deseada. Debido a innumerables pruebas y experiencias reales, se ha encontrado que la cantidad de agua, en relación con la de cemento y que, habiéndose establecido esta relación, el grado de plasticidad se obtiene mejor ajustando las proporciones de la pasta de agua y cemento con los agregados. 2.5. MEZCLADO Para producir concreto de primera calidad, es indispensable utilizar una máquina mezcladora o revolvedora. El mezclado completo no sólo tiende a producir un concreto de calidad uniforme sino que, además, al aumentar el tiempo de mezclado, se logran mayores resistencias y mejor grado de trabajabilidad. En la actualidad pueden obtenerse muchos tipo de revolvedoras portátiles, sus capacidades 3 3 varía desde 0.1 m hasta 3 m . la resistencia y la calidad del concreto dependen principalmente del tiempo que éste permanezca dentro de la revolvedora, más que la velocidad de rotación; nunca debe mezclarse menos de un minuto y, si las condiciones lo permiten, es conveniente un periodo más largo. Cuando se desea obtener un concreto de buena calidad para condiciones extremas de exposición a la intemperie, o un concreto impermeable, es ventajoso mezclar durante mayor tiempo. El concreto premezclado se utiliza siempre que pueda conseguirse. Los certificados que indican la composición de la mezcla de cada carga aseguran el cumplimiento de las especificaciones de resistencia. 2.6. SEGREGACIÓN La consistencia del concreto debe ser tal que, al depositarla en las cimbras, se obtenga una masa de calidad uniforme. Es conveniente recordar que el concreto en su estado plástico, es en realidad una pasta en la cual se mezclan los agregados, por lo que debe tenerse cuidado para evitar la separación de las partículas de arena y piedra, pues dicha separación produce un concreto de calidad inferior. Los factores que deben tomarse en consideración para impedir la segregación de los agregados son: el transporte desde la revolvedora hasta las cimbras, el dejarlo caer desde muy alto y el apisonado o picado. Cando se vacía el concreto desde una altura mauro de un metro, el agregado grueso tiende a asentarse en la parte inferior, evitándose así una calidad uniforme. Debe tenerse gran cuidado para que el concreto en su estado plástico llene totalmente todas las esquinas y ángulos de las cimbras, así como para que rodee perfectamente al acero de refuerzo. Cuando se lo coloque por medio de canalones, es importante evitar tramos demasiados largos de éstos, pues en caso contrario es posible que el agregado grueso se separe del resto de los materiales; si no se puede evitar el uso de canalones largos, antes de colocar el concreto en las cimbras debe depositarse en una tolva; el propósito de esto es mezclar nuevamente los materiales, corrigiendo asó cualquier segregación. Otra causa de segregación es el exceso de picado, vibrado o acomodo dentro de las cimbras. Para evitar defectos de acabado, es un procedimiento común picar el concreto en las zonas donde está en contacto con las cimbras; al hacerlo es aconsejable no picarlo con demasiado vigor, para evitar la separación de los materiales. 2.7. LECHOSIDAD Cuando se utiliza agua en exceso, al curar el concreto, en la superficie de la masa se forma una capa lechosa compuesta de cemento y agregado fino; esto se denomina lechosidad. Al evaporarse el exceso de agua., la capa se torna débil, porosa y se desintegra fácilmente, permitiendo el paso del agua a presión ligera. Quitar esta capa antes de colocar más concreto no presenta ningún beneficio, ya que debajo de ella quedan varios centímetros más de concreto de calidad inferior, aunque es muy posible que el concreto del fondo de la cimbra sea duro y denso. Si se detecta la presencia de lechosidad en donde se desea un concreto durable y fuerte, debe eliminarse el defecto quitando varios centímetros del concreto que esta debajo de la superficie. Por lo tanto, para evitar la lechosidad, úsense solamente la consistencia y la relación agua-cemento adecuada. 2.8. CURADO


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Independientemente del cuidado que se tiene en el proporcionamiento, el mezclado y la colocación, sólo puede obtenerse concreto de primera calidad cuando se toman las medidas adecuadas para su curado. El endurecimiento se debe a la acción química entre el agua y el cemento, y continúa indefinidamente mientras se tiene una humedad y temperatura favorables. El fraguado inicial no comienza sino hasta dos o tres horas después del mezclado; durante este intervalo se evapora el agua, especialmente en las superficies expuestas y, a menos de que se evite la pérdida de humedad, el concreto se agrietará en estas zonas. Una especificación típica requiere que el concreto se proteja de modo que no tenga pérdida de humedad en la superficie durante un período de 7 días, cuando se utiliza cemento Pórtland normal, y de 3 días cuando el cemento es de alta resistencia rápida. Pueden emplearse varios métodos para impedir la pérdida de humedad durante le curado; cuando el concreto está lo suficientemente duro para caminar sobre él, pueden cubrirse las losas con sacos de arpillera continuamente humedecidos, o bien con papel adecuado, cuyos extremos se pegan a la losa. Otro método es cubrirlas con una capa de 2 a 3 cm de arena o aserrín húmedos; frecuentemente se coloca sobre ellas una capa de paja de 15 cm. Otro método más al que se recurre es rociar agua continuamente sobre las superficies expuestas. Al retirar las cimbras demasiado pronto, se permite la evaporación indebida, por lo que deben dejarse en su sitio por todo el tiempo que sea posible. Además de resistencia y durabilidad, al controlar el curado se obtiene mejor impermeabilidad en El periodo de protección contra la evaporación varía con el tipo de estructura y las condiciones climáticos. Las secciones delgadas, colocadas en tiempo de calor, requieren un período mayor de protección. 2.9. TEMPERATURA Las temperaturas bajas durante el período de curado producen concreto de menor resistencia que el obtenido a 22°C. Nunca debe permitirse que el concreto se congele antes de que esté curado, porque resultaría de baja calidad y resistencia indeterminada. Aunque se requieren precauciones especiales, puede trabajarse el concreto bajo condiciones climáticas severas; para conservarlo por encima del punto de congelación, pueden calentarse los materiales antes de mezclarlos o bien proteger el concreto mediante cubiertas adecuadas o mantenerlo en recintos calentados. Si el tiempo está ligeramente frío, basta calentar el agua, pero en condiciones más severas puede ser necesario calentar también los agregados. Al depositarse los materiales no deben tener una temperatura mayor de 33°C. Un método común de proteger al concreto es cubrirlo con paja y encerados. Las cubiertas de lona calentadas con vapor dan resultados excelentes, ya que con ellas pueden mantenerse temperaturas convenientes dentro de ella y se protege el concreto contra el secado. Si se utilizan braseros, debe tenerse cuidado para evitar la evaporación del agua del concreto. 2.10. RELACION AGUA CEMENTO Podemos pensar que el concreto es como una pasta de agua y cemento, bien mezclada con agregados finos y gruesos; cuando se endurece la pasta, las partículas de arena y piedra triturada se encuentran estrechamente ligadas entre sí y forman una masa pétrea sólida. La calidad de la pasta la determinan las proporciones de agua y cemento; de igual manera, la resistencia, la impermeabilidad y la intemperie del concreto ya fraguado dependen también de la relación agua-cemento. Esta relación se expresa mediante un número que indica la cantidad de litros de agua por cada saco de cemento de 50 kg. Debemos recordar que el concreto en estado plástico siempre debe ser manejable; no tiene que estar muy seco ni tener demasiada agua. Si está muy seco, será difícil colocarlo en las cimbras y alrededor del refuerzo, lo cual dará como resultado defectos de acabado. Si tiene demasiada agua habrá segregación de los ingredientes. Para producir un concreto manejable, se debe utilizar mayor cantidad de agua que la que se requiere para la combinación química con el cemento; por consiguientes, una parte del agua se distribuye dentro de la pasta y al evaporarse deja pequeños vacíos. Vemos entonces que la relación agua-cemento determina la densidad de la pasta, la cual a su vez determina la resistencia, la durabilidad y la permeabilidad del concreto endurecido.


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TABLA 2-1. RELACIONES AGUA-CEMENTO MÁXIMAS PERMISIBLES PARA CONCRETO* RELACIÓN AGUA-CEMENTO MÁXIMA PERMISIBLE RESISTENCIA MÍNIMA DE COMPRESIÓN ESPECIFICADA A LOS 2 28 DÍAS, KG/CM

CONCRETO SIN INCLUSIÓN DE AIRE

f´ Relación en litros de agua por saco de 50 kg.

Relación absoluta por peso

Relación en litros de agua por saco de 50 kg.

Relación absoluta por peso

0.642 0.576 0.510 0.443

27.8 28.3 20.0 17.8

0.554 0.465 0.399 0.354

175 210 245 280

32.1 28.9 25.6 22.2

CONCRETO CON INCLUSIÓN DE AIRE

* Reproducido del Reglamento de las construcciones de concreto reforzado, con autorización del Instituto Americano del Concreto. * Incluyendo humedad superficial libre en los agregados. s importante que le concreto utilizado en edificios sea de calidad y densidad uniformes; por lo tanto, es necesario mantener cuidadosamente la relación agua-cemento. Las pruebas realizadas en laboratorio demuestran que, dentro de límites razonables, cuanta menos agua haya por saco de cemento, mayor será la resistencia del concreto; sin embargo, debemos recordar que el concreto debe ser fácil de manejar o trabajable, esto es, debe tener tal consistencia que permita su fácil colocación dentro de las cimbras. Cuando ya se ha establecido la relación agua-cemento deseada, en función del grado de exposición y de la resistencia requerida, se selecciona entonces la mejor combinación de agregados para producir un concreto económico y trabajable. Recuérdese que para un material dado, lo que determina principalmente la resistencia es la relación del volumen de agua al de cemento, siempre y cuando la mezcla sea de plasticidad manejable. Las relaciones agua-cemento que aparecen en la tabla2-1 pueden usarse como guía para mezclas de concreto de distintas resistencias. 2.11. PROPORCIONAMIENTO El primer paso para determinar las proporciones de los distintos ingredientes del concreto es establecer la relación agua-cemento; como se indicó antes, ésta depende del grado de exposición a que estará sometido y de la resistencia deseada. El siguiente paso es decidir la combinación más económica de agregados finos y gruesos a fin de producir un concreto de plasticidad manejable. El principio general que rige las proporciones de los agregados finos y gruesos es que la pasta de cemento y el agregado fino deben llenar los huecos del agregado grueso; dichos huecos dependen del tipo de material y de su tamaño. En general, el volumen de huecos es algo menor de la mitad del volumen del agregado y se acostumbra utilizar una cantidad de arena igual a la mitad del volumen de piedra triturada. Expresaremos las proporciones en el orden siguiente: cemento, arena y agregado grueso; por ejemplo, la mezcla podría ser 1: 2: 4, 1:2 ½ :5, 1:3:6. Muy a menudo, los agregados finos y gruesos se expresan mediante un solo número y una mezcal de 1:2:4 se escribe 1:6; la razón es que el volumen de arena no es siempre la mitad del volumen de piedra triturada, ya que sería más económico usar una mezcla de 1:2 ½ :3 ½ . Sin embargo, esto no es más que otra manera de expresar una proporción de 1:6. La arena con un contenido normal de humedad aumenta de volumen cerca de un 20% y esto debe tenerse en cuenta al determinar las proporciones a usarse. La suma de los agregados finos y gruesos, en proporción a la pasta de cemento, depende de la consistencia requerida; en general, las mezclas duran son más económicas con respecto al costo de los materiales; pero si son demasiado secas, se aumenta el costo de colocación y debe tenerse cuidado para evitar defectos de acabado. Cuando se aumenta la proporción del agregado fino, el concreto que se obtiene es más fácil de trabajar, pero esto requiere generalmente mayor cantidad de pasta de cemento y puede ser antieconómico. En la tabla 2-2 se indican algunas proporciones recomendables del agregado grueso respecto al volumen de concreto, dependiendo de la finura de la arena; la relación más pequeña corresponde a la arena más fina.


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TABLA 2-2. PROPORCIONES RECOMENDABLES DEL AGREGADO GRUESO REPSECTO AL VOLUMEN DE CONCRETO RELACIÓN DEL AGREGADO GRUESO AL VOLUMEN DE CONCRETO

TAMAÑO MÁX. DEL AGREGADO Pulg.

Cm

Minima

Máxima

3/8

0.95

0.40

0.46

¾

1.90

0.59

0.65

1 y mayores

2.54 y mayores

0.64

0.70

Probablemente la mezcla más común para condiciones normales de trabajo, utilizando concreto sin inclusión de aire, es de 1 de cemento a 5 de agregados, con una relación aguacemento de 29. La mezcla 1:5 puede ser 1: 1 ¾: 3 ¼: ó 1:2:3. Los especimenes fabricados con estas proporciones producirán un concreto cuya resistencia última de compresión será de 2 aproximadamente 210 kg/cm . Si se desea mayor resistencia, o si el grado de exposición es más severo, debe reducirse la relación agua-cemento para producir un concreto más denso. Cuando la estructura es de magnitud suficiente para justificar el gasto, puede utilizarse otro método para determinar las proporciones. En las especificaciones entregadas al contratista, se le suministra cierta información, como tipo de trabajo, resistencia requerida, relación máxima agua-cemento, tamaños máximos de agregados y rango de revenimiento; por supuesto, el contratista debe utilizar un concreto plástico y trabajable. A continuación se realiza una serie de pruebas con muestra de distintas proporciones dentro de las limitaciones especificadas y se establece una curva de resistencia para varias relaciones agua-cemento; este método de pruebas permite al contratista producir concreto más económico de calidad requerida. Una vez determinada la relación agua-cemento, de acuerdo con la resistencia requerida y con el grado de exposición a la intemperie, se elige la combinación más adecuada de agregados para lograr una trabajabilidad conveniente. 2.12. AGUA SUPERFICIAL EN AGREGADOS En cualquier estimación de la cantidad de agua que debe usarse en el mezclado del concreto, es necesario incluir el agua superficial que llevan los agregados. La tabla 2-3 muestra las cantidades aproximadas para agregados promedio. En edificaciones, todos los agregados contienen cierto grado de humedad y cuantos más gruesos son, contienen menos agua superficial. Además de tomar esto en cuenta, recuérdese que la arena moderadamente húmeda aumenta de volumen cerca de un 20%. TABLA 2-3. CANTIDAD APROXIMADA DE AGUA SUPERFICIAL EN AGREGADOS NORMALES Arena muy húmeda

100 a

134 litros

por metro

cúbico

Arena moderadamente húmeda

cerda de

67

litros

por metro

cúbico

Arena humedecida

cerca de

33

litros

por metro

cúbico

Grava o piedra triturada humedecidas

cerca de

33

litros

por metro

cúbico

2.13. GRADOS DE EXPOSCION A LA INTEMPERIE. Al establecerse la mezcla que se usará para el concreto, es importante tomar en consideración, además de la resistencia requerida, y el grado de exposición a que estará sometido; la relación agua-cemento es la base sobre la cual se realiza la selección. Todo concreto expuesto a la acción de la intemperie debe tener un contenido de agua no mayor de 26.6 litros por saco de cemento. En las primeras estructuras de concreto reforzado se prestaba muy poca atención a la durabilidad y, como resultado de esto, se presentaron muchos casos de desintegración que podían haberse evitado. La tabla 2-4 se presenta como guía para la selección de la relación




agua-cemento adecuada para concretos con diferentes grados de exposición; nótese que el agua superficial de los agregados debe incluirse como parte del agua de la mezcla. 2.14. IMPERMEABILIDAD Esta cualidad es de extrema importancia. Ante todo, algunas estructuras, como tanques, muros de sótanos o pisos localizados por debajo del nivel del terreno, deben ser impermeables para evitar que penetre agua; sin embargo, existe otra razón de importancia para hacer que el concreto sea impermeable y es que su desintegración puede ser física o química y el deterioro se debe en gran parte a la penetración de la humedad. En la fabricación de concreto impermeable intervienen varios factores; es obvio que los agregados deben ser materiales durables, sin poros y bien graduados. El concreto debe ser denso, es decir, la relación agua-cemento debe ser lo mas baja posible, y es necesario tomar en cuenta que la mezcla tiene que ser trabajable y que las partículas de los agregados queden bien ligadas entre sí por la pasta de cemento. Para lograr una incorporación completa de los materiales, se acostumbra mezclarlos durante mas tiempo que el normal; en la colocación también se necesitan mas precauciones que las usuales y esto requiere que el vibrado o cuidado se haga cuidadosamente, de modo que se recubra completamente el refuerzo y que se logre una superficie expuesta densa y uniforme. 2

La mezcla requerida para un concreto de 210 kg. /cm puede variar según las condiciones de trabajo, pero nunca deberá ser más ligera que un 1:2:3; en condiciones promedio, una relación de 26.6 litros de agua por saco de cemento producirá un concreto impermeable si se observan las demás precauciones considerándose como máximo una relación agua-cemento de 28.9 para obtener la resistencia mencionada. Al producir concreto impermeable, la relación aguacemento debe mantenerse estrictamente y es necesario que la masa sea de calidad uniforme. En el caso del concreto impermeable no puede sobreestimarse la importancia de un curado adecuado; esto es particularmente cierto durante la etapa inicial del fraguado. La superficies expuestas deben mantenerse continuamente húmedas, de modo que se obtenga una superficie dura y densa, para evitar agrietamiento y pulverización. 2.15. PRUEBAS Según se indicó en el Art. 2-11, si la obra es de bastante magnitud, deben probarse diversos concretos de diferentes proporciones algunas semanas antes de iniciar la construcción. El procedimiento usual es hacer pruebas de varias combinaciones, utilizando por lo menos cuatro diferentes relaciones agua – cemento; después de ello se trazan gráficas de resultados y se escoge la mezcla más económica que produzca la densidad y resistencia requeridas. Se acostumbra continuar la pruebas durante el proceso de construcción, particularmente si hay cambios atmosféricos. Una de las pruebas más sencillas para la determinación de una mezcla adecuada, con las proporciones de agua-cemento fijas, consiste en tomar muestras de pequeños lotes; con una cuchara o llana se preparan diferentes mezclas y un trabajador experimentado puede hacer los ajustes necesarios para obtener fácilmente las proporciones deseadas. Algunas características se notan inmediatamente por la por la apariencia; una mezcla con insuficiencia de mortero de arena – cemento para llenar completamente los huecos del agregado grueso, produce un concreto difícil de trabajar y da como resultado superficies defectuosas. Si la proporción de este mortero es excesiva en relación al agregado grueso, la mezcla será antieconómica, pues el rendimiento del concreto será muy bajo, probablemente se tengan porosidades y habrá segregación al colocarlo. Las dos pruebas más comunes a que se somete el concreto son: la de revenimiento, para determinar su grado de plasticidad y la de compresión, sobre cilindros ya curados, para establecer su resistencia.


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Tabla 2-4. RELACIONES AGUA – CEMENTO MÁXIMO PERMISIBLES PARA DIFERENTES TIPOS DE ESTRUCTURAS Y GRADOS DE EXPOSICIÓN A LA INTEMPERIE CONDICIONES DE EXPOSICIÓN* Rango de temperatura muy amplio, o ciclos frecuentes de congelamiento

Tipo de estructura

Secciones delgadas, como bardas, banquetas, antepechos, concreto ornamental o arquitectónico, pilotes, reforzados, tubos y todas las secciones con menos de 2.5 cm de recubrimiento para el refuerzo Secciones moderadas, como muros de contención, estribos, muelles, trabes, vigas. Porciones exteriores de secciones pesadas (masivas) Concreto depositado debajo del agua por medio de tuberías Losas de concreto colocadas sobre el piso Concreto protegido contra la intemperie o localizado por debajo del piso, interiores de edificios Concreto que prostegerá mediante cubiertas o rellenos, pero que puede quedar expuesto a congelamientos y deshielos por varios años antes de que se le dé tal protección

En aire

Al nivel del agua o dentro del rango de variación de dicho nivel En Agua dulce

En agua de mar o en contacto con

Temperaturas moderadas, rara vez de congelamiento lluviosas o áridas Al nivel del agua o dentro del rango de variación de dicho nivel Aire en

sulfatos

En agua dulce

En agua de mar o en contacto con sulfatos

17.8

16.2

14.6

19.4

17.8

14.6

19.4

17.8

16.2

ઢ

19.4

16.2

21.0

17.8

16.2

ઢ

19.4

16.2

-

16.2

16.2

-

16.2

16.2

19.4

-

-

ઢ

-

-

ઢ

-

-

ઢ

-

-

19.4

ઢ

-

ઢ

-

-

* El concreto con inclusión de aire debe utilizarse en todas las condiciones que impliquen exposiciones severas y puede usarse en condiciones moderadas para mejorar la trabajabilidad de la mezcla. Agua freática o subterránea que contenga concentraciones de sulfatos mayores de 0.2%. Cuando se utiliza cemento resistente a los sulfatos, puede incrementarse la relación agua cemento en 1.6 litros por saco. ઢ

La relación agua – cemento debe seleccionarse con base en los requisitos de resistencia y trabajabilidad. Reproducido del libro Práctica recomendable para el proporcionamiento de mezclas e concreto (A.C.I. 613-54), con autorización del Instituto Americano de Concreto. 2.16. PRUEBA DE REVENIMIENTO El término consistencia, aplicado al concreto recién mezclado, se refiere a su estado de fluidez; si el concreto es “plástico” puede moldearse fácilmente, pero cambia lentamente de forma cuando se le quita la cimbra o el molde. Se dice que es trabajable si puede colocarse fácil en las formas previstas para ello; pero ejemplo, puede ser trabajable en las cimbras amplias y abiertas, pero no lo es en las estrechas y con gran cantidad de varillas de refuerzo.


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La prueba de revenimiento proporciona un medio fácil para determinar la consistencia del concreto recién mezclado, pero necesariamente no indica la trabajabilidad y no debe usarse como comparación entre varias mezclas de distintas proporciones o de diferentes tiós de agregados. Es muy sencillo hacer esta prueba; el equipo necesario consiste de un cono truncado de lámina metálica, de 30 cm de altura y cuyos diámetros son 20 cm en la base inferior y 10 cm e la superior. Ambas bases se dejan abiertas y se fijan asas a la parte exterior. Se colocan tres capas de concreto recién mezclado dentro del molde, picando separadamente cada una de ellas 25 veces con una varilla redonda de 5/8 de pulgada; una vez lleno se elimina el exceso de concreto de la parte superior del molde y la de la masa de concreto ya sin retén (ver fig. 2 – 1). Si el concreto se asienta 7.5 cm, se dice que la muestra tiene un revenimiento de 7.5 cm; es así como se averigua la consistencia del concreto. En la tabla 2 – 5 se indican los revenimientos recomendables para el concreto que se utilice en distintos tipos de estructuras. Tabla 2 – 5. REVENIMIENTOS RECOMENDABLES PARA EL CONCRETO USADO EN DISTINTOS TIPOS DE CONSTRUCCIÓN TIPOS DE CONSTRUCCIÓN Muros de cimentación y zapatas reforzadas Zapatas masivas, cajones y muros de subestructuras Losas, vigas y muros reforzados Columnas de edificios Pavimentos Construcción masiva pesada

REVENIMIENTO, CM* Máximo Mínimo 12.5 5.0 10.0 2.5 15.0 7.5 15.0 7.5 7.5 5.0 7.5 2.5

*

Cuando se utilizan vibradores de alta frecuencia los valores mostrados deben reducirse cerca de una tercera parte. Reproducido de la Práctica recomendable para el proporcionamiento de mezclas de concreto (A.C.I. 613 – 54) con autorización del Instituto Americano del Concreto. 2.17. PRUEBA DE COMPRESIÓN El concreto se somete a pruebas de compresión para determinar su resistencia. Los especimenes son de forma cilíndrica y su longitud es igual al doble de su diámetro; las medidas estándar son 15 cm de diámetro y 30 cm de altura, cuando el tamaño del agregado grueso no es mayor de 5 cm. En caso contrario, el diámetro del cilindro debe ser cuando menos el triple del tamaño máximo nominal del agregado. El molde que se utiliza para hacer los cilindros se hace de algún material no absorbente, como el metal o el cartón encerrado; dicho molde se colocan sobre una superficie lisa y plana de vidrio o metal y se llena de concreto, en tres capas sucesivas e igual cada una de ellas a la tercera parte del volumen. Cada capa se pica separadamente 25 veces con una varilla redonda de 5/8 de pulgada de diámetro y 60 cm de longitud, con el extremo redondeado. Una vez que se ha picado la última capa, se nivela la superficie con una cuchara y se cubre con vidrio o metal plano; después de dos a cuatro horas, ya que ha fraguado el concreto, se termina la parte superior con una capa delgada de pasta de cemento y se cubre nuevamente con vidrio o metal. Se acostumbra retener los especimenes durante 24 horas en el lugar de la operación, después de lo cual se llevan al laboratorio y se curan en atmósfera húmeda a 21 °C; las pruebas se hacen por lo general a los 7 y a los 28 días. Al fabricar los especimenes debe tenerse mucho cuidado para asegurarse que las superficies extremas sean planos y paralelas entre sí ya que cualquier irregularidad ocasionará que al probarlos se obtengan resultados erróneos. Una vez colocado el espécimen en la máquina de pruebas, se aplica una carga de compresión hasta que falla; esta carga de falla se registra y se divide entre el área transversal del cilindro, con lo 2 cual se obtiene el esfuerzo unitario último de compresión, expresado kg/cm . Expresaremos el grado o la calidad de un concreto de acuerdo a su resistencia última de 2 compresión, en kg/cm a los 28 días; en las fórmulas utilizadas para el diseño de miembros estructurales, esto se indica mediante el término fć. El concreto más comúnmente usado para TEMA: CONCRETO REFER: DISEÑO SIMPLIFICADO DE CONCRETO REFORZADO – H. PARKER – LIMUSA

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miembros estructurales es el de fć. El concreto más comúnmente usado para miembros 2 estructurales es el de fć = 210 gk/cm ; debe recordarse que ésta es su resistencia última. Los esfuerzos permisibles de trabajo se dan como fracciones de ésta; por ejemplo, el esfuerzo permisible de compresión de la fibra extrema de miembros sujetos a flexión, hechos con un 2 2 concreto de 210 kg/cm , es de 0.45 fć, o sea 0.45 x 210 = 94.5 kg/cm (ver tabal 4 – 2). Otros 2 dos valores de la resistencia del concreto fć frecuentemente utilizadas son 175 y 280 kg/cm . 2.18. MODULO DE ELASTICIDAD El módulo de elasticidad * de un material es el resultado que se obtiene al dividir su esfuerzo unitario entre su deformación unitaria correspondiente. Podemos pensar que dicho módulo de elasticidad representa el grado de rigidez del material. Como ejemplo, podemos citar el módulo 6 2 de elasticidad de la manera de pino amarrillo, cuyo valor de 0.124 x 10 kg/cm , y del acero 6 2 utilizado para refuerzo del concreto, que es de 2.039 x 10 kg/cm . puede verse fácilmente que el acero es más rígido que la madera y esta característica se presenta por medio del módulo de elasticidad. También puede entenderse que los concretos de resistencias distintas tienen diferentes grados de rigidez y que bajo esfuerzos iguales sus deformaciones serán diferentes; es decir tendrán módulos de elasticidad APRA concretos de distintas resistencias. TABLA 2 – 6. MODULOS DE ELASTICIDAD DEL CONCRETO fć Ec Ea n RESISTENCIA ÚLTIMA DE MODULO DE ELASTICIDAD Ec COMPRESIÓN A LOS Kg/cm2 28 DÍAS kg/cm 175 210 280 350

2

202,500 221,500 255,900 286,200

El módulo de elasticidad Ec del concreto puede tomarse como 0.1362 W

10 9 8 7 1.5

2

f ć, en kg/cm ,

3

para valores de W entre 1,400 y 2,500 kg/cm . Para concreto de peso normal, W puede 3 considerarse como 2,300 kg/m . En los cálculos de diseño de los miembros estructurales de concreto es necesario conocer la relación entre los módulos de elasticidad del acero y del concreto que se utilizan; el término que Es expresa esta relación es n, por consiguiente n  . Para el acero de refuerzo Ex = 2.039- x Ec 6 2 10 kg/cm . el valor de n puede tomarse como el número entero más cercano, pero nunca menor de 6; excepto en cálculos para deformaciones, el valor de n para el concreto ligero puede suponerse igual al de un concreto de peso normal de la misma resistencia. 2 Calcularemos aquí la relación n para el concreto de fć = 210 kg/cm ya que se usa con tanta 3 1.5 frecuencia. Como W = 2,300 kg/m , Ec = 0.1362, W x f ć; o sea

Ec  0.1362 2,3003x 210  221.500kg / cm 2 . * Por lo tanto, Es 2.039,000  y n9 Ec 221.500 En la tabla 2 – 6 se muestran los valores de n para otras resistencias, en cada caso se aceptó 2 el número entero más cercano. Por consiguiente, para fć = 210 kg/cm , n = 9. n

2.19. FLUJO PLÁSTICO Todos los materiales de construcción se deforman sin incremento de carga cuando los esfuerzos internos sobrepasan el límite clásico. En los miembros de concreto sometidos a carga, existe también una tendencia a cambiar su forma o tamaño con el transcurso del tiempo; esta deformación se llama flujo plástico. A diferencia de los materiales elásticos, el concreto carece de un grado de proporcionalidad entre los esfuerzos y las deformaciones, y los fenómenos de flujo plástico y de contracción son un tanto similares. El efecto del flujo plástico es equivalente a una disminución en el módulo de elasticidad; por lo tanto, los valores de Ec dados por la tabla 2 – 6 pueden usarse sólo para el cálculo de las deformaciones que se presentarán inmediatamente después de la aplicación de las cargas de servicio. La magnitud de las deformaciones demoradas pueden ser dos o tres veces mayores.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA POLIESTIRENO EXPANDIDO

CARACTERÍSTICAS El Poliestireno Expandido aislapor es una espuma termo plástica rígida, formada por la fusión de numerosas perlas pequeñas. Las propiedades físicas de la espuma, están en alto grado, regidas por la densidad, por lo que se dispone de mucha flexibilidad para ajustar las propiedades a las exigencias del diseño y la aplicación de los diversos usos finales, ejemplo: Casetones, Envases de alimentos, Embalajes, Aislamiento en al Ingeniería Civil y Construcción, el la Industria de la Refrigeración. PROPIEDADES 1. Posibilidades de configuraciones complejas 2. Rangos de densidad de 10 a 40 kg/m3 3. Alta resistencia a la compresión a baja densidad 4. Auto extinguible: Incorpora componente ignífugo llamado bromo 5. Estructura celular cerrada: Mínima absorción de humedad 6. Baja rigidez dinámica para un buen aislamiento acústico del ruido de impacto 7. Biológicamente inocuo: sin agente expansor dañino para la capa de Ozono. 8. Compatible con materiales de uso frecuente en la construcción: Cemento, yeso, cal, etc 9. No representa sustrato nutritivo de animales, hongos y bacterias 10. Resistentes a las heladas y putrefacción 11. Buenas propiedades térmicas: Baja conductividad térmica, Baja expansión térmica y Estabilidad estructural entre 180 y 80 °C. APLICACIONES 1. aislapor en la Construcción y la Ingeniería Civil  Juntas de dilatación  Paneles estructurales  Tabiquerías, Puertas Contraplacadas, Aislamiento Térmico acústico  Aislamiento entre pisos  Base par carretera, paredes de sostenimiento (protección contra movimiento en suelos arcillosos)  Elementos para encofrado y hormigón liviano  Bloques de flotación para muelles flotantes 2. aislapor en la Construcción y la Ingeniería Civil  Planchas de alta densidad para aislamiento térmico usadas en almacenes frigoríficos, cámaras frigoríficas pequeñas, depósitos de basura. 3. aislapor en Industria de la Madera:  Planchas de alta densidad para soportar hasta 80°C, para cámaras de secado de maderas 4. aislapor en la Pesquería: Boyas, Flotadores y Salvavidas FORMAS DE SUMINISTROS, USOS Y DENSIDADES PRODUCTOS Planchas Densidad 10 kgm/m3 Planchas Densidad 10 kgm/m3 Planchas Densidad 10 kgm/m3 Planchas Densidad 10 kgm/m3 Planchas Densidad 10 kgm/m3 Granulado y Perlado Medias Cañas

USOS Casetones, Juntas de Dilatación, Tabiquería Instalaciones a la vista como Cielo Falsos Aislamiento de sistemas de calefacción, refrigeración, cámaras frigoríficas en techos y muros Aislamiento de Pisos y Losas Radiantes Pisos de Cámaras Frigoríficas Hormigón liviano Revestimiento ductos de calefacción, refrigeración en tuberías de fierro y cobre donde la temperatura inferior a 85 °C

BLOQUES DE POLIESTIRENO EXPANDIDO PARA TECHOS ALIGERADOS Mediante este novedoso sistema constructivo, se obtiene importantes aligeramientos en edificios, almacenes, comercios, viviendas, etc; dando como resultado ahorros considerables de concreto y acero yen la cimentación y estructura, lográndose salvar claros entre columnas o apoyos, siendo su principal característica su reducido peso. El CASETON aislapor ofrece al arquitecto, ingeniero y contratista, grandes ventajas al proyectar y utilizarlo debido a su ligereza, facilidad de manejo y en general a sus propiedades físicas que lo colocan en situación ventajosa respecto a otros materiales convencionales usados en losas aligeradas. TEMA: CONCRETO REFER: CATÁLOGO DE AISLAPOR

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Se obtienen ahorros del orden del 15% al 30% en el costo total de la estructura del edificio, dependiendo de la densidad de muros por m2, es decir, del uso del edificio; y del 60% al 100% de ahorro directo en el transporte y/o flete, tanto en Lima como para los lugares más remotos del país, ya que éstos por su bajo peso pueden ir encima de los fierros de construcción sin elevar el peso de la carga. CARACTERÍSTICAS Material Peso volumétrico Resistencia a la Compresión Resistencia la tensión Resistencia al corte Resistencia a la flexión Coef. de transf. de calor a 10°C

: : : : : : :

Poliestireno expandido 10 kg/m3 0.80 kg/cm2 1.8 kg/cm2 5.5 kg/cm2 1.90 kg/cm2 0.029 k cal/m

VENTAJAS 1. LIGEREZA. Su bajo peso volumétrico (10 kg/m3) transmite importante ahorro de concreto y acero en la cimentación y estructura. 2. AISLAMIENTO TERMICO. Ayuda a conservar una temperatura confortable en la construcción. Su coeficiente de transferencia de calor es el más bajo en el mercado, reduciéndose considerablemente los costos iniciales como equipos de aire acondicionado y/o calefacción, así como los gastos de operación de éstos a largo plazo. 3. ESTABILIDAD DIMENSIONAL. No sufre contracciones ni dilataciones con los cambios normales de temperatura y absorbe el 4% de agua en volumen a inmersión durante todo un año. 4. AISLANTE ACUSTICO. Elimina ruidos excesivos de piso a piso. 5. FACILIDAD DE MANEJO. Un solo obrero es capaz de transportar 6 CASEONES aislapor de 60 x 60 x 20 (equivalente a 24 ladrillos de arcilla) de manera fácil y rápida permitiendo más rapidez en el cimbrado y por tanto bajando notablemente el costo de mano de obra. El peso de un CASETON aislapor de 60 x 60 x 20 es de 960 gramos. 6. CURADO DE LOSA MAS EFICIENTE. Debido a que el material es impermeable y aislante térmico, no absorbe agua ni calor durante el curado del concreto, conservándose el calor de hidratación del cemento, lográndose curados más eficientes. 7. POCO DESPERDICIO. Es importante mencionar que los CASETONES aislapor prácticamente no se desperdician, ya que con mal trato no se rompen. En cambio los ladrillos de arcilla convencionales sufren del 10% al 15% de pérdidas debido al transporte y manipuleo. 8. CLAROS. La ligereza de los CASETONES aislapor permiten mayores claros o luces entre columnas. 9. VERSATILIDAD. Por la naturaleza del material, éstos se pueden cortar, perforar, etc; permitiendo su colocación en zonas de dimensiones variables. Además se facilita notablemente la colocación de las instalaciones eléctricas y sanitarias. Su uso permite una flexibilización en el diseño, pues se puede tener Viguetas espaciadas a 40 cm., como los aligerados convencionales o a 50 ó 60 cms, lo que disminuye aún más el peso por m2. Al aumentarse el espaciamiento y disminuirse el peso, se obtiene no solo menos fierro por m2, sino además menos concreto y se requiere menos encofrado. 10. ACABADOS. El CASETON aislapor permite un acabado directo sobre la losa con yeso, mortero, etc. 11. ECONOMÍA. Todas estas ventajas reunidas en el CASETON aislapor tiene como resultado una reducción considerable en los costos globales de la construcción. COMPARACIÓN ENTRE UNIDADES SIMILARES (0.30 x 0.30 x 0.15 cm) LADRILLO DE ARCILLA BLOQUE DE CONCRETO CASETON DE AISLAPOR

8.00 kg. 11.50 kg. 0.20 kg.

TRASPORTE Y COLOCACIÓN El uso de los ladrillos de techo de arcilla tienen un costo importante, adicional al costo por unidad propiamente dicho, pues debe transportarse desde el pie de obra hasta el encofrado a vaciar. Luego debe ser colocado uno por uno y además se debe considerar un porcentaje importante de merma por roturas de unidades. TEMA: CONCRETO REFER: CATÁLOGO DE AISLAPOR

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Los CASETONES aislapor pueden ser fabricados y entregados en obra, con un flete de transporte menor; pueden ser manipulados dentro de la obra con suma facilidad, pues su peso unitario es bajísimo, no se fabrican en bloques tipo ladrillo de techo, sino en bloques alargados, pudiéndose preparar tiras de 1, 2 y 3 metros de largo. Una tira de 3 mts equivale a 10 ladrillos (0.80 kgs aproximadamente9, pesa 1.6 kg y por tanto su traslado y colocación es muy fácil, no existen pérdidas por rotura, no se requiere rellenar con mortero los huecos de los ladrillos extremos. a) En caso de utilizarse la malla (expanded metal) se debe sujetar de un extremo donde comience el rollo con clavos a la madera del encofrado, luego estirarla hasta el otro extremo, cortarla y luego hacer un traslape de 5 cm y volver a estirarla sucesivamente hasta cubrir el área total a techar. Luego colocar los CASETONES aislapor asegurándolo con el fierro de temperatura. b) Para evitar golpes y lastimaduras innecesarias durante el armado de la losa, es conveniente que una vez terminado el armado de la enfierradura, se coloquen los CASETONES aislapor, los cuales debido a su ligereza y fácil manejo, reducen el tiempo y mano de obra notablemente. c)

d)

Es conveniete que el acero de temperatura quede colocado sobre CASETONES aislapor para evitar que se levanten durante el vaciado del concreto, debido al vibrado, a la presión del concreto o bien a la flotaciń del casetón mismo. En caso de no especificarse acero de temperatura, los CASETONES aislapor se pueden fijar con clavos al encofrado, o bien con alambres o varillas a la enfierradura. Para un concreto tarrajeo chicotear con lechada de cemento y arena gruesa, a as 24 ó 48 horas, proceder al pañeteo y tarrajeo final, teniendo en cuenta en no exceder de un espesor de 2.5 cm y trabajándolo en 2 etapas.

CARGA DE SISMO La experiencia sísmica peruana ha demostrado que, a pesar de usarse viguetas en una dirección, las losas aligeradas tienen un buen comportamiento, trabajando como diafragma rígido en el plano horizontal. Las fuerzas de sismo son directamente proporcionales a la masa del edificio y por tanto una disminución de las masas representa también menores esfuerzos por flexión, cortante y axiales en vigas, columnas, placas y zapatas. EN TODOS LOS DISEÑOS, NO SE CONSIDERAN LADRILLOS DE ARCILLA COMO UN ELEMENTO ESTRUCTURAL, SINO ES UN SIMPLE RELLENO, QUE PERMITE OBTENER UNA SUPERFICIE PLANA EN LA ZONA INFERIOR RESUMEN Las losas aligeradas más usadas en el Perú son aquellas conformadas por viguetas de 10 cm de ancho, espaciadas eje a eje 40 cm., con ladrillo o bloques huecos entre ellas y una losa superior de 5 cm monolítica a la vigueta. Los ladrillos suelen ser de arcilla o de concreto vibrado y tienen un tamaño de 30 x 30, siendo su altura de 12, 15, 20 y 25 cm., las losas aligeradas más usadas tienen por tanto un peralte de 17, 20, 25 y 30 cm. Suelen usarse armadas en una dirección (viguetas en una sola dirección) y en caso de paños más o menos cuadrados con luces superiores a los 7 mts., se suele armar en dos direcciones. Para fines de diseño se considera generalmente los siguientes pesos propios. ALIGERADOS

h=

17 cm 20 cm 25 cm 30 cm

Pp=

2

270 kg/m 2 300 kg/m 2 350 kg/m 2 420 kg/m

De los cuales los ladrillos o bloques de techo representan el 80, 90, 110, y 150 kg/m2 respectivamente. En el caso de las losas aligeradas en dos direcciones, los pesos son mayores y dependen del uso de viguetas cada 40 cm (eje a eje o de viguetas cada 70 cm; 2 ladrillos juntos en cada dirección: total 4 ladrillos) En opinión de los calculista el CASETON aislapor usado creativamente desde la etapas iniciales del diseño, no solo conduce a la mayoración de las economías antedichas, sino que posibilita el logro de mayores luces y estructuras más esbeltas, cualidades estructurales siempre bienvenidas.

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ENCOFRADOS 7.1 FUNCION DE LOS ENCOFRADOS, REQUISITOS QUE DEBEN CUMPLIR 7.1.1 Generalidades.- La construcción de los diversos componentes de las estructuras de concreto armado – columnas, muros, vigas, techos, etc. – requiere de encofrados, los mismos que, a modo de moldes, permiten obtener las formas y medidas que hinquen los respectivos planos. Sin embargo, los encofrados no deben ser considerados como simples moldes. En realidad son estructuras; por los tanto, sujetas a diversos tipos de cargas y acciones que, generalmente, alcanzan significativas magnitudes. Son tres las condiciones básicas a tenerse en cuenta en el diseño y la construcción de encofrados:  Seguridad  Precisión en las medidas  Economía De estas tres exigencias la más importante es la seguridad, puesto que la mayor parte de los accidentes en obra son ocasionados por falla de los encofrados. Principalmente las fallas se producen por no considerar la real magnitud de las cargas a que están sujetos los encofrados y la forma cómo actúan sobre los mismos; asimismo, por el empleo de madera en mal estado o de secciones o escuadrías insuficientes y, desde luego, a procedimientos constructivos inadecuados. La calidad de los encofrados también está relacionada con la precisión de las medidas, con los alineamientos y el aplomado, así como con el acabado de las superficies de concreto. Finalmente, debe tenerse en cuenta la preponderancia que, en la estructura de los costos de las construcciones, tiene la partida de encofrados. El buen juicio en la selección de los materiales, la planificación del reúso de los mismos y su preservación, contribuyen notablemente en la reducción de los costos de construcción. 7.2 CARGAS QUE ACTUAN EN LOS ENCOFRADOS 7.2.1. Tipos de carga  Peso de concreto  Peso de los ladrillos (en techos aligerados)  Cargas de construcción  Peso propio de los encofrados  Cargas diversas  Presión del concreto fresco 7.2.2. Peso del concreto.- Ha sido señalado que los encofrados deben ser considerados como estructuras; en efecto, en tanto el concreto no alcance las resistencias mínimas exigibles para proceder a desencofrar, los encofrados tienen que ser suficientemente resistentes para soportar el peso del concreto. Esto ocurre en los encofrados de vigas y techos.* Pues bien, el concreto es un material de considerable peso. Un metro cúbico de concreto pesa 2,400 kg, magnitud nada desdeñable; Por ejemplo, un metro cuadrado de losa de concreto de 0.15m de espesor pesa 360kg, equivalente a más de 8 bolsas de cemento.** El peso de un determinado volumen de concreto se obtiene multiplicando dicho volumen por el peso específico del concreto, que como ha sido ya indicado es de 2,400kg/m3. Así, por ejemplo, un metro lineal de una viga de 0.25 x 0.80 x 1.00 x 2,400 = 480kg. TABLA N° 7.1 PESO DE LOSAS MACIZAS DE CONCRETO ARMADO. Espesor de la losa (m)

Peso de un m2 de losa (kg)

0.10

240

1.12

288

0.15

360

0.20

480

0.25

600

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: “EL MAESTRO DE OBRA” INGº JULIO PACHECO ZUÑIGA - GFP - SENCICO

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*

Como veremos más adelante, los encofrados de muros, placas, inclusive vigas gran peralte, están sujetos a la presión que ejerce el concreto fresco. ** Una bolsa de cemento pesa 42.5 kg. TABLA 7.2. PESO DE TECHO ALIGERADO (INCLUYE PESO DE LOS LADRILLOS HUECOS) Espesor del techo (m)

Peso de un m2 de techo (kg)

0.17 0.20 0.25 0.30

280 300 350 420

7.2.3. Cargas de construcción.- Adicionalmente al peso del concreto, los encofrados deben soportar las cargas de construcción; éstas corresponden al peso de los trabajadores que participan en el llenado de los techos y al del equipo empleado en el vaciado. Para establecer las cargas de la naturaleza referida es usual adoptar, como equivalente, una carga uniformemente repartida en toda el área de los encofrados. Para encofrados convencionales y vaciados con equipo normal se suele tomar el valor de 2000 kg/m2, magnitud que debe sumarse al peso del concreto. Cuando se prevea vaciados con equipo mecánico motorizado el valor indicado debe aumentarse prudencialmente en 50%, es decir, que en este caso la magnitud equivalente a las cargas construcción será: 300 + 200 = 500 kg, es decir media tonelada. 7.2.4. Peso de los encofrados.- En encofrados de madera, el peso propio de los mismos tienen poca significación en relación al peso del concreto y cargas de construcción. En el caso de encofrados metálicos – por ejemplo, encofrados de techos con viguetas metálicas extensibles – el peso que aportan debe tenerse en cuenta. El peso propio de encofrados de techos con viguetas metálicas es aproximadamente 50 kg. por metro cuadrado de techo. El peso exacto debe establecerse a partir de la información que proporcionen los proveedores de este tipo de encofrados. 7.2.5. Cargas diversas.- Otras cargas que también deben ser previstas y controladas, especialmente durante el llenado de los techos, son las que se derivan de la misma naturaleza de los trabajos. Al respecto debe evitarse excesivas concentraciones ce concreto en áreas relativamente pequeñas de los encofrados de techos. Este incorrecto procedimiento trasferirá cargas que podrían sobrepasar la resistencia portante prevista de los pies derechos o puntales ubicados debajo de dichas áreas o, eventualmente, originar el levantamiento de puntales contiguos a las mismas. Asimismo, otras cargas constituyen potencial riesgo. Entre ellas las generadas por el arranque y parada de motores de máquinas, más aun si éstas de alguna manera están conectadas con los encofrados. Inclusive, la acción del viento, principalmente en aquellos lugares donde puede alcanzar considerable fuerza, debe ser prevista proporcionando a los encofrados apropiados arriostramientos. 7.2.6. Presión del concreto fresco.- Al ser colocado en los encofrados, el concreto tiene la consistencia de una masa plástica. A medida que transcurre el tiempo va endureciendo convirtiéndose finalmente en un material sólido. En este lapso, desde su colocación hasta su endurecimiento, el concreto ejerce considerable presión sobre los tableros de los encofrados de muros y columnas. Si el concreto fresco fuera un líquido perfecto y permaneciera en este estado durante el vaciado, la magnitud de la presión en un punto cualquiera del encofrado vendría dada por el producto de la densidad del concreto por la altura que hubiera alcanzado el concreto encima de ese punto.* En la Fig. la 7.1. la línea CD representa la variación de la presión en toda la altura del encofrado de una columna de altura H . La presión al pie de la columna es 2400 H . En el punto B la presión es 2400 H mientras que en el borde superior del encofrado la presión es cero. Si la altura de la columna fuera 3m, la presión al pie de la TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: “EL MAESTRO DE OBRA” INGº JULIO PACHECO ZUÑIGA - GFP - SENCICO

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columna sería 2400 x 3 =7,400kg/m2. En el punto o plano B, si H es 1.80m, la presión es 2400 x 1.80 = 4320 kg/mg. * Como ya se ha visto, la densidad del concreto es 2400kg/m3. Generalmente se procede de esta manera para determinar la presión que ejerce el concreto fresco sobre los tableros de las columnas, consideración que está plenamente justificada por la rapidez con que se lleva a cabo el vaciado de columnas; sin embargo, en el caso de muros, debido a su mayor longitud y consiguientemente mayor volumen, la velocidad del vaciado se realiza más lentamente. Al inicio del vaciado la presión aumenta proporcionalmente con la altura que va alcanzando el concreto dentro del encofrado. Conforme progresa el llenado, el concreto comienza a endurecer y al llegar a una determinada altura la presión ya no se incrementa, permaneciendo su valor constante aun cuando prosiga el vaciado. En la Fig. 7.2, AB representa el tablero del encofrado de un muro. Cuando el concreto fresco llega a una altura H , la presión es P| e igual a 2400 aumentando hasta alcanzar un valor máximo Pm.a la altura H m. Esta presión ya no se incrementará, permaneciendo invariable hasta la altura H c.

H , y seguirá

Al llegar el vaciado a la altura H c la presión comienza a disminuir linealmente hasta tener valor cero en el borde superior del encofrado. El valor de la presión máxima depende de diversos factores, principalmente de la velocidad de llenado y de la temperatura del concreto. La presión será mayor cuanto más rápidamente se realiza el vaciado. La velocidad de llenado está relacionada con la longitud y espesor del muro y, desde luego, con el equipo utilizado párale vaciado. Si la colocación se realiza con equipo de bombeo la presión máxima alcanzará significativos valores, que pueden ocasionar la deformación o el colapso de los encofrados si éstos no son reforzados apropiadamente. El otro factor determinante de la magnitud de la presión es la temperatura del concreto. Abajas temperaturas ambientales el concreto endurece lentamente desarrollándose presiones muy grandes; por ejemplo, a temperaturas entre5°y 10°C la presión es aproximadamente una y media vez mayor que la que corresponde a una temperatura ambiental de 21°C. En cambio, si la temperatura durante el vaciado es de 30°C, la presión máxima será más o menos 80% de la producida a 21°C. Refiriéndonos a la velocidad de llenado, cuando ésta es controlada –que no exceda, por ejemplo, 0.60m de altura por hora – la presión máxima es aproximadamente la mitad de la presión que cabe esperarse si la progresión del vaciado es de 2 m/hora. En los casos en que se prevea vaciados de concreto a temperaturas bajas la velocidad de llenado debe reducirse y, por supuesto, reforzarse debidamente los encofrados. 7.3 DEFLEXIONES 7.3.1. Deflexiones.- Ha sido ya señalado que la seguridad o estabilidad es la condición fundamental que deben cumplir los encofrados. Sin embargo otras exigencias también tienen substancial importancia; una de ellas, es que los elementos de los encofrados no se deflexiones más allá, de los valores máximos admisibles para evitar que, luego del desencofrado, las superficies del concreto aparezcan excesivamente curvadas, especialmente las de concreto expuesto. Los valores de deflexión generalmente admisibles son de 2mm para entablados, y 3 mm para otros elementos, como soleras por ejemplos. 7.4 MATERIALES Y EQUIPOS EMPLEADOS EN ENCOFRADOS 7.4.1. La madera.- Debido a sus ventajosas propiedades, la madera es el material que frecuentemente se emplea en encofrados. Su bajo peso en relación a su resistencia, la facilidad para trabajarla, su ductilidad y su textura, la hacen aparente para su uso en encofrados. Los encofrados pueden construirse exclusivamente con madera y también combinándola con equipos metálicos estándar, por ejemplo, con puntales y/o viguetas extensibles.


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Las especies de madera comúnmente empleadas en encofrados son: el tornillo, moena, y el “roble”, encomillado éste en razón de que bajo esta denominación se expenden en el mercado diversas especies no clasificadas. Las especies de madera tornillo y moena poseen resistencias que las hacen aptas para su uso en estructuras de madera y, desde presente notorios defectos que puedan afectar su resistencia y el acabado de la s superficies de concreto, tales como: alabeos, arqueaduras, grietas, rajaduras, exceso de nudos huecos. Algunos de estos defectos son originados por inapropiado almacenaje en la obra y/o inadecuada preservación. La unidad de comercialización de la madera es el pie tablar o pie cuadrado, equivalente en volumen a una pieza cuadrada de un pie lineal de lado y una pulgada de espesor (Fig. 7.3). La secciones o escuadrías se designan en pulgadas, por ejemplo: 1” x 8”, 2” x 4”, 3” x 3”, etc. La longitud se expresa en pies lineales. Para obtener los pies cuadrados que tiene una determinada pieza de madera se multiplica las medidas de la sección, expresada en pulgadas, por la longitud en pies, el producto se divide entre 12. Ejemplo, una pieza de 1” x 8” x 12' tiene

1" x 8" x12"  8 pies 2 12 Ejercicio: Cubicar la siguiente relación de madera 120 piezas de 3” x 3” x 8” 48 piezas de 2” x4” x 12' 80 piezas de 1½” x 8” x 14' 7.4.2. Encofrados metálicos.- Los encofrados metálicos son empleados como alternativa de los encofrados de madera, o en todo caso complementariamente con ella; por ejemplo, los fondos, los costados y los tornapuntas de encofrados de vigas son generalmente de madera, pero los puntales pueden ser metálicos. Diversos equipos de encofrados metálicos son ofrecidos – mayormente en alquiler – por proveedores de este tipo de encofrados, principalmente puntales y viguetas extensibles. Cuando se opte por la utilización, aun cuando sea en parte, de este tipo de encofrados, la selección de los equipos debe estar a cargo del ingeniero residente, así como la dirección y control de los trabajos. 7.5 DESCRIPCION DE LOS ENCOFRADOS 7.5.1. Encofrado de columnas.- Los costados de los encofrados de columnas están formados por tablas de 1” o de 1½” de espesor y de anchos variables de acuerdo a las secciones de las columnas de concreto expuesto, se emplea paneles de “triplay”. Para las abrazaderas se utiliza barrotes de 2” x 4”, 3” x 3” o Fig. 7.4 Fig. 7.5 de 3” x 4”, en largos que dependen de las dimensiones de la sección de las columnas y el sistema de sujeción de abrazaderas que se adopte. Los sistemas de montaje de las abrazaderas son diversos, algunos muy simples que utilizan como templadores alambre negro N° 8 (Fig. 7.4). Otros más elaborados (Fig. 7.5) se valen de fierros redondos, provistos de platinas en uno de los extremos mientras el extremo opuesto es roscado para posibilitar, mediante tuerca y platino interpuesto, el ajuste requerido. El diámetro de los fierros generalmente es de 1/2” o 5/8” y la platinas son de 3” x 3“ y ¼” de espesor. Las Figs. 7.6 y 7.7 indican las separaciones o espaciamientos máximos recomendables entre Fig. 7.6 Espaciamiento de abrazaderas, abrazaderas de encofrados de columnas. costados formados con tablas de 1” TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: “EL MAESTRO DE OBRA” INGº JULIO PACHECO ZUÑIGA - GFP - SENCICO

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Obsérvese que en los tramos inferiores las separaciones son más reducidas, lo cual es concordante con la variación de la presión del concreto fresco, según lo expuesto en el Acápite 7.2.6.

Fig. 7.7 Espaciamientos de abrazaderas, costados formados por tablas de 1½”

Fig. 7.8 Encofrado de columna, con varal.

Por otra parte, considerando los significativos valores que alcanza la presión del concreto fresco, particularmente cuando la altura y la sección de las columnas exceden las convencionales, se suele complementar los encofrados con varales verticales para evitar la rotura de los barrotes de las abrazaderas o, en todo caso, su deformación (Fig. 7.8). En referencia a la habilitación de la madera, un aspecto importante es determinar apropiadamente los anchos de los tableros o paneles. El ancho de los tableros del canto o lado menor de la sección de la columna corresponderá a la dimensión de dicho lado; en cambio, los tableros el lado mayor de la columna corresponderá a la dimensión de dicho lado; en cambio, los tableros del lado mayor de la columna deberán tener un ancho Fig. 7.9 Habilitación de madera, en encofrados de columna. igual a este lado adicionando, al menos, el espesor de las tablas o paneles que corresponden al lado menor (Fig. 7.9). Desde luego, la habitación de los barrotes de las abrazaderas también debe merecer la mayor atención. La longitud de los barrotes depende del sistema de encofrado que se adopte; al respecto, es recomendable dibujar a escala la sección del encofrado para determinar el largo de los barrotes. En cuanto al procedimiento de construcción de encofrado de columnas, una de las operaciones más importantes es asegurar la verticalidad de los tableros. Para tal efecto, la verificación se realiza empleando la plomada. La operación debe realizarse con el mayor esmero. Fig. 7.10 Modelo de encofrado de columna de concreto expuesto El encofrado es arriostrado mediante tornapuntas, clavadas en “muertos” o TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: “EL MAESTRO DE OBRA” INGº JULIO PACHECO ZUÑIGA - GFP - SENCICO

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durmientes previamente fijados en el suelo o en las correspondientes losas de los entrepisos. Diversos sistemas de encofrados son empleados. La Fig. 7.10 muestra la sección de un encofrado de columna de concreto expuesto. 7.5.2. Encofrado de muros.- La fig. 7.11 muestra un encofrado típico de muros y la denominación usual de sus elementos componentes. Los tableros están constituidos por tablas o por paneles de “triplay”. Las tablas son de 1” o 1½” en anchos de 6”, 8” o 10”. El triplay empleado para los paneles es de ¾” (19mm) de espesor, y especificado para este tipo de trabajo. En obras pequeñas, o cuando no se dispone de pasadores, es posible obviar los varales horizontales recurriéndose a alambre negro N° 8 tensado entre los parantes del encofrado. Las escuadrías usuales de los parantes y varales son de 2” x 4”, 2” x 6”, 3” x 3” y hasta de 3” x 4”. Para facilitar la labor, tanto en el encofrado como en el desencofrado, cada varal está formado por dos piezas. El tipo de tirante o pasador de fierro empleado en encofrados de columnas también es utilizado en los encofrados de muros, pasándolos de una cara del encofrado a la otra a través de tubos de plástico. Los tornapuntas o puntales, además de asegurar el aplomado de los encofrados les confieren arriostramiento. Las escuadrías de los tornapuntas son de 3” x 3”, 2” x 4” y 3” x 4”. En muros en los que la impermeabilización constituye requisito esencial y también en muros de contención de tierra encofrados sólo por una cara, no es procedente el empleo de pasadores. La solución a adoptarse en estos casos es mediante puntales, cuya función es resistir la presión que ejerce el concreto fresco sobre los tableros de los encofrados. Los puntales o tornapuntas deben tener las encuadrías apropiadas y su espaciamiento serán debidamente arriostrados para evitar su pandeo. Previendo el eventual levantamiento de los tableros por efecto del rebote, originado por caída libre del concreto, es recomendable afirmar el encofrado mediante alambre negro N° 8 previamente anclado en el cimiento o en las losas de entrepisos. 7.5.3. Encofrado de vigas.- Los Fig. 7.11 Modelo de encofrado de muros sistemas de encofrados de vigas son diversos, según el tipo de vigas de que se trate (peraltadas hacia abajo, invertidas, chatas, de borde, etc.). Cabe, además, distinguir entre encofrados que reciben sólo el peso de las vigas, de aquellos que sustentan parte del peso de los techos, como es el caso de encofrados con viguitas metálicas extensibles. Los elementos principales de los encofrados de vigas son: fondo del encofrado, costados, tes o caballetes de madera o puntales metálicos. El fondo generalmente está formado por tablas o tablones de 1 ½”, el ancho corresponde al ancho de las vigas. También suele emplearse, principalmente cuando se trate de superficies de concreto expuesto, paneles de “triplay”. El fondo se apoya sobre los cabezales de las Tes. o de los caballetes. En los tableros de los costados se emplea tablas de 1” o de 1 ½” montadas sobre barrotes de 2” x 3”, 2” x 4”, o de 3” x 3”. Para obtener superficies de concreto expuesto son utilizados paneles de “triplay”.


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Las tes, los caballetes de madera y los puntales metálicos cumplen la función de soportar las cargas. Los pies derechos de las tes y caballetes son de 3” x 3” o 3” x4”. Un tipo de encofrados de vigas es mostrado en la Fig. 7.12. Es pertinente indicar que los tableros de los costados de los encofrados de las vigas, al igual que los de las columnas y muros, están sujetos a la presión que ejerce el concreto fresco al momento del vaciado; por eso es que los encofrados están provistos de largueros corridos y fijados sobre los cabezales, también de tornapuntas (pericos) y varales amarrados con alambre de fierro, de la misma manera que en los encofrados de columnas y muros. Respecto a la seguridad, ciertas recomendaciones deben tenerse presente; por ejemplo, cuando se trate de encofrados de techos empleando viguetas metálicas apoyadas en los encofrados de las vigas, es preciso asegurarse que las cargas que transmiten las viguetas sean apropiadamente transferidas a los cabezales de las tees o caballetes. Para lograr esta indispensable condición, las viguetas deben apoyarse en soleras o largueros dispuestos adecuadamente en los costados de las vigas y de ninguna manera apoyados sólo en el canto de las tablas de los costados de las vigas. Las soleras o largueros se apoyarán en barrotes, y éstos a su vez sobre los cabezales, o en todo caso sobre solera corrida en la parte baja de los costados del encofrado. Otra recomendación es proporcionar Fig. 7.12 Ejemplo de encofrados de vigas. consistentes apoyos a los pies derechos o puntales, especialmente cuando se trate de vigas de gran peralte, más aun si los encofrados de las vigas reciben parte importante del peso de los techos, como es el caso de encofrados de techo con viguetas metálicas. Al respecto, es imprescindible compactar el suelo y construir falsos pisos antes de proceder a encofrar; inclusive, en algunos casos podría ser necesario construir solados para el apoyo de los pies derechos o puntales, o interponer durmientes de madera, de escuadrías apropiadas, entre los pies derechos o puntales y el falso piso. Por otra parte el arriostramiento lateral de los pies derechos o puntales metálicos favorece la estabilidad de los encofrados. Las escuadrías de pies derechos y la separación de las tes o caballetes dependen de las cargas que se impongan a los encofrados y de la altura o longitud de los pies derechos. 7.5.4. Encofrado de techos.La Fig. 7.13 muestra, en corte, el techo denominado “aligerado”, el mismo que está constituido por viguetas, losa y ladrillos huecos. Los ladrillos son de arcilla cocida y también de concreto vibrado; el alto de los ladrillos es Fig. 7.13 Techo aligerado, mostrado en corte generalmente 0.15, 0.20, 0.25m (Fig. 7.14).


7



Considerando el espesor de la losa del aligerado, el alto de lo ladrillos es 5 cm menor que el espesor del techo correspondiente; por ejemplo, si se trata de aligerado de 0.25 m, el alto de los ladrillos será 0.20 m. Las escuadrías comúnmente empleadas en los encofrados de techos aligerados son: Tablas: 1” o 1 ½”, en anchos de 8” mínimo Soleras: 2” x 4”, 3” x3” y 3” x 4” Pies derechos: 3” x3” o de 3” x 4”. No emplear pies derechos de 2” x 3” o de 2” x 4” Frisos: 1” y 1 ½”, en anchos variables según el espesor del techo aligerado. En encofrados de losas macizas de concreto armado el tablero está constituido por tablas de 1” o 1 ½”, de anchos de 6”, 8” o 10”. Se emplean también paneles de triplay, montados en piezas de 2” x 3”, 2” x 4” y 3” x 3”. Cuando se opte por encofrados metálicos es imprescindible el asesoramiento de las firmas proveedoras de este tipo de equipo. Como n todo encofrado sujeto a cargas verticales, el apoyo de los pies derechos y puntales debe concitar especial atención. El suelo debe ser firmemente compactado y la construcción de falsos pisos es indispensable, previamente a la ejecución de los encofrados. Para regular la altura de los pies derechos se suele interponer, entre los pies derechos y los falsos pisos y las losas de los entrepisos, cuñas de madera. Debe evitarse el Fig. 7.14 Ladrillos huecos, para techos aligerados. empleo de ladrillos en sustitución de las cuñas de madera. Debe evitarse el empleo de ladrillos en sustitución de las cuñas o apoyos de madera. 7.5.5. Resistencia de pies derechos y puntales.- Los pies derechos son piezas esbeltas, es decir, las escuadrías o secciones de los pies derechos son pequeñas en relación a su longitud. La eventual falla de los mismos se produce por pandeo, más que por compresión o aplastamiento. La capacidad de carga de piezas esbeltas depende mayormente de la relación entre las dimensiones de la sección, principalmente del canto, y de su longitud. Es substancialmente menor cuanto mayor sea su esbeltez. Por ejemplo, si un pie derecho de 3” x3” y de 2m de longitud tiene una capacidad de carga de 1600 kg. ésta será sólo de 400 kg si la longitud se duplica, es decir, la capacidad de carga se reduce a la cuarta parte. Lo expuesto demuestra la inconveniencia de emplear pies derechos de excesiva esbeltez sin apropiado arriostramiento lateral y aprobación del ingreso residente. Por ello no es recomendable seleccionar pies derechos de 2” x 3” x 4”, tal como ha sido señalado. 7.5.6 Separación o espaciamiento de soleras.- La separación entre soleras de encofrados de techos aligerados no deben ser mayores que las indicadas en las siguiente tabla, 7.3. Tabla 7.3 Espaciamiento máximo de soleras de encofrados de techos aligerados.* *Madera tornillo o moena 7.5.7 Espaciamiento máximo entre pies derechos.- Para encofrados convencionales de 0.20 y 0.25m, cuya altura, de piso a techo, no sobrepase de 3.00m la separación máxima entre pies derechos será de 1.00m, siempre y cuando los pies derechos sean de 3” x 3”, y las soleras de 2” x 4”, 3” o de 3” x 4”. Se reitera la conveniencia de no emplear pies derechos de 2” x 3” o de 2” x 4”. 7.5.8 Arriostramiento.- Ya se ha visto que el diseño y la construcción de encofrados de techos deben asegurar que cada uno de los elementos sea suficientemente resistente; sin embargo, también es indispensable arriostrar apropiadamente los encofrados para conferirles estabilidad ante las acciones que suelen manifestarse debido al empleo de equipos (winches, vibradores, etc.) empleados para el vaciado de concreto y también por colocación no uniforme del concreto durante el llenado de los techos. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: “EL MAESTRO DE OBRA” INGº JULIO PACHECO ZUÑIGA - GFP - SENCICO

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7.6 TOLERANCIAS ADMISIBLES EN ENCOFRADOS Ciertamente, en la práctica de obra es poco probable conseguir que la medidas de los diversos componentes de la estructuras de concreto correspondan exactamente con las exigidas en los correspondientes planos. Lo mismo ocurre con la verticalidad, nivelación y alineamientos de dichos elementos. La Tabla 7.4 indica los márgenes de error admisibles. TABLA 7.4 – TOLERANCIAS ADMISIBLES EN LOS ENCOFRADOS. mm Versatilidad de superficies de columnas, muros, placas, y en aristas. En cualquier longitud de 3m Máxima en toda la altura Nivelación de las superficies inferiores de

6 25

losas y fondos de vigas, y alineamiento de aristas En cualquier tramo hasta de 3 m

6

En cualquier tramo de 6 m

10

En toda la longitud

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Dimensiones de las secciones de columnas y vigas y en el espesor de losas y muros No menos de

6

Ni más de

12

7.7 PLAZOS DE DESENCOFRADO Como regla general ningún elemento o parte de la estructura deberán desencofrarse antes de que el concreto alcance la resistencia para soportar su propio peso y las cargas propias de la construcción. Encofrados de superficies verticales, tales como columnas, placas, muros no sujetos a flexión, caras de vigas, frisos, pueden desencofrarse cumplidas 24 horas a partir del vaciado del concreto. En el caso de elementos delgados o esbeltos y en muros de contención de suelos inestables es necesario mantener los encofrados hasta que el concreto adquiera la resistencia requerida en cada caso. En losas y vigas los plazos mínimos para proceder al desencofrado son los siguientes. Losas y techos aligerados Luces hasta 6 m 7 días Luces mayores de 6 m 10 días Vigas Luces hasta 6m 14 días Luces mayores de 6m 21 días Cuando la temperatura ambiental es menor de 10°C los lapsos deberán ser prudencialmente ampliados. También podrán variar si se emplea cementos que no sean Tipo I, o se use aditivos aceleradores o retardadores de fragua. En los casos señalados, u otros en particular, los plazos mínimos para desencofrar deben ser autorizados por el ingeniero residente.


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ENCOFRADOS ATENCIÓN 1. El diseño y construcción de los encofrados es responsabilidad del constructor 2. Las características esenciales de un buen encofrado son: a) Resistencia, para soportar con seguridad el peso y la presión lateral del concreto y las cargas de construcción. No se debe olvidar que, en el proceso de colocación, el concreto es un líquido muy denso. b) Rigidez, que asegure que las secciones y alineamientos del concreto terminado se mantengan dentro de tolerancias admisibles. c) Estabilidad, Es usual que la falla de encofrados se deba a falta de arriostramiento. No olvidar que el peso de concreto es mucho mayor que el del encofrado y está ubicado en la parte alta del mismo, creando condiciones severas de carga lateral, ante la ubicación o movimiento del equipo o inevitable asimetría en la colocación del concreto. d) Estanqueidad, Las juntas deben ser herméticas de manera que no ocurran fugas de la lechada de cemento. e) Facilidad de desencofrado, Debe tenerse cuidado de asegurar que el concreto no atrape al encofrado y de que el orden de desencofrado libere aquellas partes que pueden retirarse entes. Los clavos no deben clavarse a fondo. f) Economía, El costo el encofrado puede ser de 1/5 a 1/3 del costo de la estructura; consecuentemente, se requiere cuidado en el corte y mantenimiento de la madera, así como una sistematización que permita el uso repetido de la formas. 3. APUNTALAMIENTOS: Consiste en la colocación de puntales bajo el elemento estructural (usualmente viga o losa) inmediatamente dispuse del retiro del encofrado, debiendo portar el peso del concreto y las cargas adicionales de construcción. Su objetivo fundamental es asegurar el máximo re-uso del encofrado. Los siguientes aspectos deben tenerse en cuenta : a) En la colocación los puntales deben acuñarse de manera de impedir la deflexión del concreto, sin embargo el acuñado no debe excederse causando contraflechas. b) El tamaño máximo de desencofrado antes del apuntalamiento no excederá 250m x 250m en losas, ni será más de 2m en vigas. c) Se verificará que la resistencia del concreto es adecuada para las condiciones de apuntalamiento establecidas. d) Los puntales deben ser piezas derechas y fuertes de madera no menos de 4” x 4” y preferible 6” x 6” e) La operación de apuntalamiento debe ser planificada, contándose con todos lo puntales y cuñas necesarias antes de iniciar el trabajo y efectuarse bajo supervigilancia constante.

DESENCOFRADOS 1. El desencofrado temprano es deseable desde el punto de vista de la economía. Sin embargo, para asegurar un adecuado comportamiento estructural de concreto, cos encofrados, o un apuntalamiento adecuado, deben permanecer hasta que el concreto adquiera la resistencia suficiente para portar con seguridad las cargas, para resistir daños mecánicos tales como quiñaduras y despostillamientos. 2. En general, los encofrados de columnas, muros y costados de vigas o losas, se requieren sólo hasta que el concreto haya endurecido y sea capaz de resistir la ocurrencia de daños mecánicos. Para esto es suficiente una resistencia f 'ct de 40 kg/cm². 3. E l encofrado o un apuntalamiento adecuado, de fondos de losas o vigas requiere permanecer en sitio hasta que el concreto tenga una resistencia adecuada para portar su propio peso y la sobrecarga de construcción que le será aplicada. 4. En ciertos casos el tiempo de permanencia deberá se ampliado para evitar deflexiones excesiva. Este es el caso de grandes luces o voladizos, cuyo tiempo de encofrado debe señalarlo el proyectista.

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTR. DE ESTRUCT. MANUAL DE OBRA - HECTOR GALLEGOS Y OTROS - CAPECO

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


5. Para determinar el plazo de desencofrado se puede utilizar la siguiente información aplicable a CEMENTO PÓRTLAND TIPO I en una construcción bien curada. TIEMPO EN HORAS PARA ALCANZAR:

1 f' ó 2 f' 3 c 3 c

D (Resistencia a daños mecánicos),

TEMPERATURA AMBIENTAS (°C)

CONTENIDO DE CEMENTO BOLSAS /M 5 @ 6 1/2

61/2 @ 8

8@9

Más de 9

D

1/3

2/3

D

1/3

2/3

D

1/3

2/3

D

1/3

0°

120

208

-

116

204

-

72

196

-

48

152

2/3 -

5°

69

120

447

66

117

444

42

111

417

30

84

396

15°

46

78

292

44

74

288

28

70

268

20

54

254

20°

34

54

204

32

52

202

22

48

188

16

36

176

TOLERANCIAS Las tolerancias admisibles en el concreto terminado son las siguientes: ELEMENTO

{

En la verticalidad de aristas y superficies de columnas placas y Muros

{

El alineamiento de aristas y superficies de vigas y losas

TOLERANCIA (mm)

En cualquier longitud de 3 metros EN todo el largo

6 20

En cualquier longitud de 3 metros En cualquier longitud de 6 metros En todo el largo

6 10 20

En la sección de cualquier ELEMENTO

5

En la ubicación de HUECOS, PASES, TUBERÍAS ETC.

+10 5

PRESION DEL CONCRETO PRESION LATERAL MÁXIMA PARA EL DISEÑO DE ENCOFRADOS 1. DE PAREDES. No usar presiones mayores e 9000 kg m2 ó 2400 x h, la que sea menor. (h = altura total en metros). PRESION LATERAL MÁXIMA EN

kg m 2

Para las temperaturas ambientales indicadas Temperatura Ambiental (°C) Ritmo De colocación Del concreto (metros de alto /horas) 1 3 2 3 1 1 13

30°

25°

20°

15°

10°

5°

1135

1190

1265

1365

1500

1705

1590

1705

1850

2045

2320

2725

2045 2500

2220 2725

2435 3020

2725 3410

3135 3955

3750 4770

1 23 2 2 13

2955 3410 3865

3235 3750 4263

3605 4185 4770

4090 4770 5455

4775 5590 6410

5795 6820 7840

2 23 3

4005 4145

4420 4580

4955 5140

5650 5875

6665 6920

8160 8475

2. DE COLUMNAS. No usar presiones mayores de13500 kg m2 ó 2400 x h, la que sea menor. (h = altura total en metros).


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ENCOFRADOS FIERRERÍA PRESION LATERAL MÁXIMA EN

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kg m 2

Para las temperaturas ambientales indicadas Temperatura Ambiental (°C) Ritmo De colocación Del concreto (metros de alto / horas) 1

2

5 6 En todo este7rango Gobierna presión 8 de 92 13500 kg m 10

30°

2045 3410 7500 8865 10225 11590 12955

25°

20°

15°

10°

5°

2220

2435

2725

3135

3750

3750 41 85 4770 7695 886 8865 10 5590 6620 8350 9445 10910 9885 11200 12955 11420 12955 13500 12955 13500 13500

10500 12 12890 13500

12955

5

13500

13500

DETALLES




CIMIENTOS


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA INDICE

Prólogo. Objeto de monografía. I GENERALIDADES.

II

III

IV

El hormigón, en cabeza de la construcción. Materiales que forman el hormigón. . Algunas propiedades más importantes que deben reunir los materiales. Los áridos El hormigón en su «minoría de edad El encofrado como ciencia y como arte. HERRAMIENTAS Y MATERIALES. Herramientas. Clavazón. Nomenclatura. Tablas para encofrar. ENCOFRADO DE CIMIENTOS. El terreno. Preparación de los tableros. Dimensionado. Taller de montaje. Algunas ideas interesantes sobre montaje de tableros. Esquinas. Prolongación de tableros. . Misión de la clavazón en los tableros. Algunos modelos de encofrados para cimientos. Puesta en obra. Refuerzos de encofrados. . Ejiones. Carreras. Puntales. Tirantes. . Encofrado de cimientos de pilares. Trazado de los tableros.

ENCOFRADO DE PILARES Encofrado de pilares. Diferentes clases de pilares. Seguridad. Replanteo de un pilar. Marcos para mantener la sección Transversal. Verticalidad. Pilares aislados, con tornapuntas. . Taller. Altura de los tableros. Pilares de esquina Pilares intermedios. Fabricación de tableros Hormigonado de pilares. Codales. Pilares de sección no rectangular. Pilares de sección circular. Taller. Misión de los camones. Puesta en obra. Ventana de limpieza y hormigonado. Pilare de sección poligonal. Trazado geométrico de polígonos regulares. . Pentágono regular inscrito en una circunferencia. Pentágono regular circunscrito a una circunferencia. Hexágono regular inscrito. . Hexágono regular circunscrito. Octágono. Pilares medios y gruesos. Embarrotado. Atirantado.

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Encofrado de cabezas de hongo.

V

ENCOFRADO DE PILARES DE PORTICO Pórtico. Taller.

VI

ENCOFRADO DE VIGAS Y JACENAS Encofrados de vigas. Viga de fachada. . Taller. Puesta en obra. Seguridad en lo puntales. Viga interior. Tableros laterales. Tablero de fondo. . Taller. Puesta en obra. Encuentros de vigas. — Esquinas. Vigas acarteladas. Razón. Vigas maestras y brochales. Taller

VII ENCOFRADO DE MUROS Encofrado de muros. Replanteo. Ejecución. Número de costillas necesarias. Carreras. Muros de cierta longitud. Precauciones antes de hormigonar. Esquinas de muros. Replanteo. Ejecución. Hormigonado de muro y suelo. Soluciones de continuidad en el hormigonado. — Huecos. Taller. Replanteo. Puesta en obra.

VIII ENCOFRADOS DE SUELO DE PLANTA Diferentes clases de suelos. Suelos de losas de hormigón armado Suelos e losas macizas abovedadas. Losas con nervios o vigas en T. Puesta en obra. Tablas cortas. Apoyo de los encofrados de losas. Apuntalamiento. Riostras. Trabajo de desencofrado. Forjados de hormigón. Formas de encofrar Techos artesonados. Casetones. Otros tipos de suelos. Suelos con nervios y relleno. Suelos con ladrillo armado. Suelos con viguetas prefabricadas.

IX

ENCOFRADOS DE ESCALERAS Encofrados de escaleras. Clasificación. Escaleras sencillas de un tramo recto. Estudio previo. Encofrado de la losa de escalera. Tablero de zanca. Tabla de pie. Formación de contrahuellas. Terminación del primer tramo. Escaleras rectas de dos o más tramos. Comienzo del segundo tramo. Meseta del tramo. Escaleras curvas.


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Trazado matemático. Dificultad de ejecución. Camones. Zancas. Losa. Apuntalamiento. Madero de sobrezanca.

X

ENCOFRADOS DE VOLADIZOS Balcones o galerías. Aleros. Marquesinas. Cornisas.

XI

ENCOFRADOS DE ARCOS, BOVEDAS, CUPULAS Y PUENTES Arcos. Bóvedas. Cúpulas. Puentes. Clasificación. Puentes de arco.

XII ENCOFRADOS DE DEPOSITOS Descripción. Depósitos de forma circular. Trazado de una circunferencia mediante cuerdas y flechas. Puesta en Obra. Diámetros de los depósitos. Apuntalamiento. Encofrado interior. Depósito de sección poligonal. Piscinas. Silos.

XIII ENCOFRADOS DE PIEZAS PREFABRICADAS Descripción. Moldes para viguetas. Moldes para tubos. Pilotes de hormigón. Moldes para fabricar piezas a pie de obra. Moldes para viguetas. Moldes para dinteles. Moldes para dintel con caja de persiana. Moldes diversos.

XIV APÉNDICE Encofrado metálicos. Ventajas del encofrado metálico. Características de los encofrados BYS. Duración ilimitada. Adaptable a cualquier medida. Montaje fácil y económico. Amortización. Medidas «standard». Montaje. Centinela. Cuña para sujeción de latiguillos. Cangrejo


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA PROLOGO

Para cerrar el ciclo iniciado con el libro CARPINTERÍA DE TALLER Y DE ARMAR en el que se muestra parte de estas múltiples variedades en que la madera entra a formar parte como elemento de primera línea, tenemos aquí una muestra de una de las facetas en que la madera interviene. En el libro que acabamos de citar la madera inmanente. No sucede lo mismo en la materia que vamos a tratar a continuación: los encofrados. Aquí la hace de una manera callada, pero que el técnico sabe apreciar. Pocos piensan al ver una pieza de hormigón, una esbelta escalera, o una gigantesca estructura, en la mano que te dio ―moldura‖. No hay allí ni las más mínima huella de material leñoso que invite a recordar que intervino en su construcción un encofrador. Sólo el técnico recordará la mano hábil del moldeador de aquella figura, de aquella forma terminada, en la labor abnegada del encofrador, al cual pocas veces se le reconoce su mérito y que, sin embargo, allí está su obra ―sin estar propiamente lo que él hizo‖. Es, pues, una labor que pasa desapercibida para la mayoría, pero que una minoría sabe apreciar. Que este posible olvido no importe. En el encofrador debe haber algo de artista, no todo es técnico. Desde un principio deberá valerse por sí mismo de sus propios conocimientos y de su experiencia. Nadie le facilitará la labor. No encontrará en el proyecto que se encomiende a su labor ningún dato, ninguna referencia a su trabajo. Sólo unas formas ya definidas y acabadas le serán presentadas. El será, pues, el ingeniero y el artista de su trabajo. Desde esta modesta monografía queremos contribuir, siquiera sea en la medida que su extensión permite, a la formación y ayuda de esos ―moldeadores del hormigón‖, que encontrarán aquí unas ideas de su técnica, que esperamos les sean útiles en su labor.

OBJETO DE ESTA MONOGRAFÍA Al iniciar el presente trabajo nos empujó un doble objeto: orientar a los hincados en este arte, mediante el estudio de diversos casos de encofrados en las distintas partes de una obra, y el de cubrir un hueco en esta colección puesta al alcance de los futuros técnicos de la construcción, en donde hallarán una serie ordenada de casos que podrán sacarle del apuro en los primeros pasos de su vida profesional. Ya comprenderán nuestros lectores que es materialmente imposible crear una obra que comprenda todos los modelos y tipos de moldes y encofrados posibles, ya que éstos son infinitos, por mucho que extendiéramos esta obra, siempre habría casos nuevos, distintos. Por eso aquí exponemos unos cuantos casos, de los que el lector puede aprender ― lo fundamental‖, el alma de este importante oficio, aplicables a cuantos problemas se le presenten. Naturalmente, de aquí debe sacar el lector la idea, el concepto, no el caso concreto, ya resuelto, pues las características de los elementos de un encofrado dependen de las fábricas de hormigón previstas, ya que serán muy distintos los encofrados para vigas de cimentación que para vigas de pisos, y aun dentro de éstas habrá que atenerse a las características de cada caso. El encofrador debe saber cómo obrará mecánicamente el hormigón al ponerlo en el molde, ya que de ese conocimiento dependerá el disponer bien y adecuadamente dimensionados los embarrotados, brindas, codales, latiguillos, etc., etc. El desconocimiento absoluto de esa mecánica puede provocar desastres irreparables. El dominio de esa mecánica de que venimos hablando se hace bien patente si el lector se detiene un momento a pesar que, de ordinario, no se incluyen planos de encofrados en las obras de hormigón, sino que simplemente se dibujan las obras tal y como han de quedar definitivamente, es decir, los contornos de pilares, vigas, voladizos, etc. Queda al encofrador la concepción y confección de cada tipo de encofrado, elementos de seguridad, etc. La práctica, pues, es tan necesaria en nuestra materia como la teoría, ya que nos enseñará a resolver cientos de casos en que otros encofrados similares en todo o en parte ya fueron debidamente resueltos satisfactoriamente. Y una vez advertidos nuestros lectores de todas estas cuestiones, pasamos a desarrollar nuestra materia.


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GENERALIDADES EL HORMIGÓN EN CABEZA DE LA CONSTRUCCIÓN De la misma manera que cualquier titular deportivo, encabezamos esta monolografía, con la que cerramos el ciclo de LA MADERA EN LA CONSTRUCCIÓN. Efectivamente, la técnica del hormigón ha alcanzado límites insospechados y hoy marcha en cabeza de cuantos materiales componen la primera división de la construcción. Históricamente hablando, el hormigón es de muy reciente invención, aunque, por otra parte, ya era conocido al menos por los romanos, si bien no conocían más que empíricamente el proceso de fraguado. Todavía hoy perduran obras de aquellas remotas épocas en las que el hormigón, o mejor, los morteros hidráulicos, eran empleados como aglomerantes. Parece ser que fue el inglés Hohn Smeaton, allá por el año 1756, el que logro entrever algo de lo que sucedía en el proceso de fraguado de las cales. Al principio del siglo pasado, sería Vicat el que producía los primeros cementos al cocer mezclas determinadas de arcilla y caliza. No obstante, aún habían de transcurrir bastantes años hasta que se llegara a la producción comercial lo cual ocurrió hacia 1824, en que el inglés John Aspdin obtuviera a elevadas temperaturas, de una mezcla definida de cal apagada y arcilla, un producto que denominó cemento Pórtland, ya que apagada y arcilla, un producto que denominó cemento Pórtland, en el condado de York. Modernamente, con el sistema de los hornos rotatorios, la producción del cemento artificial se ha incrementado enormemente, hasta el punto de constituir su desarrollo un índice claro de la economía de los pueblos. El campo de aplicaciones del cemento es inmenso, y es, sin duda, un material indispensable en la construcción moderna. Este incremento considerable en el empleo del cemento, se debe a sus propiedades, que, enumeradas muy ligeramente (1), son las siguientes, a) Resistencia al fuego. b) Duración ilimitada de las construcciones c) Gran resistencia a los esfuerzos exteriores. d) Bajo costo. e) Es moldeable. Esta última propiedad, principalmente, es la que ha jugado un papel muy importante en el hecho de que se empleen los hormigones aun en obras de diversas formas, ya que basta con disponer de un molde o encofrado suficiente y adecuado. Por esta cusa, el campo de aplicación del hormigón es prácticamente ilimitado ya que en la actualidad se utiliza para cimentos de obras, estructuras de edificios, obras de ingeniería, depósitos, obras de puertos, presas, elementos premoldeados y prefabricados, etc.

MATERIALES QUE FORMAN EL HORMIGÓN El hormigón es una mezcla mecánicamente obtenida de un aglomerante, el cemento, y una dosificación determinada de áridos: arena y grava, amasados con la cantidad de agua suficiente. La masa así obtenida tiene la propiedad de ―fraguar‖, endureciéndose con el tiempo. En esta mezcla, es el cemento el elemento que actúa como ―activador‖ de ese endurecimiento que al principio es rápido, haciéndose más lento después. La resistencia o dureza obtenida de la mezcla citada varía dentro de ciertos límites con la cantidad de agua que se emplee, de manera que si se fabrica un hormigón excesivamente ―seco‖, la resistencia obtenida será menor que si empleados la cantidad de agua ―óptima‖. También decrece grandemente aquélla conforme va aumentando la cantidad de agua. En la figura 1, mostramos un gráfico en que se relaciona el cociente agua/cemento y la resistencia obtenida con la mezcla. Se supone que los áridos han sido bien dosificados, de lo cual también hablaremos. Estudiando químicamente el cemento, se ha llegado a la conclusión de que es el silicato tricálcico el factor que Figura 1 determina el fraguado, de manera buena calidad de éste. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Los cementos con buena calidad de cal y bien cocidos, son los que dan mayor resistencia en el fraguado. El cociente de dividir el contenido (1) La técnica del cemento en sus múltiples aplicaciones: morteros, hormigones, etc., la encontrará el lector en la monografía n° 33 y 34, TÉCNICA Y PRCTICA DEL HORMIGÓN ARMADO, limitándose a una sucinta noción antes de entrar en nuestra materia, íntimamente relacionada con la técnica del hormigón armado y de masa. De cal por la del resto de los componentes (sílice + alúmina + óxido de hierro), recibe el nombre módulo de hidraulicidad. Este número suele variar entre 1,7 y 2,2 en los buenos cementos. El color predominante en los cementos es gris verdoso, y después de fraguado, en el hormigón, adquiere una tonalidad predominantemente gris azulada.

ALGUNAS PROPIEDADES MATERIALES

MAS

IMPORTANTE

QUE

DEBEN

REUNIR

LOS

Durante el fraguado del mortero u hormigón, se desprende calor de la masa, como consecuencia del proceso químico que en ella se efectúa para la transformación de unos componentes en otros. Este calor depende en gran manera de la dosificación o cantidad de cemento, de la cantidad de áridos, del agua, de la temperatura exterior, etc. Parece ser que la máxima cantidad de calor desprendido, o mejor dicho, la máxima temperatura que llega a alcanzar una masa, se produce entre las diez y las doce horas después de su amasado. Esta variedad de temperaturas y, por tanto, su diferencia con la del ambiente, origina que no sean iguales las temperaturas en el núcleo de la masa o pieza ya moldeada y las de las capas o zonas más próximas al exterior, por lo que son de temer grietas y hay que adoptar ciertas precauciones. En determinadas circunstancias, se requiere un rápido endurecimiento de la masa empleada en la obra, por lo que se suele emplear los llamados cementos de fraguado rápido, para lo cual se emplean los álcalis. En otras ocasiones, en cambio, puede interesar que el fraguado del cemento sea lento, lo cual podemos conseguir con pequeñas dosis de yeso, anhídrido sulfúrico, etc. Para el endurecimiento de al masa de hormigón se necesita bastante agua, por lo que es muy conveniente el regado de las obras de hormigón durante mucho días después de su puesta en obra, o de su fabricación, si se trata de piezas premoldeadas, es decir, preparadas y fabricadas ―fuera‖ del lugar que han de ocupar definitivamente en una obra.

LOS ARIDOS Son éstos la arena y la grava, pudiéndose ésta subdividirse a su vez en gravilla y grava propiamente dicha. La arena comprende granos desde medio milímetro hasta los 7 mm de diámetro; la gravilla, desde los 7 mm hasta los 25, y desde aquí a los 60 a 65 mm, ya se llama grava. Por lo general, gran número de arenas son buenas para la fabricación de hormigones, siempre y cuando no contengan ciertas sustancias nocivas. Si las arenas o gravas contienen arcilla en terrones o pegada, son un gran enemigo del hormigón, pero, por el contrario, si es en polvo y en pequeña cantidad, favorece el endurecimiento. El carbón, material orgánicas, grasas, etc., no deben permitirse nunca. El agua, asimismo, también debe reunir ciertas condiciones, pudiéndose afirmar que las aguas potables son, en general, buenas para el amasado. En la dosificación o mezcla de los áridos es preciso que existan e todos los tamaños, de manera que no se formen demasiados huecos, y así, al añadir el cemento, éste ocupará el resto de los huecos que hayan dejado los áridos, formando, bien mezclados todos estos materiales, una masa uniforme y compacta. En cuanto a la grava, puede ser de canto rodado (de superficies listas) o grava procedente de machaqueo (aristada y de caras rugosas). Por lo general, suelen ser estas últimas más convenientes que las primeras, pero esto tiene muy poca importancia, ya que las resistencias definitivas obtenidas varían poco. Es fundamental que los áridos soporten por separado, como mínimo, los mismos esfuerzos a los que se desee trabaje el hormigón ya terminado y endurecido. Un procedimiento muy sencillo para obtener el volumen de huecos de una determinada mezcla de áridos, es como sigue: basta con tomara un muestra de dicha mezcla, y ubicarla en un recipiente, en seco; una vez hecho esto, se verterá agua hasta que salga al nivel de los áridos. Figura 2 TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Esta agua que hemos echado y cuyo volumen sabemos, habrá llenado todos los huecos existentes en los áridos. Este volumen de huecos es muy importante, ya que él es el que determina la cantidad de cemento necesaria para obtener una masa compacta, maciza. Interesa, pues, que exista una escala o gama de tamaños de áridos. Así, si el mayor tamaño de grava que nos interesa para una determinada obra es de 35 mm, conviene que los huecos que dejan (que serán grandes) se rellenen con otra grava más pequeña; los que éstos dejen, con otra de tamaño adecuadamente menor, y así sucesivamente, hasta que llegamos a la arena más fina, supongamos de medio milímetro, y de ahí ya el cemento, que acabará por cerrar los huecos restantes. En la figura 2 vemos un ejemplo de cuanto decimos, suponiendo que son circulares las secciones de cada elemento de grava empleada. Para determinar la dosificación más conveniente cuando tenemos necesariamente que emplear unos ciertos áridos por no disponer de otros, existen las llamadas curvas o parábolas granulométricas, que corresponden a las expresiones gráficas de los cribados de los áridos referidos. Veamos un ejemplo:

Figura 3 Se trata un sistema de ejes cartesianos, es decir, dos rectas perpendiculares, tal como se indica en la figura 3. En la línea horizontal, o eje de las abcisas, se llevan, a una escala que nos interese por las dimensiones del papel, divisiones que representan los diámetros en milímetros de los diferentes tamaños de áridos. En la línea vertical. o de ordenadas, iremos colocando los tantos por ciento que pasan de cada tamaño a través de una colección de cribas. Si suponemos que a través de una criba de malla de 20 mm, que es el tamaño máximo que vamos a admitir en un cierto hormigón, es el total de árido de que disponemos llevaremos sobre el punto de abcisa 20 mm un punto y elevaremos la vertical hasta encontrar a la horizontal trazada en las ordenadas que corresponden al 100%. Así obtenemos el punto más alto y más a la derecha de la curva de cribado. Después, tomaremos otra criba de malla más cerrada, por ejemplo de 15mm, y supongamos nos da que pasan el 92 % de los áridos. Llevaremos a la curva dicho punto, como siempre, elevando la perpendicular en el punto de la abcisa de 15 mm y por el eje de ordenadas la horizontal por el punto correspondiente, en la escala convenida al 92 %. Después, con una criba o tamiz de malla de paso 10 mm, suponemos que pasan el 61 %, punto que llevaremos a nuestro sistema de ejes coordenados; y por último, por la criba de paso 5 mm, nos pasa el 37% del total. Con estos datos, ya podemos dibujar nuestra curva de cribado correspondiente a la clase de árido de que disponemos. Naturalmente, esta curva será mucho más perfecta, es decir, corresponderá de un modo más exacto a la realidad si tenemos a mano un buen juego de cribas, de manera que al ir tomando puntos de abcisa poco distante el uno del otro, podamos dibujar una curva ―casi‖ continua en lugar de una quebrada de largas recta. La curva que hemos obtenido, la tenemos dibujada en la figura 3 a trazos. Ahora bien: a través de muchas experiencias se ha llegado al determinación de fórmulas que dan curvas de áridos con los cuales la dosificación de fórmulas que dan curvas de áridos con los cuales la dosificación es perfecta. Las más conocidas de entre ellas corresponden a Fuller, que tiene por expresión algebraica: % de peso que pasa = 100

d D


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En que d es el diámetro de las mallas de cada criba y D el tamaño del árido máximo a emplear, y la de Bolomey, que tiene por expresión. % de peso que pasa = 10 + 90

d D

Dando valores a de y como ya conocemos cuál ha de ser D, vamos obteniendo los tantos por ciento que llevaremos sobre las ordenadas. En la figura 3, y para el caso que estamos desarrollando, es decir, para D = 20 milímetros, hemos dibujado la curva de Fuller correspondiente. (Línea gruesa). Se aprecia que en la mezcla de árido que hemos tomado tenemos una falta de gruesos, ya que pasan más áridos de los que nos interesan (se ve en la figura que para el tamaño de 15 mm pasa el 92 %, y para ese tamaño en la parábola de Fuller deberían corresponder el 85 %), y que es necesario añadir gruesos o quitar finos. Esto último paree ser conveniente, ya que para tamices comprendidos entre los 0 y 10 mm, la curva queda por debajo de la de Fuller. En consecuencia: debemos de añadir grava comprendida entre los 10 y 15 mm, para que nos suba la curva y también entre los 0 y 10. Haremos otro tanteo con las nuevas mezclas así obtenida hasta conseguir una curva lo más cercana a la parábola de Fuller o la de Bolomeu, de características muy similares y que queda un poco por encima de aquélla. Los tamaños máximos de los áridos no se eligen a capricho, sino que vienen determinados por la clase de obra, espacio comprendido entre las barras de las armaduras, encofrados, etc. El agua es también elemento importante en la mezcla, de manera que se le prestará especial cuidado. Según la cantidad que le agreguemos a una mezcla de áridos y cemento, obtendremos una pasta seca cuando el agua añadida apenas dé sensación de “tierra mojada‖ al hormigón; cuando dicha cantidad de agua es normal, próxima a la óptima, según vimos en el gráfico que representa la figura 1, entonces obtenemos un hormigón de consistencia espesa, o normal, manejable. A mayor cantidad de agua se van obteniendo los hormigones blandos, fluidos, etc., que son poco aconsejables, por disminuir la resistencia de la obra. Naturalmente, los elementos de obra imponen a veces un determinado tipo de hormigón, ya que, por ejemplo, en hormigones en masa, en piezas grandes, como cimientos, muros, etc., en donde por añadidura puede utilizarse vibrador, son convenientes los hormigones más bien secos y, en cambio, en piezas de pequeñas dimensiones en donde van armaduras y encofrados que reducen el fácil manejo del hormigón habrá que utilizar hormigones de tipo más blando. Otros factores que también intervienen en la bondad de un hormigón son aquellos que guardan relación con el cuidado con que se amase, bien sea a mano o en hormigoneras: las precauciones que guarden para ponerlo en obra, uno de cuyos cuidados más importantes es el de no echarlo desde cierta altura, ya que se rompe la unidad de la mezcla, al caer primero los elementos más pesados, es decir, la grava gruesa , y así sucesivamente; la temperatura ambiente y la humedad también son factores a no despreciar, sobre todo el primero; el mantenerlo húmedo durante un cierto período, etcétera.

EL HORMIGÓN EN SU “MINORIA DE EDAD” Hemos hablado ya de que el hormigón se obtiene al mezclar mecánicamente unos ciertos áridos y cemento, añadiendo agua para provocar en dicha mezcla las reacciones químicas que, tras un primer período de fraguado, entren francamente en el endurecimiento. Pero el hormigón se lleva o pone en obra como una masa blanda, ―sin forma‖, que se extiende horizontalmente cuando más fluida es. En estas condiciones, de poco nos serviría si lo que necesitamos es construir unas piezas determinadas, prismáticas, como pilares, muros, vigas, de sección circular o de cualquier otra forma que haya marcado el proyectista. Para ello, según hemos dicho ya, el hormigón «moldeable», es decir, que encerrado dentro de unos límites, al cabo de cierto tiempo, dicho hormigón habrá formado un bloque con la superficie idéntica a la que interiormente tenía el molde, con la cual estuvo en contacto y le retuvo en su expansión. Por tanto, durante este primer período, durante esta «minoría de edad» del hormigón, en que no cumple función resistente alguna, necesita de unos moldes, que le sirven a la vez de retención a su natural expansión de masa amorfa y para darle la forma que nos interese tenga en el futuro. Todo esto ya nos dice algo muy importante, al mismo tiempo que nos crea unos serios problemas y preocupaciones: estos moldes deben ser lo suficientemente resistentes para soportar todo el peso del hormigón, armaduras, etc., ya que absolutamente ninguna misión resistente se le puede confiar al TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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hormigón, no sólo cuando se pone en obra, sino durante un período más o menos largo, lo cual depende de la pieza o elemento de que se trate. Pero no todo consiste en colocar un molde lo suficiente resistente como para soportar la carga que posteriormente debe recibir del hormigón, armaduras, vibrado, etc., sino que ha de ser construido de manera que luego, cuando el hormigón ya se ha endurecido lo suficiente para podérsele confiar las misiones para el que ha sido fabricado, se pueda retirar sin entorpecimientos, sin peligro para la obra y produciendo en los moldes los mínimos desperfectos posibles. No sólo entran a formar parte de estos moldes para la puesta en obra del hormigón aquellos elementos que integran dicho molde, sino que también hay que contar con los apoyos, andamios, etc., que entran a formar parte de la obra auxiliar que se denomina encofrado y a la cual no se suele prestar, las más de las veces por ignorancia, la debida atención y el estudio que requiere el proyecto de un buen encofrado. Generalmente, se deja a la experiencia, a la práctica en estos trabajos, la confección del encofrado. No debe desdeñarse, pues, la confección de un buen encofrado, procediendo con cuidado en cada una de sus partes, ya que cualquier fallo una vez echado el hormigón, cualquier reforma, tiene muy mala solución.

EL ENCOFRADO COMO CIENCIA Y COMO ARTE En los países más adelantados de Europa existen unas escuelas para es estudio del encofrado de obras de hormigón, en las cuales, tras dos o tres años de aprendizaje, varias visitas a obras de importancia y valiosas prácticas, se expende un título o certificado acreditativo de poseer esos conocimientos, En España, y por el momento, no se puede decir que se haya dedicado una atención especialísima, como bien merece, a la técnica del encofrado y, salvo en las obras de considerable importancia, se deja al «encofrador» la preparación de los moldes adecuados. Pero este encofrador, que debería se un técnico, la mayoría de las veces es un carpintero con pocos conocimientos del hormigón. En la técnica del encofrado entran casi a partes iguales la ciencia y el arte: la ciencia, en cuanto toca a las partes resistentes que debe cumplir en su misión auxiliar, la facilidad de desencofrar, etc.; y arte, por el gusto en la confección de las distintas parte, el dominio de la carpintería aplicada a las necesidades que aquí se presentan. Indudablemente, el hecho de que un obrero sea buen albañil o carpintero no puede por ello indicar que sea capaz o esté capacitado para ejecutar trabajos de encofrado dentro de las garantías que exige la técnica del mismo, sin olvidar en ningún momento lo concerniente a la parte económica, que es base de la construcción. Debe exigirse pues, al encofrados, que domine la construcción del hormigón, los problemas que presenta, además de su maestría en le arte de la carpintería. Por tanto, un buen carpintero montará un encofrado, si se quiere, perfecto, desde el punto de vista de su arte, es decir, con gusto, bien clavado y sus piezas bien distribuidas. Pero esto de poco nos servirá si no está calculado para resistir los esfuerzos encomendados a los moldes en los primeros momentos de «la vida» del hormigón. Esta técnica constructiva es, pues, la que debe adquirir el que quiera se un buen encofrador. Otra parte que jamás se debe olvidar es la del desencofrado. No solo basta con montar un molde perfecto, desde el punto de vista técnico y mecánico, sino que hay que tener en cuenta que, una vez cumplida la misión confiada al molde y ya una vez «entrado el hormigón en su mayoría de edad», en que ya puede valerse por si mismo, ese molde ha de retirarse con facilidad, sin operaciones complicadas, sin destrozo de madera o del material empleado, antes bien procurando sacar «totalmente íntegros» cuando más elementos empleados en el molde mejor, ya que con ello se rebaja enormemente el precio del encofrado y la construcción, capítulo muy importante en toda obra. Por eso el montaje del encofrado debe estar previsto para un fácil desencofrado. Hemos rozado de paso la cuestión del «ahorro» en esta materia y el lector nos perdonará si a lo largo de este libro insistimos repetidas veces en ello, ya que los encofrados en una obra representan un capítulo de gastos muy considerable, por lo que es fundamental estudiar previamente una obra antes de lanzarse alegremente a confeccionar tableros y moldes, ya que la economía obliga a utilizar «los mismos moldes el mayor número de veces posibles».


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II HERRAMIENTAS Y MATERIALES HERRAMIENTAS Las herramientas que emplea el encofrador en sus obras son muy distintas y variadas, aunque se puede decir en términos generales que son idénticas a las que puede usar el carpintero corriente en sus trabajos habituales. En las figuras 4 a 13 presentamos las más importantes de estas herramientas, las cuales vamos a describir brevemente: Comenzaremos por la sierra de carpintero, que está representada en la figura 4. Esta sierra, como puede apreciarse, consta de una hoja de dientes oblicuos, que al moverse sobre una misma línea, cortar la madera. Lleva unas empuñaduras en los extremos de la hoja, que permiten girar ésta y darle la inclinación conveniente. Un par de brazos y un larguero. Para tensar todo el sistema y que se sujeta una vez bien tirante, por reducirse su longitud, al trenzarla, con un travesaño, que se pasa al otro lado del larguero, de manera que le sirve de tope. Otro utensilio es el cepillo (figura 5), cuya finalidad, según indica su nombre, es la e cepillar madera y rebajar ésta en los grosores que nos interesen. Está formado por un cuerpo, con una caja central, rectangular, cuchilla, haciendo presión con un tornillo. El serrucho, que se ve en la figura 6, consta de un mango y una hoja grande, de forma más o menos trapezoidal, que está dentada y que corta o sierra por empuje. Con el serrucho se obtienen los aserrados de tablas, bridas y piezas pequeñas, para darles ya la dimensión definitiva y las correcciones que sean necesarias.

Figura 4 a 13


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Para nivelar los encofrados y, a la vez, ser también útil en la operación de «aplomado», se utiliza el nivel de aire o de burbuja (figura7). Este nivel en nada difiere de los que usan los albañiles, y consta de uno o dos niveles; en ese último caso, uno es vertical, colocados en una caja de madera y de forma que la superficie del nivel exactamente paralela a la cara inferior de la caja, esto es, la línea tangente al tubo de cristal (que nos es cilíndrico, sino ligeramente curvado), cuando la burbuja está centrada, es paralela al plano inferior de apoyo de la caja. El martillo (figura 8), además de la cabeza maciza, tendrá por el lado opuesto unas uñas que servirán para arrancar los clavos mal colocados, torcidos, etc., así como hacer algunas hendiduras en la madera. Generalmente, son de mango corto, ya que se suele llevar en el bolsillo o atravesado «en pistolera» tras el cinturón. Para guardar la verticalidad de las piezas se utiliza la plomada (figura 9), que consta de un plomo (esto no quiere decir que el cuerpo pesado que lleva en la punta sea de metal llamado así, ya que habitualmente suele ser de hierro) y un hilo. El plomo va en un extremo y por el otro del cordel suele colocar un ojo, es decir, una pieza metálica, cuadrada, cuyo lado es el mismo que el diámetro del plomo va en un extremo y por el otro del cordel se suele colocar un ojo, es decir, una pieza metálica, cuadrada, cuyo lado es el mismo que el diámetro del plomo, que sueles ser de forma cónica. De esta forma, para aplomar una tabla, apoya uno de los lados del ojo contra dicha tabla y el plomo debe de rozar la tabla. Basta hacer esta operación en puntos distintos para aplomar la pieza. La barra de pata de cabra (figura 10) es una pieza maciza de hierro de unos 35 a 45 cm de longitud, una de cuyas puntas, como se ve en la figura, está curvada y que además lleva un corte o pata de cabra que se utiliza para sacar los clavos, para desencofrar, empleándolo a modo de palanca, etc. El serrucho de vaciar o de calar (figura 11), es un pequeño serrucho que se utiliza para los vaciados. Consta de una pequeña hoja, muy estrecha, y el asa o mango. Echa del encofrado (figura12) se utiliza en el desbaste de la madera, en aguzar y hacer hendiduras. Consta de una cabeza con hoja afilada en el mismo sentido que el mango. La masa o martillo grande, también llamado el mazo, el macho (figura 13), etc., como su nombre indica, es un martillo de gruesa cabeza, cuya utilidad principal es la de clavar estacas y piezas en general gruesas y toscas. Además de todas estas piezas ya descritas, no hay que olvidar las tenazas, barrenas, metro y lápiz de carpintero, la lima o escofina, la escuadra, etcétera Estas son, en términos generales, las herramientas usuales del buen encofrador, con los materiales necesarios para el desarrollo de su trabajo, como clavos, alambre de atar, etc.

III ENCOFRADO DE CIMIENTO CLAVAZON En la técnica del encofrado el arte de clavar difiere enormemente de su homónima en la carpintería. En éstas se busca que el clavado de las distintas piezas tenga la máxima duración, la más perfecta unión entre las piezas, ya que todo está presidido por un único fin: la duración. En cambio, en el encofrado es muy distinto. Una vez que el molde ha servido para albergar el hormigón hasta su total fraguado, es necesario desencofrar, las más de las veces desclavando, levantando las clavazones de manera que las tablas de madera sufran lo menos posible, para poder utilizarlas en otras piezas de obras similares. Por tanto, la clavazón en el encofrado busca un doble fin: 1.° La unión de la tablas par que éstas puedan soportar estrictamente los esfuerzos a que deben quedar sometidos, pero no excediéndose en que la clavazón sea más robusta de esta necesidad. 2.° La facilidad de desencofrado. Si empleamos clavos de mayor diámetro y longitud que los adecuados (y que aproximadamente iremos indicando en los distintos casos de encofrados que presentaremos a lo largo de esta monografía), la dificultad del desencofrado crece con estas dos magnitudes, por lo que entorpeceremos la operación del desmoldeo. NOMENCLATURA Como ya hemos dicho, ya iremos indicando en cada ejemplo el tipo de clavos más adecuados para la clavazón de las tablas. Conviene, pues, establecer un sistema sencillo y general para distinguir los distintos tipos de clavos, púas o puntas de París que se utilicen. Lo más corriente se que los clavos se distingan por sus diámetro y longitud. Así un clavo cuyo diámetro sea de 3 mm y su longitud de 50 mm, lo escribiremos que es un clavo de 30/50, de manera que siempre el primer número indicará TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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que ése es su diámetro medido en décimas de milímetro, y el segundo, que es su longitud medida en milímetros. Las medidas más usuales de clavos utilizados en encofrados corrientes suelen oscilar entre los 24/50 a 30/70. En clavazón de pequeñas piezas suelen emplearse clavos más pequeños, tales como el 18/36, y en cambio para tableros gruesos y tacos se suelen utilizar de hasta 36/85 y aun más. TABLAS PARA ENCOFRAR Aunque sería muy conveniente que en España se unificaran los distintos tipos de tablas para encofrado con el fin de estandarizar esto, según se ha hecho en varios países, lo cierto es que las dificultades de un normal abastecimiento y el elevado precio que ha alcanzado en el mercado de madera, empujan al encofrador a emplear parte de su tiempo en operaciones que no le son propias de su oficio, aserrando, recreciendo, etcétera, las piezas de que dispone para adaptarlas a los fines que persigue. Los gruesos de las tablas para encofrar suelen ser de 2,5 cm, que es más que suficiente para los moldes, con un ancho que debería oscilar lo menos posible de los 10 cm, y diversos largos. Con este tipo estandarizado de tablas, se evitaría en gran manera la clasificación de la madera según los usos que se vaya a hacer de ellas, tales como tornapuntas, bridas, embarrotados, cuñas, etc. Pero, como decimos, el encofrado se tiene que adaptar a los diversos tipos que existen en el mercado par sus distintos usos. EL TERRENO Las cimentaciones son lo elementos de las construcciones más íntimamente ligados al terreno sobre el cual se asientan. Generalmente, los cimientos quedan invisibles, enterrados en el suelo y por debajo de la fábrica vista. Por ello, los encofrados suelen ser más toscos, menos cuidadosos, además de ser menos completos, ya que se utiliza parte del terreno como encofrado, si éste se ha excavado con las dimensiones adecuadas para las piezas de hormigón que se han proyectado. En cimentaciones se suelen proyectar dados para arranque de pilares, vigas de cimentación corridas entre pilares, vigas entre cabezas de pilotes, losas de hormigón, etc. Cuando la cimentación va enteramente enterrada y el terreno no es duro, de manera que se ha excavado con taludes verticales y con las dimensiones proyectadas para la cimentación, no se emplea encofrado, ya que los taludes del terreno sirven de moldes. Si se emplease encofrado, se pediría la madera al no poder sacarla, y además no tendría ningún objeto, ya que el terreno cumpliría las funciones de aquél. A veces no es posible darle al terreno taludes verticales, pero sí sin apenas talud, de manera que el exceso de hormigón que representaría el rellenar todo el pozo o zanja con hormigón compensaría el costo del encofrado, en cuyo caso también suele suprimirse éste, quedando los cimientos con un pequeño exceso. En terrenos flojos, en los que no hay la posibilidad antes apuntada, pero que son lo suficientemente consistentes como para soportar debidamente la masa del hormigón que gravita sobre ellos, se necesitará encofrar solamente las partes laterales de la pieza a hormigonar, sirviendo el fondo del terreno como un tablero más. En este caso, la anchura de la excavación será un poco mayor de la proyectada con el fin de poder introducir y colocar los tableros laterales con cierta facilidad, así como, una vez terminado el período de fraguado necesario, poder retirar la madera con el menor desperdicio posible.

Figura 14 En los casos extremos en que el terreno no pueda soportar la carga del hormigón y los cimientos se construyan como vigas entre apoyos más profundos, se hará necesario el encofrado del fondo mediante un tablero. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Será un caso similar al de la viga. Se tendrá en cuenta que el tablero dl fondo debe clavarse «entre» los dos laterales, ya que para el desencofrado se quitarán primero los laterales y el fondo todavía deberá dejarse más tiempo. Si se clavase «debajo» de los costeros o laterales, la operación de desencofrado será más trabajosa, ya que en el desclavado habría que hacer esfuerzos sobre el fondo. En cambio si se clava entre los costeros, los clavos se sacan lateralmente, apoyando la barra de pata de cabra sobre dichos laterales. En la figura 14 indicamos las dos maneras citadas de encofrados, para que el lector pueda apreciar las dificultades de desencofrado que hemos dicho. Para fijar los laterales se suelen utilizar codales, que se apoyan por un extremo en el tablero y por el otro en el terreno, afianzando de esta manera el molde contra el empuje del hormigón, tornapuntas o puntales apoyados en piquetes, estacones, etc. En el caso en que el terreno no soporte la carga de hormigón y haya que poner tablero de fondo, se hará preciso un buen realce y apoyo, de manera que dicho tablero no ceda al echar el hormigón. Pero habrá que tener sumo cuidado en la colocación de dichos apoyos, por lo que se deberá ampliar la base de apoyo, es decir, que se dispondrá una tabla tal como indica la figura 15. Ya con ello, la superficie de apoyo en el terreno es grande y, por tanto, la carga por unidad de superficie es pequeña, soportado con seguridad el peso que se le transmita de la obra. Como medida elemental, se limpiará siempre el terreno en donde deba apoyarse un codal de toda tierra vegetal suelta, por lo menos en un espesor en el que estemos seguros de que el terreno no va a ser más consistente y firme.

PREPARACIÓN DE LOS TABLEROS Cuando se trata de una obra de poca envergadura, en la cual Figura 15 sólo se vayan a utilizar los tableros una sola vez, por lo general no convendrá que la clavazón sea excesiva. Con ello se abreviará el trabajo del encofrador, tanto en el montaje del tablero como a la hora de desencofrar. Si los elementos de obra exigen que el encofrado sea duradero, lo que equivale a decir que se haya de utilizar en varias ocasiones (tal es el caso de una edificación que tenga una serie de vigas de cimentación exactamente iguales), es necesario que se cuiden extremadamente los tableros, para sacarles el máximo rendimiento, ya que la economía en la obra es de notar. Se dispondrán embarrotado par dar mayor resistencia a las piezas, con clavazón adecuada. Se pueden utilizar clavos de 26/58, poco más o menos, para que adquiera solidez el tablero y pueda resistir las diversas operaciones de encofrado con las garantías de bondad exigidas a todo encofrado, si bien, naturalmente, los cimientos son menos delicados que cualquier otra pieza de la estructura. Por lo general, los encofrados suelen prepararse en el taller, de manera que en la obra sólo se procederá a su montaje, después de ser sometidos a ligeros retoques para encajar los distintos elementos en su sitio. Cuando se trata de encofrados ligeros, éstos pueden ser preparados en la misma obra, de importancia, lo más conveniente es montar un taller de encofrado en ella misma, de manera que quedará anulado el capítulo de transportes y se facilitarán las diversas operaciones de rectificado, reconstrucción de tableros que después de un desencofrado han quedado un tanto defectuosos, pero todavía con las garantías de poderse emplear en nuevos desencofrados.

DIMENSIONADO Si el terreno es lo suficientemente consistente como para la excavación pueda mantenerse con paredes verticales, pero la cementación queda algo por encima del pleno del terreno, habrá que emplear unos tableros para completar la falta de altura, tal como se puede ver en la figura 16. Para este tipo de encofrado «a medidas» se dispondrán los tableros con sus barrotes de hinca, para fijarlos al terreno. Una carrera irá a todo lo largo del tablero, por su parte superior, en el cual se apoyarán los puntales y tornapuntas.

Figura 16


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De trecho en trecho se colocarán unos codales de madera que mantengan debidamente separados los tableros para contrarrestar el empuje de los tornapuntas o puntales. Por lo general, al encofrar, la separación entre tableros suele ser un poco menor que la marcada en proyecto, ya que por la presión del hormigón, aquéllos tenderán a abrirse. Por lo tanto, en conveniente darle a a centímetro o centímetro y medio menos que a la dimensión b. Hay que tener precaución en la adecuada disposición de los tornapuntas de puntales, ya que si éstos están mal colocados, flojos o a intervalos excesivamente amplios, presión del hormigonado (no sólo el que produzca el hormigón por sí, sino el resto de operaciones anejas, tales como el vibrado de la masa, atacado, etc.) puede producir flexiones laterales que, si en la mayoría de lo casos no son peligrosas para la obra, son antiestéticas y pueden inducir a errores en el resto de la obra de fábrica. Si el hormigón es fluido, habrá que cuidar el ensamble de las tablas que componen el tablero total, ya que si no se ha cuidado debidamente, por las grietas u holguras del entablado se colocará el mortero, reduciendo la dosificación del hormigón, produciendo correones en las tablas, y, lo que es peor aún, al salir la parte más fina del aglomerado, cemento y arena, quedarán algunas coqueras en dichos lugares. A veces, por la especial disposición de los tornapuntas, los tableros tienden a caer hacia adentro, es decir, a reducir la luz, por lo que suelen colocase alambres que atirantan y llevan el encofrado a su sitio. Estos tirantes reciben el nombre de latiguillos. Naturalmente, cuanto más alto sea el encofrado, tanto más resistente ha de ser, ya que más presión ejercerá el hormigón sobre los tableros existiendo, pro tanto, más peligro de que éstos flexionen y tomen «forma». En muros de cierta altura, se emplea el sistema de hormigonado por tongonadas o por capas, con lo que decrece grandemente el peligro de la flexión, al quedar altura de hormigonado bastante menores.

TALLER DE MONTAJE En el taller d montaje y preparación dispondremos de toda las herramientas necesarias y que suelen ser las mismas que figuran en un taller de carpintería de cierta categoría. Como la labor principal a realizar es la de la clavazón de las tablas, que previamente se habrán colocado en su sitio, clasificadas debidamente por sus tamaños, es muy conveniente disponer de mesas de trabajo. Estas mesas se obtienen sencillamente con caballetes y tableros, sobre los cuales iremos apoyando las nuevas piezas a fabricar.

ALGUNA IDEAS INTERESANTES SOBRE MONTAJE DE TABLEROS Conocida la longitud de la pieza o encofrar, comenzaremos por buscar tablas de la mediad dada. En la mayoría de los casos, tendremos que contar la longitud de las tablas o añadir otras para obtenerla longitud exigida. Tengamos siempre presente que, como norma general, vale más añadir que cortar, si esto es posible, ya que «madera cortada, madera desperdiciada». Lo más conveniente sería encontrar dos piezas de tabla de madera que su longitud total fuera la deseada, con el fin de desperdiciar el menor material posible. Una vez conseguido esto, y para obtener el ancho de la pieza, habrá que unir varias tablas por medio de barrotes, tal como se ve en la figura 17. El primer barrote no se debe colocar a tope con las tablas, es decir, que ambas cosas empiecen al mismo tiempo, sino que se debe clavar el barrote a un par de centímetros o tres, a lo sumo, más allá del extremo de las tablas. Con ello se evita que los barrotes se desclaven por efecto de cualquier golpe que reciba el extremo del tablero. Para dar mayor resistencia a los tableros, los barrotes así clavados en los extremos se afianzarán con dos clavos a todas las tablas, lo que evitará cualquier deformación. El resto del embarrotado se suele clavar con dos clavos en las tablas de arriba y de abajo, y el resto con un solo clavo. Ello es más que suficiente para asegurar un buen tablero. No conviene que los clavos queden en los extremos de los barrotes o de las tablas, sino que queden desde el lugar de clavado a dicho extremo por lo menos unos dos Figura 17 centímetros y medio, con el fin de que si una de las tablas sufriera algún golpe o esfuerzo, no rasgase la madera. Si al clavar un clavo se no tuerce la cabeza, lo inmediato es sacarlo. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Jamás, debemos remacharlo y colocar otro nuevo junto a él. Esto sería de pésimos, carpinteros. Pero el mal no quedaría ahí, sino que perjudicaríamos la tabla, ya que el clavar un clavo abrimos una herida o rasgadura en sus fibras, luego al poner otro junto a él, esta grieta aumentaría, debilitando, por tanto, toda clase de resistencia. De ahí que tablas delgadas o de mala madera tiendan a resquebrajarse por los clavos. Las tablas a emplear en las piezas de encofrado han de ser de buena calidad, sin alabeos ni otros defectos que, al poco de usar los tableros, con la humedad del hormigón y los trabajos a que se ven sometida en el encofrado y desencofrado, habrá que sustituirlas con grave perjuicio económico, ya que se derrocha material y mano de obra, con la natural pérdida de tiempo en la buena marcha del hormigonado, que no debe de perder el ritmo marcado. En la figura 18, vemos un tablero conforme a las normas indicadas. Se ha dimensionado, para dar una idea sobre distancias más convenientes a que deben ir lo distintos elementos que lo integran (tablas, barrotes, clavos). Este dimensionado que damos en la figura 18 no bebe tomarse como regla general, ya que en cada caso particular variará la disposición del embarrotado. La altura o ancho en el sentido transversal de las tablas y la presión que ejerza sobre el encofrado la masa de hormigón, determinarán la distancia (y por lo tanto el número) de los barrotes a emplear. Figura 18 Por barrote se suele emplear escuadrías iguales o poco mayores que las empleadas para las tablas, es decir, de 25 mm X 100 o más. Para dar mayor claridad a nuestras explicaciones, denominaremos por barrotes extremos a los que están al comienzo y final de la pieza, aquellos que se colocan a 2,5 cm de los bordes de las talas, A los demás, los llamaremos indistintamente centrales, interiores o intermedios. No siempre son suficientes los barrotes para absorber los esfuerzos de flexión producidos por el empuje de la masa de hormigón no siendo conveniente ni económico prodigar en exceso el número de éstos.

Figura 19

Entonces, se recurre a las carreras, que son unas tablas que se disponen horizontalmente en la parte alta del encofrado, de manera que impiden la deformación de éste, tal como se indica en la figura 19. Con este notable refuerzo, en el que además se suelen apoyar los puntales y tornapuntas, se elimina el peligro de flexión. Las carreras no van clavadas ni a las tablas ni a los barrotes, como en un principio podría creerse, sino que se sujetan con alambre de atirantar. Para dar mayor presión, entre la correa y el cable, se van introduciendo unas cuñas hasta que se consigue una eficaz tirantez. Véase la figura 20, en la que se indica esquemáticamente cuanto decimos. Figura 20


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ESQUINAS En las esquinas (figura 21), sobre todo en el interior de la misma, quedan perfectamente encajados los dos tableros que se encuentran, ya que al disponer los barrotes extremos a dos centímetros y medio del comienzo de las tablas, que es el grosor de la mismas, se acoplarán ambas piezas, quedando, además, encajados los dos barrotes, sirviéndose mutuamente de refuerzo. En la parte exterior de dicho encofrado se deberá reforzar con tablas verticales, si la presión que vaya a ejercer el hormigón, es grande. Par mayor refuerzo, se suele utilizar una segunda carrera en la parte baja del encofrado y aún cuando se toma un gran empuje del hormigón y el embarrotado sea suficiente para soportar con las debidas garantías de resistencia dicho esfuerzo, se tomará la precaución de disponer un embarrotado con tablas de canto, es decir, tal como se ven en la figura 22, ya que es sabido que la resistencia a la flexión, en nuestro caso, aumenta considerablemente con la dimensión b dela pieza. Este tipo de embarrotado se suele llamar de costillaje y costillas a las tablas así empleadas.

PROLONGACIÓN DE TABLEROS Ya hemos indicado que no siempre la longitud de los tableros coincidirá con la de la s tablas, por lo que, en la gran mayoría de los casos, será necesario prolongar las piezas. Será entonces conveniente que no todas las tablas terminen en una misma vertical, sino que lo largos se vayan distribuyendo de manera que no coincidan esos puntos débiles que constituyen los empalmes de las tablas. Lo que sí es indispensable es que sobre dichas juntas se clave un barrote, para dar mayor resistencia a la unión. Será, desde luego, fundamental, que los empalmes de la tablas sigan un orden de secesión, para evitar el que caigan más de dos sobre un mismo barrote. Aunque en casos extremos, naturalmente, no habrá más remedio que unir obre una misma vertical más de tres tablas, por lo que el barrote deberá reforzarse debidamente.

MISIÓN DE LA CLAVAZON EN LOS TABLEROS Ya hemos indicado que los clavos tienen por misión la de hacer de varias piezas (tablas) y unos barrote transversales, una unidad movible, transportable, sin que pueda sufrir deformaciones, alabeos ni desperfectos en las diversas operaciones a que debe de quedar sometida durante su empleo. Donde más suele sufrir el tablero es precisamente en las operaciones para las que no ha sido destinado, tales como desencofrado, traslado, etc. Cuando se pone en obra, salvo las operaciones del encaje de las distintas piezas, la labor del clavo es bastante escasa, ya que durante el proceso de fraguado del hormigón la misión resistente del clavo es casi nula. Por todo ello, el buen encofrador, tras de cerciorarse de la misión del encofrado en las distintas piezas de hormigón que lleva una obra, deberá saber la clase de clavos que más le conviene emplear. Como el espesor de madera empleada en los encofrados es de 25 mm, resultará que los clavos de más de 50 de longitud saldrán al otro lado de la tabla, después de haberse hundido bien la TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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cabeza en el barrote, pro lo que se deben «doblar» y remachar contra el tablero, como si tratáramos de clavarlos nuevamente en la madera. Así quedará bien clavado el barrote al tablero y a la hora de desarmarlo, en caso que nos interese esa operación, no hay más que enderezar el clavo y sacarlo con el auxilio de la barra de pata de cabra.

ALGUNOS MODELOS DE ENCOFRADOS PARA CIMIENTOS En un cimientos en que se ha abierto la zanja con más ancho que el necesario para el cimiento (lo que sucederá en terrenos sueltos, en donde ha de darse cierto talud para que se sostengan por sí mismos, tal Figura 23 como se ve en la figura 23), y por lo tanto el tablero de encofrado será de la misma altura del cimiento (o mejor un par de centímetros más alto), se emplean tableros de la forma que se indica en la figura 24. La distancia entre barrote será de unos 80 cm, aunque como ya hemos indicado, será la presión del hormigón a soportar la que mande a la hora de disponer el embarrotado. Cuando el terreno sea lo suficientemente consistente y su rasante coincida con la de la base del cimiento (total o Figura 24 permanentemente), se puede emplear cualquiera de los dos tipos de encofrado indicados en las figuras 25 y 26. La figura 27, representa el corte transversal de un encofrado como los descritos. Una vez ya previsto el tipo de tablero a emplear, confeccionado en el taller y trasladado a obra, procederemos a l puesta en obra.

Figura 27


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


PUESTA EN OBRA Antes de llevar al punto de empleo los tableros, hay que asegurarse bien de que las zanjas para los cimientos estén no sólo abiertas, sino en las condiciones que convengan al encofrado. Es decir, que no bastará que la zanja sea la indicad en los planos para las dimensiones que debe de tener el cimiento «una vez terminado», sino que tendrá la anchura y profundidad que haga fácil y conveniente la colocación del encofrado calculado. Porque, indudablemente, todo encofrado necesita un cálculo y un estudio racional, no una improvisación, a lo cual están muy acostumbrados los que se llaman a sí mismos encofradores. Una vez, repetimos, que estén las zanjas abiertas conforme a las necesidades del encofrado, procederemos a preparar los diversos materiales que son auxiliares del encofrado, tales como codales, puntales, tornapuntas, carreras y alambre de atirantar. También es conveniente tener preparados algunos tacos de madera, cuñas, etc., además de, naturalmente, los clavos que hayamos elegido como los más idóneos. Tomaremos, como primera operación, un tablero que, cogido por los extremos, lo llevaremos al lugar que debe ocupara. Puesto así provisionalmente, veremos dónde conviene ir clavando en el terreno los piquetes, midiendo a ojo la distancia de manera que luego, al colocar las tornapuntas, queden éstos con la inclinación media de los 50°. Después de esta operación previa, volveremos a situara el tablero en la posición definitiva, la cual estará determinada por el replanteo de la obra (con camillas, estacas con puntas, etc.) y conforme a la planta de cimientos y a la s ulteriores reformas que pudiera haber sufrido el proyecto. Par fijar el tablero se pueden clavar unos tochos o recortes de redondo tras el tablero, por la parte exterior. Esto puede fijar la parte baja del tablero. No teniendo estos tochos o mano, se coloca una tabla contra el tablero, en su parte inferior, por un extremo, y por la otra se clava a los piquetes que habíamos colocado en un principio, con lo que ya tendremos colocado el tablero inferiormente en la línea que nos interesa. Convencidos de que ya el tablero no puede correr hacia fuera, tendremos que operar en el aplomado del tablero. Pondremos para ello el nivel o la plomada en varios puntos para convencernos de su total verticalidad, hecho lo cual, tomaremos tornapuntas para situarlos de manera que el extremo más alto de éste se apoye en la parte superior de un barrote, clavándolo por le otro extremos al piquete. Se colocarán cuantos tornapuntas se considere necesario para afianzar debidamente el tablero, teniendo en cuenta que son ellos los que transmiten el empuje del hormigón sobre el tablero, teniendo en cuenta que son ellos los que transmiten el empuje del hormigón sobre el tablero al piquete, por lo que no deben de flexionar o pandear bajo esta clase de esfuerzo. Los piquetes, que son preferentemente de rollizo y desperdicios, deberán estar bien clavados, ya que de lo contrario, el empuje de los tornapuntas, una vez echado el hormigón en el encofrado, desclavaría o movería los piquetes con grave peligro de la obra. En la figura 28, se indica aproximadamente la inclinación que es conveniente dar, tanto a los tornapuntas como a los piquetes, de manera que éstos puedan soportar en buenas condiciones el empuje de aquellos. Dependerá de la naturaleza del terreno al que se tengan que clavar más o menos, para realizar debidamente su trabajo. Los tornapuntas pueden ir apoyados contra el piquete o clavados Figura 28 lateralmente, tal como se ve en las figuras 29 y 30. En la figura 29, vemos la tornapunta apuntalado contra el piquete, en tanto que en la figura 30 queda clavado lateralmente. Ambos sistemas se emplean indistintamente y son buenos.

Figura 29

Figura 30


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Es también conveniente, y esto se hace en el caso en que se clave el tornapuntas al piquete, que se clava una tabla horizontal que va desde el piquete (por el otro lado en que ha sido clavado al tornapuntas) hasta la parte inferior del barrote, con lo que se refuerza la acción de los otros elementos. Ya sabemos que la figura geométrica indeformable es el triángulo y, por lo tanto, mecánicamente se construye todas las piezas resistentes «triangulado» su figura. Realizadas todas estas operaciones con uno y otro tablero de ambos lados del encofrado, se procede a acodalar y atirantar dichos tableros para que no puedan ceder en la parte superior.

REFUERZO DE ENCOFRADOS El descrito anteriormente es un encofrado sencillo, en el que el empuje del hormigón no es considerable, por lo que las piezas que hemos descrito serán suficientes para no deformarse durante las operaciones del hormigonado. Pero cuando por diversas causas, tales como la altura del encofrado, su longitud, grueso o cualquier otra causa que motive el esfuerzo de los tableros para su mejor trabajo en obra, se debe disponer de otras piezas que hagan más eficaz la labor del encofrado. Tales piezas pueden ser: los ejiones, las carreras, las dobles carreras, etc.

Ejiones Son piezas o recortes de tablas de 12 a 18 cm de largo, que se clavan en la parte superior de los barrotes extremos y un intermedio, si el tablero tiene mucha longitud. Esta altura debe ser tal que, al colocar apoyada encima la carrera, sobresalgan unos centímetros de tablero. En la figura 31 se ve la colocación de los ejiones en un tablero. La distancia aproximada que debe haber entre ellos suele ser, aproximadamente, de unos dos metros, y a una altura de manera que las carreras aún salgan por encima de los tableros hasta unos cinco centímetros o poco más.

Figura 31

Carreras Estas piezas se suelen fabricar con cuadradillo también llamado alfarjía, de escuadrías de 8 por 8, 10 por 10 ó 12 por 12, según los casos, utilizando los de mayor escuadría para los tableros que deban soportar grandes esfuerzos. La misión de estas piezas es la de dar solidez a los tableros en sentido horizontal, es decir, que el esfuerzo que soporta el tablero a causa de la Figura 32 presión del hormigón, se transmite a las carreras, las que, a su vez, lo transmiten a los barrotes, de los que, finalmente, pasean estas cargas al terreno. En los encuentros de tableros de la s esquinas por lo general las carreras se cruzan, es decir, sobresalen del tablero varios centímetros, de manera que se refuerzan con unas tablas que impiden la deformación de los tableros al hacer de tope entre las carreras. En la figura 32 vemos un pequeño detalle de cuanto decimos. Una vez colocados los ejiones, se presentan las carreras, se las presiona fuertemente y se van clavando a cada barrote con clavos de gran longitud (hasta unos 70 milímetros). Si colocásemos dos tableros par la construcción de un encofrado de cimientos, afirmados y afianzados por los barrotes, este paralelismo difícilmente podría mantenerse en cuanto tuviera que soportar los esfuerzas del hormigonado e incluso cualquier otro esfuerzo que tendiese a deformarlos, tales como apoyo de los operarios, empuje de las carretillas al verter el hormigón, etc. Para conseguir la indeformabilidad de los tableros en cuanto a la separación de los mismos se refiere, se emplean las ataduras de alambre, llamadas latigillos, y que sirven para impedir que los tableros se separen, y los codales, que son unas piezas de madera que tienen la longitud igual a la anchura del encofrado, es decir, dela pieza a hormigonar. Estos codales impiden que los tableros se venzan hacia dentro, Figura 33 disminuyendo, con ello, el ancho de cimentación. Se disponen codales en el fondo del encofrado, en la parte TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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mediana y en la superior, que se suelen quitar conforme va subiendo la masa del hormigón ha fraguado y se desencofra, cortándolos a ras de la superficie del hormigón, lo que en algunas regiones suelen llamar desbarbado.

Puntales Los puntales se disponen para transmitir al terreno los esfuerzos que reciben en los tableros los barrote, es decir, que se colocan tal y como se indica en la figura 33. Estos puntales se sitúan a distancias convenientes, según los esfuerzos que deban soportar. Es muy corriente disponer uno cada metro, poco más o menos. Además de todas estas piezas descritas, que podemos calificar como de sistema principal de resistencia de los tableros, quedan todavía una cantidad de pequeñas piezas destinadas a «redondear» o afinar el trabajo del encofrado, para llevar los tableros a su posición exacta, ya que con la colocación de todas las piezas anteriormente citadas, los tableros no habrán quedado en su posición exacta. De entre estas pequeñas piezas, la misión principal es encomendada a las cuñas. Estas cuñas son pequeñas piezas de madera en la horma que su nombre indica y que se introducen allí donde hace falta llevar el tablero unos milímetros o escasos centímetros más allá de donde quedó con las operaciones anteriores. Por ello se pueden introducir cuñas tanto en los codales como en los barrotes, puntales, etc. Las operaciones de acuñado y desacuñado son sencillas, para lo cual es conveniente que uno de los planos inclinados se sus caras quede apoyando sobre la superficie que se trata de llevar s u posición exacta. Cuando la pieza acuñada queda debidamente, se procede al clavado de las cuñas, bastando para ello puntas pequeñas, ya que no es fácil que las cuñas se muevan de sus posiciones.

Tirantes Para impedir la separación entre los dos tableros que forma el encofrado del cimiento, hemos visto que se utilizaban unos puntales. También se puede prescindir de éstos y colocar alambres que impidan esta separación a la hora del hormigonado. Esta operación se llama atirantado de tableros. En el atirantado hay que tener en cuenta que las carreras no cubren la junta de las dos últimas tablas del tablero, con el fin de que se pueda pasar luego por dicha junta el alambre de atirantar, ya que en caso contrario, habría que perforar un tablero para permitir dicho paso. El alambre que se usa para este trabajo y que se vende corrientemente en el mercado es el alambre recocido de un diámetro entre 3 y 5 mm. La operación del atirantado no es muy sencilla, ya que hay que tener cierta práctica en ella, pues el alambre suele «dar de sí» por lo que hay que tensarlo más de una vez, hasta dejarlo bien tirante y en debidas condiciones. En la figura 34 vemos una forma muy corriente de disponer le atirantado. La separación entre alambres depende mucho del esfuerzo que les confiemos, lo cual también está en relación directa con la separación entre carreras, es decir, para gran separación entre carreras habrá que disponer un atirantado mayor, en cambio, si las carreras están bastante juntas, el número de tirante será menor. Como norma general, y para tener una idea de dimensionado, los atirantados se suelen disponer cada espacio que oscila entre uno y dos metros. En la figura 35 vemos una disposición de atirantado. Atado el alambre por los extremos, se procede a su atirantado o tensado con una barra o utilizando las tenazas, el mango del martillo, etc., girando (dar garrote) hasta que el alambre, al ser golpeado, dé un sonido claro, metálico. Si esta operación de tensado no fuera posible por existir armaduras, etc., lo más conveniente es acuñar por el exterior del encofrado los tirantes, hasta conseguir la debida tensión. Estas cuñas se clavan luego con pequeños clavos para impedir que resbalen y se pierda Figura 36 la tensión dada a los alambres. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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ENCOFRADOS DE CIMIENTOS DE PILARES Un caso particular en el encofrado de cimientos de pilares. Estos suelen componerse de dos partes: la base inferior, que gravita directamente sobre la tierra, que suele ser un prisma de base cuadrada o rectangular, y el tronco de pirámide intermedio entre la sección del cimiento y la sección del cimiento y la sección del pilar (figura 36). Para el encofrado de la base inferior, vale todo lo explicado hasta ahora para cimientos en general, pero sin la aplicación de tirantes por ser, generalmente, la distancia entre los tableros opuestos demasiado grande. Lo dicho en el apartado dedicado a la esquinas (figura 21) es lo más aproximado a esta clase de encofrados. La diferencia únicamente estriba en que el encofrado del cimiento de pilar exige el encaje perfecta de lo tableros en las cuatro esquinas. Para ello se encargan o se cortan a medida exacta los tableros de los lados opuestos, los más cortos por lo general, cuando la base es rectangular, pudiendo sobresalir las tablas de los otros dos tableros (figura 37). El encofrado del tronco de pirámide exige tableros inclinados que lleven bordes de apoyo con biseles más o menos agudos, según sea la inclinación del tablero. De los cuatro tableros que componen el tronco de pirámide, dos son de cepo, o sea, sin limitación lateral, y otros dos encepados, comprendidos entre aquéllos. Los tableros encepados llevan uno o más barrotes centrales, dispuestos según la máxima pendiente del tablero, y los barrotes laterales, distanciados del borde en el releje del bisel más el espacio ocupado por la tabla de aguante (figura 38). Los biseles laterales de los tableros encepados se labran en las estas de las tablas mediante la escofina. Los laterales se trazan partiendo de sus ejes, a pesar de que el desperdicio de los recorte pueda ser mayor, pero de esta manera, un pequeño error en la medida de la forma o de los biseles tiene menos importancia.

Trazados de los Tableros Para trazar los tableros encepados se marca un eje horizontal y otro vertical. El primero corresponde al borde inferior o de asiento del tablero, o sea, a su arista de intersección con el encofrado de la base del cimiento. El segundo es el eje de simetría del tablero trapecial. El borde superior tiene la misma medida que el dado que el lado correspondiente del pilar (b) (figura 39) de manera que a la derecha e izquierda del eje vertical se marcan dos segmentos iguales a b/2. La altura del tablero (a), o sea, la magnitud que hay que marcar en el eje vertical, es la hipotenusa del triángulo cuyos catetos son la altura del tronco de pirámide (h) y el coladizo (v) (figura 38). El borde inferior del tablero mide lo mismo que el lado correspondiente de la base del cimiento. Con las medidas anteriores, habremos marcado un trapecio que será la plantilla de la cara interna del tablero encepado, y sirve

Figura 39


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para cortar las tablas que han de componerlo y para clavar el barrote central. Los tableros encepados y los de cepo forman entre sí diedros obtusos, por lo que para conseguir un buen ajuste de los tableros es necesarios que el encepado lleve en sus bordes laterales un bisel adecuado. El ángulo de la sección recta del bisel se obtiene como sigue (figura 39): se dibuja el tronco de cono de modo que la arista de la intersección de los tableros resulte con su verdadera magnitud en la proyección vertical. Se traza el plano RS perpendicular a dicha arista y se abate sobre el plano horizontal para deducir en su verdadera magnitud el ángulo de la sección recta del diedro α que es el ángulo del bisel. Una vez dibujado este ángulo se traza una paralela a la distancia del grueso de la tabla y obtenemos la medida del releje (f) del bisel. Esta se toma perpendicularmente a los lados laterales de la plantilla de la cara interna del tablero para deducir la de la cara externa. Con los datos obtenidos se marca la cara externa del tablero y ya pueden labrarse lo biseles. Al clavar los barrotes laterales, éstos deberán apartarse del borde del tablero una distancia igual al releje obtenido anteriormente, con lo que apoyarán con una arista en el tablero de cepo.

IV ENCOFRADO DE PILARES ENCOFRDO DE PILARES Se puede decir que el encofrado de pilares es el principal trabajo del encofrador. En toda la obra se encuentran estas unidades en gran número y dada la importancia que tiene el obtener un buen trabajo, es por lo que todo buen encofrador que se estime debe poner todo su cuidado y maestría en obtener buenos paramentos en las columnas a él confiadas. Además, no es corriente, más bien al contrario, constituiría un raro ejemplar, encontrar un proyecto de edificación en que se encontrasen ya proyectados de antemano la forma de encofrar un pilar, dimensionado sus diferentes piezas y calculando los esfuerzos a que van a estar sometidas. Así, pues, todo «se deja» en manos del encofrador, en quien se pone toda la confianza del proyectista en este punto.

DIFERENTES CLASES DE PILARES Dentro de la misma unidad de pilares ya para su mejor estudio, los consideraremos en dos grupos: a) Atendiendo a su sección transversal geométricamente, es decir, que tendremos pilares de sección cuadrada cuando su sección transversal o planta sea un cuadrado; pilare rectangulares, circulares, poligonales, etcétera, cuando su sección transversal sea una figura igual a la indicada. b) Atendiendo a sus dimensiones. Es decir, tendremos pilares gruesos, medios y ligeros. No es lo mismo, encofrar dos pilares de idéntica figura, pero de dimensiones uno mucho mayores que el otro, ya que las piezas a emplear no deberán soportar los mismos esfuerzos. Comencemos este capítulo con la manera de encofrar lo pilares más sencillos. PILARES LIGEROS No ofrece ninguna dificultad el encofrado de pilares de sección cuadrada o rectangular cuyas dimensiones son reducidas. Bastan para ello cuatro tableros, dos de los cuales, que van colocados uno frente a otro, son de la misma dimensión que se trata de dar al pilar y los otros dos, naturalmente, también uno frente a otro, de dimensión mayor. En la figura 40 vemos una sección de este tipo de pilar. Figura 40 Estos cuatro tableros no constituyen por sí solos una armazón lo suficientemente sólida para resistir los esfuerzos a que debe estar sometida a la hora del hormigonado, por lo que hay que atender a su refuerzo o seguridad.

Seguridad No es posible dar aquí unas reglas acerca de este punto si el lector desconoce en absoluto la técnica del hormigón. Para ser un buen encofrador, es absolutamente necesario tente, al menos, unas ideas generales, pero precisas, acerca de cómo se comporta el hormigón y la importancia que tiene esto en la construcción. No vale, por otra parte, derrochar madera y materiales para «obtener una seguridad absoluta» en la buena calidad del encofrado y salvar así su responsabilidad, que no es poca. Habrá de tenerse siempre presente que el arte de construir consiste en hacerlo bien y barato. Empleando lo justo y necesario. Los tableros habrán de ser piezas sólidas, para que al hormigonar no aparezcan «barrigas», dificilísimas de corregir, ya que habría que repicar el paramento del pilar en la parte afectada o incluir el resto hasta conseguir una pared lisa vertical. Sus caras deberán ser listas y hay TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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que cuidar muy especialmente las esquinas, ya que suele ser corriente el desportillamiento de las mismas a la hora de desencofrar, por su debilidad. Las juntas de los tableros deben estar bien cerradas, para evitar que, durante el hormigonado, salga por ellas el mortero, lo que además de feas «rebabas», dará lugar a la formación de huecos o coquera y otros defectos en el buen trabajo. ¿En qué zonas sufren mayores esfuerzos lo encofrados? Sin duda alguna, en la parte baja del pilar. En el extremo superior, el empuje del hormigón es nulo y en la base, el empuje es el máximo. Por tanto, se puede establecer que el pilar está empujando de la manera que indica la figura 41, sobre el encofrado correspondiente. De ahí que se tenga por norma reforzar la parte baja del encofrado de un pilar.

REPLANTEO DE UN PILAR Supongamos que ya tenemos la viga de cimentación, si la hay, o las zapatas de los pilares hormigonados debidamente, con sus hierros de armadura. La primera operación consistirá en determinar el centro del nuevo pilar que vamos a encofrar. Situado este centro, en virtud de la dimensiones de obra fijadas en los planos del proyecto, se procederá a dibujar sobredicho hormigón y generalmente con lápiz grueso, la figura de la sección transversal del pilar, cosa que es sencilla, ya que dicha sección transversal será una figura geométrica bien sencilla, (cuadrada, rectangular, etc). Una vez dibujada, se procede a preparar un marco cuyo hueco interior tenga las mismas dimensiones que la sección transversal aumentada en los gruesos de los tableros a emplear como encofrados, de modo que se introduzcan dentro de aquél, sirviendo de cerco. A estas piezas, en algunas regiones, se les da el nombre de carcelillas (1). Como puede apreciarse por lo dicho, la misión de estas carcelillas es la de sujetar los tableros por su parte baja, y de su solidez dependerá que no se abran los tableros al sufrir el empuje del hormigón, que allí es grande, ya que no sólo actúa el peso propio del hormigón, sino también el golpe debido a la caída de la masa desde la altura superior del encofrado. MARCOS PARA MANTENER LA SECCIÓN TRANSVERSAL Figura 41 Entre los elementos de seguridad de los pilares, citaremos en primer lugar los marcos o bridas, que sirven para impedir que los tableros cedan el empuje y se deforme la sección transversal del pilar que se está hormigonando. Estos marcos o bridas se distribuyen en toda la altura del pilar, siendo su separación variable. Efectivamente, en la parte inferior, como ya hemos dicho anteriormente, van distanciando más. Esto está de acuerdo con la ley de los esfuerzos que ha de soportar el encofrado y que ya hemos visto en al figura 41. Para obtener uno de estos marcos podemos tomar: a) Cuatro tablas, tal como se ve en la figura 42. b) Seis tablas, como se ve en la figura 43. c) Dos cuadradillos y cuatro tablas, como se indica en la figura 44. (1) Téngase presente que el que podríamos llamar Diccionario de la Construcción se ve enriquecido, además de tener en él cabida todas las palabras que acepta la Real Academia Española de la Lengua, con las diversas denominaciones adoptadas por ciertas regiones. d) Dos cuadradillos y bridas o zunchos de hierro, como mostramos en la figura 45. e) Dos cuadradillos y alambres de atirantar (figura 46). Indudablemente, los más sencillos de manejar, por la rapidez y porque su eso el ilimitado, son los de hierro. No sucede lo mismo con las tablas, ya que suelen destrozarse si el encofrador no es cuidadoso, en la operación de desencofrado. Una operación que se va ejecutando a medida que se colocan los tableros, es la de la verticalidad del pilar, que se consigue mediante el aplomado. Esto es fundamental, ya que un pilara torcido es muestra de falta de cuidado y de precisión.


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Figura 43

Figura 42

Figura 44

Figura 45

Para mantener esta verticalidad, es decir, para asegurar el pilar en su posición de aplome a la hora del hormigonado, se pueden disponer tornapuntas que fijen la perfecta posición, teniendo cuidado que ambos lados estén en la debida posición, ya que en caso contrario, el pilar puede salir revirado. Si los pilares no están aislados (caso en que es más interesante apearlo con la tornapuntas), entonces se mantienen verticales mediante las llamada cruces de San Andrés, clavadas entre ellos, por castilletes, que sirven a la vez para la puesta del hormigón en obra, o por las tornapuntas y los encofrados de las vigas.

VERTICALIDAD PILARES AISLADOOS, CON TORNAPUNTAS Una vez debidamente replanteados el pilar y fijada la «carcelilla» o marco de la base, se encajan en ella la parte inferior del encofrado, poniendo dos tornapuntas, los cuales llevarán en el extremo que queda del lado del pavimento un corte oblicuo tal, que asienten en toda la longitud del corte sobre el suelo. Figura 46 Se procederá al aplomado del pilar por parte de un operario, mientras el otro irá colocando los tornapuntas correspondientes, clavados a los costados de los tableros, tal como se indica en la figura 47. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO



Si, como dijimos, se trata de un pilar sencillo, aislado, deberán colocarse tornapuntas en los cuatro costados, ya que aquéllas trabajan a tracción y si faltase en algún costado, el pilar saldría vencido. Si en alguno de los lados hubiese algún elemento para fijar el pilar (arranque de viga, etc.), ello nos ahorraría el par de tornapuntas correspondientes a ese lado. En muchas obras incluso sólo colocan un tornapunta en dos lados opuestos. Deben de cuidarse con esmero los tableros de un encofrado, tanto en lo concerniente a su construcción como a la hora de encofrar, desencofrar y en el hormigonado. De todo ello dependen cosas tan importantes en toda la obra como son:  La obtención de pilares perfectos, sin desconchados en la superficie, debidos a pérdidas de mortero, defectos en la superficie del tablero, etc.  No haya desgaste notable de madera (lo ideal sería que toda madera empleada en un encofrado saliese intacta en el desencofrado, o al menos con escaso desperdicio).  Que todo desgaste de madera repercute en la carestía de la obra.

TALLER Además de la herramientas ya descritas a su debido tiempo y que son indispensables para el trabajo de todo encofrador, se precisa una mesa donde asentar las diversas tablas para la preparación de un tableo. Esta mesa de trabajo puede decirse que e indispensable, ya que no vamos a trabajar sobre el suelo, pavimento o un banco de obra. Si no se tiene ya de antemano, se puede improvisar una con caballetes y tablas, o de cualquier otra forma que se le ocurre al obrero con los elementos que posea a mano. Si se desea, y todo esto facilita aún más el futuro trabajo, se puede poner en uno de los extremos de la mesa una tabla clavada que nos sirva de tope, apoyo, y para que salgan rectas las tablas dejando entre ellas hueco suficiente para introducir los marcos o bridas del tablero. Es indudable que con las tablas que hay en el comercio no formarán justamente las dimensiones que nos den de un pilar, sino que habrá que suplementar con otras de otro ancho obtenidas de la división de aquéllas. Como hemos venido diciendo, dos tablas tendrán la misma anchura del pilar y las otras dos, opuestas entre sí, tendrán esta dimensión más dos grueso de tabla, como mínimo. Con lo dicho queda claro que para obtenerlos tableros será necesario añadir listones o medias tablas, calvándolas por el costado de los tableros.

ALTURA DE LOS TABLEROS Como ya hemos dicho repetitivamente, en los planos del proyecto nada se suele indicar, de ordinario, acerca de los encofrados, parte ésta que se deja «al buen entender de los operarios correspondientes». De ahí que el encofrador, a la vista de lo elementos del hormigón que debe encofrar, deduzca las dimensiones más conveniente a dar a los tableros. Es decir, si sólo se han de hormigonar los pilares y una vez hormigonados éstos y desencofrados, proceder al encofrado de vigas u otros elementos de obra que se deban apoyar en aquellos, la altura a dar a los hormigonado. Con ello, efectivamente, se ahorra el corte de tablero, si los pilares son bajos, que luego pueden servir para piezas mayores. Sólo bastará a la hora del hormigonado detener éste a la altura exacta de los pilares. Pero, puede suceder, y esto es muy corriente en las obras, encofrar pilares y vigas, para efectuar un hormigonado continuo. Par ello hay que tenerlo en cuenta en los moldes.

PILARES DE ESQUINA Todo cuanto digamos aquí par los pilares ligeros, es aplicable íntegramente para los medios gruesos. En los pilares de esquina se da la circunstancia de que apoyan dos vigas de ángulo. Por lo tanto, dos tableros adyacentes, los de las caras exteriores correspondientes a las dos alineaciones de la fachada, son más altos que los otros dos interiores, y sobre los cuales viene apoyando la viga de su lado correspondiente.

PILARES INTERMEDIOS TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Estor pilares que son los correspondientes a la fachada entre pilares, tienen un tablero largo y los otros tres restantes, sobre los que se apoyará el fondo del encofrado de las vigas correspondientes, más cortos. La altura de esos tableros cortos será la que viene determinada por: Altura del techo + grueso del suelo - altura o canto de la viga correspondiente - grueso del tablero de fondo el encofrado del dicha viga. Supongamos que la altura del techo es de 3,00 metros y el grueso de la losa del piso superior es de 0,20 m. La viga tiene un canto de 0,40 m y el grueso del tablero del fondo de la viga es de 0,025 m. Par la altura de los tableros cortos se tendrá: 3,00 + 0,20 – 0,40 – 0,025 = 2,775 m. Puede suceder que el ancho de la viga sea distinto al del pilar. Si es menor, caso corriente, se tendrá en cuento en la terminación superior de los tablero. Si es mayor, también se dispondrá el encofrado del pilar para esta eventualidad. Todo lo dicho anteriormente corresponde a l caso más corriente en que las vigas tienen una sección rectangular en toda la longitud, incluso en los arranques junto a los pilares. Si se diera el caso de tener que disponer de tableros para moldes de pilare el que arrancan vigas acuarteladas, la altura del tablero del cual arranca dicha viga vendrá disminuida en las dimensiones de esa cartera.

FABRICACIÓN DE TABLEROS Una vez ya determinada la altura del molde, se procede a elegir las tablas que vamos a necesitar y que mejor encajan en la pieza a construir. Si tenemos ya tablas de la longitud deseada, tanto mejor, pero si no, y esto será el caso más general, tomaremos las que tengamos de la longitud más aproximada. Si son más largas, no las cortaremos, sino que construiremos el tablero con dichas tablas, cortándolas a un mismo ras por un solo extremo, que es siempre el de la base del molde. En cambio, por la parte opuesta, por la cabeza del pilar, se dejarán sin cortar. Esta operación se hace más adelante, con el molde ya puesto en obra. Para mantener en su forma rígida los tableros, es decir, para mantener las tablas formando esa unidad llamada tablero, procederemos al embarrotado, clavado a él las distintas tablas que forman la pieza. Se pondrá un barrote en la base del tablero y otra y otra en la superior, llamados respectivamente barrotes de base y de cabeza. Estos últimos tienen por misión, además de las ya expresadas anteriormente, la de servir de apoyo a los encofrados de las vigas. Se suelen colocar, además, otros barrotes intermedios para dar mayor seguridad. La distancia a que se suelen colocar estos barrotes es de unos 80 centímetros a un metro. En cuanto a la longitud de los barrotes viene determinada por la clase de tableros a que van destinados. Así, si son para los dos tableros que han de tener la misma anchura que la del pilar, esa longitud será igual al ancho del pilara más dos gruesos de tabla, saliendo un grueso por cada lado del mencionado tablero. Ese saliente sirve para apoyar los otros dos tableros de mayor ancho. Como decimos, «sólo sirven de apoyo», por lo tanto no se han de clavar a aquellos. Para los tableros que son más anchos que los pilares, la longitud de los barrotes es la misma que el ancho de los tableos correspondientes. Se comenzará por clavar el barrote de base a una altura del suelo de unos 15 a 20 cm. Con ello se facilita la puesta en obra del pilar y la abertura de limpieza, de la que hablaremos después. Téngase presente que la base del molde debe encajar en la carcelilla ya dispuesta tras el replanteo de la base del pilar. Después colocaremos el barrote de cabeza, que quedará un grueso de tabla más bajo que el borde superior del molde del pilar, ya que es, como se ha dicho, el apoyo del fondo del molde de la viga o de la losa del piso. Una vez ejecutado todo esto, se colocarán los restantes barrotes. Se clavarán sólidamente, ya que los tableros, hasta su puesta en obra, han de ser transportados y manejados, además que lo más corriente es que se utilicen varias veces mientras sean servibles. Ya sabemos que los barrotes están únicamente destinados a resistir los embates del transporte, manipulación y colocación en obra, así como los esfuerzos del desencofrado, pero nunca los empujes que sobre los tableros ejerce el hormigón. Esos esfuerzos de hormigonado caen sobre los marcos o bridas. Para poder «sanear» la base del pilar momentos antes del hormigonado de todas aquellas cosilla que puedan haber caído durante el proceso de encofrado, tales como clavos, virutas, astillas, etc., se


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dispone en la base el encofrado, y sólo en uno de sus tableros, una abertura por la que se pueda meter la mano y una escobilla. Esta abertura se cerrará debidamente cuando se vaya a hormigonar. También cuando la altura del pilar es considerable y para evitar que el hormigón al caer de tal altura se disgregue (los gruesos caerán primero y los finos después, obteniéndose así un hormigonado por capas de muy distinta mezcla y, por lo tanto, defectuoso), se suelen hacer unas ventanas en uno de los tableros a mitad de altura del pilar, que sirven de boca de hormigonado hasta que el hormigón llega hasta ellos. Después se cierran y continúa el hormigonado por la parte superior del molde. Y ya que hemos tocado ligeramente el tema de hormigonado, no vendrán mal al lector unos consejos que debe tener en cuenta en el hormigonado de pilares.

HORMIGONADO DE PILARES Es muy aconsejable que los tableros se mojen después del hormigonado y, por lo menos un día después, hasta su desencofrado, ya que el hormigón necesita humedad para su proceso de fraguado ay como por la parte del molde está en contacto con el exterior, no fraguaría debidamente si no se humedecieran los tableros. Como siempre suelen sufrir más las partes más débiles, tales como las esquinas, de manera que el pilar no termina en aristas vivas, sino achaflanadas. Otro cuidado a tener en el hormigonado es el de sujetar las armaduras, bien con tirantes de alambre o con listones, ya que en el caso contrario, al hormigonar, siempre se mueven los hierros, lo que puede provocar que se produzcan grietas interiores en el hormigón. Estas grietas, si el hormigón ya está algo endurecido, no se cierran, o puede suceder que se introduzca algún árido algo grueso, dejando una discontinuidad en la masa. Si estas grietas no llegan al exterior, no suelen tener gran importancia. No así si consiguen llegar al exterior Entonces, si no se toman las debidas precauciones, el pilar tendrá corta vida. Por la grieta o grietas producidas se introducirá la humedad, alcanzando las armaduras. Estas no tardarán en cubrirse de la herrumbre característica de la oxidación, perdiendo resistencia, ya que disminuye la sección. Por otra parte, en el fenómeno de la oxidación del hierro se produce un aumento de volumen, es decir, se dilata, lo que origina un empuje sobre el hormigón que le rodea, llegando e incluso a hacerle saltar. Es frecuente el que el hormigón se someta a vibración, lo que obliga a reforzar bien los tableros para impedir que el vibrado cause algún desperfecto. También se suelen llenar los pilare vertiendo el hormigón en carretillas o vagonetas, lo que hay que tener en cuenta para reforzar las cabezas de los moldes. CODALES Para evitar que el molde se deforme, volviéndose alguno de los tableros hacia el interior, se colocan codales, los cuales son retirados cuando se hormigona, ya que el hormigón empuja a los tableros hacia fuera y cumple la misión de aquéllos. Suelen clavarse ligeramente. PILARES DE SECCIÓN NO RECTANGULAR Dentro del mismo capítulo de los encofrados de pilares ligeros, nos encontramos con aquellos que no tienen la sección cuadrada o rectangular, que si bien no son frecuentes, en cambio se pueden presentar en alguna obra. PILAR DE SECCION CIRCULAR Figura 48 Para encofrar ente tipo de pilares no suelen emplearse tablas, las cuales deberían adoptar una forma curva para determinar la circunferencia de la sección transversal, sino que se toman tablillas estrechas, sin clavarlas previamente, y con ellas se forma el molde. Para dar forma circular a dichas tablillas sueltas se emplean los llamados camones, que son los que realmente obligan a las tablillas a adoptar aquella forma. En la figura 48 representamos un pilar de sección transversal circular. En los extremos del molde, en la base y en la cabeza se disponen los camones, que son unas tablas que tienen recortado pro una de sus partes una arco de circunferencia, de manera que entre todas TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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ellas completen la sección pedida. El diámetro de dicha circunferencia no será el mismo que el que debe tener el pilar ya hormigonado, sino aquél aumentado en dos gruesos de tabla, pues como se aprecia en la figura 48, al introducir las distintas tablas en los camones, se disminuye su hueco.

Taller Se dispondrán primeramente las tablas que van a formar el camón, encajándolas o acoplándolas debidamente, para que al trazar sobre este encaje la circunferencia, ésta no presente ningún punto de discontinuidad. Después se sierra hasta lo más cerca posible de la traza marcada par la circunferencia y con hacha, con extremo cuidado, se vacía el resto. Una vez comprobado que la circunferencia está bien definida, se procede a clavar la s piezas contiguas.

Misión de los camones Como puede apreciar por lo ya dicho, los camones no son piezas resistentes, ya que son francamente débiles, de manera que su única misión es la de «dar forma» a las tablillas que determinan el molde de pilar circular; convienen recordar bien esto. Para darle rigidez a los encofrados, se utiliza generalmente aros de hierro, que reciben el nombre de zunchos. También puede emplearse, si el empuje del hormigón no ha de ser grande, alambre de acero, en una sola vuelta o a doble vuelta, para reforzar. Los aros metálicos son unos círculos abierto por un extremo y que una vez colocados se cierran por cualquier procedimiento.

Puesta en obra En la cimentación de hormigón ya se habrán dispuesto previamente los tacos de madera o tablas en el lugar correspondiente en que deba quedar el pilar. A esos elementos debe clavarse el camón de la base del pilar, se aploma, se colocan los aros o zunchos, se vuelve a aplomara (esta operación debe repetirse con frecuencia para comprobar que está vertical) y se colocan las tornapuntas. Los zunchos deben ir más juntos en la parte inferior que en la superior, ya que abajo es donde mayores esfuerzos soportan los encofrados según vimos al hablar de los pilares de sección rectangular, y cuya ley de esfuerzos representamos en la figura 41, que también es aquí de aplicación. Como norma general, los aro se colocarán en la mita inferior a distancias que oscilan entre los 40 y los 50 cm, separándose gradualmente conforme la altura es mayor, pero sin que la separación máxima alcance los 70 cm.

Ventana de limpieza y hormigonado No debe olvidarse nunca dejar una abertura o ventana de limpieza en el fondo del encofrado, en contacto con el suelo, para proceder, momentos antes del hormigonado, a la limpieza total y definitiva de la base de hormigón sobre la que arranca el pilar, ya que durante todo el proceso de encofrado habrán caído desperdicios de madera, clavos, etc. Si el pilar cilíndrico tuviese una altura considerable, para evitar que el hormigonado caiga desde tan alto y sus materiales no estén debidamente mezclados, al caerlos gruesos primero y los finos después, conviene dejar una ventana a mitad de la altura, con el fin de hormigonar por ella, cerrar después convenientemente y continuar el llenado del molde desde la cabeza del encofrado.

PILARES DE SECCION POLIGONAL Indudablemente, este tipo de pilares no es frecuente, pero no está de más aquí una ligera idea acerca de los mismos, siquiera sea para que el lector tenga conocimiento de su existencia. Trazado geométrico de polígonos regulares Los polígonos regulares los vamos a agrupara en dos grupos: a) Inscritos en una circunferencia de radio dado. b) Circunscritos a un circunferencia de radio dado. El lado del polígono ya viene determinado en cada caso en función del radio correspondiente, que llamaremos R, si la circunferencia es circunscrita, y r para el radio de la circunferencia inscrita. Resolvemos los siguientes casos: TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Dado el radio R o r , calcular el lado L del polígono pedido y su trazado geométrico. Comencemos por calcular el:

Pentágono regular inscrito en una circunferencia de radio R Supongamos que nos dan el radio de la circunferencia circunscrita, R. Procederemos de la manera siguiente (ver figura 49): Con centro en O y radio R, trazamos la circunferencia. Dibujamos dos diámetros perpendiculares, tales como los AB y CD. Por el extremo D de uno de ellos con el mismo radio R dado, se traza el arco OE, o se lleva sobre la circunferencia de manera que corte en E. Por este punto, trazamos la paralela al otro diámetro AB, que contará en F al diámetro DC. Desde E como centro y con radio AF, cortamos en G al diámetro CD. El segmento φ determinado por AG es el valor del lado del pentágono pedido: El valor numérico de L es:

L=

R 10 - 2 5 =1,1795 R 2

Pentágono regular circunscrito a una circunferencia de radio Este caso lo vamos a resolver recurriendo al ejemplo anterior. Es decir, utilizando el procedimiento seguido par obtener la figura 49, y con el radio actual r, trazamos una circunferencia (figura 50). Obteniendo inscrito en ella, el polígono regular del cinco lados, basta trasladar estos lados paralelamente a sí mismos hasta que sean tangentes a la circunferencia, tales como los A´H, HI, IJ, DJ y A´K. El valor de la línea A´H, lado el polígono, en función del radio, será:

L =2 r

Figura 50

5- 2

5 =1,452r.

Puede suceder que se presente el problema en el orden contrario, es decir, que nos digan: deseamos un pilar pentagonal cuyo lado tenga una longitud dada L.

En este caso, procederemos a calcular el radio sacándolo de la fórmula correspondiente. Para mayor facilidad, las daremos aquí.

Para el pentágono inscrito: R = 0,839 L. Para el pentágono circunscrito: R = 0,688 L.

Hexágono regular inscrito en una circunferencia de radio R Para su obtención basta con trazar el circuito de radio R, según se ve en la figura 51, y con el mismo radio R cortar arcos de la circunferencia ya que el lado del hexágono es igual al radio L=R

Hexágono regulara circunscrito a una circunferencia de radio r Tampoco ofrece dificultad este trazado, y procederemos como en el caso similar del pentágono, trazando previamente (figura 52) el hexágono inscrito y luego trazar tangentes paralelas a aquellos lados. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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El valor del lado en función del radio r, es

L=

2 r 3

L=

2 r 3

3 = 1,153 r

Octógono regular inscrito en una circunferencia del radio R (No damos la forma de obtener el polígono regular de siete lados – heptágono – por no ser frecuente su uso.) Examinando la figura 53, vemos que su trazado es sencillo. Con el radio R, trazamos la circunferencia y en ella dos diámetros perpendiculares entre sí, tales como los AE y GC. Unimos los puntos extremos de estos diámetros, A con C; C con E; E con G, y G con A. Con ello hemos obtenido el cuadrado regular inscrito en la circunferencia de radio R. Trazamos a continuación otros dos diámetros también perpendiculares entre sí y de tal manera que FB sea perpendicular a AC y EG (también se puede obtener esto uniendo los puntos medios de los lados AC y EG); y HD lo sea a su vez a AG y CE. Uniendo los puntos A-B-C-D-E-F-G-H-A, tenemos trazados el octógono. El valor del lado en función del radio R es: L = R 2 - 2 = 0,765R. Para obtener el polígono de ocho lados circunscrito a una circunferencia de radio r, procederemos exactamente como en los casos anteriores, del pentágono y hexágono, trazando la figura semejantemente a como de ha hecho para las figuras 50 y 52. Para los encofrados de estas secciones poligonales, se puede proceder de un modo similar a como se ha descrito para los pilares de sección circular.

PILARES MEDIOS Y GRUESOS EN términos generales, cuanto se ha dicho para los pilares ligeros es también aplicable para este tipo de pilares, cuya diferencia con los ya descritos es la de tener que soporta mayores empujes debido a la mayor sección de hormigón.

Embarrotado Par mayor seguridad en estos pilares, los barrotes o bridas tienen menos separación entre sí que en los ligeros, de manera que absorban los esfuerzos a que han de estar sometidos los moldes. La sección de los barrotes es la misma que en el caso de pilares ligeros, sólo en este caso lo que varía, como ya hemos indicado, es la separación entre ellos.

Atirantado Par evitar que tales tablas pandeen ante el empuje del hormigón, se dispondrá un eficaz atirantado, incluso reforzando éste con doble alambre, más juntos que en el caso de los pilares ya descritos, y con atirantados cruzados, entre dos tablas frenteadas.

Tornapuntas Como puede desprenderse de todo cuanto ya hemos dicho, estos pilare de mayor sección han de ser arriostrados debidamente, para evitar que se desplome, lo que si sucede una vez hormigonado no habrá más solución que derribar el pilara y comenzar de nuevo.

ENCOFRADO DE CABEZAS DE HONGO Cuando una losa de techo continúa lisa, apoyada exclusivamente sobre pilares, éstos van provistos de unos capiteles que se llaman cabezas de hongo.

Figura 54


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Como las losas sin vigas han de tener un grueso mínimo de 15 cm, su encofrado ha de ser más recio que los corrientes y, por la misma razón, el encofrado de las cabezas de hongo. Estas se componen de dos cuerpos tronco-piramidales, lo que exige un encofrado de 8 tableros: 4 correspondientes al cuerpo inferior y 4 al superior. Cada tablero tendrá forma de trapecio y sus lados habrán de biselarse para encajar perfectamente. Construir el encofrado de una cabeza de hongo es, pues, una obra maestra con la que puede lucirse un buen encofrador. El procedimiento para el trazado, biselado y colocación de los tableros viene a ser casi igual al descrito para los cimientos tronco-piramidales de los pilares. Por lo que omitimos la descripción y nos contentamos con presentar los dibujos de un encofrado característico de estos capiteles.

V ENCOFRADO DE PILARES DE PORTICO PORTICOS Hasta ahora hemos visto ía forma de encofrar pilares «suelos», es decir, en que al calcular que las vigas que descansan sobre ellos van sencillamente apoyadas, se hormigonan por separado: pilares primero, vigas después. Se encofra, pues, el pilar, se hormigona en una o en varias etapas y transcurrido cierto tiempo (el que rige en el ritmo impuesto a la obra para su buena marcha) se encofra la viga y se hormigona ésta. Pero un pórtico es la pieza de obra de hormigón en que pilar y viga van unidos entre sí «rígidamente», sin solución de continuidad y donde los esfuerzos a soportar son muy distintos a los que ya sabemos rigen para las vigas simplemente apoyadas. En los casos de pilares y vigas, aquéllos trabajan principalmente a compresión, por las cargas transmitidas hasta ellos por las vigas, En cambio, en los pórticos o estructuras aporticadas, los pilares, también llamados jambas, están sometidos a esfuerzos de flexión, en las bases de pilares aparecen esfuerzos horizontales, etc. Todo lo anteriormente dicho trae como consecuencia lógica el que la sección transversal del pilar o jamba, no sea la misma en toda la altura del mismo. Y mientras tres de sus caras en una misma jamba son verticales, la cuarta, que es la inferior al pórtico, suele estar inclinada hacia adentro, de manera que en la parte superior tiene más sección que en el pie.

Taller Podemos casi admitir aquí cuanto dijimos en materia de pilares en las páginas anteriores. La diferencia estriba en que dos tableros tienen una forma de trapecio. en vez de ser rectangulares, como sucedía en los casos anteriores. Esto se consigue aserrando tablas en el sentido transversal, o de su mayor longitud, con oblicuidad para ir ganando la anchura necesaria. Los dos tableros trapeciales no llevan barrotes y las tablas deben clavarse a las altarjías, tal como se muestra en la figura 55, que sirve para el imbricado posterior. El tablero vertical exterior, de forma rectangular, como la de un pilar normal, no ofrece dificultades. Los dos taleros laterales exteriores llevan un embarrotado bastante ligero, el suficiente para atender estrictamente a su rigidez, ya que la misión resistente no va confiada a ellos, sino a los marcos o bridas. El tablero interior, inclinado, es también de sección rectangular, como el de un pilara normal, pero en este son mayores a aquéllos, ya que tienen esta forma tan especial y al hormigonar, el hormigón trabaja sobre esa pieza considerablemente. Las distancias entre barrotes suelen ser muy pequeñas, ya que es conveniente colocarlos a distancias no superiores a los 50 cm. Naturalmente, en la parte inferior, o pie de la jamba, la separación entre barrotes será algo menor. Otras veces, para aumentar la resistencia de este tablero se coloca una tabla, llamada por tanto «tabla de aguante», clavada a un extremo del tablero, para darle mayor consistencia. Estas tablas «de aguantes» suelen ser tablas sencillas, de las mismas que sirven para encofrar, y van tal como se indica en la figura 56. Se clavan a los tableros laterales cuando éstos no han sido TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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cortados para darles la forma trapecial necesaria al pilar del pórtico o jamba. Como el tablero interior tiene de gruesos, de tabla (uno es el suyo, otro el del embarrotado consiguiente), la tabla de aguante debe clavarse a una distancia de esos dos gruesos de tablas a partir de la línea de hormigón, es decir, a 5 cm de la cara del pilar, si es que el grueso de tabla es de 2,5 cm. Para reforzar estos encofrados, suele también usarse del atirantado, del cual ya hemos hablado en el caso de los pilares y que aquí con las mismas características. El arriostrado de las jambas e un pórtico se efectúa mediante las tornapuntas, tal como ya se ha visto anteriormente. Yen definitiva, el resto de detalles es similar a los ya descritos.

ENCOFRADO DE VIGAS Las vigas son las piezas horizontales que descansan sobre los pilare, o bien sobre muros e mampostería, fábrica de ladrillo, etc. Su encofrado consiste, en términos generales, en dos tableros laterales y uno de fondo. Para su mejor estudio, las dividiremos en: a) Vigas ligeras, medias y gruesas, tal como hacíamos para el estudio de los pilares. b) Según el lugar que ocupan en el conjunto de la edificación: en vigas de fachada, interiores y exteriores. Para todas estas vigas rigen ciertas normas generales, que podemos definir así, en términos generales: Los tableros laterales tienen la anchura de la altura de la viga aumentada en un grueso de tabla, ya que el tablero de fondo, va siempre entre los laterales. Los tableros de fondo suelen ser muy ligeros, ya que la resistencia del mismo se confía a los apeos. Los tableros del encofrado de una viga descansarán totalmente sobre la cabeza del encofrado de los pilares. En la figura 57 vemos los elementos que constituyen el encofrado completo de una viga. Pasemos ahora a exponer las distintas formas en que se nos puede presentar una viga.

VIGA DE FACHADA Como es lógico, esta clase de vigas tienen por característica la de tener por uno de sus lados los muros de fachada que cierran el edificio, y por el otro reciben la carga de la losa del suelo del piso alto. Al estar esta viga al exterior, los dos tableros laterales tendrán diferente altura, ya que por la parte de la fachada hay que dar molde a toda la altura, ya que por la parte de la fachada hay que dar molde a toda la altura de la viga, por lo tanto, el tablero correspondiente tendrá por altura total la de la viga más un grueso de tabla, correspondiente al que tiene el tablero de fondo. En cambio, el tablero interior acaba en el encofrado de la losa. Su altura será, pues, aquella que resulte de disminuir a la altura de la viga el grosor de la losa más un grueso de tabla, que es el de fondo. En la figura 58 vemos la disposición de una viga e este tipo. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Taller El tablero exterior, que es el de mayor altura, se ve libre de la losa, por lo que su construcción es corriente. Los barrotes deben de llegar al extremo más alto del tablero. Los barrotes extremos no se clavarán en los extremos del tablero, sino a una distancia de ellos que corresponda a un grueso de tabla, ya que el encofrado de las vigas, como sabemos, se apoya en el de los pilares, En el caso, también muy corriente, de que se encofre la viga después de haber desencofrado el pilar, la longitud total de los tableros sí que será la luz libre o distancia entere las caras más próximas de dos tableros consecutivos. Lo común es que el montaje de los tableros no se efectúe a pie de obra. Para poder transportarlos con seguridad, es simple conveniente que la clavazón sea firme. Es corriente dar a los barrotes una separación comprendida entre los 50 y 60 cm, ya que han de soportar el empuje que el hormigón ejercerá sobre los tableros laterales. Estos barrotes suelen tener una escuadría de 50 mm por 25. Para el tablero inferior, además de las consideraciones antedichas, teniendo en cuenta que la altura viene disminuida respecto al tablero exterior en la altura de la losa del piso, hay que tener las siguientes: Como en estos tableros apoyan los encofrados de la losa, hay que disponer de una tabla horizontal, clavada a los barrotes, que se llama carrera. Generalmente, en planta, los pilares no suelen estar distribuidos según los vértices de un cuadrado, o dicho de otro modo, la losa que apoya sobre cuatro pilares no es un cuadrado, sino un rectángulo. El encofrado correspondiente a este trozo de losa llevará las tablas según la mayor dimensión y, como es lógico, los barrotes o costillas que refuerzan dichos tableros, irán perpendiculares a ellos, es decir, en el sentido de la menor dimensión del rectángulo. Por lo tanto, esto habrá de tenerse en cuenta a la hora de clavar el tablero lateral interior del encofrado de la viga e fachada de la carrera correspondiente. Si se trata de la viga que corresponde al lado menor del rectángulo, entonces la carrera sitúa a unos 2,5 cm (o sea un grueso de tabla) por debajo del borde superior del tablero de la viga, ya que allí se apoyará el tablero de la losa. Si estamos en el caso de pertenecer la viga en cuestión, a la parte de la mayor dimensión del rectángulo, entonces la carrera debe clavarse a una distancia del borde superior del tablero lateral del encofrado de la viga, que es la suma de un grueso de tabla más lo que corresponda al ancho de los barrotes o costillas del encofrado de la losa. Esta carrera se clavará en el taller, no en el momento de poner el encofrado en obra. El tablero de fondo tiene la misma longitud que los tableros laterales, salvo en el caso de que existan cartelas, en cuyo saso llegarán hasta el arranque de éstas. La cartela es una solución de continuidad de la viga en las proximidades del apoyo con los pilares y sus dimensiones vienen dadas por el cálculo. La anchura del tablero de fondo es la misma que la que tiene la viga de hormigón, ya que, como hemos dicho y se ha mostrado en la figura 57, el encofrado de fondo va clavado entre los tableros laterales. El embarrotado de estos tableros de fondo, para poderse apoyar a los laterales y con ello dar mayor consistencia la encofrado, suelen tener una longitud igual a la anchura de la vida más dos gruesos de tabla. Este grueso de tabla, saliendo por cada lado del tablero de fondo, facilita grandemente el montaje de la totalidad del encofrado. Pero como ya decimos, esos salientes son para «apoyar los laterales», es decir, que no se clavarán, ya que con ellos se dificultaría enormemente la operación de desencofrado. En desencofrado de las vigas no sigue el mismo proceso que el de los pilares. En éstos se quitan los tableros todos a la vez, al cabo del plazo fijado para ello y que depende en gran manera de la temperatura ambiente. En cambio, en las vigas, se desencofran primero los laterales (esta operación puede incluso realizarse pasadas veinticuatro hora, cuando el clima es caluroso) y, en cambio, los fondos de las vigas deben todavía continuar mucho días más. Por ello sería fatal TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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clavar los fondos por medio de los salientes de sus barrotes a los laterales, sino los laterales a los tondos.

Puesta en obra Lo usual es que en primer lugar se coloque en obra el tablero de fondo. Para ello es imprescindible haber dispuesto todo el material auxiliara necesario, tal como los puntales de apeo, las tablas llamada sopandas y que son sobre las que se apoya el tablero de fondo. Este tablero se apoya en sus extremos sobre el encofrado de los pilares, si están todavía, o sobre un puntal adosado al pilar, cuya sopanda está situada a la altura conveniente, para que al apoyar el tablero de fondo, quede éste debidamente. También puede armarse el molde fuera de la obra, para lo cual es necesario coloca unos codales que aseguren la correcta forma del encofrado. Estos codales se quitan una vez ya asegurado el encofrado en obra. Asentado el tablero de fondo en los dos apoyos extremos, se procede a colocar los puntales (que suelen estar constituidos por unos rollizos o troncos de escaso diámetro, de unos 12 a 8 cm de diámetro) con las correspondientes sopandas (en la parte inferior de la figura 60 vemos n puntal con su sopanda) y que son las que realmente tienen a su cargo el mantener horizontal el tablero de fondo, y después se procede a colocar los tableros laterales. El tablero lateral exterior se arriostra, tal como se muestra en la figura 59, clavando unos tornapuntas a la cabeza de las sopandas, y evitando el deslizamiento de dicho tornapuntas mediante una tabla de tope o de aguante. También se puede clavar dicho tornapuntas al extremo de la sopanda. Las sopandas están aseguradas con dos jabalcones, que al triangular la figura le a mayor consistencia. La longitud de estas sopandas es la suficiente par sobresalir del tablero de fondo con el fin de poder clavar en ella los tornapuntas con la debida garantía. Para la buena marcha del apuntalamiento, los rollizos tendrán una altura un poco inferior a la que tiene el pilar (es decir, hasta el tablero de fondo), disminuida en los grueso de tabla correspondientes a las sopandas y a las tablas que se colocan al pie para dar un apoyo firme, plano y horizontal. Además, para lograr un perfecto apoyo, se dispondrán cuñas para llevar el tablero de fondo a su sitio exacto. El número de rollizos o puntales a colocar depende de varios factores, tales como dimensiones de la viga a hormigonar, peso que va a soportar durante el hormigonado, etc. Téngase muy en cuenta que hasta que la viga no esté en condiciones de «valerse por sí misma» y de soportar las carga que incidan sobre ella en la restantes fases de la obra, son los puntales los que deben sufrir todos los esfuerzos. Por lo general, se suelen colocar los rollizos separados de 60 a 70 cm, aunque ya decimos que ello depende de lo factores antedichos. Podría, incluso, calcularse el número de rollizos necesarios de la siguiente manera: Conocida la sección de la viga a hormigonar, su longitud, etc., se calcula el peso de la misma. También se determinan el peso el molde y de la demás cargas que va a soportar la viga durante todo el proceso de hormigonado hasta su desencofrado. Así llegamos a determinar el peso o carga por metro lineal de viga encofrada. Suponiendo como cifra de seguridad que el centímetro cuadrado de sección de rollizo soporta 40 kg, podemos deducir la sección necesaria de aquéllos a colocaren puntales y su separación. En la base del puntal se colocan las tablas o tablones que den a aquéllos, no sólo una base regular, sino un reparto al terreno de las cargas que soportan. Si no fuera así, el puntal se calvaría en el suelo (en el caso en que éste o fuera de hormigón o resistente). Entre estas zapatas y el puntal, se colocarán las cuñas precisas par llevar a su posición los puntales. Una vez conseguido esto, y par TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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evitar deslizamientos producidos por cualquier causa, se clavarán ligeramente las cuñas a las zapatas, pero sin llevar a fondo los clavos, ya que ello dificultaría la operación inversa de desencofrar.

Seguridad en los puntales Naturalmente, deberán rechazarse todos los puntales que no estén bien derechos, ya que por ser piezas esbeltas pueden flexionar bajo la carga recibida. Para evitar esto, incluso en los rollizos más derechos, cuando la altura es considerable, es necesario arriostrar debidamente los puntales. Para ello es suficiente que se claven a media altura tablas, de manera que unan cada rollizo con el más próximo, tanto en el sentido de la misma viga a que pertenecen como apeos, como en el sentido perpendicular con la viga siguiente. Con este modo de arriostrar los puntales, no habrá forma de que pandeen y peligre el encofrado. Y ya que hablamos de puntales para apeos de vigas y considerable altura, conviene recordar que no siempre encontraremos puntales adecuados para esa altura, o que ya tengamos en obra otros puntales más cortos por cualquier circunstancia. Se pueden aprovechar éstos mediante un empalme eficaz, o que ya tengamos en obra otros puntales más cortos palme eficaz que nos permita alcanzar la altura deseada sin que por ello se pierda resistencia en el apeo. Desde lego, hay que evitar que todos, absolutamente todos los puntales sean empalmados. Por lo menos, deberemos emplear de un sesenta a un setenta por ciento de puntales enteros y el resto pueden ser empalmados. El empalme debe hacerse en un extremo, es decir, utilizando un rollizo que tenga una longitud igual o superiora los dos tercios de la total a conseguir, ya que el pandeo viene a producirse por la parte central. No hay, pues, que empalmar dos trozos de rodillos iguales, sino, como mínimo, que uno tenga el doble de la longitud que el otro. Con ello ya nos salimos fuera de la zona peligrosa. En el empalme se contarán dos caras bien lisas, par que asienten bien la una sobre la otra, y este corte se dará perpendicularmente a la longitud del rollizo, para evitar deslizamientos. Luego con dos tablillas se procede al clavado y unión de los dos trozos de rollizo. A veces, y para mayor seguridad, se colocarán cruces de San Andrés, arriostrando los puntales y tornapuntas. Los primeros para mantener los puntales en el plano vertical que pasa por la viga apeada y las segundas para evitar deslizamientos de puntales, caídas, etc. Estas vigas de fachada que acabamos de describir deberán de cuidarse mucho, ya que es delicada su construcción por las especiales características que reúnen.

VIGA INTERIOR Por lo general, una viga interior se caracteriza por tener que soportar la losa del piso superior por ambos costados, a diferencia de las vigas de fachada, que sólo tenia la losa por la parte interior.

Tableros laterales En este caso, figura 60, en que se muestra una viga interior, los dos tableros laterales son iguales, y su altura será la de la viga, disminuida en la altura de la losa y aumentada en un grosor de tabla, que corresponde al tablero de fondo.

Tablero de fondo En este caso de las vigas interiores, el tablero no difiere absolutamente en nada del ya descrito para el caso de vigas de fachada.

Taller Podemos repetir aquí cuanto ya dijimos sobre el montaje de tableros en taller de los moldes para vigas de fachada, de manera que el lector debe recordar cuanto en aquella ocasión dijimos.

Puesta en obra También es idéntica la puesta en obra de los tableros en el caso presente. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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ENCUENTROS DE VIGAS Esquinas En el caso que aquí vamos a describir, suponemos que el encuentro de las dos vigas que forman la esquina, están en voladizo, es decir, sin apoyar en la mencionada esquina en pilar alguno, ya que si así fuese, no habría problema especial alguno. Se trataría simplemente de dos vigas de fachada que descansan sobre un mismo pilar.

En la figura 61 representamos una esquina en vigas de voladizo. Los tableros no presentan novedad alguna sobre los ya descritos anteriormente. Se tendrá en cuento, en cambio, que las carreras y las tablas de aguante no tendrán la misma longitud que los tableros, sino que sobresaldrá lo necesario para que se puedan asentar sobre estas piezas las tablas que sirven de aguante y sujeción vertical de la citada esquina, las que van clavadas a las carreras. La única variación sensible consiste en los tableros de fondo, ya que en nuestro caso presente se encuentran los planos que lo constituyen a un mismo nivel. Por tanto, este encuentro de ambos tableros puede hacerse: a)

b)

Con un tablero «corto» y otro «largo». Uno de los tableros de fondo cubre toda la esquina y en cambio, el otro, no llega el vértice, siendo la distancia que aún le falta, la del ancho del otro tablero. Este tipo de fondo se llama junta de borde y testa. En la figura 62 se muestra un encuentro de este tipo. Con ambos tableros encontrándose en cada punto, formando, pues, su junta, una línea diagonal que une los dos vértices de los tableros.


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En la figura 63 mostramos un tipo de encuentro con junta a inglete. Describiremos las características que nos puedan interesar de estos dos tipos de encuentros. En la preparación de los tableros de fondo para una junta a «borde y testa» no hay que tener más precaución que darle la debida longitud a cada tabla, para que su encuentro en la junta sea lo más perfecto posible. En el apuntalamiento de estos fondos hay que colocar una sopanda precisamente debajo de la junta y cruzándose con ésta, y aproximadamente por la mitad de la longitud de la junta, otra sopanda. Se apearán estas dos sopandas, apoyándose en el cruce de ambas, con un puntal, y desde los extremos de las sopandas pondremos jabalcones al puntal, para arriostrar aquéllas. En la presentación de los tableros de fondo para un junta a «inglete» se debe tener muy en cuenta el aserrado en diagonal de las tablas par que luego unan perfectamente. Si las dos vigas tienen el mismo ancho, caso que será el más frecuente, el ángulo de corte es el de 45 grados y podremos replantearlo y aserrarlo perfectamente. Para el apuntalamiento de un junta de este tipo, basta con situar una sola sopanda a todo lo largo de dicha unión. Estas dos son las dos uniones más corrientes que se efectúan. Puede hacerse, no obstante, otros tipos de juntas que, por sencillas, se resolverán sin dificultad.

VIGAS ACARTELADAS Razón de las cartelas (1) En el cálculo de las vigas se obtiene, a veces, que los esfuerzos que ha de soportar ésta en su unión al pilar, son considerables. Para absorber estos esfuerzos bastaría aumentar la sección de hierro en esas zonas «peligrosas». (1) Si al lector quiere tener una idea más exacta acerca de la razón de ser de la s cartelas, debe consultar las monografías números 33 y 34, TECNICA Y PRACTICA DEL HORMIGON ARMADO de esta misma colección, ya que aquí sólo damos una muy ligera noción acerca de las mismas. Pero esto no siempre es económico y se recurre a la otra solución: acuartelar la viga, con lo que se consigue aquel efecto de resistencia al aumentar la sección de hormigón, por una parte, y por otra, porque permite «alejar» la norma sección de hierro que teníamos en los redondos colocados ya en la viga, aumentando, pues, el brazo de palanca y, por lo tanto, el valor de resistencia de la armaduras frente a los esfuerzos a soportar. Las longitudes a dar a las cartelas las da el cálculo, aunque a veces también suelen darse «a priori». Así, se toma como longitud más corriente para la cartela, la de la décima parte de la luz entre pilares y que la pendiente de la cartela sea la de 3/1. En la figura 64 representamos una cartela. Por tanto, la sección transversal de esta clase de vigas no es constante, sino que por las cartelas sufre una variación en su fondo.

Taller La preparación de tableros no ofrece dificultades. Podemos obtener los acartelamientos según mejor podamos disponer de la madera en almacén, o bien contando las tablas para darle la forma necesaria, tal como representamos en la figura 65, que tiene el inconveniente de estropear madera sin posible recuperación. La otra solución consiste en añadir tablas en la parte acartelada, sin aserrar, sobre las cuales se clavarán, en la posición debida, las de fondo de la cartela (figura 66). Esta solución tiene a su vez el inconveniente de emplear madera en mayor cantidad de la necesaria pero ésta no se estropea ni se desperdicia. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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El resto de las características es idéntico a cuantas hemos descrito para los tableros laterales de las vigas. Se tendrá presente el darle a estos tableros laterales la anchura necesaria para que, además de la altura de la viga, queden comprendidos en ellos el tablero de fondo con sus barrotes y, si las hay, las tablas de aguante. Es corriente marcar sobre los tableros laterales la línea paralela a la distancia, que da un grueso de tabla más la de los barrotes, todo ello correspondiente al tablero de fondo La preparación de este tablero se efectúa, corrientemente, de la forma siguiente: 1.º Prepararemos las tablas correspondientes al tablero como si no existiese la cartela, es decir, como un caso de viga de sección igual. Se monta embarrotandolo con varios barrotes, pero no con su totalidad. 2.º Por la cara embarrotada se marca la línea extremo de la viga, es decir, donde da comienzo la cartela. 3.º Se marca con la sierra, sin profundizar en la tabla en exceso. 4.º Con la azuela se hace una muesca inclinada del lado donde queda la cartela. 5.º Se dobla la porción de tablero correspondiente a la cartela, obteniendo ya ésta completamente. Es, como puede imaginarse, una operación que requiere alguna habilidad, pero no vaya a creerse que es muy difícil de conseguir. Naturalmente, también se puede formar por piezas la cartela y su viga, pero queda menos perfecta. Todo consiste en sendos tableros medidos cuidadosamente y acoplados con habilidad. Para mayor seguridad, se suele colocar un embarrotado formado por dos barrotes, en el lugar donde se inicia el quiebro de la cartela, uno en cada lado de ese quiebro, es decir, uno en cada lado o tablero. VIGAS MAESTRAS Y BROCHALES Se llaman vigas maestras a todas las ya estudiadas y que, resumiendo, son las que apoyan en otros elementos de obra, tales como pilares, muros de fábrica, hormigón, etc. En cambio. e suelen llamar brochales a aquellas otras vigas que se apoyan en las maestras. También se les llama viguetas. El encofrado es, pues, algo diferente a los ya descritos. Taller Por lo general, los tableros que constituyen el encofrado de la viga maestra difieren poco de los que ya hemos visto en los casos anteriores. En la figura 67 vemos cómo una viga brocha «entrega» en una viga maestra. En los tableros laterales de la viga maestra se colocará un barrote debajo de la abertura de entrega, tal como ya vimos que se hacía en los apoyos de las vigas sobre los pilares, penetrando el encofrado de los brochales en el de la viga maestra. La abertura a practicar en los costeros de la viga maestra debe tener una anchura igual a la que debe tener la sección de la vigueta más dos gruesos de tabla. En cambio, la altura será igual a la que deba tener la vigueta disminuida en el grueso correspondiente a la losa de piso más un grueso de tabla, que corresponde a un grueso de fondo. Además del barrote de fondo, clavado en el lateral del encofrado de la viga maestra, para apoyo del tablero de fondo de la viga brochal, se colocarán dos barrotes más en los laterales de la abertura de entrega, tal como se ve en la citada figura 67. En esta misma figurase expresa la situación en que debe estar la carrera. El encofrado de las vigas brochales no ofrece dificultad, siendo válido cuanto hasta aquí dijimos acerca de lo referente a vigas. El encuentro de ambas vigas, como puede comprenderse, es un punto débil y por lo tanto deberá apearse con gran cuidado; para ello dispondremos de un buen puntal, que se colocará precisamente en el centro del encuentro de ambas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


La nivelación de ambas vigas también debe de hacerse con mucho cuidado, colocando las cuñas en la debida forma para llevar los fondos de ambos moldes al lugar exacto. Deberá también vigilarse que al colocar las armaduras de ambas viga, por ser algo más complicado que en el caso sencillo de una sola viga maestra, no se hayan movido los tableros, y llevarlos de nuevo a su verdadera posición en el caso contrario.

VII ENCOFRADO DE MUROS ENCOFRADO DE MUROS Se distingue este tipo de encofrados del resto de los estudiados hasta ahora porque en ellos se emplean tableros de grandes dimensiones, en consonancia con las también considerables dimensiones que adquiere este tipo de obra, al contrario de lo que sucedía en el caso de pilares y vigas, caracterizadas por su estrechez y longitud. Aquí, en cambio, en el encofrado de muros y paredes, habrá de disponer de tableros grandes en consonancia con la obra a ejecutar.

Replanteo Una vez hormigonado el cimiento sobre el cual se va a asentar el muro que tratamos de encofrar, se procede, sobre el enrasado de aquél, a replantear o delimitar el nuevo encofrado. Tendremos muy en cuenta que no conviene dejar endurecer totalmente el hormigón de enrase de cimiento, par poder dejar «agarrados» los clavos y tablas que forman la carcelilla o tablas de sujeción de la base inferior del encofrado. Estas carcelillas se situaran de la manera siguiente: Fijado el eje del muro a encofrar, las tablas de sujeción de la base inferior no irán a una distancia de ese eje igual a la mitad del espesor del muro, ya que hay que tener en cuenta, además de éste, gruesos de tabla y anchos de las tablas que forman las costillas. Así, pues, y fijándonos en la figura 68, que muestra una planta, tenemos, si llamamos e al espesor del muro, g al espesor del muro, g al grueso de tabla y c al ancho de costilla. Separación entre tableros = e + 2 . g + 2 . c; Y lo que tenemos que alejarnos del eje del muro: e/2 = c + g. Para este tipo de «carcelillas» se emplea la misma tabla de encofrar, teniendo, pues, por escuadria 2,5 × centímetros. Ejecución Es corriente que, una vez clavadas la «carcelillas», se proceda a sujetar las costillas, sobre todo las extremas del encofrado y varias del centro. Para ello se procederá a su aplomado con toda precisión y se le clava un tornapunta para su afirmado. Es fundamental, repetimos, el perfecto aplomado de estas costillas que ahora situamos, ya que en ellas se van a apoyar todas las operaciones sucesivas. Para mayor seguridad, se clava horizontalmente una tabla en la parte superior de las costillas, que les da mayor rigidez e impide que se separen, inclinándose, del plano que forman sus aristas interiores (cara del muro). En la figura 69 vemos una tabla de aguante de pie, o carcelilla, con dos costillas ya aplomadas y una de ellas con un tornapuntas arriostrarla verticalmente. También se ha dibujado una riostra horizontal en la parte superior para evitar que las costillas venzan. Los tornapuntas van clavados por su extremo superior, como ya hemos visto, por dos clavos a la cabeza de las costillas. Por la parte inferior, que se corta en bisel, debe afianzarse bien al suelo, o también puede clavarse una tabla que ya habremos dejado recibida en el hormigón del suelo para esta misión. Si todo ello, es decir, si no se hubiera dejado previamente clavada una tabla en el hormigón para sujetar el extremo del tornapunta, también podemos obtener esa rigidez mediante el clavado de una tabla o mejor un cuadradillo. En la figura 70 vemos un tornapuntas cuyo pie va clavado a la tabla que previamente se ha embutido en el hormigón, y en la figura 71 vemos el caso en que no tuvimos esa previsión o nos convino más


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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA establecer «el triángulo de rigidez» mediante un cuadradillo. En fin, en cada caso particular y según los elementos con que se cuenten, así dispondremos el arriostramiento de las costillas.

Número de costillas necesarias

No podemos dar una regla o fórmula que dé la solución a este problema. El número de costillas a disponer para que los tableros queden bien seguros ante los esfuerzos que deben soportar viene en función del espesor del muro, altura del mismo, forma de hormigonado, empujes que se suponga habrán de originarse antes de que el hormigón pueda «valerse por sí mismo», etc. Como una regla general que ha sancionado la práctica, se suele colocar una costilla cada 60 ó 70 cm. Ello es suficiente en casi la mayoría de las obras de este tipo. Es cuanto a los tornapuntas, no siempre suele se necesario disponer uno en cada costilla. Bastará con colocar un tornapunta cada dos o tres costillas, incluso menos. Claro que si se trata del encofrado de un muro de considerable altura y se va a hormigonar también en alturas grandes, convendrá que los tornapuntas estén más juntos para mayor refuerzo. También tendremos que disponer de mayor número de tornapuntas en el caso de tratarse de un muro grueso. Si por economía de obra, o por otra circunstancia, la separación entre costillas fuera superior a los 70 cm, habría que procurarse alguna manera de impedir que las tablas del encofrado se alabeasen o flexionaran al recibir el empuje del hormigón, procurarse alguna manera de impedir que las tablas del encofrado se alabeasen o flexionaran al recibir el empuje del hormigón, produciendo en el muro las feísimas «barrigas», que son de un efecto deplorable y cuya corrección no es, naturalmente, muy ortodoxa, ya que hay que andar repicando el hormigón sobrante, enluciendo después, etc. Se impone, pues, una seria vigilancia de las costillas y de los tornapuntas. Claro que todavía no hemos descrito la función que realizan los atirantados y que también impiden que los tableros se abran. Puede sucedernos que no tengamos suficientes tablas para proceder a colocar un número de costillas que nos permita estar seguros del encofrado. Esto no debe importarnos demasiado si tenemos, en cambio, medias tablas o trozos de tablas de longitud suficiente para poder efectuar empalmes con ellas y obtener así las costillas que nos son necesarias para disponer una cada 70 cm como máximo. Par ello deberemos tener en cuenta, en primer lugar, la forma de solape que debe darse a los empalmes, y en segundo lugar, pero no por ello menos importante, el punto del encofrado de donde cae ese solape o empalme. En las figuras 72 y 73 vemos dos formas de solape. La primera (figura 72) no ofrece garantía alguna, por tener poca superficie de contacto. La segunda (figura 73) es más correcta. Indudablemente, cuanto mayor sea la longitud solapada, tanto mejor. Aun en el caso de que efectuemos un buen solape, tal como se muestra en la figura 74, no por ello deberemos darnos ya por satisfechos. Estos solapes no deben hacerse en cualquier punto, en cualquier altura. Si se colocara entre dos carreras, ante el empuje del hormigón, servirían de bien poco. Por eso hay que situar esos empalmes «precisamente» a la altura de una carrera. En las figuras 74 y 75 vemos cómo debe situarse este solape. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Carreras Van clavadas a las costillas y suelen colocarse incluso sin necesidad de colocar primero los ejiones. No obstante, siempre es más recomendable colocar primero los ejiones, ya que con ello quedan mejor situadas y apoyadas las carreras. Naturalmente, antes de comenzar el clavado de las carreras, ya se habrán puesto algunas tablas. Se dispondrá así el trabajo. Se pondrán los ejiones de la primera hilada, dos o tres tablas del encofrado y luego ya la primera carrera, que quedará, pues, situada a corta altura del suelo. Ello es muy conveniente, por ser, precisamente, donde en encofrado sufre mayor empuje a la hora del hormigonado. Luego tomaremos el alambre de atirantar, utilizándolo, como en los casos anteriores, para sujetar los tableros y procurar que no se abran por efecto del empuje del hormigón. Este alambre de atirantar se pasa por encima de la última tabla de encofrado ya dispuesta (en este primer caso, sobre la tercera); se colocara a continuación la cuarta tabla, procurando (el grueso del alambre tratará de impedirlo) que ajuste bien sobre la parte superior de la tercer tabla, para lo cual se golpeará ligeramente con el martillo, y una vez ya conseguido ese acoplamiento entre ambas y el alambre, se pasa por sobre la carrera y la nueva tabla y así sucesivamente. Estos alambres de atirantar se sitúan cada metro, poco más o menos, siempre sobre las carreras. Las carreras suelen estar constituidas por una sola tabla, en el caso de que el empuje del hormigón y los esfuerzos a soportar no sean demasiado grandes. Por doble tabla, cuando se espere que los esfuerzos sean considerables. Si los esfuerzos son grandes, se suelen emplear cuadradillos o alfajías, de sección 10 × 10. En cuanto a la separación entre carreras, podemos aquí repetir lo mismo que se dijo cuando hablábamos del embarrotado de los pilares; en la base del encofrado del muro, la separación entre carreras suele ser pequeña, unos 40 a 50 cm (ya vimos que la primera carrera queda a unos 30 cm del suelo); luego, esta separación va en aumento, ya que en la parte alta el empuje va decreciendo con la altura y el empuje a soportar es menor. Por eso se llega a separaciones de 1 metro y algo más. Como tanto las carreras como los atirantados ejercen la misma función, que es la de evitar que los tableros se separen o abran, si disponemos un gran número de atirantados podemos, a cambio de esto, disminuir la escuadría de las carreras. Pero como norma general, por demos disponer de un atirantado con alambre de unos 3 a 3,5 mm de diámetro cada 70 a 100 cm; se pondrá a 70 cm, en los casos en que estemos encofrando muros de cierta altura o de espesor considerable. La forma de atirantado ya la vimos cuando tratamos de los pilares, es decir, se les da «garrote», que equivale a decir que por la mitad del tirante se introduce una barra y se gira, de manera que al arrollarse sobre sí mismo, va disminuyendo su longitud y aproximando los tableros hasta la posición deseada. También puede tensarse el alambre mediante el acuñado exterior. Claro que al efectuar esta operación, los tableros tienden a vencerse hacia el interior, disminuyendo su separación. Esto se evita siempre mediante la colocación de unos codales precisamente en las cercanías del atirantado. Estos codales estarán cortados a una longitud que es exactamente la anchura o espesor del muro. De esta manera, y dada la rigidez de los codales, este ancho permanece invariable. A la hora de hormigonar, y conforme la altura del hormigón va llegando hasta los codales, éstos se estiran, ya que no deben quedar embebidos en la masa de hormigón, y además, porque ya no son necesarios, puesto que el hormigón empuja los tableros hacia afuera y los mantiene separados. En cambio, los alambres de atirantar sí que quedan embebidos en la masa de hormigón y, cuando se efectúe el encofrado, hay que tener cuidado de recortarlos bien para que no queden «flecos». TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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MUROS DE CIERTA LONGITUD Si los muros son de una longitud escasa, no habrá dificultad en el problema de las carreras. Pero cuando esta longitud excede de las dimensiones de aquéllas, entonces se nos presenta, como sucedía con las costillas, el problema del empalme de las carreras. Estos empalmes pueden ir en cualquier parte del encofrado, no hay prescripción especial para ello. En cambio sí la hay para la forma de efectuar este empalme. La forma más eficaz de hacerlo es uniendo ambas piezas a testa, no con solape, como hacíamos en el caso de las costillas. Y para evitar que por el empuje del hormigón, estas uniones, al flexionar, rompan ese empalme hay que tomara las precauciones necesarias dando cierta rigidez a la junta. Esto se consigue colocando en ella dos tablas, como se indica en la figura 76, que evitarán, debidamente clavadas, la flexión por la junta. Todavía mejores la forma de empalme que se ve en la figura 77. En cuanto al empalme de las tablas que forman el molde no hay dificultad alguna, ya que se van uniendo a testa. Sólo cabrá aquí tener la precaución de reforzar con una costilla maestra el lugar donde se efectúa la junta, para evitar que el encofrado se abra bajo el empuje del hormigón. En la figura 78 se muestra un encofrado de un muro completo, con indicación de cada una de sus partes más fundamentales y que ya hemos descrito hasta aquí.

PRECAUCIONES ANTES DE HORMIGONAR Durante todas las operaciones de encofrar, habrán caído suciedades al fondo del molde que es necesario limpiar antes de verter la primera capa de hormigón. Como ya vimos en los pilares, también aquí se suelen ensayar unas ventanas de limpieza, para extraer de ellas cuantas pequeñas cosas hayan caído en el suelo. Una vez efectuada esta limpieza, se cierra bien la abertura, para que por ella no pueda salir al exterior el hormigón vertido ni tan siquiera el mortero. Si los muros tuvieran una altura superior a los tres metros, es conveniente también hacer ventanas de hormigonado. No es conveniente echar el hormigón desde una altura considerable, ya que con ello los materiales se disgregan. Los gruesos (grava), por ser más pesados, caen antes, y los finos (mortero) caen después, formándose unas capas irregulares de malas mezclas. Si el muro es lo suficientemente ancho para permitir que un peón palee de nuevo el hormigón hasta darle la debida homogeneidad, no hay peligro. Pero si esto no sucede, el hormigón no será de buena calidad. Por eso decimos que es muy conveniente dejar a alturas de unos tres metros unas ventanas para el hormigonado, con el fin de que no suceda esa disgregación de que hablábamos. Otra de las precauciones que suelen tomarse antes de hormigonar es la de darle una mano a los tableros por su parte interior con gas-oil o aceite quemado, llamado así al que saca de los motores de los automóviles o de los caminos después de que éstos lo han utilizado en la lubricación. Con este pintado, se evita que el hormigón «se pegue» al tablero y quedan los paramentos de obra más lisos y sin desconchados.


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ESQUINAS DE MUROS Replanteo No ofrece dificultad alguna el replanteo de una esquina de muro. En realidad es simplemente el encuentro de dos alineaciones en un punto que es común en ambas. Podemos seguir así el mismo procedimiento que describimos ya para el replanteo de un muro normal. Desde luego, como allí, también aquí será necesario haber dejado sobre el enrase del cimiento, antes de que el hormigón fraguase por entero, lo que dificultaría la operación, los clavos ya las tablas que permitan formar las carcelillas o tablas de sujeción de la base inferior del encofrado. En la figura 79 vemos cómo se ha replanteado la esquina del muro. Tenemos trazados los dos ejes de los dos muros que corren a su encuentro. Son estos los A-A y B-B, cuyo encuentro es el C. A la distancia E del eje, se traza la línea donde ha de clavarse la tabla de sujeción de la base. Ya vimos que esta distancia E no es precisamente la del medio muro correspondiente, ya que hay que tener en cuenta el grueso de las tablas de encofrado y las costillas que también se apoyan en las carcelillas. Trazando, pues, las dos líneas separadas del eje en esa cantidad E, tendremos replanteada completamente las esquina del muro. EJECUCIÓN Por lo general, un de los tableros sólo llega hasta la esquina. En cambio, el otro se prolonga más allá en una cantidad que corresponde a una costilla. La disposición de estas costillas se muestra en la figura 80. En ella se ve cómo la costilla del borde, como una prolongación del otro tablero más corto. En cambio, este tablero tiene su costilla en la esquina misma, como «añadida» al tablero mayor. Como se ve en la figura 80, las carreras continúan más allá de la esquina. Esto es necesario para poder colocar las tablas de refuerzo o de aguante de esquina, las cuales van clavadas a la carrera correspondiente. El atirantado de las dos paredes que constituyen la esquina no ofrece dificultades, ya que se efectúa como si se tratase de muros independientes, realizando la operación de la misma manera que ya hemos descrito. También se aplica aquí cuanto dijimos acerca de los elementos de seguridad y refuerzo, tales como costillas, carreras, tornapuntas, etc. Si sobre el muro se apoya la losas del suelo de piso, el tablero queda al interior tiene que ser más bajo que el exterior. Las costillas se cortarán a una altura que será la del techo disminuido en un grueso de tabla, que es el correspondiente a la tabla de encofrado de piso.

HORMIGONADO DE MUYO Y SUELO En muchas ocasiones es necesario hormigonar el muro y el suelo de continuo, es decir, sin solución de continuidad. Para ello, el tablero interior tendrá que levantarse del suelo la altura correspondiente a la losa del piso. Esto suele suceder en depósitos y otros elementos de obra que exijan una continuidad en la masa de hormigón. Para separar el tablero interior del fondo del suelo se colocan unos tacos de madera de la altura deseada. Mucho mejor que estos tacos de madera (los cuales sólo se deben emplear cuando no dispongamos de otra cosa) son unas piezas de hierro sobre las cuales se apoya el tablero.


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


Estos zancos, como es natural, quedarán embebidos en la masa de hormigón, por lo que no irán excesivamente sujetos a los encofrados. Si se sujetasen excesivamente impedirían la operación de desencofrado, teniendo incluso que estropear madera al forzarla. En la figura 81 vemos una forma bastante cómoda de colocar estos soportes, también llamados zancos. Como puede verse, se colocan alternativamente en las costillas, lo que es más que suficiente para soportar con seguridad al encofrado. Van clavados a aquéllas con clavos doblados, abrazándolos, y a manera de tope, para que el tablero no se deslice por los redondos, se clavan en lugar conveniente, para que la altura del fondo del tablero sea la deseada, es decir, igual al grueso de la loza del suelo, unos tacos de madera que impiden todo descanso. Si se da el caso de que el tablero interior no se pueda apoyar y afianzar sobre la carcelilla correspondiente, hay que poner unos montantes por delante de las carreras, acodaladas por la cabeza y el pie.

SOLUCIONES DE CONTINUIDAD EN EL HORMIGONADO: HUECOS Puede suceder que el paramento del muro a encofrar no sea continuo, cerrado, sino que presente alguna abertura, tal como uno ventana, puerta, etc. En este caso, naturalmente, hay que tener en cuenta que también los huecos, hay que utilizar tableros estos «huecos» deben preverse en los encofrados. Así como el muro o pared se encofran colocando las costillas, luego tabla a tabla, en el caso de encofrar los huecos, hay que utilizar tableros ya preparados en el taller, con las medidas justas, de modo que tan sólo se procederá a su colocación. Estos tableros, como han de sufrir empujes de cierta importancia, debidos a la masa de hormigón, deberán ir embarrotados como un tablero cualquiera. TALLER Las medidas de esta clase de moldes deberán tomarse con extremo cuidado, ya que habrá que tener presente que estos encofrados son para obtener «hueco» y por lo tanto las medidas exteriores del tablero serán las que se produzcan en la obra una vez hormigonadas. Estas dimensiones, pueden variar muy ligeramente, según dispongamos en obra los tableros del molde. En la figura 82 vemos que el tableros de arriba (dintel, se trata del molde para una puerta) se apoya en los dos laterales (jambas). Esta manera de encofrar dificulta algo el posterior desencofrado de la pieza. Mejor para desencofrar es la manera de clavar el tablero correspondiente al dintel que se muestra en la figura 83. Y que se obtiene al clavar uno de los extremos a la cabeza del tablero de la jamba y lateralmente al otro. De esta forma, se pueden retirar los encofrados más fácilmente.

REPLANTEO Colocando ya el tablero interior del encofrado del muro, se procede sobre él al replanteo del hueco que nos interesa obtener. En este replanteo hay que tener también en cuenta, como sucedía con el muro, que tendremos que situar las tablas de aguante o carcelillas de manera que encajando los tableros de encofrado del hueco queden éstos en su lugar exacto. Por tanto, estas carcelillas se clavarán a una distancia entre su bordes exteriores que será la del hueco a obtener disminuida en dos gruesos de tabla, correspondiente a los tableros del molde y disminuida también por otros dos gruesos más, correspondientes al embarrotado de dichos tableros. En la figura 84 vemos una carcelilla con las dimensiones indicadas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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PUESTO EN OBRA Una vez clavadas las tablas de la carcelillas, procederemos al encaje del molde que va a determinar el hueco de puerta, ventana, etc. Los tableros del molde, que han sido ejecutados totalmente en el taller, se irán introduciendo junto a las tablas de aguantes correspondientes, para lo cual se habrá tenido presente clavar los codales separados un grueso de tabla del borde interior, para que no coincidan con las tablas de las carcelillas. Efectuado el encaje de los tableros, se procede a colocar los refuerzos, tales como jabalcones, para resistir el empuje de la masa de hormigón. Una vez terminado todo esto, ya estará listo el molde del hueco para recibir el tablero correspondiente al encofrado exterior del muro. Para mayor claridad de todo lo expuesto, puede estudiarse la figura 85, que representa el encofrado de un hueco de ventana.

VIII ENCOFRADOS DE SUELOS DE PLANTA DIFERENTES CLASES DE SUELO Los suelos que constituyen las diferentes plantas de un edificio pueden ser muy diversa naturaleza, y son muy variadas las formas de obtenerlo. Así podemos construir un suelo con una losa armada sencilla apoyada sobre pilares y vigas, o sobre muros de fábrica, etc. Un suelo de este tipo, lo podemos ver en la figura 86, cuya mitad derecha lleva la losa apoyada sobre vigas de hormigón y la otra mitad izquierda, sobre muros de fábrica de ladrillo. Otra clase de suelo puede estar formada por una losa maciza, como la anterior, pero en forma de bovedilla, la cual puede tener toda ella el mismo espesor o puede ser más gruesa en las entregas (figura 87 y 88). Otra clase de suelo es la que representamos en la figura 89, constituido por losas con nervios o vigas en T. Este tipo se puede, a su vez, dividir en suelos nervados sin cuerpo de relleno, que es el que representamos en la citada figura 89, y suelos nervados con cuerpos de relleno, que mostramos en la figura 90. Este relleno suele estar constituido por piezas cerámicas, tales como ladrillos corrientes, piezas aligeradas de formas muy diversas, bloques huecos prefabricados con materiales de poco peso, tal como el yeso, carbonilla, hormigón de piedra pómez, etc. Otra clase de suelos es la de ladrillo armado, que puede tener o no una capa de compresión de hormigón. En esta clase de suelos los ladrillos «cargan» con las fatigas de compresión. Como su nombre lo indica, lleva unas armaduras para formar los nervios cerámicos.


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Otra clase de suelos es la de ladrillo armado, que puede tener o no bricadas fuera de la obra, en taller. Con ello se ahorra buena cantidad de madera en el encofrado, aunque, claro está, tienen el inconveniente del traslado, la elevación y la colocación en obra, operaciones todas harto engorrosas. Indudablemente, la vigilancia en la buena marcha del hormigonado, es mayor que en cualquier otra clase de obra. Otro inconveniente suele ser el peso de estas piezas, el peligro de roturas, etc. (1). Como puede apreciarse por todo lo expuesto, es muy necesario que el oficial encofrador conozca perfectamente la clase de suelo que se le encomienda encofrar, pues según se trata de uno u otro, así tendrá que operar en consecuencia. En unos caos tendrá que encofrar absolutamente toda la superficie del suelo, en otros tendrá que encofrar parcialmente, en tramos, etc. Según los materiales a emplear en el relleno, o en la losa, así tendrá luego que tener presente para proceder a colocar un encofrado más o menos resistente, con apeos muy tupidos o más separados. Por lo tanto, es muy conveniente que tenga ideas muy concretas acerca de los pesos de los diversos materiales que van a entregar a formar parte de los suelos que le ha encomendado encofrar. En todo caso, nunca estará de más que lleve unas ligeras notas acerca del peso por metro cuadrado de los diferentes materiales más usuales, y que puede encontrar en cualquier libro de construcción.

SUELOS DE LOSAS DE HORMIGON ARMADO El encofrado de este tipo de losas, apoyadas en muros de hormigón, mampostería o fábrica de ladrillo, o bien en vigas sobre pilares, es sencillo. Bastará con tableros corrientes sobre los cuales se situarán las armaduras, recalzadas con cuadradillos de hormigón prefabricados y otros elementos que luego quedarán embutidos en la obra, por lo que se prescribe que sean tacos de madera. (1)

Si el lector desea una información más amplia sobre este tema puede consultar la monografía n.º 18 de esta colección, titulada FORJADOS Y ENTRAMADOS DE PISO.

Se debe tener siempre presente que esta clase de losas tiene un peso considerable, por lo que debemos asegurar el sistema de encofrado mediante un buen apeo.

SUELOS DE LOSAS MACIZAS ABOVEDADAS Este tipo de suelos no suele ser muy corriente, por lo engorroso que resulta su encofrado. La principal dificultad estriba, naturalmente, en darle la adecuada forma. Es más corriente esta forma abovedada en cubiertas sobre todo de grandes edificaciones, almacenes, tinglados, etc., por lo que remitimos al lector al capítulo que, más adelante, trata de CUBIERTAS.

LOSAS CON NERVIOS O VIGAS EN T Como su nombre indica, estas losas pierden su solución de continuidad en las vigas que forman en realidad su elemento resistente. Se puede encofrar primero las vigas y después adosarles los tableros de las losas del suelo, o construir totalmente el encofrado de una sola vez. Esto no tiene más importancia que variar el sistema de apoyo del encofrado de losa. En el primer caso, las carreras de las vigas estarán ya montadas y habrá que contar con ellas al montar el tablero de la losa. En el segundo caso, no. Estas carreras se colocan para que en ellas se apoyen los extremos de los barrotes del tablero de la losa, Como puede comprenderse, deben soportar la mayor parte del peso de la losa. Par descargar del peso que reciben los encofrados de la vigas y sus puntales, se suelen colocar unos tableros a modo de viguetas, en el mismo sentido de las carreras, que van colocadas a una distancia de unos 0,80 a 1,20 m, aproximadamente, variando esta distancia, como es natural, en función del peso que deben soportar. Cuando se tiene necesidad de obtener viguetas de cierta longitud, se deben empalmar éstas, pero teniendo la precaución de que se verifique esa unión a testa y siempre sobre un puntal.

PUESTA EN OBRA Como veníamos diciendo, en primer lugar se colocarán las carreras adosada a los encofrados de las vigas y seguidamente las viguetas, si hay necesidad de ellas. Una vez efectuado todo ello, se colocarán las costillas del tablero, que van de canto. Las dos costillas primera y última del encofrado de losa, van clavadas a las vigas, por lo que reciben el nombre de costillas de carrera. Irán, pues, como decimos, clavadas a los barrotes del tablero lateral de los encofrados de las vigas. Estas costillas suelen situarse a distancias pequeñas, de unos 50 cm, aproximadamente, ya que el peso de la losa, como venimos repitiendo, suele ser de consideración. Si hubiera necesidad de empalmar costillas, se efectuaría este empalme sobre una de las viguetas, nunca ente el vano que queda entre dos de ellas.


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Las costillas se fijan a los tableros laterales de los encofrados de las vigas, pudiendo hacerse desde fuera, clavando los clavos inclinados, o clavarlos por dentro del encofrado de la viga. Según se use una forma u otra de clavado, así habrá de procederse también de forma diferente a la hora de desencofrar. Si los clavos fueron clavados por fuera, al desencofrar es fundamental quitar primero esos clavos para poder desprender la costilla correspondiente. Si fue clavada la costilla desde el interior del encofrado de la viga, para sacar al desencofrar, basta con tirar de ella en el sentido perpendicular a la viga, y quedará arrancada del clavo que la unía al encofrado de aquella. Ya tenemos, pues, las costillas dispuestas. Se procederá a la puesta de las tablas del tablero. Previamente habrán sido cortadas estas tablas a su junta medida. Comenzaremos pro colocar las dos tablas extremas, perfectamente normales a las costillas, las cuales nos servirán de guía. Estas dos tablas extremas se clavarán con clavos gruesos. El resto de las tablas no necesitan una gran clavazón. Cuando se vaya hormigonando, quedaran perfectamente adheridas a las costillas. Es fundamental, como decíamos, que las tablas estén cortadas en su justa medida, ya que deben quedar enrasadas con los bordes superiores de los tableros laterales del encofrado de las vigas sobre las que se apoya la losa de hormigón. En la figura 91, para mejor compresión del lector de todo lo expuesto, se muestran las disposiciones de viguetas, costillas, etc., de un encofrado de losa. Hemos suprimido el tablero par poder apreciar mejor cada una de ellas piezas.

TABLAS CORTAS Como es natural, no siempre se dispondrá el número suficiente de tablas con la adecuada medida par poder ser puestas en obra. Frecuentemente sucederá que tendremos que empalmara algunas tablas para conseguir la longitud deseada. No hay inconveniente en ello, siempre que esta unión de dos tablas se haga de forma que sus testas estén bien unidas y que esta unión se haga sobre una costilla, nunca en el vano entre éstas. Como este empalme de las tablas cortas, será, tal vez, frecuentemente en un mismo tablero, es muy conveniente alternar estas uniones, es decir, procurar que no caigan sobre una misma línea, la formada por la costilla, sino que es mucho mejor que estén formando un escalón.

APOYO DE LOS ENCOFRADOS DE LOSAS En la figura 92 se muestra la forma en que los encofrados de la losa llegan hasta el borde exterior de pilares y vigas, pero no se asienta sobre los encofrados de éstos. Es, pues, un arranque lateral de estos tableros el que se dispone. Lo mismo sucedería en el caso en el que la losa se apoyará en muros de hormigón o fábrica. No descansaría sobre aquél, sino que el tablero iría adosado al de aquél. Esta unión lateral debe cuidarse en extremo, ya que si se hace de un modo defectuoso, por la ranura que quedase se colaría el hormigón, con las consiguientes consecuencias, tanto en la bondad del hormigón a obtener en el perfecto acabado de la obra.

APUNTALAMIENTO TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Par apear los encofrados de las losas de hormigón, se utilizan idénticos puntales que para los de las vigas, ya descritos. Son, pues, rollizos con diámetro alrededor de los 10 cm, lo más derechos posibles. Si hay que empalmar dos trozos para conseguir la altura deseada, se tomarán las medidas ya descritas en el capítulo de encofrados de vigas. Los puntales no sostienen directamente el encofrado de la losa, sino que lo hacen a través de las viguetas. Para ello, en las cabezas de los puntales se dispone un trozo de tabla, de 30 a 40 cm de longitud, las cuales se clavan a aquéllos. Se debe colocar un puntal cada metro o metro y medio, lo cual depende, naturalmente, del peso de la losa que debe soportar. Se puede, incluso, calcular, como hicimos ya anteriormente, el número de puntales a disponer en un encofrado, conociendo las cargas que deben soportar, ya que sabremos el tipo de losa que se a colocar en obra y, por lo tanto, su peso propio, al cual habrá que añadir las otras cargas, tales como el peso del tablero, viguetas, costillas, etc, más el que se produzca durante el hormigonado (hombres, carretillas, etc.). Los puntales no deben cortarse a la medida exacta, es decir, teniendo como base la del suelo y como altura la que hay hasta la vigueta sobre la cual empuja la brida. Esta medida se tomará algo menor, para proceder al acuñado de los puntales, labor ésta que luego facilita el desencofrado. Las bridas de los puntales se clavan a las viguetas antes de quedar el puntal con sus cuñas.

RIOSTRAS Se pondrán cruces de San Andrés, para evitar que los puntales pandeen en cualquier dirección. Se utilizan tablas. Par mayor seguridad, este arriostramiento se dispondrá de forma que queden unidos, por las cruces de San Andrés, los puntales en dos direcciones perpendiculares, es decir, en dos filas de distinto sentido.

TRABAJO DE DESENCOFRADO Es muy conveniente que esta labor, que es más delicada de los que aparentemente parece, puesto que de ella depende el buen uso y conservación de la madera, capítulo no despreciable en el costo de una obra, la realicen los mismos operarios que efectuaron el encofrado. El que encofra y tiene luego la misión de desencofrado ya procurará disponer aquél de manera que no le reporte problemas a la hora de efectuar éste. La primera operación es la de quitar las cuñas de los puntales, quitar éstos y después las viguetas. Estas saldrán perfectamente después de retirar las carreras de tabla que llevan los encofrados de las vigas y sobre las cuales se apoyan las viguetas. Quitadas éstas, se procede a continuación ala retirada de las costillas y después la de las tablas del encofrado de la losa. Durante todas estas operaciones, se habrán ido quitando los clavos de la clavazón antigua, los cuales se van amontonado, ya que muchos de ellos podrán ser utilizados de nuevo, bien conforme se van sacando o enderezándolos, operación ésta que corre a cargo de un aprendiz. La limpieza de las tablas antes de su almacenaje de nuevo, es operación que no debe olvidarse. No hay que olvidar que el hormigón que queda en las tablas se irá endureciendo a medida que pasa el tiempo y que para ello, cuanto antes se desprenda de las tablas, tanto más fácil será el trabajo.

FORJADOS DE HORMIGON Se llaman forjados de hormigón armado a un sistema formado por viguetas de hierro de doble T y losas de hormigón cubriendo los huecos formados por aquéllas, que van colocadas paralelamente a una distancia de 0,80 a 1 m. Las losas de hormigón armado se apoyan en las alas inferiores de la doble T. Las viguetas son las encargadas de soportar las cargas del suelo.

FORMAS DE ENCOFRAR Las losas que constituyen el suelo tiene en este caso poco espesor: unos 8 cm, pro lo que su peso es bastante ligero. Por ello no es difícil ver obras de este tipo en que el encofrado de las losas va suspendido de las mismas viguetas, ahorrándose una buena cantidad de madera de apeos, arriostramiento, etc. Dos son, pues, las formas de encofrar un suelo forjado de hormigón armado: con encofrado que se apoya en el suelo inferior, tal como hemos visto anteriormente, y con encofrado colgado de las propias viguetas. En el primer caso, se opera tal y como ya se ha explicado anteriormente, teniendo aquí la precaución de situar los tableros dos o tres centímetros pro debajo del al inferior de la vigueta con objeto de darle a ésta una protección de hormigón contra el peor enemigo de ella: la herrumbre. De esta forma, además las viguetas quedan dentro del cuerpo de hormigón, consiguiéndose cielos rasos lisos y uniformes.


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Par encofrar un forjado suspendiendo los tableros de las viguetas de hierro, la operación es algo más complicada. Nos hará falta montar un caballete en el centro de lo que va a ser forjado, y apoyándose en él y en los tableros laterales del encofrado de muros o las carreras de los tableros laterales de las vigas, y en dirección normal a las viguetas, iremos colocando los listones sobre los cuales se apoyarán las tablas. Estos listones, que se colocan perpendicularmente a las tablas y a unas distancias entre sí de unos 60 cm, se suspenden mediante tirantes de alambre, mientras que por los extremos se van apoyando en el caballete, por un lado, y en las carreras de los laterales de vigas o de encofrados de muros, por el otro. Después de haber dispuesto el enlistonado, y para «base de operaciones», se montan ya algunas tablas del encofrado, desde donde puedan trabajar más seguros y mejor apoyados los encofradores. Puede procederse después a colocar debajo de cada vigueta y ya debidamente atirantada, una tabla, con lo que tendremos un sistema de tablas atirantadas en su debida posición para servirnos de guía en el resto. Para llevar los listones y tablas a su posición final. Bastará con ir acuñando los tirantes de alambres en los que van suspendidos aquéllos. En la figura 93 se muestra un encofrado para un forjado de hormigón armado.

TECHOS ARTESONADOS Cuando un techo se apoya en vigas en dos o más direcciones que se entrecruzan, obtenemos el techo casetado. Su encofrado, si se hiciese siguiendo los procedimientos anteriormente descritos, o sea, a base de encofrar cada viga separadamente y recortar las tablas en cada encuentro, el trabajo sería ímprobo y los desperdicios excesivos. Por lo que es aconsejable partir de otro principio: se considera el techo como una losa apoyada por todos sus contornos y aligerada por los casetones o artesones. Considerado así, el encofrado de esta clase de techos resulta sumamente apeado. Sobre este tablero se clavan los moldes de los casetones, previamente montados en taller (figura 94).

CASETONES Los casetones pueden tener las formas más complicadas, desde simples paralelepípedos a cilindros o troncos de cono o de pirámide y hemisferios (figura 95). La única preocupación a tener en cuenta en el molde, es la de no hacer completamente verticales las paredes laterales del molde a fin de facilitar su extracción en el desencofrado (figura 96). TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Al montarse el encofrado, los moldes de los casetones se colocarán bien alineados, valiéndose para ello de cordeles. Lo mejor es dibujar los bordes de las vigas que se cruzan en le tablero, y clavar los casetones en su sitio lo más exactamente posible. Las puntas se clavarán lo menos inclinadas que se pueda, para que al desencofrar se desprendan más fácilmente del tablero.

OTROS TIPOS DE SUELOS Suelos con nervios y rellenos Se trata de un sistema de nervios o viguetas armadas, con separaciones entre sí de uno 70 cm. El espacio que queda entre estas viguetas se ocupa con elementos ya prefabricados que no hay más que ir colocando sobre el encofrado. De manera que dejen el hueco donde se va a hormigonar los nervios. Estos elementos prefabricados suelen ser piezas cerámicas de muy diversas formas, muy aligeradas, ya que no constituyen la parte resistente del suelo, sino precisamente la carga que han de soportar las viguetas o nervios, ladrillos, piezas fabricadas con materiales de poco peso, etc. El encofrado para este tipo de suelo es un tablero sencillo, como el que ya hemos descrito en suelos de losa de hormigón armado, y a él remitimos al lector. Cubriendo las piezas de relleno, se extiende una capa, llamada capar de compresión, de unos 4 a 6 cm.

Suelos de ladrillo armado En este tipo de suelos, las viguetas no son de hormigón armado, sino de ladrillo o pieza cerámicas adecuadas. Por un hueco de estas piezas, expresamente hecho para este fin, pasa la armadura calculada para resistir los esfuerzos de tracción que se presentan en las losas, mientras los esfuerzos de compresión corren a cargo de las piezas o ladrillos y de una capa de compresión que los recurre, construida por una losa de unos 5 cm de hormigón. Entre las viguetas así formadas por los ladrillos y las armaduras, se colocan piezas cerámicas adecuadas y que ya presentan en su parte inferior unos rebajes o retallos, según el tipo de piezas empleado en la construcción de las viguetas, para que su apoyo sobre éstas sea perfecto. Este tipo de suelos no necesita encofrado, sino simplemente algunos apeos. Par ello bastará con que el lector repase la parte de arristramiento ya citada en alguno de los casos anteriores.

Suelos con viguetas prefabricadas Este tipo de suelos suele ser muy corriente en la construcción moderna, por la rapidez de su montaje, ya que, además, no se pierde tiempo en el fraguado de las piezas de hormigón que lo constituyen, ya que esto se ha efectuado ya fuera de obra. Está constituido por unos nervios de hormigón armado, previamente tensado o no (viguetas de hormigón pretensado, cuyas armaduras han sido tensadas en taller, lo que permite mayor economía de hierro y mejor trabajo en obra), que se encuentran en el mercado (hay actualmente muchas industrias dedicadas a tal fin, fabricándose distintos modelos de viguetas) y que se van sencillamente colocando en obra a distancia entre 50 y 70 cm y se cubren los huecos con piezas cerámicas o de otra índole también prefabricadas. Como puede verse, es un sistema rápido y económico. No se necesita encofrado para el mismo.

IX ENCOFRADOS DE ESCALERAS ENCOFRADOS DE ESCALERAS Tal vez sean las escaleras los elementos de obra donde el encofrador encontrará más dificultades, ya que existe cierta complejidad de formas y en los proyectos de edificación nada se prevé a tal caso. Será, pues, el mismo encofrador el que ante un sencillo plano de una escalera, con sólo las dimensiones que debe tener la obra terminada, sin más detalles acerca de la misma, quien «ingenie» la forma más adecuada para obtener un buen molde que satisfaga las necesidades de la obra. Será él, precisamente, quien proyecte el encofrado, lo prepare y lo disponga en obra, con sencillez, economía y fácil ejecución. Naturalmente, no todas las escaleras encierran la misma dificultad de encofrado. Las hay desde muy sencillas, hasta muy complicadas, recorriendo toda la gama entre una y otra. Así, las escaleras de un solo tramo recto, para dar acceso a sólo dos alturas diferentes, sin ningún quiebro, tal como se representa en la figura 98, es sencilla de encofrar. En cambio, una escalera de tramo curvo, con escalones compensados, etc., es más complicada. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Para una mejor descripción, recorreremos toda la gama de los diferentes tipos de escaleras.

Clasificación Los dividiremos en dos grandes grupos: escaleras rectas o de tramos rectos y escaleras curvas. Si el lector encontrase el problema, muy poco probable, de tener que encofrar una escalera mixta, compuesta de tramos rectos y curvos, bastaría reducir cada tramo, por separado, a los dos casos en que aquí dividimos este capítulo. Las escaleras pueden ir montadas, apoyadas sobre muros por ambos costados, en cuyo caso el encofrado se limita ala formación de contrahuellas o alzas; apoyadas en un muro por uno de sus lados, y entonces, por el otro lado libre, deberá llevar un tablero llamado de zanca, para poder fijar sobre él los tableros de contrahuellas; y escaleras montadas al aire, es decir, sin apoyo alguno, en el cual deberá llevar dos tableros laterales o de zanca.

ESCALERAS SENCILLAS DE UN TRAMO RECTO Es el tipo de escalera más sencillo (figura 97). Lo más corriente y mejor, es construir la escalera al mismo tiempo que se levantan los muros de caja, si es que va apoyada en ellos, con lo cual los encofrados de los muros terminarán en la formación de cada peldaño y se hormigonará sin interrupción. Si la escalera se apoya sobre pilares, éstos quedan igualmente interrumpidos a la llegada de cada elemento de escalera.

Estudio previo Como ya hemos dicho, los planos de obra normalmente nada indican acerca de la manera de encofrar una escalera, por lo que el encofrador deberá proyectar en cada caso la escalera que se le manda encofrar, comenzando por hacer un estudio de la misma. A la vista de los planos del proyecto del edificio, situará sobre el terreno el primer peldaño, número de éstos, características de las huellas y contrahuellas, espesor de la losa, etc. Con todos estos datos, se traza un dibujo, o se replantea, sobre el muro o tablero lateral, con el fin de encajar sobre él tanto la altura de las contrahuellas como la longitud de las huellas. Este dibujo a tamaño natural se llama montea. El trazado de las líneas que marcan las huellas y contrahuellas es sencillo, ya que se trata de líneas paralelas.

Encofrado de la losa de escalera En una escalera sencilla de tramo recto, la losa correspondiente va inclinad, naturalmente, siendo su pendiente, siendo su pendiente la que recibe el nombre de pendiente de escalera. Como suele ser corriente que tipo de escaleras no de grandes anchos, los tableros de losa, cuyas tablas se colocaran a lo ancho, van embarrotados con sólo dos barrotes, los cuales descansan sobre puntales, que van también inclinados de manera que formen ángulo recto con los barrotes. En la figura 98 vemos detalle de una losa y sus barrotes y puntales. Las tablas de la losa no se cortarán a la medida exacta del ancho de la escalera, sino que habrá que tener en cuenta que en dicho tablero se apoyan los tableros de zanja, que limitan lateralmente el TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


molde de la escalera, con todos sus elementos de apoyo: barrotes, tabla de aguante de pie de la zanca, y los tornapuntas. De manera que si deseamos encofrar una escalera cuyo ancho definitivo sea de 0,80 metros, el tablero de la losa tendrá una achura total de: Ancho de escalera 0,80 m 2 tableros para las zancas Barrotes para las zancas 2 tablas de aguantes Para disponer los tornapuntas de los tableros de las zancas TOTAL

0,05 m 0,05 m 0,20 m 0,15 m 1,25 m

Presentando el tablero de la losa se procederá a su apuntalamiento, que debe ponerse, como ya dijimos, en ángulo recto respecto a aquél. Si no fuese posible, los puntales deberán colocarse con alguna inclinación y, en última instancia, verticales. Los puntales perpendiculares al tablero deben llevar en su pie un corte oblicuo, con el fin de que apoyen la mayor superficie posible en el suelo, y además colocar tras ellos una tabla clavada al suelo o asegurada a él, para impedir todo deslizamiento. Por la parte superior, o cabeza, se apoyan con un corte normal contra los barrotes, y, además, con dos tablas, se hará una horquilla para abrazar a aquéllos, tal como se ve en la figura 99. Para impedir el movimiento y la flexión en los puntales, se arriostran con tornapuntas en dos direcciones opuestas, formando las ya clásicas cruces de San Andrés. Cuando ya tengamos bien fijados el tablero de la losa de la escalera, con sus puntales, etc., nos dispondremos a colocar y fijar los tableros de zanca, si los hay. Ya dijimos que si la escalera va entre muros, no existen estos tableros, que son los que limitan lateralmente a la escalera. Si va apoyada en un muro por un costado, pro el otro llevará un tablero de zanca, y si va montada al aire, necesitará dos de estos tableros.

Tablero de zanca Este tablero lo formaremos con tablas dirigidas en el sentido de la pendiente de la pendiente de la escalera, tal como se muestra en la figura 100. La altura de este tablero tiene que ser la necesaria para que, apoyado sobre el tablero de la losa, sume la altura de ésta y la de las contrahuellas, más uno centímetros. Por la parte interior, es decir, la que va a estar en contacto con el hormigón, disponen unas bridas de tal forma que una de sus aristas quede a un grueso de tabla de la superficie vertical de la contrahuella. De todas manera, la distancia entre estas bridas será la de una huella, y se disponen tal y como se muestra en la figura 101. Los tableros verticales que formarán la contrahuella o alza de la escalera, se clavan a estas bridas, las cuales no es necesario contarles a una dimensión prefijada, ya que pueden sobresalir por encima del borde superior del tablero de zanca sin que esto sea un inconveniente. En cuanto al embarrotado exterior, se disponen unos barrotes que suelen ir normalmente a la dirección de las tablas y a unos 70 cm uno de otro.

Tabla de pie Para impedir que el tablero de zanca se desplace fuera de su línea exacta al recibir el empuje de la masa de hormigón, se sitúa, como ya vimos al TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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hablar de los muros, una tabla sobre el encofrado de losa, sobre la cual apoyarán y empujarán los barrotes del tablero de zanca, impidiendo todo desplazamiento. En la figura 102 vemos la disposición de un tablero de losa con la tabla de pie del tablero de zanca. Esto en cuanto atañe a impedir el desplazamiento inferior del tablero de zanca. Por la parte superior y para impedir que este tablero vuelque cuando el hormigón empuje, se colocan unos tornapuntas, que van clavados a la cabeza del tablero de zanca y al saliente del encofrado de la losa, que ya hemos dejado dispuesta para este fin. En la ya citada figura 102 tenemos asimismo la muestra de unos tornapuntas.

Formación de contrahuellas Los tableros de contrahuella deben ir cortando a la medida exacta entre los dos tableros de zanca, para «cerrar» el paso a la masa de hormigón. Si la escalera no es muy ancha, bastará con que lleven un solo barrote en el centro, y a que al poner el hormigón en obra, el mismo empuje llevará los tableros de contrahuella a apoyara perfectamente contra las bridas de los tableros de zanca. Otra disposición de embarrotado de los tableros de contrahuella es la que se muestra en la figura 103, en la que pueden verse unos barrotes colocados en los extremos del tablero, o mejor dicho a una distancia de un grueso de tabla del mismo, para que puedan encajar debidamente en las bridas del tablero de zanca. Cuando sólo tenemos un tablero de zanca y por el otro costado de la escalera existe un muro, entonces de debe disponer un tablón o tabloncillo de sobrezanca, al cual irán suspendidos los tableros de contrahuella. Si la escalera e de una anchura considerable, al hormigonar, los tableros de contrahuellas estarían expuestos al empuje de aquél, y podría producirse flexiones, feas «barrigas» de difícil corrección, por lo que se debe colocar una tabla central con bridas y tirantes, para proporcionar a los tableros de las contrahuellas un nuevo apoyo.

ESCALERAS RECTAS DE DOS O MAS TRAMOS (1) Una escalera de dos o más tramos, también llamada escalera de ida y vuelta, está constituida de tramos simples, y tal como ya hemos visto en el capítulo anterior separados , por unas losas de cierta dimensión, que se llamas rellanos, descansillos o mesetas. Por tanto una vez ya descritas las características de que se compone una escalera recta d un solo tramo, sólo destacaremos ahora las disposiciones a tomar para la formación del tablero de la losa del rellano, ya que todo tramo acabará en dicha losa o comenzará en ella.

Terminación del primer tramo Lo que aquí describimos como terminación del primer tramo sirve también para todas las terminaciones de tramos ante la losa de rellano en una escalera de varios tramos, es decir, que se trata de «terminación de l tramo inferior» (1) Si el lector desea tener un conocimiento más amplio acerca de los elementos que constituyen una escalera, con las denominaciones más usuales de las mismas, puede consultar la monografía n.º 25 CARPINTERIA DEL TALLER, de este mismo autor y colección.

Como puede apreciarse en la figura 97, todo tramo termina en un elemento de apoyo o de resistencia, por lo que el último escalón está constituido por una TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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viga armada, la viga de la meseta, y el encofrado de esta viga, al hormigonarse de una forma continua, va uniendo al de la contrahuella correspondiente.

Comienzo del segundo tramo En la figura 104 vemos que el arranque del segundo tramo de la escalera apoya sobre la viga de la meseta, con un tablero lateral con igual altura que la de la viga, aumentada en un grueso de tabla, que corresponde al tablero de fondo, disminuida en el espesor de la losa del tramo.

Meseta del tablero Primero hay que empezar con el encofrado de la viga que sirve de elemento resistente a la escalera en ese punto. El encofrado de esta viga en nada difiere de lo ya descrito para las estudiadas en el capítulo correspondiente a vigas. El tablero de fondo tendrá la particularidad de tener dos anchuras desiguales: del lado exterior de la escalera, y correspondiendo al primer tramo, su anchura tiene que enlazar con el tablero de la losa, y del lado interior de la escalera y correspondiendo al segundo tramo, la anchura es la de la escuadría de la viga. La viga irá apoyada sobre dos puntales con sus correspondientes sopadas, operando como ya lo describimos anteriormente. Cuando ya tengamos preparando el encofrado de la viga, se procederá al montaje del encofrado de la losa de la meseta, para lo cual remitimos al lector al capítulo de suelos, ay que en nada difiere de aquéllos. Para apuntalamientos, tornapuntas, embarrotados, zancas, etc., de las losas de los tramos, remitimos al lector al capítulo de escaleras sencillas de un tramo, ya que la losa de la meseta divide a una escalera de varios tramos, en sencillas de un solo tramo.

ESCALERAS CURVAS En este tipo de escalera se incluyen aquellas que está formadas pro tramos rectos y, pro disponer de poco espacio, se hace preciso trazar escaleras continuas, es decir, sin ningún rellano intermedio para ganar rápidamente altura o para conseguir un determinado efecto decorativo, dando, por tanto, un trazado mixto. Como no puede obtenerse el efecto deseado de ganar altura pro disponer de poco espacio realizando una escalera de tramos rectos y mesetas, hay que introducir en la vueltas, los tramos curvos. Esto obliga a dar a las huellas una forma trapecial, de manera que la planta de la escalera adopta un tramo semicircular, tal como se ve en la figura 105. Tendremos, pues, desarrollos distintos en la parte exterior y en la interior, llamándose línea de huella la línea imaginaria por donde se supone que se pisa al subir. Supone que esta línea es la central dibujada. Para no encontrar diferencias entre el tramo recto y el curvo, se da a esta línea en todas las huellas del tramo curvo la misma dimensión que ya tenía en el recto y esta es una condición esencial. El principal inconveniente de este tipo de escalera es el cambio brusco que se produciría al cambiara repentinamente de un tramo recto por un curvo. Par evitar esto se procede a una compensación o suavización de peldaños que haga menos brusco el paso de unos a otros. Por ser interesante, daremos a continuación unos métodos para el trazado de la compensación de tramos curvos.

Trazados matemático Tracemos en un alzado el desarrollo del rodapié interior, tal como quedaría dibujado en el caso de la figura 105. Así obtendríamos el perfil que se muestra en la figura 106. Sobre la horizontal AB se proyectan las huellas del desarrollo interior, pero solamente las definidas por 1—2, 2—3, 3—4, 4— 5, y luego, las 9—10, 10—11 y 11—12.

En cambio, las 3—4, 4—5, y hasta la

9—10, se

señalan rectificadas. Sobre la misma figura, con diferente trazo, se dibuja el desarrollo exterior de la curva.


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Si unimos ahora las líneas de los mamperlanes de ambos perfiles (1) notaremos que forman líneas quebradas muy distintas y se verá el cambio brusco entre las diferentes huellas. Para obtener la compensación debida, trazaremos por el punto medio entre R y C una normal a ella. Se toman las distancias RH y CI de longitud igual a las RS, y por estos puntos se trazan nuevas líneas perpendiculares, hasta que encuentren a la trazada por el punto S. (1) Hallará el lector cuanta información desea sobre trazados compensados en el capítulo de Escalera de la

Monografía n.º 25 CARPINTERIA DE TALLER, de este mismo autor y colección.

Desde los puntos de intersección, tomados como centro y con radio desde ese centro al punto S, se trazan arcos entre H y S por un lado y S e I por el otro, los cuales nos darán una suavización del perfil, que no es otra cosa que la compensación deseada. Por tanto, la línea quebrada de los mamperlanes la hemos transformado en otra curva de trazado más suave. Prolongaremos, pues, las huellas hasta encontrar esta línea nueva, lo que nos dará en la proyección, la planta de las líneas de compensación. Basta unir estos puntos, llevados a la planta de la escalera, con los de la línea de pisada o de huellas, para obtener el trazado completo de las huellas compensadas.

DIFICULTAD DE EJECUCION Si el encofrado de las escaleras de tramos rectos no eran la labor fácil, el de las escaleras curvas superan son creces dicha dificultad. Como ya hemos repetido en muchas ocasiones, no es frecuente encontrar en los planos de obra nada referente a encofrados de los elementos que componen aquélla, sino que sólo se dibujan y proyectan las obras tal y como deben quedar una vez terminadas, por lo que corre «a cuenta del encofrador» el ingeniárselas como francamente sepa para obtener los moldes deseados. Cuando se trata de elementos rectos, la dificultad es exigua; no así en el caso de escaleras con tramos curvos. Generalmente, pues, será preciso trazar TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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unos camones que marquen el desarrollo de la losa de escalera, si va encajada en muros; con camón por una parte y tablero de zanca por otro lado, si la escalera va por un lado adosada al muro y al aire por el otro. O, finalmente, con dos tableros de zanca, uno por cada lado, si la escalera va enteramente al aire.

Camones Están destinadas a soportarlos pesos correspondientes al encofrado de la bóveda y del hormigón, por lo que en el presente caso son los elementos resistentes del armazón de madera. Por tanto, se procurará que no haya trozos de tabla demasiado estrechos. A veces es muy conveniente colocar doble tabla en el camón para reforzar los apoyos defectuosos que se producen en las entradas y salidas de la escalera, en que sólo las tablas que forman el molde del tablero de losa apoyan por un solo extremo. Doblando el espesor de los camones, se consigue un buen apoyo de dichas tablas. En la figura 107 se muestra un trazado de camones para una escalera curva. Para el trazado de la línea superior de los camones, la que sirve de apoyo a las tablas del encofrado de la losa de la escalera, basta con disminuir en el grueso de tabla la línea de la bóveda que nos marquen los planos del proyecto y que dibujaremos sobre la montea. Sobre la pared en donde se apoya la losa, y sobre una superficie previamente preparada, se dibuja dicha montea. Los camones de las zancas se dibujan sobre los tableros de éstas. Las tablas que forman dichos camones pueden ir clavadas a las paredes de la caja de la escalera o montadas sobre apeos. En la figura 108 vemos un camón para apoyo de las tablas del encofrado de la losa de una escalera montada sobre un apeo.

Zancas Por la dificultad de ejecutar los tableros de zanca, de la misma forma que indicábamos al hablar de escaleras de tramo recto, en que aquéllos estaban constituidos por tableros estrechos, ya que aquí, por la forma curva de la bóveda, habría zonas estrechas, es preferible formar tableros que asienten en el suelo, como se muestra en la figura 107. Como ya vemos en ella, sobre este tablero van también las tablas que forman los camones, y las bridas donde apoyarán verticalmente los tableros que delimitan las contrahuellas. Aunque en la figura 107 se han dibujado estas bridas a distancias horizontales diferentes (lo que parece saltar a la vista como un error de dibujo), no es ni más ni menos que el efecto de la escalera en curva. Es, pues, una proyección sobre un plano vertical. Habrá entre todas esas distancias, sólo una que será la verdadera y que corresponderá a la dimensión de una huella. El resto estará, en el dibujo, claro, deformada por efecto de la curvatura de la escalera. Para obtener el tablero de zanca, comenzaremos por disponer de un tablero con las dimensiones necesarias para que nos quepan en él todas las bridas del tramo que nos propongamos encofrar. Sobre ese tablero, procederemos a dibujar la línea de la escalera por la zanca. Es conveniente que las dos tablas inferiores, las que van junto al suelo, del tablero preparado se prolonguen sobresaliendo del resto, como se indica en la figura 107, para con ellas dejar formado el primer peldaño de arranque de la escalera. A partir de aquí, se lleva la altura correspondiente a una contrahuella, que vendrá fijada en el proyecto, para determinar el segundo peldaño. De esta forma se va obteniendo la traza de los escalones sobre el tablero. Si unimos todos los extremos más bajos que forman los ángulos de los escalones, se obtiene una curva paralela a la de la bóveda de la escalera por su parte inferior, por lo que no hay más que bajar dicha curva en el grosor de la losa para obtener así el trazo de los camones al disminuir altura en un grueso de tabla. Para trazar perfectamente la curva de los camones, ya que por el procedimiento anterior sólo habremos obtenido una serie de puntos correspondientes a la misma, se suelen clavar unos clavos en dichos puntos y encajar una reglilla algo flexible, hasta darle una forma aceptable estéticamente y que no produzca disminución en el grueso de la losa de la escalera, si acaso aumento de algunos milímetros en dicho espesor. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Losa Para el encofrado de la losas se necesita tablas en muy buen uso, debido a los esfuerzos que deben soportar. Se ha de tener en cuenta, además, que por las especiales características de las escaleras en curva, habrá que obtener tableros en forma trapecial, ya que por su parte exterior, la huellas tienen más desarrollo que por la interior, siendo la línea de huella la que debe tener la dimensión adecuada. La diferencia entre ambas bases del trapecio será tanto mayor cuanto «más cerrada» es la escalera, es decir, cuanto menor sea el radio de giro de la escalera, en planta. Estas tablas se poyan, por una parte, en el camón de la zanca y por el otro en el de caja. Presentados sobre estos camones, se irán clavando a los camones respectivos. A veces será necesario clavar unas cuñas intermedias para darles a las tablas el ligero alabeo a que les obliga este tipo de escalera. Cuando la escalera es bastante ancha, o se teme que el albeo de las tablas dé en los extremos de las mismas unas líneas con resaltos, por la resistencia que dichas tablas oponen al alabeo, se necesitan poner camones intermedios, para guiar mejor el apoyo de las tablas o para que al ser éstas más cortas, como resultado de dividir su longitud en otra menor, se consigna un mayor efecto.

Apuntalamiento Cuando ya tengamos montado el encofrado de la losa de escalera, procederemos a apuntarla debidamente. Los puntales que se coloquen deben de llevar, si fuera posible, la dirección normal a la superficie que tratan de apuntalar, es decir, que irán inclinados de manera que sean perpendiculares en cada punto al tablero de la losa de la escalera. Si esto no fuera posible, se buscará la forma para que esta inclinación sea la más aproximada posible a la perpendicular. Los camones llevan sus tornapuntas y también será preciso en la mayoría de los casos disponer tornapuntas para la mayor seguridad de los puntales, los cuales, para evitar todo desplazamiento, irán arriostrados entre sí con cruces de San Andrés.

Madero de sobrezanca Como ya dijimos al hablar de las escaleras de tramo recto, para mejor fijación de las tablas de contrahuellas se puede disponer de un tablero, llamado de sobrezanca, para colgar de él y obtener así otro apoyo más, los tableros de contrahuella. De esta manera el empuje que se produce al hormigonar los escalones y que va contra los tableros de contrahuella, queda más repartido, puesto que el tablero de sobrezanca se apoya, en un corte biselado, contra el suelo, si es un primer tramo, o sobre una meseta ya hormigonada, si es en un tramo alto.

X ENCOFRADOS DE VOLADIZOS BALCONES O GALERIAS Cuando el balcón o galería es prolongación de un suelo nervado (o con entramado de vigas prefabricadas) en el sentido de las vigas o nervios, no es más que una losa apoyada sobre vigas y su encofrado no ofrece más dificultades que las descritas para dichos suelos en el capítulo correspondiente. Su única variación consiste en que el extremo del voladizo necesita una tabla terminal sobre el encofrado de losa como las descritas en las zancas de escaleras (figura 102). Especial cuidado debe presentarse al apeo con suficiente puntales arriostrados con tornapuntas y calzados con zapatas continuas (figura 109). Cuando el balcón o galería no apoya sobre vigas, el tablero suele ir inclinado, correspondiendo al mayor espesor de la losa en voladizo en su empotramiento (figura 110).

ALEROS Los voladizos de alero de cubiertas suelen encofrase como los balcones descritos anteriormente, no ofreciendo dificultades el que el alero, a veces, siga la pendiente del TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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tejado. Lo difícil no suele ser el encofrado en sí, sino su apeo, ya que los aleros suelen estar a considerable altura, lo que obliga a colocar los apeos inclinados para apoyarlos en el muro del edificio (figura 111).

MARQUESINAS El encofrado de marquesinas del hormigón armado suele ser igual al de cualquier voladizo, con la ventaja de que por situarse éstos a poca altura, los apeos pueden apoyar en el terreno.

CORNISAS El encofrado de cornisas sólo se diferencia del de aleros en la mayor o menor complicación que ofrece la configuración de la cornisa, siendo las esquinas los punto que exigen mayor cuidado del encofrador. Se dispondrán unos calibres o plantillas negativas recias que siguen la configuración de la cornisa, deducido en l grueso de las tablas. Estas plantillas harán la veces de costillas y sobre las mismas se clavarán las tablas del molde (figura 112).

ARCOS Para el encofrado de arcos rigen las mismas reglas explicadas ya para suelos y muros. La diferencia principal estriba en que para formar el intradós de estos elementos se precisa colocar unas cimbras sobre las que se apoyan las tablas del encofrado del arco. Las figuras 113, 114, 115 y 116 son ejemplos de diferentes cimbras cuya variedad es inmensa, adaptándose a las diversas formas de arcos que se emplean en la construcción. El extradós no necesita encofrado, ya que enlazará en los demás elementos del edificio (muros, pilares u otros arcos) (1).


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Como el arco suele tener el ancho de la pared en que se abre, se colocan dos cimbras paralelas, en línea con los paramentos, y sobre las mismas se clavan las tablas de encofrado del intradós, recortadas a una longitud igual al grueso del muro (figura 117). Los testeros se encofran con tablas horizontales como un muro. Si el arco es pequeño, tapándolo del todo (figura 118), y si es grande, escalonadas dejando libre el hueco (figura 119).

BOVEDAS Cuando la bóveda a encofrar pertenece al grupo fundamental de las cilíndricas, o sea, que es generada por un arco directriz, que se traslada a lo largo de un eje, el encofrado viene a ser similar al TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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del arco generador. En lugar de dos cimbras, se compondrá de un número mayor, según la longitud de la bóveda y la luz, de los que depende su peso. Las tablas del intradós serán más largas, y si su longitud es menor que la de la bóveda, se procurará que los extremos de las tablas coincidan sobre una de las cimbras intermedias. (1)

Para más detalles, ver la monografía n.º 30, ARCOS Y BOVEDAS, de F. Moreno García, de esta misma colección.

La figura 120 representa un ejemplo de esta clase de encofrado. Si los testeros son libres, pueden encofrarse como se ha explicado en los arcos, o mediante plantillas especiales que se fijan con barrotes, carreras y puntales adaptados a la forma de bóveda (figura 121). Para encofrar otros género de bóvedas, como las de rincón de claustro, por aristas, esquifadas, estrelladas, etc., se forma primero con cimbras y medias cimbras una osatura y sobre ésta se clavan las tablas de encofrado del intradós. En las figuras 122 y 129 se representan varios encofrados, en planta o sección, para estos tipos de bóvedas.


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CUPULAS Un caso particular de las bóvedas lo constituyen las cúpulas, que vienen a ser unas bóvedas cerradas sobre planta circulara o elíptica. También puede considerarse generada por un arco que gira alrededor de su eje vertical. La más característica es la cúpula esférica, generada por un arco de medio punto. De lo anterior se deduce que la osatura correspondiente a cualquier cúpula se compondrá de un robusto eje (de sección redonda) al que se une una serie de medidas cimbras. Las tablas del encofrado del intradós, convenientemente recortadas, se clavan sobre la osatra mencionada, como en las demás bóvedas (figura 130).

PUENTES Por la rapidez de construcción y su larga duración, las grandes obras de fábrica que salvan los vanos de ríos, vaguadas o brazos de mar, se construyen con hormigón en masa o armado. En muchas ocasiones hay que enfrentarse con casi insolubles problemas de cimentación, montaje de cimbras, castillete de apeo y hormigonado. Pero con una buena técnica, se puede decir en idioma vulgar que no hay puente que se resista. En la técnica del encofrado de puentes de gran envergadura, no entra sólo el aspecto del molde, sino la resistencia de los elementos que lo has de sostener. En ocasiones hay que construir verdaderos castillos que forman el armazón resistente del molde propiamente dicho.

Clasificación Indudablemente, en general se da el nombre de «puente» a toda obra de fábrica cuya finalidad es la de salvar un vano o solución e continuidad en el terreno para una vía de acceso, tal como carretera, ferrocarril, canal, etc. En ingeniería, estas obras de fábrica se agrupan según la luz libre o hueco de obra construida, en: Caños, cuando la obra de fábrica proyectada tiene una luz libre de 0,60 o 0,80 m. Tajeas, para aquellas obras de fábrica cuya luz libre va de 0,50 a 1,00 m, pudiendo ser de losa de tapa o de bóveda de arco. Alcantarillas, cuando la luz libre llega a 3,00 m. Pontones, si la luz libre no rebasa de 8,50 m. Puentes propiamente dichos, cuando la luz libre es superior a 8,50 m. Dentro de esta clasificación hay que distinguir entre los puentes de tablero y los de arco, ya sea circular (de medio punto, rebajado, peraltado, etc.), parabólico o de cualquier otro tipo. Las obras de fábrica de pequeña luz ofrecen pocas dificultades al encofrador y vamos a descubrir su montaje en breves líneas. En la figura 131 vemos una obra de este tipo, de losa o tablero. Se llaman estribos los muros laterales sobre los que apoya el tablero. El encofrado de estos estribos no se diferencia en nada del ya descrito para los muros, constando de tableros ya conocidos sobradamente. Los paramentos TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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internos pueden ir escalonados, si la altura es considerable, inclinados en un suave talud o ser totalmente e un mismo grueso. Cualquiera que sea su forma, no ofrece dificultad su encofrado. La losa se encofra igualmente como ya explicábamos en el capítulo de suelos, incluso puede llevar, como allí sucedía, vigas largueras que son los elementos resistentes.

Los paramentos exteriores, es decir, los vistos, son siempre verticales y se encofran como los interiores.

Puentes de arco Alcanzan los de este tipo las mayores luces conocidas, siendo innumerables de ellos verdaderas obras maestras de la ingeniería moderna.

Los puntes de arco de luces no muy grandes suelen hacerse a base de medias circunferencias, por lo que reciben el nombre de medio punto (figura 132). Cuando el arco es menor que una semicircunferencia, reciben el nombre de arcos rebajados, como el de la figura 133. Pueden también adoptar forma elíptica (figura 134), y la más generalizada, en virtud de sus propiedades técnicas, es la parabólica. Cuando el vano a salvar es de considerable anchura, se divide el mismo en varios tramos mediante un puente que consta de unos pilares centrales y entre ello bien tablero o arco. Volviendo a la figura 132, que nos va a servir en nuestra descripción general, vemos que los encofrados de los paramentos de los estribos están formados por tableros en donde las tablas están dispuestas horizontalmente, los cuales se apoyan contra unas carreras horizontales. Todo este armazón se apoya, a su vez, en tablones clavados verticalmente en el suelo, los cuales suelen recibir el nombre de velas, por su parecido con éstas.


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Para evitar que las velas se venzan al empuje del hormigón, hay que disponer tornapuntas en el paramento del lado del terreno. En lo que han de quedar vistos, como se ven en la citada figura 132, si la luz no es excesiva, se emplea codales que ofrecen mayor seguridad. La disposición de los distintos elementos depende del empuje de hormigón que deben soportar. La separación entre las carreras es función de dicho empuje. Para darle forma al arco se emplean unas piezas llamadas cimbras, las cuales van montadas sobre unos caballetes que les sirven de apoyo. Estas cimbras o formeros (reciben muy diversos nombres según las regiones) llevan en su parte alta la forma a dar al arco y sobre las cuales se apoyan las tablas del encofrado del arco. En la figura 135 vemos una cimbra para arco de medio punto. La cimbra se compone de los camones, que pueden ir en una o varias filas para mayor refuerzo, el tirante o pieza horizontal, y los jabalcones, que son a modo de tornapuntas de la pieza. Entre las cabezas de los castilletes y los tirantes de las cimbras se colocan las cuñas, cuya misión principal no es la de llevar a su posición exacta la cimbra y, por lo tanto, el encofrado de la obra; sino la de facilitar la labor de desencofrado, cosa que no podría efectuarse sin esas cuñas. Colocados los castilletes, se montan las cimbras y se arriostran. Se colocan algunas tablas del encofrado de la bóveda, para mantener entre sí la distancia debida y que se mantengan verticales. Después e coloca el resto de la tablas que forman la superficie inferior de la bóveda. La superior no va encofrada, o lleva tan sólo unas tablas en los arranques, ya que suele adoptar la caída del hormigón a dicha superficie.

XII ENCOFRADOS DE DEPÓSITO DESCRIPCIÓN Generalmente, los grandes depósitos para almacenaje de líquidos, principalmente el agua, e incluso para sólido, como sucede en el caso de lo silos, se construyen de hormigón. Suele ser muy frecuente ver depósitos de forma o sección circular, pero ello no incluye el que se puedan obtener de otra sección cualquiera. Podemos decir en líneas generales que todo cuanto se ha dicho hasta aquí es ampliamente aplicable al capítulo de encofrado de depósitos, sólo variarán las dimensiones. Así si tratamos de encofrar un depósito de forma o sección cuadrada o rectangular, seguiremos la misma técnica empleada en le encofrado de pilares y muros, etc. Por ser más frecuentes, como ya hemos dicho, los depósitos de planta circular, y por tener, además, ciertas características especiales, vamos a dar a continuación una detallada exposición acerca de los mismos.

DEPOSITOS DE FORMA CIRCULAR Sobre la base o cimiento de hormigón, se procederá al replanteo de la dos superficies, interior y exterior, del depósito a encofrar. El diámetro de esta circunferencia exterior, a efectos de encofrado. Será: Diámetro del depósito + dos espesores del muro del depósito + dos gruesos de tabla. Para darles forma circular a las tablas de encofrado, también se emplean aquí las piezas llamadas camones de que ya hablábamos al describir los pilares de sección circular.

Trazado de una circunferencia mediante cuerdas y flechas


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Toda la dificultad del problema del trazado de los camones estriba en su replanteo. No podemos extender sobre el suelo una superficie formada e tablas y sobre él replantear una circunferencia, para más tarde recortarla y que nos sirva de camón o guía para el molde de un depósito. Estas guías, estos camones, hay que obtenerlos con trozos de circunferencia, de manera que al unirlos todos, tengamos formada aquélla. Para ver como soluciona el problema, examinemos la figura 136. En ella, trazando un diámetro AOM y una cuerda perpendicular, BC, se tiene, virtud de cierta propiedad geométrica, llamada «potencia de un punto respecto de una circunferencia»: AD DM = CD²

y poniendo en lugar de estas letras lo valores geométricos que representan, llamando f a la flecha AD y R al radio correspondiente, siendo c la mitad de la cuerda BC, f (2R — f) = c² Sacaremos el valor de f:

f² — 2R f + c² = 0

2R ± 4R2 - c2 f= = R ± R2 2

c2

Como puede verse, se obtendrán dos valores para f, según se tome un signo u otro. Pero sólo uno de ellos es el válido, el que se obtiene con el signo —, pues el otro da el valor de DM, que no nos vales.

f =R -

(R - c)(R + c)

Esto nos da el valor de la flecha en función del radio de la circunferencia y de la cuerda o semicuerda c. Podemos sacar buen provecho de esta propiedad para el fin que perseguimos. Supongamos, figura 137, que sobre un tablero de las dimensiones del a-b-c-d, queremos trazar un arco de circunferencia de radio R, que nos va a servir de camón par una determinada obra. Ya tenemos el dato principal, en valor de R. Supongamos que vale 2,00 metros. Comenzaremos por medir una cuerda, la BC, que, naturalmente, nos queda dentro de este tablero que disponemos para el trabajo. Esa cuerda es, por ejemplo, de 0,80 metros. La flecha correspondiente, según los datos que damos, vale:

f = 2,00- (2,00- 0,40)(2,00 + 0,40)= = 2,00- (3,84= 2,00- 1,96= 0,04m. Por lo tanto, bastará con trazar sobre el tablero a-b-c-d la cuerda BC y levantar sobre su punto medio, el D, una perpendicular a BC con una longitud f. Los tres puntos B, C y A, están sobre una mismo circunferencia. Para completar la totalidad de la circunferencia, echamos mano de otra propiedad geométrica, que nos permite seguir obteniendo puntos de una circunferencia cuando ya tenemos trazados una cuerda TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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y la flecha correspondiente. Consiste este sencillo procedimiento en unir los puntos A y C, y sobre el punto medio de esta nueva cuerda, que perteneces al arco mitad del BC, se levanta una perpendicular EF, siendo esta longitud igual a la de la flecha AD dividida por cuatro. Esta propiedad, que sirve para el replanteo de curvas circulares y que el lector deberá aprenderse de memoria por sus múltiples aplicaciones, la podemos resumir así: «Si BAC es un arco de circunferencia al que le corresponde una cuerda BC y una flecha AD, al trazar la cuerda del arco mitad, AC, le corresponde una flecha EF que es la cuarta parte de la anterior, AD». Se han hecho muchas tablas para el trazado de curvas circulares y el lector podrá encontrar muchas adecuadas a este fin. Con este trazado, se podrá obtener los camones necesarios para el encofrado de las dos superficies, la exterior y la interior, del depósito. Basta con ir encajando todos los trozos de circunferencia así obtenidos.

Puesta en obra Sobre la solera del hormigón del depósito, si se ha hormigonado previamente, por separado, se clavarán las tablas de pie, que consiste en camones, naturalmente. Si la solera se hormigonase al mismo tiempo que el resto del deposito, sin solución de continuidad, entonces será necesario poner las tablas de pie del encofrado exterior en superficies planas horizontales del terreno previamente preparadas. En cambio, las del encofrado interior deben quedar elevadas, o «colgadas», de manera que la altura o diferencia de cotas entre las tablas de pie de ambos encofrados sea igual al espesor de la losa de solera del depósito. Para colocar otro sistema de camones para dirigir las tablas del encofrado por la parte superior, se colocan unos tablones verticalmente, llamados en algunas regiones «velas», y los camones se fijarán a ellas. Si el depósito tuviera una altura considerable, sería necesario situar directrices de camones para que las tablas de los correspondientes encofrados no pierdan su debida posición. En la figura 138 vemos la manera de situar los camones en un encofrado de depósito. Téngase siempre presente que los camones sólo tienen la misión exclusiva de «dirigir y mantener en su debida posición» las tablas del encofrado, pero nunca la de soportar los esfuerzos y empujes que se produzcan al hormigonar. Esta misión resistente está confiada a los zunchos. Estos zunchos son unos aros de hierro que abrazan las tablas de manera que impiden todo desplazamiento de alguna de ellas fuera de la posición deseada. Estos zunchos son, en realidad, redondos, a los que se les ha dado la forma circular y por los extremos se les ha dado la forma circular y por los extremos se les une con cualquier sistema. Esto zunchos suelen colocarse a distancias comprendidas entre los 40 y 80 cm, según las alturas. Es decir, irán más juntos aquellos que estén en la parte baja del encofrado, pues ya hemos visto en varias ocasiones que el mayor empuje del hormigón se produce en la base y va disminuyendo hasta llegar al borde superior del molde en que su valor es nulo.

Diámetro de los depósitos Los depósitos pueden tener cualquier dimensión, desde la más reducida a la mayor imaginable. Para depósitos de pequeños diámetros, las tablas de encofrar tienen que ser lo más estrechas posible, ya que en caso contrario no se obtendría una circunferencia, como sección transversal, sino un polígono más o menos regular. Por lo tanto, se tendrá en cuenta a la hora de encofrar que para diámetros pequeños hay que usar tablas estrechas.

Apuntalamiento Como vimos, los camones directrices superiores iban fijados a las «velas», las cuales, además, nos servirán para el atirantado. Estas «velas» deberán ir debidamente arriostradas con tornapuntas que, por regla general, se colocaran de la manera siguiente:


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Un tornapuntas en la parte baja, coincidiendo con los camones que forman la directriz inferior y otro tornapuntas en la parte superior, también en coincidencia con la altura a que va la directriz superior, tal como se muestra en la figura 139. Todo cuanto decimos constituye el grupo de operaciones a efectuar en el encofrado del paramento exterior. Una vez realizado éste, serán los ferrallistas los encargados de colocar las armaduras que deberá llevar el depósito, lo que debe efectuarse «antes de comenzar a colocar el encofrado interior», ya que se crearían una serie de dificultades de espacio que entorpecerían grandemente el trabajo de unos y otros.

Encofrado interior Ya dijimos que si e había hormigonado previamente la solera del depósito, el encofrado interior del molde se apoyará sobre dicho suelo, con sus camones, etc. Pero si para la fase de hormigonado se ha previsto hacer si n solución de continuidad tanto la solera como las paredes, entonces el encofrado del paramento interior irá colgado sobre tacos de hormigón, zancos de hierro, etc.

En esta ocasión, los camones que sirven de directrices al encofrado interior han de serlo suficiente fuertes como para servir de elementos resistentes de los esfuerzos que reciben las tablas. En cuanto al resto de las operaciones del montaje siguen un procedimiento en todo similar al ya descrito para el encofrado exterior.

DEPOSITOS DE SECCIÓN POLIGONAL Los depósitos que no son circulares, pueden tener cualquier otra sección transversal: cuadrada, rectangular, la de un polígono regular, etc. En realidad, aunque variando algo en sus dimensiones, son como aplicaciones de encofrados de paredes y muros, que ya hemos descrito en el capítulo correspondiente. Sobre la solera del fondo, replantearemos las paredes del muro, tal como lo hacíamos anteriormente, y clavaremos o fijaremos las tablas de aguante de pie de muro. Los tableros serán como los ya descritos en encofrados de muros. Como cubiertas de estos depósitos se utilizan los mismos encofrados que ya describimos en el capítulo de Suelos, y allí podrá encofrar el lector la solución de los casos que se le presenten.

PISCINAS Las piscinas no son más que depósitos de agua, tanto si son de planta rectangular, poligonal, del riñón, etc. Varía la forma de la solera de fondo, por darse generalmente a las piscinas distintas profundidades para los lugares de nadadores y no nadadores, los que obligará a recortar las soleras. En muchos casos, las paredes sólo requerirán el encofrado interior, sirviendo de exterior el propio terreno recortado. La figura 140 nos ofrece el ejemplo de encofrado de las paredes de una piscina.

SILOS Los que diferencia los silos de los demás depósito es la tolva (figura 141), y su encofrado no varía esencialmente de la de una cabeza de hongo. Vamos a describir someramente el encofrado de la tolva de un silo pequeño monocelular, del que ya se han encofrado los cuatro pilares de apoyo y se han colocado los tablero de fondo de cuatro vigas que rodean la tolva (figura 142). Dichos TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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encofrados montados servirán de apoyo para el molde de la tolva que, a su vez, se construirá a partir de la boca de descarga. Primero se monta una plataforma sobre la que apoyan el molde de la boca. Es sencillamente un tablero sobre puntales arriostrados y acuñados, lo mismo que un suelo cualquiera. Seguidamente se forma el molde de la boca, cuadrado o redondo, mediante dos tableros anulares con directrices o barrotes exteriores e interiores, como en la figura 138. El borde superior del molde se arriostra con codales y el inferior con un marco de pie clavado a la plataforma.

Se procede seguidamente a montar dos tableros exteriores, de forma trapezoidal. Como en la cabeza de hongo, dos de los tableros irán encepados entre los otros dos de cepo, cuyas tablas sobresaldrán en los extremos lo necesario para que apoyen en ello los bordes biselados de los encepados. Las costillas se pondrán en abanico, por lo que quedarán muy juntas cerca de la boca y más separadas por la parte alta. Las costillas extremas de cada cara de la tolva se clavan por sus extremos a los moldes de boca y de pilar y sobre las mismas se disponen dos carreras de alfarjía, lo más alto y más bajo posible. Las carreras se apean con puntales inclinados que en el suelo apoyarán en piquetes hincados en el terreno. A continuación se monta el encofrado exterior de las paredes, de la misma manera que una pared cualquiera. Terminado el encofrado exterior, se pasa a montar el encofrado interior de la tolva. Primero se colocan codales que mantendrán la distancia entre los dos encofrados correspondiente al grueso de las paredes. Generalmente estos codales se forman de horquillas de hierro redondo asentadas en taquillos de hormigón. En las esquinas, a ambos lados y a una distancias del tablero exterior igual al grueso de la pared aumentado con el grueso de una tabla, se colocan unas tablas maestras de plano provisionales, sujetas por codales también provisionales, y por la parte inferior se coloca la primera tabla del encofrado que apoya con su bisel correspondiente en el molde de boca y se clava a las maestras. Inmediatamente se colocan costillas a cada lado de las maestras y en ellas se colocan, una a una, las tablas de encofrar, clavándolas por dentro. Después de colocadas unas tablas se montan algunas costillas intermedias. Las restantes se colocarán una vez clavadas todas las tablas del encofrado interior. Dichas costillas han de tener la longitud necesaria para apoyar por su extremo superior en el encofrado exterior. Las carreras interiores se enfrentan aproximadamente con las exteriores. La carrera superior se coloca de manera que sirva de base del encofrado interior de la pares del silo. En los tableros interiores de la tolva se dejarán algunos agujeros de observación para controlar la marcha del hormigonado. Por último se procede al montaje del encofrado interior de las paredes, lo que no ofrece ninguna diferencia con lo ya descrito.

XIII ENCOFRADOS DE PIEZAS PREFABRICADAS DESCRIPCIÓN En la construcción de nuestros días, donde la rapidez de ejecución es norma general, por las necesidades de las mismas, pro ser más rentable la inversión realizada, etc., una multitud de piezas TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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fabricadas en taller irrumpen en las obras, donde sólo se efectúa la puesta en obra. Con ello se descarga a cada obra en particular de varios trabajos que encarecerían la misma al tener que disponer de maquinaria especial para la fabricación de dichas piezas. Entre las más importantes podemos citar la fabricación de viguetas, tubos de hormigón, losas para aceras o tapas de registros de servicios, cornisas, antepechos, vierteaguas, albardillas, etc. De todo ello, en cada país, hay una extensa red de fabricación de piezas, de diversos modelos, que proporcionan al usuario la entrega de las mismas a precios que ellos mismos no podrían obtener en la propia obra.

MOLDES PARA VIGUETAS Los moldes para las viguetas prefabricadas (de las que existen diversas patentes) suelen ser metálicos, por su mejor conservación y larga duración. Se componen de dos o más piezas, que encajan mediante charnela, para una vez hormigonada la pieza y fraguada ésta, poder efectuar cómodamente el desencofrado y obtención de la pieza.

MOLDES PARA TUBOS Los tubos de hormigón se suelen fabricar en piezas de hasta un metro, por su peso y mejor manejabilidad. Se hormigonan verticalmente, retacando la masa de hormigón. Los encofrados correspondientes son también metálicos y están constituidos por cilindros divididos según una generatriz en dos o más partes para facilitar la operación de desencofrado, que siempre suele ser la más engorrosa en toda clase de hormigonado de piezas.

PILOTES DE HORMIGÓN Como ya sabemos, los pilotes de hormigón armado se utilizan en aquellas obras donde los cimientos son débiles. Para obtener una buena base para comentar, se clavan en el terreno cierto número de pilotes y sobre sus cabezas, o sobre una losa de hormigón que se asienta sobre aquéllas, se procede a levantar la construcción proyectada. Se utilizan, pues en obras en el mar o en los ríos, en terrenos arenosos muy sueltos, en terrenos fangosos, etc. Van constituidos por un pilar de hormigón generalmente de sección circular, con una punta metálica, utilizada para que no sufra deformaciones durante la hinca y facilitar ésta. Si sólo se ha de obtener unos pocos pilotes, se peden obtener en la misma obra mediante la disposición de unos moldes sobre el suelo previamente preparado. En estos casos, la sección de los pilotos suele ser cuadrada. El encofrado de esas piezas es muy sencillo, ya que si se ha preparado satisfactoriamente el terreno dándole una superficie bien lisa y horizontal, en donde suele echarse arena para que la superficie del hormigón no asiente sobre el terreno, el molde sólo consistirá en dos tableros largueros para las caras laterales y otros dos para cerrar aquellos por lo extremos de cabeza y e pie. Los tableros costeros irán debidamente arriostrados con tornapuntas y costillas clavadas en el suelo y llevarán unos codales para impedir que se abran o cierren por la parte superior. Cuando la fabricación de pilotes se hace en serie, es decir, en plan TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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comercial, suelen disponerse encofrados continuos de madera o hierro, los cuales son llenados de hormigón mediante un adecuado sistema de hormigonado, ya sea por vagonetas, blondinas, etc. La superficie superior de los pilote no lleva encofrado, es decir, queda al aire y se obtiene como cuando se enrasa una superficie de hormigón de una losa, etc.

MOLDES PARA FABRICAR PIEZAS A PIE DE OBRA Si en la construcción de un edificio hay necesidad de fabricar cierto número de piezas de un mismo tipo, como son cornisas, albardillas, antepechos, etc., será recomendable hacer moldes siguiendo las características del proyecto.

Moldes para viguetas Suelen hacerse con tres tablones convenientemente preparados. Unos para el fondo y dos que encajan en él, para los laterales. Estos últimos se mantienen en posición mediante unas plantillas en los extremos y unos codales con tornillo a media altura de los moldes laterales (figura 143) o, si no se quiere que queden orificios en el alma de la viga, mediante codales y cepos (figura 144).

Moldes para dinteles Para dinteles de sección rectangular, el molde puede confeccionarse con tablas, barrotes, tablas de aguante, codales y cepos, como en la figura 145.

Moldes para dintel con caja de persiana Para fabricar dinteles especiales con hueco para alojar persianas enrollables, puede utilizarse el molde de la figura 146.

MOLDES DIVERSOS Además de los ya mencionados, existen una gran variedad de moldes para la obtención de piezas prefabricadas de cierto interés y en los que la obtención en serie reporta algún beneficio a la construcción.

XIV APENDICE ENCOFRADOS METALICOS El encofrado metálico, como su nombre indica, está compuesto por cierto número de piezas rígidas, que sólo pueden adaptarse a una forma exclusiva. De ahí su «su limitación» en cuanto a la multiplicidad de formas a dar con un solo elemento o tablero, tal como ya vimos en los encofrados de madera, que son susceptibles de emplearlos en diversidad de piezas, cortando, añadiendo, clavando, etc. En cambio, en el encofrado metálico, por su naturaleza, cada pieza sólo sirve APRA la clase de molde para la cual ha sido proyectada, no pudiendo aprovecharla, salvo alguna caso excepcional, en otro elemento distinto.

Ventajas del encofrado metálico En aquellas obras en donde la proliferación de un mismo tipo de piezas alcanza un número considerable, tal como en una construcción donde existan pilares de idénticas dimensiones y en gran número, los tableros metálicos ya preparados son insustituibles para la formación de los encofrados correspondientes. Su gran ventaja radica, no sólo en la facilidad y rapidez tanto en el encofrado como en el desencofrado, así como en las piezas moldeadas alcanzan unos paramentos lisos, bien cuidados, sino en que la duración de dicho encofrado es prácticamente ilimitada, ya que no se deforman ni deterioran por el uso. En cuanto a su manejo, es bien sencillo y aunque casi la sola observación del dibujo correspondiente es suficiente para comprender cómo se montan, vamos a dar una suscita explicación sobre los mismos. Tanto las operaciones de encofrado y desencofrado como las de aplomado son rápidas y sencillas. Otra ventaja es la bondad de los paramentos. Salen pilare e caras limpias. Entre las desventajas, podemos citar su inadaptabilidad a todo tipo de pilares, como sucede con la madera y a su mayor peso para el traslado y manejo. Ya veremos más adelante cómo estas placas suelen servir también para encofrar vigas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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CARACTERÍSTICAS DE LOS ENCOFRADOS METALICOS BYS De gran circulación en el mercado nacional de la construcción sin ánimo de publicidad y solamente porque los consideramos muy interesantes por sus notables características, presentamos el encofrado metálico universal BYS, del que, a grandes rasgo, vamos a describir las más estacadas.

Duración ilimitada Las piezas que componen este tipo de encofrado están construidas de hierro y acero de la mejor calidad, no produciéndose desgaste alguno durante su uso, por ser muy sencillo su manejo, tanto en el montaje como en la operación de desencofrado.

Adaptable a cualquier medida Los paneles metálicos, como luego veremos, están diseñados de tal forma que se adaptan a cualquiera que sea la medida de la estructura que se desee encofrar.

Montaje fácil y económico La unión de los paneles entre sí mediante unos pernos que se introducen en los agujeros del elemento subsiguiente, destierran por completo todo empleo de mordazas, pasadores, abrazaderas, cuñas, tornillos y cualquier otra clase de herramientas. No precisa de personal especializado, ya que su montaje es sencillísimo. El desmontaje, por tanto, es también una operación sencilla, sin que se puedan producir desperfectos.

Amortización El hecho de que estos paneles por las circunstancias expuestas, tengan una vida ilimitada, amortiza su coste mucho mejor que todos los sistemas conocidos hasta la fecha.-

Medidas «standard» Se encuentran estos paneles en el mercado, en las siguientes medidas: 40 X 50 50 X 50 60 X 50 Como dato para el lector, indicamos que un pilara de tres metros de altura necesita el material siguiente: 4 elemento de base. 24 paneles de 50 X 50. 4 pletinas de blocaje. Para montar un pilar de las dimensiones indicadas, se tarda un tiempo aproximado de 15 minutos.

Montaje Vamos a dar a continuación un detalle del montaje con este tipo de paneles. En la figura 148, se ven los elementos de base. Una vez replanteado el pilar, se van colocando los llamados elementos de base, de manera que la arista interior de dichos elementos coincida con lo que va a ser el paramento definitivo del pilar ya hormigonado. Una vez situados estos elementos definitivo del pilar ya hormigonado. Una vez situados estos elementos de la base, se procede a continuación al montaje de los paneles. En la figura 149, vemos cómo el primer panel monta sobre el elemento base (figura 148) de forma que el primer agujero del panel encaja en el primer perno A (figura 148). Los demás agujeros encajarán en los pernos sucesivos, después en el perno B del elemento núm. 2 (figura 144), y el resto sobrante del panel sobresaldrá a continuación en la medida necesaria. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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A continuación procederemos a montar el segundo panel sobre el elemento núm. 2 en la misma forma citada en el párrafo anterior, o sea a partir del perno C, hasta el perno D del elemento núm.3 (figura 148 y 149), sobresaliendo a continuación el trozo el panel sobrante (figura 150). Para cerrar el resto del espacio el pilar, se montan los otros dos paneles, tercero y cuarto, siguiendo el mismo procedimiento ya descrito (figura 151). En la figura 152, se ve el montaje de los subsiguientes tramos de paneles, siguiendo siempre el mismo sistema. Cada panel inmoviliza siempre a dos de los que tiene debajo, dando una total solidez al encofrado. Así seguiremos colocando paneles hasta llegar a la altura deseada. Por último, se colocan las pletinas de blocaje (terminales), como se ve en la figura 153, para que los cuatro últimos paneles no se separen. En la figura 154 presentamos el encofrado para un pilar. Para el encofrado de muros, como vemos en la figura 155, se emplean también los mismos paneles, además de otros elementos que vamos a describir.

Centinela Con este elemento, de dos metros de altura, y que se muestra en la figura 156, se pueden efectuar toda clase de paramentos. Se adapta a los paneles «standard», como se puede apreciar en las figuras ya mostradas.

Cuña para sujeción de latiguillos Con esta original cuña y medida un tensor (ver las figuras 157 y 158) se obtiene una máximo de resistencia en ambas caras encofradas y permite soportar todas cuantas presiones pueda producir el hormigón, al ser depositado en los encofrados y pudiendo efectuar una vibración al máximo.

Cangrejo Es éste n elemento eficaz e indispensable, pues viene a eliminar radicalmente la aplicación de toda clase de tornillos en la unión de los paneles entre sí (figura 159). TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRAS – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA CONTENIDO

I. 1. 2. 3. 4. 5.

LA MADERA Características Propias de la Madera. Clasificación y Usos de la Madera Control de Calidad de la Madera Causas de Destrucción de la Madera Almacenamiento de la Madera

1. 2. 3. 4.

LOS ENCOFRADOS Elementos Componentes de los Encofrados Características de los Encofrados Cargas que Soporta el Encofrado Recomendaciones para el trabajo de la Madera

II.

III. 1. 2. 3. 4. 5.

6.

7.

IV.

PROCESO CONSTRUCTIVO PARA LA ELABORACION DE ELEMENTOS DE MADERA Interpretar Planos. Alistar Sitio de Trabajo Revisar Herramientas y Equipo Medir y Trazar Elementos Cortar Elementos de Madera Tipos de Cortes Corte Manual de la Madera. Corte con Equipo Mecánico Corte con Herramientas de Mesa Cepillado o Alisado Cepillado o Alisado con Herramientas Manuales Alisado con Máquinas Herramientas Portátiles Alisado con Máquinas Herramientas de Banco Labrado de Madera Labrado con Herramientas Manuales. Labrado con Máquinas Herramientas Portátiles Labrado con Máquinas Herramientas de Banco Labrado con Máquinas Herramientas de Mesa

4. 5.

UNIONES DEL ENCOFRADO Tipos de Uniones. Uniones Clavadas. Tipos de Clavos Usados Cómo realizar las Uniones clavadas. Uniones Empernadas. Tipos de Pernos Cómo funcionan las Uniones Empernadas Espaciamiento de Uniones con Pernos Empalmes Ensambles

1. 2.

CONSTRUCCION DE ELEMENTOS DE MOLDE. Recomendaciones Usos de los Elementos de Molde

1. 2.

3.

V.

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: SENA - COLOMBIA - FONDO NAC. DE APR. PARA LA IND. DE LA CONSTRUCCIÓN

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INTRODUCCIÓN Los encofrados son elementos de mucha utiliza ión en la construcción moderna por sus características de moldeabilidad, resistencia, dirección y reutilización. Es indispensable dominar tanto la construcción de estos encofrados en madera como su armado, así como el armado y colocación de los encofrados metálicos. Esta cartilla es la primera de una serie de tres dedicadas a los encofrados. Aquí se destacan sobre todo aspectos relativos a la madera, las características de los encofrados y la forma de construir los elementos que los configuran. La segunda y tercera cartilla se referirá al armado de encofrados en madera y metal respectivamente. La atención prestada al aprendizaje de las mismas redundará en el mejoramiento de la calidad de los trabajos del oficial en la construcción, téngalo en cuanta.

OBJETIVO TERMINAL Una vez aprendido el contenido de esta cartilla y dados los equipos, materiales, herramientas, gráficos e indicaciones necesarias el trabajador alumno estará en capacidad de construir elementos para encofrados en madera. El objetivo se logrará plenamente si los elementos construidos corresponden al diseño suministrado en medidas y formas, haciendo los ajustes y refuerzos necesarios y con el cumplimiento de las normas de seguridad establecidas.

I. LA MADERA La madera es un recurso natural que se extrae de los bosques en los que existen más de 2,500 especies maderables. De ellas unas 600 variedades son aptas para la construcción. 1

Características Propias de la Madera

a. Es un elemento que permite la transformación de su forma. b. Su duración puede ser ilimitada dependiendo de su tratamiento e inmunización. c. Es material recuperable. 2 Clasificación y Usos de la Madera Desde el punto de vista de sus presentaciones comerciales la madera se encuentra como: NOMBRE

Varetas o Listón

Bastidor o Durmiente

MADERA ASERADAS

MEDIDAS

2.5 x 2 x 300 cm 5 x 5 x 300 cm

Cartón o Repisa

5 x 10 x 300 cm

Columna o Cerco

10 x 10 x 300 cm

Tablilla o Tablachapa

2 x (15, 20, 25, 30) 300 cm.

Tabla Burra

2.5 x (15, 20, 25, 30) 300 cm

Tablón o Telera

5 x (15, 20, 25, 30) 300 cm


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2 Clasificación y Usos de la Madera Desde el punto de vista técnico las maderas se clasifican en : Blandas: Sauce, Álamo, Pino, Blanco. Semiduras: Cedro, Pino, Tea, Algarrobo. Duras: Quina, Encina, Ciprés, Otobo, Sajo. Las maderas resinosas son las más utilizadas para la construcción. Otras maderas usadas en nuestro medio, para la construcción son : Caracolí, Abarco, Guayacán, Ceiba, Tolúa, Mangle y comino. 3 Control de Calidad de la Madera

- Los defectos afectan el comportamiento estructural de la madera.

-

Para su clasificación es importante tener en cuenta estas anomalías pues estas afectan la precisión de los elementos que conforman el encofrado.

- De la calidad de la madera depende la resistencia y acabado del encofrado, factor decisivo para el elemento en concreto.

3 Control de Calidad de la Madera Defectos de secado Durante el secado la madera sufre alteraciones que entrarán en detrimento de la calidad del encofrado, y por ende en el Hormigón acabado.


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4 Causas de Destrucción de la Madera La madera puede sufrir graves desperfectos a causa de las condiciones ambientales en que ambientales en que se almacena o utiliza, por ejemplo.

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5 Almacenamiento de la Madera

Almacenamiento al aire libre.

Cuando se le sumerge en agua salada. En lugares completamente secos.

5.

Cuando es explotada sin ningún control

Almacenamiento de la Madera Almacenamiento al aire libre. Es importante almacenar debidamente la madera para que conserve la calidad requerida en la elaboración de los encofrados

Protegida Es recomendable almacenar la madera para encofrados en sitio cubierto para que permanezca seca y pueda darle así un mejor acabado al encofrado.

Se deben tener en cuenta las dimensiones de la madera para agruparlas y codificarlas, permitiendo así un mayor rendimiento en la elaboración del encofrado.




I. LOS ENCOFRADOS Los encofrados son elementos que tienen por objeto dar forma dimensión y a acabado al hormigón, permitiendo la instalación de la madera en el sitio requerido. De la correcta construcción de Los encofrados en madera depende la resistencia ya acabado del hormigón fundido en ellos, por esto es necesario utilizar maderas de buena calidad, y aplicarles el mantenimiento adecuado.

1 Elementos Componentes de los Encofrados a.

Elementos de Molde.

Son las maderas que tendrán contacto con el hormigón, de estas depende la forma y acabado que se desea dar a la obra terminada. Generalmente se utilizan tablones de madera común. En obras que requieren un bello aspecto, se utilizarán tablas cepilladas algunas veces machihembradas

b. Elementos de Refuerzos Son las piezas de madera que soportan el molde, dándole estructura y estabilidad. Deben resistir las cargas originadas por el hormigón húmedo y por el trabajo en la obra, Los hay de varios tipos: Acoplamientos o chapetas. Sirven para unir o reforzar laterales de encofrados. Dragonales. Son piezas de distintas medidas que trabajan en forma transversal asegurando o sosteniendo partes del encofrado.


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Codales o separadores. Abrazaderas. 2.Sirven Características de los la Encofrados para mantener Se utilizan en los encofrados de separación entre los columnas, para evitar el laterales o tableros que desplazamiento de los tableros formen el encofrado de laterales durante la fundición. Los encofrados en madera cimentaciones o vigas. También se les llama mordazas pueden ser usados en la fabricación de elementos de hormigón, en obra y prefabricados.

Puntales o Codales. Soportan los fondos de vigas, losas y escaleras, se refuerzan y estabilizan por medio de riostras diagonales y horizontales

Los encofrados son elementos reutilizables, por esto todas su partes deben ser cortadas, transportadas de forma tal, que se facilite el desencofrado y su mantenimiento.

3. Cargas que Soporta el Encofrado La mayor carga que soporta un encofrado es el propio peso del hormigón fresco que depende de la proporción de la mezcla y las características de los áridos. Empuje lateral que ejerce el hormigón sobre el encofrado depende del pesor o medidas del elemento, la rapidez del hormigón y la plasticidad de la mezcla.


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3. Cargas que Soportan el Encofrado El transporte de los materiales y la movilización es otra carga que debe soportar el encofrado. Los golpes y vibraciones que se producen al fundir y transportar el hormigón también deben ser tenidos en cuenta. Recomendaciones Para el Trabajo en la Madera

El taller debe permanecer en orden para que haya mayor rendimiento.

Las herramientas deben estar ordenadas y en un sitio que facilite la buena circulación dentro del taller.

Al usar herramientas se debe tener cuidado de no acercar las manos a elementos cortantes para evitar accidentes.

Recomendaciones Para el Trabajo de la Madera

Para cortar los elementos se Es importante que el operario debe consultar el plano conozca perfectamente el funcionamiento del equipo.

No se debe fumar en el sitio de trabajo. El extinguidor debe estar en un sitio seguro y asequible.


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II.PROCESO CONSTRUCTIVO PA LA ELABORACIÓN DE ELEMENTOS DE MADERA Para la producción de los elementos en madera necesarios para construir encofrados, se debe tener en cuenta la precisión en la medida y en el corte de los mismos. Para esto se usan diferentes equipos y herramientas cuya correcta utilización es indispensable para lograr un acabado de primera calidad. Proceso Constructivo de Elementos de Madera

4. Medir y trazar elementos de molde y de refuerzo

5. Cortar elementos de molde y refuerzo


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Proceso Constructivo de Elementos de Madera

1. Interpretar Planos .

Es importante leer los planos para definir las medidas y formas de los diferentes elementos. En obras grandes es necesario hacer dibujos especiales para el encofrado. Para esto se pueden utilizar las copias en las que aparece la construcción en su firma y tamaño sin armazón, para elaborar con su ayuda dibujos de detalle con los que puedan fabricarse cada uno de los elementos, en serie y codificados para agilizar la construcción del encofrado. De acuerdo con el elemento que se vaya a fundir, los diseños y dibujos deben ser elaborados a escala o mano alzada (con sus respectivas medidas) par que el operario pueda construir cada elemento del encofrado fácilmente. Se debe escoger el tipo de madera 2. Alistar el Sitio de Trabajo que se va a utilizar y transportarla del depósito al sitio de trabajo.


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El sitio de trabajo debe estar equidistante del depósito de materiales, en un lugar cubierto que no interfiera con las circulaciones de la obra. Los elementos e elaboran en un banco de trabajo firme. S deben instalar tomas eléctricas para conectar las diferentes herramientas 3. Revisar Herramientas y Equipos.

El flexómetro se utiliza como unidad de medida, se puede leer en centímetros o en pulgadas.

Los instrumentos de control, se utilizan en el armado de moldes par que estos queden debidamente nivelados y plomados

3. Revisar Herramientas y Equipos.

Los instrumentos de trazados se utilizan para marcar el corte de los diferentes elementos. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: SENA - COLOMBIA - FONDO NAC. DE APR. PARA LA IND. DE LA CONSTRUCCIÓN

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Las prensas son elementos de sujeción, de uso momentáneo para efectuar uniones entre dos piezas.

3. Revisar Herramientas y Equipos. Todas las herramientas deben revisarse antes de su uso, para verificar su correcto funcionamiento y evitar accidentes.

Los elementos de madera para los encofrados tomarán diferentes formas según especificaciones; requiriéndose herramientas variadas para su corte.


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NOVIEMBRE 2001 2.


Revisar Herramientas y Equipos.

4. Medir y Trazar Elementos

De la medición correcta de las piezas de madera necesarias para la construcción de un encofrado, depende el mayor aprovechamiento de la madera y correcto funcionamiento del encofrado en la obra.

De acuerdo con los planos o bosquejos elaborados se procederá a la toma de medidas en la madera.

El trazado de marcas o líneas, para conservar los puntos de las medidas tomadas, es tan importante como la medición de la madera, esto se logra mediante el correcto uso de las herramientas de trazados.


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5 Cortar Elementos de madera 5.1 Tipos de Cortes La obtención de una determinada pieza de madera se logra a partir de una serie de cortes, previstos en una pieza mayor. De el corte correcto de la madera depende la calidad del encofrado y de las piezas de hormigón producidas por este.


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5. Cortar Elementos de madera 5.2 Corte de la Madera

c. Caladoras

Herramientas a. Serrucho. Es una hoja de acero laminada con dientes en uno de sus cantos, el extremo más ancho está provisto de una empuñadura. Puede cortar la madera libremente pero en especial a lo largo de la fibra.

b. Serrucho de Costilla. La hoja de este serrucho es delgada y los dientes son pequeños y con poca traba, se utiliza para hacer cortes precisos con buen acabado, generalmente en la caja d ingletes.

5.3 Corte con Equipo Mecánico. Herramientas . Para los cortes rectos se utiliza la sierra de disco portátil, accionada por un motor eléctrico. La profundidad e inclinación del corte puede ser regulada.


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5. Cortar Elementos de madera

La caladora eléctrica portátil se emplea para efectuar cortes curvos en madera de poco espesor, está provista de una hoja de acero, que accionada por un motor eléctrico, corta la madera mediante un movimiento de vaivén.

5.4 Corte con Herramientas de Mesa.

Herramientas. a. Sierra Circular de Mesa. La hoja de la sierra sobresale de la mesa a través de una ranura y es accionada por un motor eléctrico que se encuentra bajo el tablero. Esta sierra permite hacer cortes longitudinales, transversales y en diagonal; además, la hoja se puede inclinar hasta 45° para cortes especiales.


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5. Cortar Elementos de madera

b. Sierra Radial. Es una sierra con hoja de disco montada por encima del tablero de la mesa, la cual puede tener múltiples posiciones de corte. Consiste en un motor eléctrico, cuyo eje sirve de soporte para la hoja. El motor está unido a un brazo horizontal, de altura regulable, sobre el cual se desplaza.

6. Cepillado o Alisado Cuando se desea obtener una superficie lisa en madera es necesario realizar un corte especial denominado cepillado o alisado. El cepillado o alisado se obtiene deslizado sobre la madera una hoja de acero debidamente afilada que elimina las imperfecciones. Esta hoja podrá encontrarse en un cepillo manual o en una máquina cepilladora. Las máquinas cepilladoras por lo general poseen cuchillas que mediante movimiento rotatorio, efectúan cortes sucesivos en la madera. El resultado del cepillado o alisado con herramientas manuales depende en gran parte de la habilidad del operario. Con máquina de corte la superficie trabajada presenta pequeñas depresiones y crestas denominadas marcas de la cuchilla. Estas imperfecciones serán menos pronunciadas si se aumenta la velocidad del porta cuchilla. El número de cuchillas o la velocidad de alimentación de la madera.


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6. Cepillado o Alisado 6.1 Cepillado o alisado con herramientas manuales a. Garlopa Se utiliza para alisar o aplanar piezas de madera grandes. Es una caja de madera o metal con pista recta, posee cuchillas y contracuchilla ajustables. b. Lijas Alisan la madera por medio de cristales que están adheridos a una base de tela o de papel. c. Cepillo Se utiliza para alisar superficies de madera sacando bastante material por pasada o haciendo una operación de pulido. d. Cuchilla de Vueltas. Se usa para alisar los bordes curvos de la pieza. 6.2 Alisado con herramientas portátiles.

El cepillo eléctrico se puede colocar invertido en una base par utilizarlo como cepillo de banco.

a. Cepillo Eléctrico. Hace el trabajo de una garlopa manual con menos esfuerzo par el operario.

b. Lijadora eléctrica portátil. Alisa la madera evitándole mayores esfuerzos al operario.


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6. Cepillado o Alisado

6.3 Alisado con Máquina Herramienta de Banco

La finalidad de estas máquinas es obtener superficies planas en las caras con un mayor rendimiento en la preparación.


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7. Labrado de la Madera El labrado d la madera consiste en la ejecución de incisiones o cavidades para introducir tornillos, realizar empalmes o darle forma a la pieza de madera. Puede lograr de diferentes formas: Mortajado o Tipo Escoplo: Consiste en perforaciones cuadrangulares de fondo ciego o pasantes. Taladrado: Agujeros angostos hechos por rotación de una broca o mecha que corta la madera abriendo huecos cilíndricos. Mortajado Tipo Broca Fresa: Es similar al taladro, donde la herramienta, además de perforar la madera, la corta horizontalmente. Torneado: Forma de labrar la madera, que combina el movimiento rotatorio de la pieza con la aplicación de una herramienta cortante. 7.1 Labrado con Herramientas Manuales

b. Escoplo. Se utiliza especialmente par vaciados angostos y profundos.

a. Formón. Se usa para vaciar una parte de la madera

c. Gubia. Es un formón acanalado longitudinalmente que sirve par tallar la madera.


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7. Labrado de la Madera

d. El talado para madera . Posee un engranaje que transmite mayor velocidad a la broca. Se utiliza especialmente para hacer agujeros de tornillos.

f. Escofina y limas. Son herramientas de acabado final, se utilizan par dar forma a piezas de madera curvas o irregulares.

e. El berbiquí. Permite introducir, por movimiento giratorio, una broca. Con él se logran perfecciones de mayor diámetro.

7.2 Labrado con Máquina a.

Taladro eléctrico portátil. Es una máquina herramienta muy útil en la carpintería. Cambiando brocas puede perforar agujeros de distintas dimensiones. Con otros aditamentos, puede utilizarse para fijar, lijar, pulir y realizar diversos trabajos.

b.

Tupí portátil. Es muy manejable, con accesorios adecuados se emplea para hacer colas de milano, guías rectas y circulares y otros usos.


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7. Labrado de la Madera

Tipos

Brocas y trabajos realizados

7.3 Labrado con Herramientas de Banco.

a. La mesa. Es regulable a cualquier altura también puede inclinarse la 45° a un lado u otro.

b. Talado de banco o pedestal. Se utiliza para hacer agujeros con una broca por movimiento rotatorio. Con esta herramienta se puede graduar la profundidad del agujero.

c. Con brocas aproximadas. Además de taladrar, esta máquina puede ser usada para amortajar, trazar, tallar, rebajar y lijar.


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7. Labrado de la Madera 7.4. Labrado con Herramientas de Mesa.

Las cuchillas giran sentido contrario a manecillas del reloj.

Tupí. Esta máquina moduladora es muy útil y versátil, pero de funcionamiento peligroso por girar a alta velociad. Labra la madera debido a la acción de cuchillas de corte rotatorio ubicadas en un árbol de eje vertical.

en las

Flejes de acero sujetan la madera contra la guía

Trabajos Realizados

III. UNIONES DEL ENCOFRADO Uniones del Encofrado Los elementos en madera para encofrados son varias piezas que para formar un molde deben estar unidas entre sí.


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1. Tipos de Uniones Tipos de uniones: La conexión entre dos piezas en este Las uniones pueden ser de caso las chapetas con las tablas varios tipos, según el elementos forman un tablero. Su unión debe ser y la forma en que trabajará. estructural. Uniones clavadas: Es muy importante que las uniones Son aquellas que se logran sean fuertes pues éstas transmiten las mediante el uso de clavos por su cargas a los elementos de soporte. facilidad de construcción y economía; las uniones clavadas son las más usadas.

Uniones Empernadas: Los pernos permiten lograr uniones de alta resistencia generalmente se usan en los elementos de refuerzo. Los pernos facilitan el desarme de los encofrados.

2. Uniones Clavadas

2.1. Tipos de clavos usados en Construcción. Los clavos tiene una relación constante entre su diámetro y longitud. Las longitudes varían por ¼ de pulgada a partir de 1 pulgada hasta 6 pulgadas. Los diámetros varían de acuerdo a su longitud.


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2. Uniones Clavadas

2.2. Cómo realizar las uniones clavadas

Las uniones clavadas son eficientes si los esfuerzos aplicados sobre el clavo son esfuerzos de corte.

Cuando el clavo es introducido la punta rompe y separa una cierta cantidad de fibras.

Estas fibras separadas que rodean el clavo tratan de regresar a su posición anterior ejerciendo una presión contra el clavo, aprisionándolo fuertemente.

No es recomendable la unión si las fuerzas tienden a extraer el clavo.


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2. Unidades Clavadas

Los clavos lanceros se introducen con una inclinación 30° respecto al elemento vertical y a una distancia de un tercio de la longitud del clavo. El clavo debe atravesar completamente la primera pieza y penetrar en la otra mínimo diez veces el diámetro del clavo. En la unión de tablas con chapetas el clavo debe introducirse en la chapeta el doble del espesor de la tabla. Cuando la madera es muy dura o tiende a rajarse es recomendable taladrar un agujero guía menor que 80 o/o del diámetro.

Sin pretaladrar

Agujeros pretaladrados


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3. Uniones Empernadas

Los pernos permiten lograr uniones de alta resistencia, se colocan en agujeros perforados previamente, ojalá ligeramente mayores que él diámetro del perno, pero que a su vez no permitan juego dentro de los elementos. Unión sin arandela

Unión con arandela

Para evitar que el perno se incruste en la madera se deben colocar arandelas.

3.1. Tipos de Pernos


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3 Uniones Empernadas 3.2. Como funciona las uniones Empernadas.

Al aplicar las cargas el perno es sometido a una acción de cizallamiento o corte transversal, a mayor diámetro del perno mayor será la resistencia a estas cargas. Se producen también efectos de flexión, esto depende de la relación entre la longitud y el diámetro del perno. La resistencia de la madera debe ser suficiente para equilibrar la fuerza transmitida por el perno

3.3. Espaciamiento de Uniones con pernos. Par que el perno pueda desarrollar toda su capacidad resistente, debe colocarse a suficiente distancia de los bordes al igual que en otros tipos de unión, cuando se usan varios pernos estos deben estar bien espaciados entre si.


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4. Empalmes Los empalmes son uniones de dos o mas piezas de madera, mediante las cuales se logra la construcción de elementos de mayor longitud a los existentes. De acuerdo con los cortes que se efectúen en las maderas a unir, se producirá el tipo de empalme. Los más utilizados son:

5. Ensambles Estos son las uniones de varias piezas de madera en distinta dirección, se utilizan para reforzar los encofrados y evitar su deformación o rotura durante la fundición.


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IV. CONSTRUCCIÓN DE ELEMENTOS DE MOLDE De acuerdo con el tratamiento que se de a la madera que estará en contacto con el hormigón, será la calidad de acabado de éste. 1. Recomendaciones Las maderas que conforman el elemento de molde DEBEN tener el acabado y tamaño requeridos por las especificaciones.

Acabado técnico

La unión entre las chapetas y las tablas debe ser muy firme debido a las cargas que soportará durante la función.

Las maderas utilizadas en la fabricación del encofrado no deben estar torcidas ni rotas. Esto causaría el desplome y el escape del hormigón durante la fundición.

El tamaño del clavo se elegirá de acuerdo con el espesor de la madera. Cuando se usen varias puntillas, se clavarán intercaladas y con suficiente espacio entre sí.


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1. Recomendaciones Para la construcción de los tableros de molde se utilizan tablas de 2 a 25 cm de espesor y un ancho entre 10 y 15 cm. estas se unen con el elemento de refuerzo llamado chapeta, que generalmente tiene la misma dimensión, instalado con un distanciamiento entre 40 cm y 70 cm de acuerdo con el esfuerzo que soportará. Las chapetas deben sobresalir del borde del tablero para su fijación en la obra.

Los tableros deben construirse a escuadra, para su correcto ajuste construirse el encofrado, esto evitará fugas del concreto durante la fundición.

2. Uso de los Elementos de Molde. Los tableros de molde se utilizan en todas las partes de la obra que se construyan con hormigón, tales como cimiento, columnas, vigas, placas, muros y escaleras.


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2. Usos de los Elementos de Molde

Muros

Placas

BIBLIOGRAFÍA G. BAUD. “Tecnología de Construcción”. Editorial Blume. 1978 JUNAC. “Cartilla de Construcción con Madera”. 1980 JUNAC. “Manual de Diseño para Maderas del Grupo Andino”. 1992 HECTOR GALLEGOS VARGAS e Ingenieros Civiles. “Construcción de Estructuras”. Manual de obra. Lima Perú, 1979. H. SCHMITT. “Tratado de Construcción”. Editorial Gustavo Gili. 1969.


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ENCOFRADOS PARA ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN LISTA DE ABREVIATURAS Y SÍMBOLOS

A ACI

Área American Concrete Institute

b

Ancho de viga

δ d DyM E °C °F σ

Flecha de la viga

m cm

Metro Centímetro

τ

Tensión cortante

I

Momento de inercia

Ib Kg L

Libra Kilogramo Longitud de una viga o pilar, en m

I

Longitud de una viga o pilar, en cm

M n

Momento flector o resistente de una viga Relación entre los módulos de elasticidad del acero y del hormigón

p

Carga concentrada total o presión producida por el hormigón sobre las superficies verticales del encofrado.

PCA

Portland Cement Association

R

Velocidad del llenado de los encofrados

S

Momento resistente de una viga

S2E S4S

Madera terminada por dos de sus caras Madera terminada por sus cuatro caras

V V

Esfuerzo cortante total en una viga Velocidad

W

Carga total uniformemente distribuida sobre una viga

W

Carga uniforme distribuida sobre una viga

Canto o altura de viga Madera machihembrada Módulo de elasticidad del material Grados Celsius Grados Fahrenheit Tensión

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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ENCOFRADOS PARA ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN PROLOGO Esperamos que este libro inculque en sus lectores la importancia del proyecto y elección del encofrado adecuado en las estructuras de hormigón. Un encofrado, si está bien proyectado, debe reunir las cualidades de poseer la suficiente resistencia y una economía proporcionada a la índole de la obra. Este libro se propone ayudar a lograr ambos objetivos. Con este fin se desarrollan diversas formulas, que acompañadas de ejemplos demostrativos facilitarán cálculos de los proyectistas de encofrados; asimismo, se incluyen un gran número de datos e informaciones, que resumidos en forma de tablas permitirán a los constructores conseguir encofrados que satisfagan ambos criterios de resistencia y economía mencionados anteriormente, además de una aceptable rapidez de cálculo. Se incluye también en este libro una selección de los productos comerciales patentados y prefabricados de mayor utilización en la técnica del encofrado, intentando dar con esta información, una idea de la amplitud con la que se utilizan actualmente. Al mencionar determinados productos, omitiendo otros similares, debemos hacer constancia que ello no presupone una mejor calidad o superioridad. El autor desea expresar su sincero agradecimiento, tanto a particulares como a concesionarios y fabricantes, pro su generosa colaboración al proporcionar diversa información y material ilustrativo.

R.L. Peurifoy

CAPITULO 1 INSTRODUCCIÓN Propósito de este Libro. El encofrado de la estructuras de hormigón representan una parte muy importante de la construcción, tanto por los servicios que proporciona como por su coste. Frecuentemente, es más caro el encofrado que el hormigón, y en algunas estructuras su coste sobrepasa al de hormigón y armaduras correspondientes. Como sea, pues, que representa una parte sustancial del coste de la construcción, parece conveniente un libro que trate de los aspectos teóricos y prácticos de la técnico del encofrado. Creemos que un estudio técnico de los diversos componentes de los encofrados ayudará a los arquitectos e ingenieros en el planeamiento de sus proyectos. Además, los datos que se proporcionan en las tablas permitirán que los encargados de obra y los carpinteros realicen los encofrados con las debidas garantías de resistencia y economía. Todos los cálculos y datos de la tablas se han efectuado con regla de cálculo, lo que creemos proporcionará el suficiente grado de aproximación para este tipo de proyectos. Bibliografía. El libro contiene diversidad de referencias bibliográficas, como títulos de libros, artículos de revistas, boletines, especificaciones, datos de fabricantes y otras informaciones, que pueden ser de utilidad a aquellos lectores que deseen realizar estudios posteriores sobre el tema en cuestión. Productos prefabricados. A causa del uso cada vez más extendido de los productos prefabricados en la práctica del encofrado, creemos que será de utilidad para los lectores una somera descripción de los más representativos. Sin embargo, es completamente imposible abarcar todos los productos disponibles en la actualidad, por lo que la mención de determinados productos de ciertos fabricantes, y la omisión de otros similares no deberá interpretarse como señal de una mejor calidad de aquello que se citan en el libro. En general, la información suministrada por los fabricantes como especificaciones, propiedades, dimensiones y demás datos útiles se dan en forma de tablas para facilitar su utilización. Economía en el encofrado. La economía deberá ser tenida en cuenta cuando se proyecte un encofrado para una estructura de hormigón. En ella influyen multitud de factores, como coste de los materiales, coste de la mano de obra en la construcción, colocación y desencofrado, equipo TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL



necesario, número de usos de la materiales según su posible recuperación, coste del acabado de la superficies de hormigón una vez realizado el desencofrado, etc. Puede ser, por tanto, una buena economía el empleo de materiales de coste inicial elevado, como los encofrados metálicos, debido al gran número de empleos que con ellos se consiguen. Un análisis del encofrado propuesto para un proyecto determinado permitirá al encargado de la obra elegir, antes de su construcción los materiales y métodos más económicos. En el Capítulo 2 volveremos a tratar de este tema. Tensiones admisibles en los materiales utilizados en los encofrados. Con idea de alcanzar la mayor economía posible, se deben de emplear las tensiones admisibles más altas, tanto en los cálculos como en la construcción de los encofrados. El conocimiento de cómo se comportan las presiones, las fuerzas y las cargas que actúan sobre los moldes ayudará a determinar dichas tensiones admisibles. Cuando se vierte el hormigón, primeramente ejercerá su máxima presión sobre los encofrados laterales y su peso sobre las que lo soportan. Al cabo de poco tiempo, a veces menos de dos horas, la presión sobre los encofrados de muros y pilares habrá alcanzado su valor máximo, a partir de cuyo momento disminuirá hasta anularse. De aquí que los encofrados estén sometidos a las máximas tensiones durante períodos de tiempo relativamente cortos. Unas pocas horas después de la colocación del hormigón en los elementos estructurales, empieza a fraguar y a adherirse a las armaduras, ganando de este modo la resistencia suficiente para autosoportarse. A pesar de que los encofrados se dejan colocados durante varios días, la magnitud de las tensiones sobre ellos disminuye gradualmente a medida que el hormigón gana en resistencia. Así, pues, las tensiones máximas en el encofrados son temporales y de más corta duración que el tiempo que los encofrados permanecen en obra. La madera es capaz de absorber grandes sobrecargas si las tensiones producidas son de corta duración. Las tensiones admisibles recomendadas para la madera de construcción por diversos organismos, como por ejemplo la National Lumbre Manufacturers Association (1), están basadas en cargas constantes durante un período de diez años. Cuando la duración de la máxima carga total es de unas horas a unos días, las tensiones admisibles pueden aumentarse hasta un 33 1/3 % (2). En las tablas y ejemplos que se desarrollan en este libro se utiliza este incremento de las tensiones admisibles. Entretenimiento de los encofrados. Los encofrados se construyen con materiales susceptibles de daños considerables por mal empleo o mas trato. Los encofrados de madera deben de retirarse cuidadosamente, limpiarse, aceitarse y almacenarse en condiciones tales que se prevenga su posible distorsión. Periódicamente se deberá comprobar si es necesario sanear, fortalecer o remplazar alguna parte del encofrado.


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CAPITULO 2 ECONOMIA DEL ENCOFRADO Generalidades. Los encofrados que generalmente se emplean en las estructuras de hormigón armado pueden ser más caros que el hormigón o que el acero de las armaduras; e incluso, en ciertos casos, más que la suma de ambos elementos. De aquí se deduce la necesidad de estudiar al máximo los medios prácticos de reducir este importante capítulo de la obra. El estudio económico debe de comenzar en el proyecto de la estructura y continuar con una acertada elección de los materiales de encofrar, con su cálculo y colocación en obra, con el desencofrado y planificación de los reúsos, si hubiera lugar a ello, así como con el entretenimiento de los materiales. A continuación, en este capítulo, se indican diferentes métodos y se presentan ejemplos que permitirán adoptar los criterios adecuados para conseguir dicha economía. Economía en el encofrado durante el proyecto de la estructura. Como se ha dicho anteriormente, al economía empieza con el proyecto mismo de la estructura. Los materiales normalmente utilizados pueden obtenerse en tamaños y longitudes normalmente las maderas de construcción y proyectan las dimensiones de los diversos elementos estructurales de horma que se puedan emplear escuadrías comerciales de madera, sin necesidad de un serrado previo, se reducirá notablemente el coste de los encofrados. Por ejemplo, si se trata del encofrado de un fondo de viga será más económico proyectar la viga con un ancho de 30 cm que no con 29cm, puesto que en el primer caso se podrá utilizar una tabla de 5,08 X 30,48 cm con menor desperdicio de material; asimismo, será mejor solución un ancho de 38 cm que permite formar el fondo de viga con dos talas de 5,08 X 20,32 cm que un anchor de 36 cm, ya que el ancho efectivo de la tabla elegida es de 19 cm. La variación del ancho de la viga implicará un cambio en su capacidad resistente, que fácilmente podrá ser compensada modificando la cuantía de la armadura o el canto de la viga. A continuación se indican los puntos más importantes a tener en cuenta en el proyecto de edificios par reducir los costos del encofrado: 1. Estudiar simultáneamente los proyectos de arquitectura y estructura. Procediendo de esta forma puede asegurarse la máxima economía posible en los encofrados sin sacrificar las necesidades arquitectónicas y estructurales del edificio. 2. Durante el proyecto de la estructura se deberá considerar los materiales y métodos necesarios par su construcción, su colocación y su desencofrado. E l dibujo de superficies complicadas, de enlaces entre diversos elementos estructurales y de cualquier otro detalle por complicado que sea, puede ser realizado fácilmente por un buen delineante, pero el llevarlo a la práctica, es decir, su construcción, su puesta en obra y su desencofrado, puede resultar sumamente costoso. 3. Utilizar la misma sección de pilares en toda la altura del edificio, y, si no es posible, conservar la misma sección por lo menos en varias plantas. Adoptando esta norma práctica se podrán volver a utilizar lo encofrados de las vigas y pilares no deteriorados. 4. La separación entre pilares, siempre que sea posible y práctico, deberá ser uniforme en toda el edificio. En caso contrario, se intentará que esta condición se verifique de un aplanta a otra. 5. Siempre que se pueda, disponer los pilares de forma que su separación, medida entre paramentos contiguos, sea un múltiplo de los tamaños comerciales de las tablas necesarias para el encofrado, bien de las dimensiones de los paneles de contrachapado. Previendo un huelgo en dicha separación de un grueso de tabla aproximadamente. 6. Dar el mismo ancho a viga y pilares, con idea de reducir o eliminara los cortes y ajustes en los encuentros de los encofrados. 7. Proyectar las vigas de cada planta con el mismo canto, y elegir éste de forma que para el encofrado de los costeros puedan utilizarse escuadrías comerciales, sin necesidad de un trabajo de sierra previo. Es evidente que una estructura se proyecta para servir a unos fines específicos, y en consecuencia la economía del encofrado debe de considerarse como un objetivo secundario. No obstante, en la mayoría de las estructuras, a menudo se puede modificar ligeramente el proyecto con idea de conseguir alguna economía y sin perjudicar su utilidad par el fin propuesto. Economía en el encofrado según las dimensiones de los pilares. Los arquitectos y los ingenieros, frecuentemente, siguen la norma de reducir las dimensiones transversales de los pilares cada dos plantas en los edificios de varios pisos si las cargas a soportar lo permiten. A pesar de que TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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con esta práctica se consigue una reducción de la cantidad de hormigón a utilizar en los pilares, es dudoso que se reduzca el coste total de la estructura. En la actualidad, incluso puede resultar un aumento. Consideremos un edificio de seis plantas, con altura entre ellas de tres metros, y supongamos que la combinación de cargas y sobrecargas obligan a disponer dos plantas con pilares de 40 X 40 cm, dos plantas con pilares de 35 X 35 cm y otras dos con pilares de 30 X 30 cm. Las cargas máximas sobre los pilares son: 40 X 40 cm = 135.000 kg. 35 X 35 cm = 105.000 kg. 30 X 30 cm = 80.000 kg. Supongamos que el hormigón tiene una resistencia a la compresión, a los 28 días, de 260 kg/cm² con una tensión admisible a compresión de 65 Kg/cm² La carga admisible en un pilara viene dada por la expansión:

P = Ασ [1+ (n - 1)μ]

Donde: P = carga admisible en el pilar A = área de la sección transversal del pilar

σ = Tensiónadmisiblea compresión n = relación entre el módulo de elasticidad acero y el del hormigón. μ = relación entre el área del acero y la del hormigón. Con los datos:

σ = 65kg / m2 n = 10 μ = 0,01a 0,04, Para el pilar de 40 X 40 cm y con μ = 0,04,

Ρ = 1.600 X 65 [1+ (10 - 1) X 0,04] = 143.000kg Para el pilar de 35 X 35 cm y con μ = 0,04, P = 35 ² X 65 X1,36 =108.000 kg Si en lugar de utilizar el pilar de 35 X 35 elegimos el de 40 X 40, se puede reducir la cantidad de armadura. Efectivamente, de la expresión (2 - 1):

1+ (n - 1)μ = P / Aσ 105.000 9μ = 2 -1 = 0,01 40 X65 μ = 0,001 Aunque la cantidad de acero necesaria según los cálculos es prácticamente despreciable, deberá emplearse una cuantía mínima del orden de μ = 0,01, a menos que las normas particulares del país de que se trate prescriban un valor superior *. Analicemos el costo que resultaría del empleo de los pilares de 40 X 40 en algunos de los de 35 X 35, con una altura de tres metros en ambos casos. Sección de pilar cm 35 X 35 40 X 50

Área de acero cm² 49 16 Reducción de peso de acero =

Peso de acero Kg 115 38 77

Sección de pilar cm Volumen de Hormigón m³ 40 X 40 0,480 35 X 35 0,368 Reducción en volumen de hormigón = 0,112 TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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*N. Del T: Según las normas españolas se necesitaría una cuantía de 0,0075. Suponiendo un precio de 1.000 pesetas por m³ al hormigón, sin tener en cuenta el encofrado, y de 15 pesetas por kg al redondo de construcción, el precio de los pilares será: Sección de pilar Coste del acero Coste del hormigón Coste total Cm pts pts Pts 35 X 35 1.725 368 2.093 40 X 40 570 480 1.050 Reducción del coste total = 1.043 Es decir, empleando los pilares de 40 X 40 tendremos una reducción de 1.043 pesetas por unidad, cantidad a la que deberemos añadir la economía que resultará al utilizar los mismos encofrados en las diferentes plantas. Analicemos ahora el caso de utilizar los pilares de 40 X40 en las plantas quinta y sexta en lugar de los de 30 X 30. Mantendremos la cuantía mínima de μ = 0,01 para los pilares de 40 X 40, de acuerdo con los cálculos anteriores, emplearemos una cuantía de μ = 0,04. Sección de pilar cm 30 X 30 40 X 40

Área de cerco cm ² 36 16

Peso de acero Kg 85 38

Reducción en peso de acero =

47

Sección de pilar Volumen de hormigón m³ cm 40 X 40 0,480 30 X 30 0,270 Aumento en volumen de hormigón = 0,210 El costo de los pilares será : Sección de pilar Coste del acero cm pts 30 X 30 1.275 40 X 40 570

Coste del hormigón Coste total pts Pts 270 1.545 480 1.050 Reducción del coste total = 495 Por tanto, empleando los pilares de 40 X 40 tendremos un ahorro de 495 pesetas por unidad, al que habrá que añadir el ahorro consiguiente a la utilización de los mismos encofrados en todo el edificio. Aún en el caso de que la utilización de los pilares de 410 X 40 en todas las plantas del edificio produjera un aumento en el coste de los materiales, podría justificarse dicho aumento por la economía obtenida al usar los mismos encofrados. Cuando los pilares de las plantas altas son de menor sección que en el resto del edificio, las distancias entre los paramentos de estos pilares son mayores, por lo que será necesario aumentar las longitudes de los encofrados de las vigas, lo que trae consigo un aumento en su precio que deberá sumarse al estudiado anteriormente. En todas estas consideraciones se ha prescindido del coste adicional de la s cimentaciones por haber aumentado el peso del hormigón, lo que en algunas estructuras puede llegar a ser un capítulo importante digno de tenerse en cuenta. Economía en el encofrado según las dimensiones de las vigas. Consideremos una viga de forjado de 5,510 m de luz, con un alma de 35 m de altura y 28 cm de ancho. Si se mantiene el ancho de 28 cm, será necesario cerrar una tabla comercial de 10,16 cm par formar el fondo de viga; si en lugar de ello cambiamos el ancho a 30 cm podremos emplear tablas comerciales sin necesidad de cortarlas. El problema consistirá en determinar si es más barato aumentar el ancho de la viga a 30 cm o bien mantener el ancho inicial y aserrar la s tablas necesarias par su encofrado, con el coste consiguiente al trabajo de sierra y a la madera desperdiciada. El aumento de volumen de hormigón será: 0,35 X 0.02 X 5,50 = 0,0385 m³ TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Que a un precio medio de 1.000 pts/m³ supondrá 38,50 pesetas. Por otra parte, el aumento del ancho de la viga nos permitirá una pequeña disminución de armadura, que añadido al ahorro del trabajo de sierra y a la madera desperdiciada puede llegar a compensar el aumento en hormigón. Otra solución podría ser reducir el ancho de la viga a 25 cm y emplear tablas enteras, aumentando el canto lo suficiente para mantener la capacidad resistente necesaria. Economía en la construcción, en el encofrado y en el desencofrado. El coste de un encofrado está condicionado por los tres factores siguientes: materiales, mano de obra y equipo necesario para su construcción y manipulación; por tanto, cualquier sistema que reduzca el precio de alguno de ellos supondrá un ahorro en la obra. Como es precio del hormigón depende normalmente del fabricante, ya sea por el precio del cemento o por el del hormigón mismo amasado en fábrica, poca podrá ser la economía, si la hay, que en esta partida podrá conseguirse. Es en el encofrado donde podrá obtenerse un ahorro real. Dado que los encofrados se encuentran sometidos a acciones bastante complejas, deberán calcularse con el mismo método utilizado en la estructura empleada en la ingeniería, ya que la improvisación suele resultar cara y peligrosa. Si se sobredimensionan los encofrados se hará una gasto innecesario, y si se calculan con dimensiones escasas puede sobrevenir la rotura, y en consecuencia el gasto será aún mayor. El cálculo correcto de los diversos elementos de los encofrados se verá en detalle en el Capítulo 5 y siguiente. A continuación se indican los principales puntos a tener en cuenta par conseguir un encofrado económico: 1. Proyectar los encofrados con la resistencia necesaria y con la menor cantidad posible de materiales. 2. Tener en cuenta cuando se proyectan los encofrados los sistemas y sucesión de operaciones par la retirada e los diversos elementos. 3. Emplear madera de calidad lo más baja posible compatible con la resistencia y rigidez necesarias, así como con el estado de la superficie en contacto con el hormigón. 4. Utilizar paneles prefabricaos en cuanto sea posible. 5. Emplear los mayores paneles prefabricados que puedan manejarse por los obreros en la obra. 6. Utilizar encofrados (no solamente paneles) prefabricados, con las mayores dimensiones posible, según sea potencia de los equipos disponibles, lo que traerá consigo un estudio de la planificación, planos y detalles; pero que significará un ahorro importante como resultado final. 7. Estudiar la aplicación de paneles y demás elementos de encofrados prefabricados, que con frecuencia resultan más baratos que los construidos in situ. 8. Considerar la utilización de contrachapados en lugar de tablas en los tableros y entablados. Los de tamaños relativamente grandes permitirán un encofrado y desencofrado rápido con excelente número de usos. 9. Desarrollar sistemas normalizados de construcción, colocación y retirada de encofrados lo más amplio posibles, ya que una vez que los carpinteros se hayan familiarizado con estos métodos aumentará notablemente su ritmo de trabajo. 10. Cuando los paneles u otros elementos prefabricados, como los de cimentaciones, pilares, muros y tableros, se vayan a utilizar varias veces, se deberán marcar o numerar de forma que se puedan identificar con claridad. 11. Emplear el menor número posible de clavos, y de las menores dimensiones, compatibles con la resistencia y rigidez necesarias, Por ejemplo, par los tableros de forjados o en los entablados se necesitarán menos clavos si se emplean planchas de contrachapado que madera en tablas. 12. En los ensambles de carácter temporal emplear clavos de doble cabeza par facilitar la separación de los elementos ensamblados. 13. Limpiar, aceitar y repasar los clavos de los paneles, entre cada utilización si fuera necesario, y almacenarlos con las debidas precauciones par prevenir posibles deterioros y distorsiones. 14. En los muros, riostras, largueros y demás elementos procuran emplear maderas de gran longitud, sin cortarlas, siempre que sus dimensiones no entorpezcan la marcha de la obra. Por ejemplo, normalmente no existe ningún inconveniente en que las costillas sobresalgan por encima del entablado en el encofrado de los muros. 15. Arriostramiento horizontal y diagonalmente, en dos planos perpendiculares, los puntales opies derechos de gran longitud, de forma que aumente su capacidad de carga al disminuir su luz libre. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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16. Desencofrar en el plazo lo más breve posible, dentro de las normas de seguridad, siempre que los encofraos vayan a utilizarse nuevamente en la estructura, para conseguir el mayor número posible de usos. 17. Crear conciencia entre los carpinteros que construyen los encofrados del coste de los materiales. En algunas ocasiones el contratista ha llegado a coloca carteles o anuncios donde se ponía de manifiesto la importancia de los precios. 18. Llevar un análisis de tiempos y métodos de la construcción y colocación de los encofrados; pues de ellos pueden deducirse sistemas para aumentar las medias de producción y de reducción de costes. El desencofrado. Los encofrados deben de retirarse lo antes posible par conseguir una gran número de usos, pero no antes de que el hormigón alcance la suficiente resistencia para asegurar la estabilidad de la estructura y soportar el peso propio y sobrecargas de trabajo que gravitan sobre él. Generalmente, los encofrados laterales de elementos relativamente gruesos pueden retirarse a las doce o veinticuatro horas. Los encofrados de fondo, que soportan cargas verticales, podrán retirarse con garantías de seguridad cuando el hormigón haya alcanzado una edad que depende de la magnitud de la s cargas y de la velocidad con que aumente su resistencia. Fig. 2-1. Relación entre la edad y la resistencia a compresión del hormigón de cemento Pórtland tipo 1. Los números sobre las curvas indican litros de agua por cada 100kg. de cemento. La figura 2-1 representa la relación entre la edad del hormigón y su resistencia a compresión, empleando cementos Pórtland tipos 1 y 3, para diferentes relaciones agua-cemento, con hormigones curados a 21°C(1). La figura 2-2 representa la relación edad del hormigónresistencia a compresión, en tanto por ciento de la resistencia a compresión a los 28 días de un hormigón de cemento tipo 1 curado a 23°C y a otras temperaturas. Fig. 2-2. Relación entre edad, resistencia y temperatura del hormigón de cemento Pórtland tipo 1. Los números sobre las curvas indican las temperaturas a la que el hormigón fue curado Si se conoce la resistencia a compresión a los 28 días de un hormigón, o bien se determina por la curva correspondiente de la figura 2-1, se puede determinar la resistencia a una edad cualquiera comprendida entre uno y 28 días par una temperatura de curado conocida, por medio de la figura 2-2. Ejemplo. Determinar la resistencia a compresión probable, a los siete días, de un hormigón con relación agua-cemento de 0,53, que ha sido curado a la temperatura de 13°C . En la figura 2-1 se deduce una resistencia de 330 kg/cm² a los veintiocho días y a 21°C. En la figura 2-2, la curva del hormigón curado a 13°C indica una resistencia del 60 por 100 de la resistencia a los veintiocho días del mismo hormigón curado a 23°C. Despreciando la pequeña variación de la resistencia a compresión entre 21 y 23°C, la resistencia a los siete días y a la 13°C será con gran aproximación: 0,6 X 330 = 198 kg/cm². El U. S. Bureau of Reclamation recomienda los valores de la Tabla 2-12, como guía de las resistencias a compresión que debe de tener el hormigón para poder proceder al desencofrado. El número de días necesarios par alcanzar dicha resistencia puede determinarse por medio de las figuras 2-1 y 2-2. Economía en el encofrado de superficies vistas. En muchos proyectos se especifica que las superficies vistas del hormigón tengan un aspecto liso. En estos casos, ciertos encofrados especiales para revestimientos, como la madera contrachapada, los aglomerados o los moldes metálicos, pueden resultar verdaderamente económicos, ya que aunque el encofrado es más caro, se reduce o se elimina el precio del acabado de la superficie. Las pequeñas rebabas que algunas veces aparecen en la superficie del hormigón, en las juntas de las planchas del encofrado, pueden eliminarse o TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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disimularse mediante la aplicación de masilla o algún otro producto similar, antes de proceder al hormigonado. Tabla 2-1. RESISTENCIA MÍNIMA DEL HORMIGÓN PAR DESENCOFRAR CON SEGURIDAD Resistencia mínima necesaria, Kg/cm² Tipo de la estructura A. Hormigón no sujeto a flexiones apreciables o a tensiones directas, no colocado en encofrados sustentados con apoyos verticales, ni sometido a deterioros por el desencofrado u otras operaciones.............................................. Ejemplo: Superficies verticales aproximadamente verticales de gran sección. Superficies exteriores de depósitos, etc. Muros laterales de túneles encofrados contra roca Paramentos superiores de superficies inclinadas. B Hormigón sometido a flexiones apreciables y/o tensiones directas, colocado en encofrados parcialmente sustentados con apoyos verticales (1) Sometido solamente a carga permanente................................................. Ejemplos: Superficies interiores de depósitos, etc Bóvedas de túneles encofrados contra roca sólida Paramentos inferiores de superficies inclinadas (taludes 1 : 1 ó superiores) Superficies verticales o aproximadamente verticales delgadas (2) Sometido a cargas permanentes y sobrecargas................................................ Ejemplo: Interiores de galerías y otros huecos en presas Muros laterales y bóvedas de túneles encofrados contra terrenos inestables. Pilares.

35

50

100 C

Hormigón sometido a altas tensiones de flexión, colocado en encofrados total o casi totalmente sustentados con apoyos verticales.. Ejemplos Cubiertas, forjados y vigas Paramentos inferiores de superficies inclinadas(taludes menores a 1 : 1) Pasarelas y plataformas Tableros y vigas de puentes.

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Economía en la construcción del edificio. Una buena economía y calidad del trabajo podrán conseguirse planificando cuidadosamente la diversas etapas de la construcción del edificio y el suministro de los materiales de encofrado. Considerando el edificio de seis plantas de figura 2-3, que va a construirse de hormigón en su totalidad. La superficie en planta del edificio es lo suficiente amplia como para justificar su división en dos zonas iguales o aproximadamente iguales, desde el punto de vista del encofrado y hormigonado subsiguiente. Dispondremos una junta de construcción en toda la altura del edificio. Si el edificio es simétrico con respecto a dicha junta, estaremos en las mejores condiciones posibles, pero en caso de que no lo fuera, sería necesario efectuar algunas modificaciones en los procedimientos de encofrado que a continuación se detallan. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Dividiremos cada planta en dos zonas iguales a efectos constructivos, con lo que tendremos doce zonas en el total del edificio. Cada una de estas zonas se construirá , si las circunstancias de tiempo y lugar lo permiten, en una semana , comprendiendo las operaciones de construcción y colocación de los encofrados, colocación de armaduras, instalaciones eléctricas y red de saneamiento, etc.; y por último vertido del hormigón, Los encofrados deberán de haber terminado el encofrado de la zona 1 al final del tercer día, a partir de cuyo momento parte de ellos se trasladarán a la zona 2 y procederán al montaje de los encofrados correspondientes y a la colocación de los arriostramientos de los puntales que se precisen, comprobando si fuera necesario el replanteo de los encofrados de vigas, jácenas y tableros. Mientras tanto, uno o dos encofradores continuarán en la zona 1 durante su hormigonado. Entre todas estas operaciones transcurrirá una semana. Durante la segunda semana, y en cada semana a partir de este momento, se terminará una zona. Los retrasos debidos a las circunstancias climatológicas pueden alterar este estudio de tiempos, pero en ningún caso la planificación secuencia de operaciones. La figura 2-3 representa una sección esquemática del edificio en estudio, con las diversas zonas y tiempos transcurridos en la construcción, sin tener en cuenta el posible tiempo perdido por las circunstancias climatológicas. Los encofrados de pilares y costeros de vigas podrán retirarse a las cuarenta y ocho horas, mientras que los de fondos de vigas, losas de forjado y Zona

Tiempo total transcurrido al empezar el trabajo en la zona, semanas

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Zona

Utilización del encofrado Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales

Tiempo total transcurrido al empezar Utilización del encofrado el trabajo en la zona, semanas

Procedencia del encofrado Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Material nuevo Zona 1 Zona 1 Material nuevo Material nuevo Material nuevo Zona 2 Zona 2 Zona 1 Zona 1 Zona 1 Zona 3 Zona 3 Zona 2 Zona 2 Zona 2 Zona 4 Zona 4 Zona 3 Zona 3 Zona 3 Zona 5 Zona 5 Zona 4 Zona 4 Zona 4 Zona 6 Zona 6 Zona 5 Zona 5 Zona 5 Procedencia encofrado

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Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales Pilares Costeros de vigas Fondos de vigas Tableros de losas Puntales

Zona 7 Zona 7 Zona 6 Zona 6 Zona 6 Zona 8 Zona 8 Zona 7 Zona 7 Zona 7 Zona 9 Zona 9 Zona 8 Zona 8 Zona 8 Zona 10 Zona 10 Zona 9 Zona 9 Zona 9

Los puntales no deberán retirarse antes de los dieciocho días. Los encofrados retirados de una zona se trasladarán a la siguiente tan pronto como el tiempo y la similitud de los elementos estructurales lo permitan. La tabla 2-2 ayudará a determinar el número de reúsos de los encofrados y el volumen total de material para encofrar necesario en la construcción del edificio de l figura 2-3. A pesar de la amplitud con que los encofrados pueden volver a utilizarse, el problema será diferente en otros edificios de características no similares al estudiado, pero el método de estudio de los reúsos que se indica en la tabla podrá aplicase a cualquier otro edificio de hormigón. Si se aplica la planificación de la Tabla 2-2, necesitaremos los siguientes juegos de encofrados: pilares y costeros de vigas y jácenas, dos juegos; fondos de vigas, losas de forjado y puntales, tres juegos. Si los elementos estructurales, pilares, vigas y forjados, de las zonas de numeración impar, del 1 al 11, son similares, y asimismo lo son los de las zonas de numeración par, del 2 al 12, pero no lo son de entrambas; es decir, los de numeración par no son similares a los de numeración impar, el reúso de los encofrados deberá hacerse pasando de una planta a la inmediata superior. Por ejemplo, los encofrados de la zona 1 no servirán par la zona 2, ni los de la 3 para la 4, etc. En estas condiciones necesitaremos un juego de encofrados de pilares y costeros de vigas para la zona 1 y otro juego para la zona 2, que serán suficientes para todo el edificio. Asimismo, necesitaremos un juego para fondos de vigas, tableros de losas, y puntales para la zona 1 y otro para la 3, ocurriendo lo mismo para las zonas 2 y 4.

CAPITULO 3 PROPIEDADES DEL HORMIGÓN Comportamiento del hormigón. Cuando se amasa el hormigón, las propiedades que lo caracterizan en los primeros momentos están situadas entre los de las sustancias líquidas y las de las sólidas, por lo que normalmente se define como un material plástico. A medida que pasa el tiempo, el hormigón pierde esta plasticidad y gana en solidez. Esta propiedad de pasar del estado plástico al sólido hace del hormigón un valioso elemento par la construcción. El cambio del estado semilíquido o plástico al sólido parece ser el resultado de dos procesos diferentes que se desarrollan en la masa del hormigón. El prime proceso es el fraguado, que suele empezar en los primeros treinta minutos a partir del momento del amasado, especialmente si se ha realizado en condiciones favorables como las de temperatura templada, y puede continuar durante varias horas, tanto más cuanto más baja sea la temperatura. El segundo proceso consiste en el desarrollo de fricciones internas entre las partículas del hormigón impidiéndolas moverse libremente. La magnitud con que se desarrollan estas fricciones internas depende de la cantidad de agua


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contenida en la masa del hormigón, siendo mayor en los hormigones secos que en los húmedos y aumentando con la perdida de agua. La rapidez con que el hormigón pasa de estado plástico a sólido tiene un efecto considerable sobre la presión lateral que actúa sobre los encofrados donde se deposita. Peso del hormigón. El peso del hormigón depende principalmente de la densidad del árido utilizado. Un hormigón realizado con áridos muy densos puede llegar a pesar unos 2.600 kg por m³ o más, mientras que si el árido es muy ligero, su peso puede ser del orden de los 1.200 kg por m³ o menos. Los hormigones generalmente empleados en la construcción suelen pesar unos 2.400 kg por m³. Este valor de 2.400 kg por m³ es el que se ha adoptado para los cálculos, tablas y diagramas que figuran en este libro. Si se utilizara un hormigón de menor densidad en la estructura de un edificio, se deberán modificar los encofrados en interés de la economía. Presión sobre los encofrados. Se han realizado numerosos estudios y ensayos para determinar la presión lateral que ejerce el hormigón sobre los encofrados, pero, a pesar de ello, han sido escasos los resultados acordes obtenidos por los diferentes investigadores. Son muchos los factores que afectan al valor de la presión desarrollada por el hormigón, y entre ellos citaremos los siguientes: 1. Velocidad de llenado del hormigón 2. Temperatura 3. Dosificación 4. Consistencia 5. Sistema de compactado 6. Impacto durante el vertido 7. Forma y dimensiones de los encofrados 8. Cuantía y distribución de armaduras 9. Peso del hormigón 10. Altura de vertido. A continuación veremos el efecto que produce cada uno de estos factores sobre la presión. Influencia de la velocidad de llenado sobre la presión. De entre todos los factores que se sabe afectan a la presión lateral que desarrolla el hormigón sobre los encofrados es, sin duda, la velocidad de llenado la más importante. Diversos investigadores han tratado de determinar la relación existente entre la velocidad de llenado y la presión, obteniendo resultados bastante discordantes. Fig. 3-1. Efecto de la velocidad de llenado de los encofrados sobre la presión. El tiempo se midió a partir del momento en que la altura de hormigón era de 30 cm. Velocidad de llenado de los moldes: 1-0,30 m/hr,2-0,60 m/hr, 31,20m/hr,4-3m/hr. Los tipos de dosificación se indican sobre las curvas. Las líneas de puntos indican la presión hidrostática de 2.400 kg/m³ (Roby) Si el hormigón fuera un líquido perfecto cuando se coloca en los encofrados y permaneciera en este estado durante el tiempo de llenado, bastaría una simple operación para determinar la presión ejercida sobre cualquier superficie del encofrado. La presión vendría dad por el producto de la densidad del hormigón y la altura o profundidad de dicha superficie en el encofrado. Aunque generalmente se procede de esta forma para hallar la presión en los encofrados de pilares, es decir aplicando la presión equivalente a la columna hidrostática, lo que está justificado por la rapidez con que tiene lugar el llenado, no puede procederse de la misma manera cuando la puesta en obra del hormigón dura varias horas, como es el caso de los muros y demás elementos estructurales. En las figuras 3-1 a 3-5 se dan los resultados de los ensayos realizados por diversos investigadores par determinar la relación entre la velocidad de llenado y la presión ejercida. La velocidad de llenado viene expresada en metros de altura de hormigón colocados en un hora. La figura 3-1 representa los resultados de los ensayos de Roby (1) empleando pilares de sección cuadrada de 30 pulg. (76,2 X 76,2 cm) y 15 pies (4,57 m) de altura. El resumen de resultados se


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indica en la Tabla 3-1. El hormigón utilizado tenía una temperatura de 60 a 70°F (15,5 a 21°C), con las siguientes característica:

Dosificación.................................................. Asentamiento, cm........................................ Peso, Kg/m³......................................................

Normal

Seca

Rica

Pobre

1 : 2 : 3 12 17,8 2.419

1 : 2 : 3 12 7,6 2.419

1 :1 14 : 2 14

1 : 2 12 : 5 17,8 2.467

17,8 2.403

De los ensayos se deduce que cuando mayor es la velocidad de llenado, mayor es la presión ejercida sobre el encofrado. Tabla 3-1. INFLUENCIA DE LA VELOCIDAD DE LLENADO DE LOS ENCOFRADOS SOBRE LA PRESIÓN MÁXIMA (ROBY) Tipo de dosificación

Velocidad de llenado m/hr

Presión máxima

Normal.................................. Normal..................................

0,30 0,60

2.050 2.783

3 2 12

Normal..................................

1,20

3.271

1 12

Normal..................................

3,00

3.808

3

Rica...................................... Rica...................................... Rica......................................

0,30 0,60 1,20

2.636 3.369 4.882

Kg/m²

Tiempo necesario par alcanzar La presión máxima hr.

4 4 3 2

La Tabla 3-2 muestra los resultados de los ensayos realizados por Smith (2), con un hormigón húmedo de dosificación 1: 2 : 4. Las presiones se midieron con células tipo Goldbeck colocadas de forma que sus diafragmas estuvieran en contacto con la superficie interior de los encofrados. GRAFICOS

FIG. 3-2(a). Presión del hormigón sobre los encofrados. Temperatura mínima de 21°C. Hormigón consolidado a mano (Universal Form Company)

Fig. 3-2(b). Presión del hormigón sobre los encofrados. Temperatura mínima de 10°C. Hormigón consolidado a mano (Universal Form Clamp Company)

Los valores relativamente bajo de la presión y del tiempo necesario par alcanzarla que se obtuvieron ponen en duda la validez de estos resultados.


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La figura 3-2 representa las relaciones entre presión sobre el encofrado, velocidad de llenado y temperatura de fraguado, según datos proporcionados por la Universidad Form Clamp Company y cuya utilización se recomienda por la Pórtland Cement Association (3). Tabla 3-2 INFLUENCIA DE LA VELOCIDAD DE LLENADO DE LOS ENCOFRADOS SOBRE LA PRESIÓN MÁXIMA (SMITH) Temperatura ambiente °C

Velocidad de llenado m/hr

Kg/m²

23,5 23,5 14 14 23,5 14 14

2,75 3,23 3,66 3,81 3,81 6,10 6,10

1.562 1.025 1.367 1.709 1.318 1.709 2.734

PRESIÓN MÁXIMA Altura de hormigón, m

Tiempo para alcanzarla, min

0,915 0,700 0,975 0,975 0,700 1,400 1,400

20 13 17 17 11 23 23

Como resumen del análisis de los daos de diversos investigadores, unidos a los suyos propios, Macklin (4) ha propuesto la siguiente expresión para determinar la presión máxima ejercida pro un hormigón colocado a mano :

Pm = 732 (3,28R)

(12+ 1 2 R )

Donde Pm = presión máxima en kg/m² R = velocidad de llenado de los encofrados en m/hr Esta fórmula es válida para dosificaciones 1: 2 :4, empleándose factores de corrección para dosificaciones diferentes. En el caso de que el compactado del hormigón de se realice mediante vibrador, la presión dada por la fórmula deberá incrementarse en 1.465 kg/m². En la figura 3-5 se representan las presiones máximas ejercidas por un hormigón de dosificación 1 : 2 : 4, a temperatura de 21°C, deducidas por medio de la expresión (3-1). Rodin (5), como resultado de un amplio estudio de los datos de diversos investigadores, propone la expresión siguiente par determinar la presión máxima desarrollada por un hormigón, colocado a mano, sobre los encofrados:

Pm = 2.900R1 3 = 1.765Hm Hm = 1,65R1 1,64 Tm = 3 2 R

3

Tabla 3-3. RELACIÓN ENTRE LA VELOCIDAD DE LLENADO Y LA PRESION MÁXIMA (RODIN) PRESIÓN MÁXIMA, kg/m² Altura de hormigón Tiempo necesario Velocidad de llenado m/hr 0,30 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 2,10 2,40 2,70 3,00 4,50 6,00

Hormigonado a mano 1.953 2.465 2.820 3.100 3.330 3.530 3.730 3.900 4.050 4.200 4.800 5.300

Vibrador

correspondiente a la presión máxima m

para alcanzar la presión máxima hr

2.640 3.320 3.805 4.175 4.500 4.770 5.025 5.260 5.460 5.660 6.475 7.140

1,10 1,40 1,59 1,75 1,86 1,98 2,10 2,20 2,29 2,35 2,75 2,95

3,60 2,30 1,73 1,42 1,22 1,08 0,99 0,90 0,83 0,77 0,60 0,49

Siendo Pm = presión máxima, kg/m² TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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P = velocidad de llenado, m/hr Hm = altura de hormigón a la presión máxima, m Tm = tiempo necesario par alcanzar l presión máxima, hr. Y si el hormigón se compacta con vibrador, la siguiente: 1

Pm = 3.920 R 3 = 2.400Hm Hm = 1,64R1 3 1,64 Tm = 2 3 R La Tabla 3-3 da los resultados que se obtienen por aplicación de la expresiones (3-2) a (3-9), y en la figura 3-5 se representan gráficamente las curvas de las presiones máximas para los dos sistemas de compactación del hormigón, a mano y con vibrador. Tanto los datos de la tabla como los de las curvas se refieren a hormigones de dosificación 1 : 2 : 4 a la temperatura de 21°C. Una comisión del American Concrete Institute (6), que ha dedicado un tiempo considerable al estudio de normas prácticas para la construcción, recomienda las siguientes fórmulas para calcular la presión máxima: En muros:

720.000R para R < 2 metrospor hora 9T +160 1.060.000 224.000R Pm = 732 + + para R > 2 metrospor hora 9T +160 9T +160 Pm = 732 +

En pilares: Pm = 732 + Siendo:

720.000 R 9T + 160

Pm = presión máxima, kg/m²

R = velocidad del llenado de los encofrados T = temperatura del hormigón, °C Los valores máximos de la presiones se limitan a 9.765 kg/m ² en la fórmula (3-11), y a 14.650 kg/m ² en la (3-12). En ambas explicaciones las presiones se refieren a hormigones compactados con vibrador. La Tabla 3-4 da las relaciones entre velocidad de llenado, presión máxima y temperatura en muros. Tabla 3-4. RELACIÓN ENTRE LA VELOCIDAD DE LLENADO DE ENCOFRADOS DE MUROS, LA PRESIÓN MÁXIMA Y LA TEMPERATURA (ACI) PRESIÓN MÁXIMA , kg/m ² Velocidad de llenado m/hr 0,30 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 2,10 2,40 2,70 3,00 4,50 6,00

TEMPERATURA, °C 4,5 10830 20930 4.025 5.125 6.225 7.315 8.400 8.750 9.100 9.340 10.675* 12.850*

10 1.610 2.490 3.370 4.250 5.125 6.000 6.875 7.150 7.425 7.680 9.050 10.400*

15,5 1.465 2.200 2.930 3.660 4.400 5.125 5.850 6.075 6.300 6.540 7.665 8.800

21 1.360 2.000 2.620 3.240 3.870 4.500 5.125 5.315 5.520 5.705 6.680 7.650

26,5 1.280 1.830 2.380 2.930 3.480 4.025 4.550 4.750 4.920 5.080 5.940 6.800

32 1.220 1.710 2.200 2.680 3.170 3.660 4.150 4.280 4.450 4.600 5.360 6.120

37,5 1.170 1.610 2.050 2.490 2.930 3.360 3.800 3.940 4.075 4.215 4.900 5.580

* Estos valores quedan limitados a 9.750 kg/m² La Tabla 3-5, las mismas relaciones en pilares. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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En la figura 3-3 se representan gráficamente las relaciones entre la velocidad de llenado los encofrados de muros, la presión máxima y la temperatura , y en la figura 3-4 para el caso de encofrados de pilares, según se deduce de las anteriores expresiones recomendadas por el American Concrete Institute. Finalmente, en la figura 3-5 se representa gráficamente la relación entre la velocidad de llenado y la presión máxima a partir de los valores obtenidos por Macklin, Rodin, Roby, la Pórtland Cement Association y el American Concrete Institute, en hormigones de dosificación 1 : 2 : 4 y a 21°C. TABLA 3-5 RELACIÓN ENTRE LA VELOCIDAD DE LLENADO DE ENCOFRADOS DE PILARES, PRESIÓN MÁXIMA Y TEMPERATURA (ACI) PRESIÓN MÁXIMA , kg/m ² Velocidad

*

de llenado m/hr

4,5

10

15,

21

26,5

32

37,5

0,30 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 2,10 2,40 2,70 3,00 3,60 4,50 6,00

1.830 2.930 4.025 5.125 6.225 7.315 8.400 9.500 10.600 11.700 13.900 17.200* 22.650*

1.610 2.490 3.370 4.250 5.125 6.000 6.875 7.750 8,630 9.500 11.275 13.900 18.300*

1.465 2.200 2.930 3.660 4.400 5.125 5.850 6.585 7.310 8.050 9.500 11.700 15.350*

1.360 2.000 2.620 3.240 3.870 4.500 5.125 5.750 6.375 7.000 8.260 10.200 13.275

1.280 1.830 2.380 2.930 3.480 4.025 4.550 5.125 5.670 6.215 7.310 8.950 11.700

1.220 1.710 2.200 2.680 3.170 3.660 4.150 4.640 5.125 5.610 6.580 8.050 10.500

1.170 1.610 2.050 2.490 2.930 3.360 3.800 4.250 4.680 5.125 6.000 7.310 9.500

TEMPERATURA, °C

Estos valores quedan limitados a 14.650 kg/m ²

FIG. 3-3. Relación entre la velocidad de llenado de encofrado de muros, presión máxima y temperatura (ACI).

FIG. 3-4 Relación entre la velocidad de llenado de encofrado de pilares, presión máxima y temperatura (ACI) TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Influencia de la temperatura sobre la presión. Cuando el hormigón se vierte en los encofrados se encuentra en estado semilíquido o plástico, la medida que pasa el tiempo el cemento empieza a fraguar, continuando este proceso hasta que el hormigón se transforma en una masa sólida capaz de conservar su forma sin ejercer presión alguna sobre el encofrado. Así, pues, suponiendo los encofrados llenos y con suficiente altura de hormigón, la presión sobre una superficie cualquiera aumentará gradualmente hasta un máximo y a continuación disminuirá, también gradualmente, hasta anularse. FIG. 3-5 Relación entre la velocidad de llenado de encofrados y la presión máxima. 1 – Mackilin; 2 – PCA; 3 – Roby; 4 – Rodin, colocado a mano; 5 – Rodin, vibrador; 6 – ACI, Dosificación, 1: 2 : 4. Temperatura, 21ºC. Como el tiempo necesario para la iniciación y terminación del fraguado depende de la temperatura, la presión máxima estará, por tanto, directamente relacionada con ella. Las bajas temperaturas retrasan el proceso del fraguado, mientras que las altas aceleran su comienzo y terminación. En consecuencia, suponiendo constantes los demás factores que afectan a la presión, el hormigonado a bajas temperaturas producirá mayores presiones sobre los encofrados que el hormigonado a temperaturas altas. Las variaciones de presión resultantes de las diferencias de temperatura son el suficiente grande como para justificar el tener en cuenta su influencia cuando se calculan los encofrados de una estructura. Cuando para determinar la presión probable sobre un encofrado se apliquen determinados factores de corrección, se deberá utilizar la temperatura del hormigón y no la ambiente, caso de que ambos no fueran iguales. Muchos investigadores han estudiado y realizado ensayos para determinar los valores de la variaciones de presión, según las variaciones de temperatura. Las figuras 3-2 (a) y (b) representan gráficamente la influencia de la temperatura sobre la presión ejercida por el hormigón, según propuesta de la Portland Cement Association (3) como resultado de los estudios de la Universal Form Clamp Company. Los mismos datos proporciona la Tabla 3-6 TABLA 3-6. RELACIÒN ENTRE LA PRESIÓN MÁXIMA Y LA TEMPERATURA (PCA) Velocidad de llenado m/hr 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 Media de todos los tantos por ciento

Temperatura, °C 21 10 21 10 21 10 21 10 21 10 21 10

Presión máxima

Tanto por ciento de la presión

kg/m ²

a 21ºC

1.710 2.200 2.200 2.930 2.680 3.660 3.170 4.400 3.660 5.125

100 129 100 133 100 136 100 138 100 140 100 135

En la Tabla 3-7 se resumen las relaciones entre presión máxima y temperatura, según los ensayos de Maxton (7). La Tabla 3-8 se refiere a las mismas relaciones, según se deducen da las fórmulas (3-10) y (3-11) para encofrados de muros de la American Concrete Institute (6).


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TABLA 3-7. RELACIÓN ENTRE LA PRESIÓN MÁXIMA Y LA TEMPERATURA (MAXTON) Velocidad de llenado m/hr

Temperatura, °C

Presión máxima kg/m ²

0,60

26,5 21 15,5 10 4,5 26,5 21 15,5 10 4,5 26,5 21 15,5 10 4,5 26,5 21 15,5 10 4,5 26,5 21 15,5 10 4,5 26 21 15,5 10 4,5

1.660 1.805 1.950 2.200 2.580 2.240 2.390 2.580 3.080 3.560 2.60 2.830 3.170 3.510 4.390 3.075 3.270 3.660 4.250 5.125 3.320 3.560 4.100 4.780 5.750

0,90

1,20

1,50

1,80

Media de todos los tantos por ciento

Tanto por ciento de la presión a 21ºC 92 100 108 122 143 94 100 108 128 149 93 100 112 124 155 94 100 112 130 157 39 100 115 134 162 93 100 111 128 153

La Tabla 3-9 es una resumen de las medias de todos los tantos por cientos de las Tablas 3-6, 3-7 y 3-8. Suponiendo que los valores de la quinta columna de la Tabla 3-9 son verdaderamente representativos de la relación entre la temperatura y la presión máxima, el valor apropiado de la presión probable a cualquier temperatura puede deducirse aplicando un factor de corrección a la presión probable a 21ºC. La figura 3-6 representa gráficamente los valores de la quinta columna de la Tabla 3-9. TABLA 3-8. RELACIÓN ENTRE LA PRESIÓN MÁXIMA Y LA TEMPERATURA (ACI) Velocidad de llenado m/hr

Temperatura, °C

0,30

37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5

1,20

1,80

2,40

Presión máxima kg/m ² 1.610 1.710 1.830 2.000 2.200 2.490 2.930 2.490 2.680 2.930 3.240 3.660 4.250 5.125 3.370 3.660 4.025 4.500 5.125 6.000 7.315 3.940

Tanto por ciento de la presión a 21ºC 78 86 92 100 110 125 146 77 83 90 100 113 131 158 75 81 90 100 114 133 163 74


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3,00

4,50

Medidas de todos los tantos por ciento

ENCOFRADOS FIERRERÍA 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5

4.280 4.750 5.325 6.075 7.150 8.750 4.220 4.600 5.080 5.710 6.540 7.700 9.450 4.885 5.360 5.940 6.690 7.675 9.060 10.650

81 89 100 114 134 164 73 81 89 100 114 135 165 78 80 89 100 115 135 159 73 82 86 100 113 132 159

TABLA 3-9 RESUMEN DE LAS MEDIAS DE TODOS LOS TANTOS POR CIENTO Temperatura ºC 37,5 32 26,5 21 15,5 10 4,5

Media de todos los tantos por ciento Tabla 3-6 Tabla 3-7 Tabla 3-8 ….. ….. 76 ….. ….. 82 ….. 93 86 100 100 100 ….. 111 113 135 128 132 ….. 153 159

Medida de todas las Tablas 76 82 89 100 112 132 156

FIG. 3-6 Relación entre presión máxima y temperatura Influencia de la dosificación del hormigón sobre la presión. Como han indicado muchos investigadores, la dosificación de la mezcla ejerce una influencia directa sobre la presión desarrollada por el hormigón sobre los encofrados. Un hormigón de mezcla rica, en el que la cantidad de cemento es grande con respecto al volumen de árido, está más próximo al estado líquido que un hormigón pobre. Además, un hormigón de dosificación rica permanecerá más tiempo en estado semilíquido que un hormigón de dosificación normal o pobre. Por esta razón, cuando mayor sea la altura de hormigón sobre un punto cualquiera situado en el interior de la masa, mayor será la presión que sobre él actúe. Estas conclusiones se representan en la figura 3-7, según datos de Roby (1) que empleó en unos ensayos hormigones cuyas características se indican en al Tabla 3-10. FIG. 3-7. Influencia de la dosificación y la consistencia sobre la presión. Velocidad de llenado de los encofrados, 1,20 m/hr. Temperatura, 15 a 21ºC (Roby)


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NOVIEMBRE 2001 TABLA 3-10


DOSIFICACIÓN Y CONSISTENCIA DEL HORMIGÓN EMPLEADO EN LOS ENSAYOS POR ROBY Rica

Normal

Pobre

Seca

Dosificación.......................

Caracteristicas

1:1¼:2¼

1:2:3 ½

1:2½:5

1:2:3½

Asentamiento medio, cm....

17,8

17,8

17,8

7,6

Relación agua-cemento......

0,66

0,91

1,10

0,86

Peso, kg/m³...........................

2.400

2.420

2.467

2.420

En la Tabla 3-11 se dan las relaciones existentes entre la presión media y la presión media y la dosificación, según los ensayos realizados por Roby (1) y Smith (2). En los ensayos de Roby solo se empleó una velocidad de llenado, 1,20 m/hr, y en los de Smith las que se indican en la tabla. Las temperaturas fueron variables, entre 15,5 y 21°C en los ensayos de Roby y entre 18 y 24 °C en los de Smith. TABLA 3-11 RELACION ENTRE LA DOSIFICACIÓN DEL HORMIGÓN Y LA PRESIÓN MÁXIMA

Como resumen de estos ensayos podemos deducir que, aunque la presiones obtenidas por Smith parecen más bajas de lo que podría esperarse los hormigones de dosificación rica producen presiones más elevadas que los de dosificación pobre. Influencia de la consistencia sobre la presión. La presión desarrollada por el hormigón sobre los encofrados es más elevada cuanto mayor es su grado de asentamiento, suponiendo constantes los demás factores. Esta propiedad ha quedado demostrada por los ensayos de Roby (1) y Smith (2). Los resultados obtenidos por Roby se indican en la figura 3-7, en la que puede verse que hormigones secos en la misma dosificación que los normales, excepto en el contenido de agua, producen unas presiones máximas del orden del 80 por 100 de las producidas por los normales. Schjodt (8) incluye un factor de contenido de agua en sus cálculos para la determinación de la presión ejercida por el hormigón y en el desarrollo de la correspondencias fórmulas, de manera que a los hormigones con elevado contenido de agua les corresponden presiones más altas que a aquellos de más bajo contenido. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Influencia del sistema de compactado del hormigón sobre la presión. Con idea de determinar el evfecto del vibrado sobre las presiones desarrolladas por el hormigón sobre los encofrados, Teller (9)realizó unos ensayos en los que empleaba células de presión colocadas a diferentes profundidades de los encofrados de unos pilares de 2 pies de ancho (0,61 m) por 8 pulgadas (0,20m) de canto y 12 pies (3,66 m) de altura. El hormigón empleado tenía dosificación 1 : 2 : 4, con áridos de diámetro máximo 11/4 de pulgada (3,17 cm), colocado a temperaturas variables entre 49 y 62°F (9,4 y 16,7°C), con una velocidad de llenado de 20 pies por hora (6,1m por hora). El hormigón se realizó a mano en dos pilares y con ayuda de un vibrador externo de 3.600 rpm en otros tres pilares. Los asentamientos fueron los siguientes: Hormigón compactado con pala : 8,9 y 19cm Hormigón vibrado : 3,8; 8,9 y 12,7 cm El hormigón compactado con pala las presiones aumentaron aproximadamente en la misma relación que en un fluido hidrostático de 2.400 kg/m³ de peso específico, en una altura de unos 1,83 m obteniéndose las presiones y alturas siguientes: Presión Máxima kg/m² Asentamiento cm Altura m 8,9 1.68 4.394 19,0 2,59 5.224 Las presiones en el hormigón vibrado con asentamientos de 3,8 y 12,7 aumentaron en la misma relación que en un fluido hidrostático de 2.400 kg/m³ en toda la altura del encofrado, mientras que en el hormigón con asentamiento de 8,9 cm aumentarón en menor proporción. La figura 3-8 representa los resultados de los ensayos efectuados por Stanton (10) para determinar la influencia que podía tener sobre la presión la utilización de un vibrador eléctrico. Para ello empleo una célula de presión colocada a 1.20 m por encima de la solera de un muro de contención de 15 pis (4,57m) de altura, de espesor variable de 26 pulgadas (66 cm) en la base a 18 pulgadas (45,7cm) en coronación. El llenado de los encofrados se realizó a una velocidad de 14 pies (4,27m) por hora con un hormigón de 2 pulgadas (5,1cm) de asentamiento. Las curvas de la figura muestran la relación entre la altura de hormigón situado encima de la célula de presión y la presión registrada. Con la excepción de un corto intervalo de tiempo entre treinta y cuarenta minutos, el vibrador solamente se empleaba en los 2 pies (0,61 m) superiores del hormigón, La curva de la presión nos indica que hasta una altura de 1,30 m actuaba la presión hidrostática total y que a partir de esta altura la presión disminuía. Cuando la altura del hormigón en el encofrado llegaba a 7 pies (2,13 m) se descendía el vibrador hasta situarlo a 2 pies (0,61 m) por encima de la célula durante 2 minutos, causando un incremento brusco y temporal en la presión de unos 1.075 kg/m ², que, aproximadamente, representa un 38 por 100 de la presión registrada antes de descender el vibrador.

FIG. 3-8. Presión producida por la vibración del hormigón (Stanton) Marcklin (4) recomienda que cuando se emplee vibradores internos para compactar el hormigón, se aumente en 1.465 kg/m ² el valor de la presión obtenido mediante su fórmula (3-1), aunque no ha proporcionado ninguna información que justifique esta recomendación. Un examen de la expresiones (3-2) y (3-6) nos revela que Rodin (5) aumenta la presión en el hormigón vibrado en la relación 3.920/2.900 = 1,35 con respecto al hormigón compactado con pala, es decir, un aumento del 35 por 100. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 3-12 RELACIONES DE LA PRESIÓN MÁXIMA ENTRE HORMIGONES COMPACTADOS A MANO Y CON VIBRADOR. PRESIÓN MÁXIMA, kg/m² INCREMENTO DE PRESIÓN Fuente de Información Kg/m² A mano Vibrado Tanto por ciento Macklin 2.075 3.540 1.465 70 Rodin 3.090 4.170 1.080 35 Universal Form 2.680 4.025 1.345 50 Clamp Co La Universidad Form Clamp Company, con referencia a la figura 3-2, especifica que si el hormigón se compacta con vibrador se deberá reducir un 15 por 100 las separaciones entre las curvas de dicha figura. En la Tabla 3-12 se resumen las diferentes relaciones entre la presión máxima del hormigón compactado con la pala y el compactado con vibrador, según los resultados de las fórmulas y de los ensayos realizados. Con la inclusión de esta tabla no s pretende asegurar que los datos que en ella figuran sean analíticamente correctos, sino tan solo indicar la magnitud de las variaciones que pueden obtenerse en el valor de la presiones. Los valores de la tabla se han obtenido empleando un hormigón de las características siguientes: Dosificación : 1:2:4 Temperatura : 21°C Velocidad de llenado : 1,20 m/hr Como sea que la acción de un vibrador interno es liberar una determinada proporción de energía de un volumen limitado de hormigón. Parece más probable que la presión aumente uniformemente que no por un tanto por ciento dado. Sería muy deseable que se realizarán ensayos para poder determinar la validez de esta hipótesis. Influencia del efecto de impacto sobre la presión. Cuando se vierte el hormigón en los encofrados de muros el efecto del impacto sobre la solera es relativamente pequeño. Sin embargo, no ocurre lo mismo si el hormigón se vierte libremente desde la superficie superior de encofrados de gran altura . A pesar de que no es posible determinar exactamente la magnitud del incremento de presión resultante de este impacto, podemos hallar un valor aproximado bajo ciertas hipótesis. Para ello, supongamos las siguientes condiciones: Altura: 3,70 m. Velocidad de colocación del hormigón: 1,70 m ³/min. Peso del hormigón: 2.400 kg/m ³ Al final del caída el hormigón chocará con una capa de 15 cm de espesor de hormigón colocado previamente, disminuyendo su velocidad hasta cero en dicha distancia. La velocidad alcanzada pro el hormigón en la caída será: v = 2gh = 2 x 9,81x 3,70 = 8,53m/seg. Después del choque con capa de hormigón colocado previamente,

la velocidad media será de 4,26 m/seg. El tiempo necesario para que la velocidades anule vendrá dada por t=

h 0,15 = = 0,036seg v 4,26

El peso del hormigón que cae durante este tiempo será :0,036 x 2.400 x 0,0283 = 2,44kg La deceleración a través de la capa de 15 cm de espesor 8.53- 0 a = v1- v2 = = 237m/seg2 t 0.036

La figura media necesaria par detener la caída del hormigón en los 15 cm será : F = Ma =

2,44 x 237= 59kg 9.81

Esta fuerza actuará sobre la capa de hormigón vertida previamente, que temporalmente en estado líquido la transmitirá a los encofrados como si fuera una presión adicional. Como la superficie de encofrado sobre la que actúa este incremento de presión no se puede determinar exactamente, tampoco se podrá determinar con exactitud la magnitud del incremento de la presión unitaria. Si aumentamos la velocidad de llenado, la presión debida al impacto aumentará proporcionalmente; por TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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tanto, si permitimos al hormigón fluir a gran velocidad dentro de los encofrados, aumentará motivo, deberá incrementarse la resistencia de aquellos encofrados en los que el hormigón se deposite a altas velocidades. Influencia de la forma y dimensiones de los encofrados sobre la presión. Como ya vimos anteriormente , al verter el hormigón en los encofrados la presión que actúa en un punto cualquiera aumentará a medida que lo haga la altura de hormigón, asta alcanzar un valor máximo, disminuyendo a continuación, aunque se siga vertiendo hormigón. Esta forma de proceder era debida al comienzo del fraguado del cemento y al desarrollo de fricciones internas del árido, fricciones internas que tienen lugar dentro del árido y entre éste y la superficie del encofrado. Este rozamiento interno transmite la presión hidrostática total desde el hormigón situado encima de una zona determinada al situado bajo ella, y esto aún antes de que el hormigón de la zona en cuestión comience a fraguar. A igualdad de los demás factores, el rozamiento interno se desarrolla más rápidamente en los elementos estructurales delgados que en los gruesos, y en superficies de encofrados rugosas que en las lisas, y en consecuencia la presión sobre los encofrados será menor en los elementos delgados que en los gruesos. Sin embargo, la compactación mediante vibradores internos tiende a reducir o eliminar el efecto del rozamiento. Actualmente no existen datos que proporcionen información sobre la magnitud del efecto de la forma y dimensiones del encofrado sobre la presión. Influencia de las armaduras sobre la presión. El efecto de las armaduras es incrementar el rozamiento de en le interior de la masa de hormigón y, por tanto, reducir la presión sobre lose encofrados. El efecto es más pronunciado con armaduras constituidas por barras de pequeño diámetro, a igualdad de cuantía. No se conocen datos sobre la magnitud de este efecto. Influencia del peso del hormigón sobre la presión. En las tablas y figuras presentadas anteriormente se ha empleado un peso específico para el hormigón de 2.400 kg/m ³ . En el caso de querer emplearlas con hormigones de diferente densidad, bastará aplicar un factor de corrección. Por ejemplo, si un hormigón de peso específico 2.400 kg/m ³ produce una presión de 3.000 kg/m ² producirá una presión de (1.600/2.400) X 3.000 = 2.000 kg/m ² en las mismas condiciones. Esta conversión está avalada por diversos autores, que par el cálculo de la presión ejercida por el hormigón sobre lso encofrados proponen expresiones de la forma

P CWHk Siendo

P = presión, kg /m ² C = coeficiente W = peso del hormigón, kg/m³

H = altura de hormigón, m k = exponente cuyo valor depende de la fórmula elegida Influencia de la altura de hormigón sobre la presión. Si consideramos una superficie determinada de encofrado próxima a la base de un muro, es posible calcular las variaciones de presión sobre dicha superficie cuando se produce al vertido del hormigón. Supongamos que el encofrado tiene la suficiente altura para que pueda desarrollarse la presión máxima correspondiente al tipo de hormigón empleado y a su velocidad de llenado, y que ésta sea uniforme. Como la altura de hormigón sobre la superficie en estudio aumenta uniformemente, lo mismo ocurrirá con la presión hasta que se alcance una altura de hormigón tal que se produzca la máxima presión. A partir de este momento, la presión disminuirá, aunque continúe el vertido de hormigón. La superficie de encofrado sujeta a la presión máxima aumentará a la misma velocidad que la de llenado, llegando alcanzar una altura determinada bajo la superficie del hormigón. A esta profundidad o altura se la denomina altura critica. En la figura 3-9(a) se representa un encofrado de muro donde puede verse la relación entre la presión sobre una superficie determinada y al altura de hormigón sobre ella. La línea AE representa la superficie del encofrado sobre la que actúa la presión. Cuando la altura de hormigón sobre el punto A es H1, la presión tiene por valor P1. Si la altura aumenta hasta Hm, la presión lo hará hasta su valor máximo Pm. Si se continúa el vertido de hormigón hasta el llenado total del encofrado, la superficie sometida al presión máxima aumenta a los largo de FG paralela a AE, y las zonas situadas bajo el punto D quedarán sometidas a l presión máxima, mientras que las situadas por encima de D lo estarán a una presión inferior como indica la línea P2. El America Concrete Institute limita el valor de Pm en los encofrados de muros a un valor máximo de 9.765 kg/m ², con independencia de la altura del encofrado y de la velocidad de llenado. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La figura 3-9(b) representa la relación entre la presión sobre una superficie dada del encofrado de un pilar y la altura de hormigón. Como estos encofrados se llenan a gran velocidad, se admite que la presión es la correspondiente a la altura total de hormigón. Por tanto, si la altura de hormigón sobre el punto A es H1, la presión será P1, y cuando el encofrado esté completamente lleno la presión en A será Pm y a la profundidad H2 será P2. FIG. 3-9 RELACIÓN ENTRE LA PRESIÓN Y LA ALTURA DEL HORMIGÓN El Americna Concrete Institute limita el valor de Pm en los encofrados de pilares a un máximo de 14.650 kg/m², prescindiendo de la altura del encofrado y de la velocidad de llenado. Tanto en la figura 3-9(a) como en la (b) se ha supuesto que las líneas EG y CD son rectas, lo que presupone que l presión a una profundidad H2 bajo la superficie de hormigón es P2, con un valor que no puede exceder de Pm. Esta suposición puede no ser cierta en todos los casos, pero creemos es lo suficientemente aproximada para aceptarla en el cálculo de encofrados.


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CAPITULO 4 PROPIEDADES DE LOS MATERIALES DE ENCOFRAR Generalidades. Los materiales más importantes que se emplean en la técnica del encofrado son la madera, la madera contrachapada, los aglomerados, los plásticos, los moldes de fibra, las cajas de superficie ondulada, el acero, el aluminio, el magnesio y el yeso. Asimismo, se emplean diversidad de elementos auxiliares como clavos, pernos, tornillos, tirantes, anclajes, etc. Normalmente, en un encofrado se utilizan dos o más de los materiales mencionados anteriormente, como ocurre con los paneles de muros, consistentes en un entramado o bastidor de acero al que se le superponen planchas de contrachapado a manera de entablado. Entre las propiedades que deben reunir los materiales de encofrar citaremos las siguientes como más características: 1. Resistencia. 2. Rigidez. 3. Paramentos lisos, cuando se precisen 4. Ser económicos, teniendo en cuenta su coste inicial y el número posible de reúsos. Propiedades de la madera. Las maderas empleadas en la construcción pueden estar terminadas por sus cuatro caras, en suyo caso se denominan maderas S4S; estarlo solo por dos caras, maderas S2E; o sin terminar, tal como proceder del aserradero, denominándose entonces maderas bastas. Finalmente, también suele emplearse las maderas machiembradas designándolas madera D y M. Las secciones transversales, escuadría, de las maderas se designan por las dimensiones previas al acabado final, es decir por sus dimensiones nominales. El acabado final elimina cierta cantidad de madera, por lo que las dimensiones efectivas son menores que las de madera bastas. En la Tabla 4-1 se dan las dimensiones y características geométricas de las maderas empleadas en la construcción, tanto de las terminadas como de las bastas. Para el cálculo de la resistencia y rigidez de los elementos de madera terminada se deberán emplear las dimensiones efectivas. Las maderas bastas poseen mayor capacidad resistente que las terminadas, ya que a igualdad de sección nominal tienen mayor sección efectiva, por lo que deberán emplearse siempre que las condiciones lo permitan, y además suelen ser ligeramente más baratas.


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Las longitudes comerciales de las maderas de construcción acostumbran a se múltiplos de 0,50 metros, con precios que aumentan con la longitud.

TABLA 4-1

PROPIEDADES DE LAS MADERAS DE CONSTRUCCIÓN – SISTEMA MÉTRICO TABLA 4-1 (Continuación)

Tensiones de la madera. Las maderas empleadas en la construcción están sometidas a diferentes esfuerzos: flexión, esfuerzo cortante y comprensión perpendicular o paralela a las fibras. La magnitud de las tensiones admisibles para soportar dicho esfuerzos depende de la especie de madera, de su calidad, de la duración del esfuerzo y del grado de humedad. Las cargas de corta duración, como las que actúan en los encofrados de muros, permiten la utilización de tensiones admisibles superiores a cuando actúan cargas permanentes o de larga duración. El exceso de humedad de las madera de encofrados en contacto directo con el hormigón disminuye la resistencia y rigidez de dichos elementos. En las maderas empleadas para encofrar pueden aumentarse los valores de las tensiones hasta una tercera parte sobre las admisibles en el caso de cargas permanentes, ya que el aumento por tratarse de cargas de corta duración sobrepasa con mucho la reducción debida a la presencia de humedad. Sin embargo, el módulo de elasticidad no deberá incrementarse. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 4-2 TENSIONES ADMISIBLES EN MADERAS DE ENCOFRADOS Los valores entre paréntesis indican la tensión admisible para cargas permanentes, indicándose con los otros valores la admisible en encofrado.

En la Tabla 4-2 se indican las tensiones admisibles en diferentes especies y calidades de maderas normalmente empleadas en los encofrados. En caso de que la madera disponible no coincidiera exactamente con las que figuran en la tabla, se puede deducir la tensión admisible por comparación con ellas. En dicha, los valores entre paréntesis son los recomendados por la National Lumber Manufaturers (1) para el caso de carga permanente, y los demás valores son los que deben emplearse en la técnica del encofrado. Se han llegado a utilizar con resultados satisfactorios tensiones mayores que las de la Tabla 4-2, concretamente en esfuerzos cortantes y compresiones perpendiculares a las fibras, y así ciertos calculistas han admitido una tensión de 14kg/cm ² para esfuerzos cortantes, tensión que no es de preocupar si la madera es de buena calidad, habida cuenta de que los valores de la tabla se han deducido con los correspondientes coeficientes de seguridad. De todas formas, cuando se piensen utilizar tensiones superiores a las recomendadas, deberá compararse el coste de una posible rotura del encofrado con la economía resultante del empleo de menor cantidad de madera. Más adelante, en el Capítulo 7. Volveremos a tratar de este asunto. Propiedades de la madera contrachapada. Los enchapados se utilizan ampliamente en la construcción, especialmente para superficies de encofrados en contacto directo con el hormigón. Entre sus ventajas citaremos las siguientes: paneles de dimensiones lo suficientemente grandes como para permitir un colocación y retirada económicas, variedad de espesores, propiedades físicas constantes, economía como consecuencia de sus múltiples usos, superficies lisas, con lo que el coste del acabado final de los paramentos y un coste de fabricación bajo. Los contrachapados que se emplean en los encofrados suelen ser de dos tipos, uno par exteriores y otro par interiores. Los contrachapados suelen ser de dos tipos, uno para exteriores y otro para interiores. El contrachapado para exteriores se fabrica a base de cola completamente impermeable y se utiliza en lugares donde vaya a estar expuesto al mal tiempo y a la humedad. El de interiores tiene también gran resistencia a la humedad, pero no es totalmente impermeable, y se utiliza cuando la exposición al mal tiempo y a la humedad no va ser excesiva. El contrachapado para exteriores se suministra con una o ambas caras revestidas con una capa dura y resistente de resinas fundidas impermeables, que proporcionan mayor duración del pulido de las superficies y un gran número de reúsos. En la Tabla 4-3 pueden verse las dimensiones comerciales, calidades mínimas y gama de espesores empleados en la construcción. En caso de necesitare dimensiones diferentes a las de la tabla podrán obtenerse bajo pedido especial. TABLA 4-3 CALIDADES MÍNIMAS DIMENSIONES Y ESPESORES DE LA MADERA CONTRACHAPADA UTILIZADA EN ENCOFRADOS

Dimensiones diferentes a las de la tabla pueden conseguirse bajo pedido, o bien acudiendo a otras fábricas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La Tabla 4-4 proporciona las propiedades físicas principales necesarias para el cálculo (2). Los contrachapados de espesor menor que ½ pulgada (1,27 cm), se aplican solamente a elementos especiales, como revestimientos de encofrados construidos con otros materiales, y en superficies curvas, dada la relativa facilidad con que se curvan las planchas delgadas de madera contrachapada. Las curvas sencillas se consignan fácilmente con los contrachapados, obteniéndose excelentes resultados si se dispone de una superficie continua con la curvatura precisa donde apoyan los paneles. En los puntos críticos de curvaturas complicadas es mejor utilizar dos planchas delgadas superpuestas que una sola del mismo grosor total. En el caso de tener que emplear radios de curvatura aún más pequeños, pueden conseguirse con contrachapado de exteriores, sometiéndole a una tratamiento previo de humedecimiento y vaporización. TABLA 4-4 PROPIEDADES FÍSICAS DE LA MADERA CONTRACHAPADA PARA ENCOFRADOS DE 12 PULG. (30,5 CM.) DE ANCHO

Estos valores se refieren a contrachapados lisos por ambas caras. La Tabal 4-5 da los radios mínimos de curvatura que admite la madera contrachapada, aplicables solamente en paneles de fibra totalmente recta y en los que el curvado se realice de forma muy cuidadosa. Si no existe seguridad de que se cumplan estas condiciones, se deberán aumentar los valores de la tabla hasta un cien por ciento. La tensiones admisibles en los contrachapados empleados en los encofrados se indican en la Tabla 4-6, deducidas de las recomendaciones secas. Para tener en cuenta el efecto de la humedad se reducen en un 20 por 100 TABLA 4-5 RADIOS MÍNIMOS DE CURVATURA DE LA MADERA CONTRACHAPADA

Los valores de la s tensiones en condiciones secas, así como se incrementan en un 33 por 100 para tener en cuenta que se trata del caso de cargas de corta duración. Es decir, en una madera contrachapada para exteriores, calidad B-B, con tensión admisible a flexión en condiciones secas de 130 kg/cm², la tensión admisible para su empleo en encofrado será igual a: 130 X 0,80 X 1,33 = 140 kg/cm². TABLA 4-6 TENSIONES ADMISIBLES EN LA MADERA CONTRACHAPADA UTILIZADA EN ENCOFRADOS Tipo de solicitación Flexión Apoyo (sobre las caras) Esfuerzo cortante por rodadura (en el plano de los pliegues) Módulo de elasticidad

Tensión admisible Kg/cm ² 140 30 67 112.500


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Tableros de aglomerado. Los aglomerados que se emplean frecuentemente para revestir la s superficies interiores de los encofrados se fabrican a base de pequeños trozos de madera impregnados de un líquido endurecedor, polimerizándose a continuación por cocción. Los tableros se suelen suministrar en tamaños grandes, y entre sus propiedades merece mencionarse, además de la dureza, el proporcionar superficies de hormigón libres de defectos y de las marcas de juntas. Los tableros de poco espesor pueden curvarse fácilmente con pequeños radios, lo que es una gran ventaja en el encofrado de elementos curvos. La Tabla 4-7 proporciona las propiedades físicas de los aglomerados Presdwood (3), fabricados por la Masonite Corporation. Las dimensiones comerciales de tableros suelen ser de 4 pies (1,22 m) de ancho por 6, 8, 12 y 16 pies (1,83; 2,44; 3,66 y 4,88 m respectivamente) de largo. Pueden conseguirse dimensiones menores bajo pedido. TABLA 4-7 PROPIEDADES FÍSICAS DE LOS AGLOMERADOS DE MADERA PRESWOOD

La Tabla 4-8 da los radios mínimos de curvatura para diferentes espesores y con las condiciones que en ella se prescriben. Como los valores de la tabla se refieren al caso de efectuar el curvado mediante cilindros de superficie lisa, parece improbable que estas curvaturas puedan obtenerse en los encofrados. TABLA 4-8 RADIO MÍNIMO DE CURVATURA DE AGLOMERADOS DE MADERA PRESDWOOD ALREDEDOR DE CILINDROS LISOS

Tubos de fibra. En los encofrados de las columnas circulares se emplean con cierta frecuencia tubos de fibra conocidos con los nombres comerciales de Richtube (4) y Sonotube (5). Estos moldes tienen diámetros interiores de hasta 48 pulg (122 cm) y longitudes de hasta 50 pies (15,24 m) S e fabrican con dos tipos de impermeabilización: el primero se emplea en elementos que requieren un acabado cuidadoso de la superficie del hormigón, considerado la impermeabilización en un tratamiento plastificante, que permite normalmente recuperar el encofrado. E l segundo tipo, con tratamiento de betún, se emplea para encofrados perdidos o donde la superficie del hormigón no deba presentar un acabado excesivamente cuidadoso, siendo su precio inferior al anterior. La fabricación se realiza mediante el arrollado sucesivo en espiral de capas de fibra pegadas con cola, con un número de capas variables según el espesor de pared. Al retirar los moldes queda marcada una huella en espiral sobre la superficie del hormigón, pudiendo obtenerse superficies lisas sin huellas empleando tubos especiales de precio ligeramente superior. Los tubos pueden cortarse en obra, o bien pedirse a fábrica con la longitud necesaria. En la Tabla 4-9 se indican las dimensiones y propiedades del Sonotube, haciendo notar que los valores de las presiones que en ella figuran son las necesarias para producir la rotura de los tubos y por tanto deberá afectarse de los coeficientes de seguridad adecuados para su empleo en los cálculos. Planchas de fibra. En los últimos años, la utilización de planchas de fibras en los encofrados ha tenido un gran desarrollo, especialmente para losas de forjado y cubiertas. Generalmente, las planchas se dejan en obra sobre los parámetros inferiores del hormigón, mejorando sus propiedades


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acústicas y aislantes. En la Tabla 4-10ª se dan las principales propiedades de las placas fabricadas por la Tectum Form Plank (6). TABLA 4-9 PROPIEDADES DEL SONOTUBE

Cajas de Fibras. Estas cajas, llamadas también cajas de cartón o de embalar huevos, están tomando últimamente un incremento muy popular en la construcción, sometiéndolas para ello a una impregnación previa con asfalto o cualquier otro producto impermeabilizante para obtener una mayor resistencia e inalterabilidad a los efectos del agua. Para conseguir la resistencia necesaria para soportar el pesos y la presión del hormigón, se instalan en las superficies interiores de la cajas unas capas de refuerzo de cartón o unos nervios de caja de huevos. El sistema de fabricación y acoplamiento de estas cajas permiten un desencofrado fácil y posterior utilización de los núcleos o capas de refuerzo. TABLA 4-10ª. PROPIEDADES DE LAS PLACAS DE ENCOFRADO TECTUM

En el Capítulo 12 se proporcionan más datos y características de estos materiales. Estos elementos se emplean principalmente: 1. Entre las vigas de cimentación y el terreno para eliminara el empuje de las tierras sobre ellas. 2. Como encofrado en los forjados nervados. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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3. Como encofrado en los forjados planos sin vigas. 4. Como encofrado en huecos en los forjados a base de losa y vigas, ya sean construidos in situ o prefabricados. 5. Como tablero de encofrado para losas Tabla 4-10b. RESISTENCIA A ROTURA POR COMPRESIÓN Ancho del hueco pulg 4 6 8 10 12 14 16 18

cm 10,16 15,24 20,32 25,40 30,48 35,56 40,64 45,72

Resistencia de rotura a compresión Ib/ple ² Kg/m ² 1.180 5.760 1.130 5.515 1.070 4.250 1.030 5.030 990 4.840 960 4.690 930 4.540 910 4.445

Encofrados de acero. Con esta denominación se engloban dos tipos muy amplios de encofrados, los prefabricados en dimensiones y formas standard y los que se fabrican especialmente para un uso determinado. Este sus múltiples aplicaciones citaremos las siguientes: En muros de hormigón. Doble empleo como tablero de encofrado y armadura en losas de hormigón. Para la construcción in situ de conducciones. En pilas, pilares y elementos similares. Para el revestimiento de hormigón de los túneles. En presas de hormigón. En la construcción de elementos prefabricados. En hormigón ornamental. Los encofrados de acero tiene varias ventajas sobre los encofrados realizados con otros materiales, de las que mencionaremos las siguientes : tiene rigidez y resistencia suficientes; se pueden montar, desmontar, transportar y volver a montar con gran rapidez, y, si se dispone del equipo conveniente, todas estas operaciones se pueden realizar con elementos relativamente grandes; son económicos si el número de empleos es grande, y , por último, las superficies lisas de hormigón que con ellos se consiguen pueden ser interesantes en cierto tipo de obras. Entre sus desventajas citaremos: a menos que se utilicen muchas veces, son caros, y si no se toman precauciones ofrecen muy poca protección y aislamiento par el hormigonado para el hormigonado en tiempo frío. Encofrados de aluminio. Los encofrados de aluminio son en muchos aspectos similares a los de acero. Su ventaja principal en comparación con ellos es su menor densidad, con lo que los encofrados resultan más ligeros; pero, a causa de que sus resistencias a la tracción, a la compresión, ya al transporte son menores que las de los de acero, se precisa mayores secciones en los encofrados. Encofrados de yeso. En la arquitectura de los edificios se proyectan muchas veces figuras y dibujos ornamentales a realizar en hormigón, para los que los encofrados de madera no resultan muy adecuados. Estas figuras se construyen, entonces, en madera o cualquier otro material que se preste a ello, a tamaño natural, y se modela sobre ellas un molde de yeso. Este molde de yeso se utiliza seguidamente como encofrado para la construcción en hormigón de dichas figuras, uniéndolo debidamente al encofrado general de la estructura. Al desencofrar se rompen los moldes, quedando impresos en la superficie del hormigón la figura o dibujo deseados. En el capítulo 14 volvemos a tratar de estos moldes y veremos sus tipos más representativos. Encofrados de plástico (8). Como consecuencia del incremento que está tomando la utilización de formas y dibujos complicados de hormigón, ha sido necesario encontrar un material de encofrado con ciertas propiedades que se salen de las corrientes en los encofrados convencionales. Estas propiedades las poseen los plásticos reforzados con fibra de vidrio que están alcanzando un notable y popular desarrollo en el encofrado de elementos de hormigón. Las principales razones que han influido en este desarrollo son las siguientes: 1. Este material permite una libertad completa de proyecto. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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2. Permite al constructor realizar simultáneamente el encofrado y el acabado de las superficies. 3. Pueden moldearse con los encofrados dibujos y formas poco comunes. 4. No existe limitación de dimensiones, ya que los diversos elementos pueden montarse en obra de forma que se disimulen las juntas. 5. Puede llegar a ser el material más económico de entre todos los disponibles, si se prevé un gran número de usos. 6. Es ligero y fácilmente desmontable 7. No presenta herrumbres y problemas de corrosión. Los encofrados se construyen de manera muy similar a como se realiza el calafateado a mano de los botes. Principalmente se construye en yeso, madera o acero un molde con la forma y dimensiones necesarias y, a continuación, se extiende sobre él una capa de parafina, se pule y se pulveriza principal. Acto seguido se cubre el molde con una capa de fibra de vidrio y se satura completamente con pinceladas de resina poliéster. Una vez que la resina se ha secado y enfriado, se vuelve a extender otra capa fibra de vidrio y de resinas poliéster, y así sucesivamente hasta alcanzar el grosor de paredes preciso. Otro sistema de construir los moldes de fibra de vidrio es mediante la aplicación de la resina con pistola pulverizadora, sobre la que se colocan unos cordones de fibra de vidrio a manera de refuerzo. A menudo se emplea una combinación de los dos sistemas mencionados una rigidez y resistencia suplemanterias por medio de costillas, tirantes de madera, redondos de acero o tubos de aluminio. El espesor de paredes de los encofrados de fibra de vidrio varía desde 1/8 de pulgada (0,32cm) en los de losas sin armaduras ni refuerzos hasta 5/8 de pulgada (1,59 cm) en los de pilares con tablas de 7,62 a 10,16 cm como refuerzo; lo moldes en caja se han empleado con un espesor de pared de 1/8 de pulgada con buenos resultados. Con cualquiera de los sistemas de construcción de los encofrado que hemos mencionado, se pueden eliminar las juntas y las huellas, que aparecen siempre en los realizados con materiales convencionales, ya que si se desea se pueden construir encofrados por elementos que posteriormente se montan en obra, y mediante un tratamiento adicional de resina y fibra de vidrio se elimina las rebabas. Este material no se puede fabricar en condiciones cualesquiera, ya que requiere un control adecuado de la temperatura y la humedad durante todos los procesos de fabricación. Por este motivo la totalidad de los encofrados de fibra de vidrio construidos hasta la fecha lo han sido bajo las condiciones anteriores. Clavos. Los clavos que se utilizan con más frecuencia en los encofrados de madera y contrachapado son los de tipo común u ordinario. Las cargas admisibles para su empleo como elementos de unión de en los encofrados se deducen de las resistencias al arranque y a los movimientos laterales, o de una combinación de ambas. Estas resistencias varían con el grado de pulido y el diámetro de clavo, con la profundidad de penetración, con la densidad de la madera y con los cambios de su contenido de humedad. TABLA 4-11 DIMENSIONES DE CLAVOS COMUNES Las uniones resultan más resistentes cuando el clavado se realiza en l a dirección de la fibras que en la dirección perpendicular a ellas. Las fórmulas y tablas que se emplean a continuación ara determinar las cargas admisibles están basadas en la utilización de clavos lisos y limpios clavados en maderas secas y cuya superficie no presentes grietas o hendiduras. En la Tabla 4-11 se dan las dimensiones y características de los clavos comunes más utilizados. Resistencia al arranque de los clavos. La resistencia al arranque de los clavos introducidos en la madera depende de la densidad o peso específico de ésta, del diámetro del clavo, de la profundidad TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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de penetración y de las condiciones de su superficie. En los clavos introducidos en madera verde, si se extraen mientras la madera está aún húmeda, la resistencia al arranque tiene casi el mismo valor que en el caso de maderas secas si se extraen inmediatamente después del clavado. TABLA 4-12

FACTORES PÁRALE CÁLCULO DE LA RESISTENCIA ADMISIBLE DE UNIONES MECÁNICAS EN MADERAS SECAS Y BLANDAS

En los clavos ordinarios clavados perpendicularmente a las fibras de maderas secas, o de maderas verdes que permanecen húmedas, la resistencia al arranque viene dada por la siguiente expresión: P = 121 G 53 D Donde P = carga admisible, en kg por cm de penetración de la punta del clavo G= peso específico de la madera, deducido de su peso y volumen una vez desecada al horno. D= diámetro del clavo, en cm. La carga admisible deducida de la expresión (4-1) es la cuarta parte de la carga de rotura. FIG. 4-1 Carga necesaria para el arranque de clavos ordinarios inmediatamente después de haber sido clavada en la madera. La Tabla 4-12 proporciona los pesos específicos y coeficientes para el cálculo de las cargas de arranque admisibles de los clavos, según las diferentes especies de maderas empleadas en la construcción. En la Tabla 4-13 se dan las cargas de arranque admisibles para clavos comunes por cm de penetración en maderas blandas o secas en dirección perpendicular a las fibras. Estas cargas se han deducido dividiendo por cuatro las cargas de rotura. El coeficiente de seguridad recomendado por la Foresta Products Laboratory del U.S. Department of Agriculture es seis (9), pero como los encofrados son estructuras no permanentes, un coeficiente de seguridad de cuatro parece suficiente. TABLA 4-13 CARGAS DE ARRANQUE ADMISIBLE EN CLAVOS COMUNES POR CENTÍMETRO DE PENETRACIÓN EN MADERAS SECAS Basada en un coeficiente de seguridad de cuatro.


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Resistencia lateral de los clavos. La carga lateral admisible en clavos ordinarios introducidos paralelamente a las fibras en maderas secas viene dada por la expresión P = KD 32 Donde P = carga lateral admisible, kg por clavo K = constante cuyo valor varía con la calidad de la madera, su valores se dan en la Tabla 412 D = Diámetro del clavo, cm. La tabla 4-11 proporciona los valores de D 3/2. Los valores de la expresión (4-2) vienen afectados de un coeficiente de seguridad de cuatro. Estos valores solo se aplicarán cuando la parte la lateral y la perteneciente a la punta del clavo sean de aproximadamente la misma densidad, y cuando la profundidad de penetración de la punta del clavo no sea menor que diez veces su diámetro en maderas densas y catorce veces en maderas ligeras. Los valores de las catorce dados por la fórmula son válidos cuando los esfuerzos actúan en dirección paralela a las fibras o en ángulo recto con respecto a ellos. Si el clavo se introduce en dirección perpendicular a las fibras, la carga lateral admisible se reducirá al 60 por 100 del valor dado por la fórmula (4-2). La Tabla 4-14 da los valores de la carga lateral admisible deducidos de la expresión (4-2). TABLA 4-14 CARGA LATERAL ADMISIBLE EN PERPENDICULARMENTE A LAS FIBRAS EN MADERAS SECAS

CLAVOS

COMUNES

CLAVADOS

Basada en un coeficiente de seguridad de cuatro.

Tirafondos. Los tirafondos se emplean corrientemente en los encofrados para unir elementos pesados de madera. Sus dimensiones comerciales varían entre 3/16 a 1 pulg (0,48 a 2,54 cm) de diámetro de perno y longitudes de 1 a 10 pulg (2,54 a 25,40 cm) para los más pequeños y hasta unas 16 pulgadas (40,64 cm) para los de diámetros comprendidos entre 5/8 y 1 pulgada (1,59 y 2,54 cm). Para el empleo de los tirafondos es indispensable realizar primeramente un agujero de diámetro igual al del perno, debiendo coincidir ambos exactamente. El diámetro del agujero par la zona roscada del tirafondo varía con la densidad de la madera y el diámetro del tornillo; en maderas ligeras y blandas el diámetro del agujero deberá ser de un 40 a un 70 por 100 del diámetro del perno; en el pino Douglas, de un 60 a un 75 por 100, y en maderas densas y duras de un 65 a un 85 por 100. Los valores inferiores de los tantos por ciento reseñados corresponden a los tirafondos de pequeño diámetro y los superiores a los de mayor diámetro. Para facilitar el roscado pueden emplearse jabones o lubricantes sin que disminuya de forma sensible la capacidad resistente del tirafondo. Resistencia al arranque de los tirafondos. La carga admisible de arranque de un tirafondo introducido en madera seca puede deducirse de la expresión siguiente (9) P = 166,5G 3/2 D3/4 Siendo P = carga de arranque admisible, kg por cm de penetración de la zona roscada G = peso específico de la madera desecada en horno D = diámetro del perno del tirafondo, cm La anterior fórmula (4-3) se ha obtenido las cargas de arranque admisibles de la Tabla 4-15, haciendo notar que estas cargas solamente se aplicarán cuando el tirafondo se introduzca en la madera atornillado, y en ningún caso por clavado directo.


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TABLA 4-15 CARGAS DE ARRANQUE ADMISIBLES EN TIRAFONDOS ROSCADOS EN MADERA SECA POR CENTÍMETRO DE PENETRACIÓN


Resistencia lateral de los tirafondos. La carga lateral admisible en tirafondos introducidos y cargados paralelamente a la dirección de las fibras de maderas secas puede determinarse por la expresión (9). P = KD² Donde P = carga lateral admisible paralela a la dirección de las fibras, kg. K = una constante cuyos valores varían con la especie de madera, según la Tabla 4-12 TABLA 4-16 CARGA LATERAL ADMISIBLE PARALELA A LA FIBRA EN TIRAFONDOS ROSCADOS EN MADERA SECA


Los valores dedos por esta expresión podrán aplicarse cuando el espesor de los elementos a unir es al menos tres veces y media el diámetro del perno de los tirafondos, y la profundidad de penetración en el elemento principal de la unión es siete veces dicho diámetro en maderas duras y once veces en maderas blandas. TABLA 4-17 FACTORES DE CORRECCIÓN A APLICAR A LSO VALORES DE LA TABLA 4-16, PARA DIFERENTES ESPESORES DE LOS ELEMENTOS A UNIR Relación del espesor del elemento al diámetro del Factor tirafondo 2 0,62 2½ 0,77 3 0,93 3½ 1,00 4 1,07 4½ 1,13 5 1,18 5½ 1,21 6 1,22


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Suponiendo se empleen estas condiciones, la Tabla 4-16 proporciona las cargas laterales admisibles, deducidas de la fórmula (4-4), para tirafondos introducidos en la dirección de las fibras de las diferentes clases de maderas secas. Si el espesor de los elementos a unir es menor que tres veces y media a los de las cargas laterales admisible dadas por la Tabla 4-16. Los valores de la Tabla 4-16 se refieren a cargas aplicadas generalmente a las fibras; en caso de que dichas cargas actúen perpendicularmente se modificarán los valores de la tabla de acuerdo con los factores de la Tabla 4-18 TABLA 4-18

FACTORES DE CARGA ADMISIBLE PARA UTILIZAR EN TIRAFONDOS DONDE LA CARGA SE APLICA Calibre de tirafondo pulg cm Factor ¼ 0,63 0,97 5/16 0,79 0,85 3/8 0,95 0,76 7/16 1,11 0,70 ½ ,,27 0,65 5/8 1,59 0,60 ¾ 1,20 0,55 7/8 2,22 0,52 1 2,54 0,50

Conectores. La resistencia de las uniones entre los diferentes elementos de madera empleados en la construcción puede aumentarse notablemente utilizando conectores, como los conocidos comercialmente con el nombre de Conectores Teco, fabricados por la Timbre Engineering Company, Washington, D. C. Los utilizados más corrientes en los encofrados son los de anillo partido y los dentados, representados en las figuras 4-2 y 4-3, respectivamente. FIG. 4-2. Anillo partido instalado en una tabla (Timber Engineering Company)

La resistencia del ensamble mediante conectores depende del tipo y dimensiones del conector, de la especie de la madera, del ancho y espesor del elemento a unir, de la distancia del conector al borde del elemento de madera, de la penetración entre conectores, de la dirección de aplicación de la carga con respecto a las fibras, de la duración de la carga, etc. Como sea que la resistencia de la madera y de los ensambles respectivos es mayor cuando las cargas que actúan son de corta duración, está plenamente justificado admitir mayores cargas de trabajo para las uniones entre elementos de encofrado que cuando se trata d uniones en estructuras permanentes. FIG. 4-3 Anillo dentado instalado en un tabla (Timber Engineering Company)

Conectores de anillos partidos. La Tabla 4-19 proporciona las cargas de trabajo admisibles en los ensambles de dos elementos de madera seca, con las zonas a unir debidamente limpias, utilizando un conjunto de anillo partido y pasador. La unión de tres elementos con dos conectores colocados en las caras opuestas y un pasador común admite una carga de trabajo doble de la indicada en la tabla. Como la resistencia de la unión depende del tipo de madera, se ha clasificado en grupos de diferentes especies, admitiendo las cargas de trabajo que figuran en la tabla. Dichas cargas de trabajo son aproximadamente una tercera parte mayores que las utilizadas en estructuras permanentes sometidas a cargas constantes.


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Conectores de anillo dentado. La Tabla 4-20 da las cargas de trabajo admisibles en uniones, con anillo dentado y pasador, de dos elementos de madera seca y, asimismo, debidamente limpios. La resistencia de una unión de tres elementos son dos conectores y un pasador común será también doble de la especificada en la tabla. A igual que el caso anterior, las cargas admisibles son un tercio mayores que las utilizadas en estructuras permanentes con cargas constantes. Cargas de trabajo admisibles en las uniones múltiples. Con objeto de aprovechar toda la resistencia de las maderas a unir, puede ser interesante emplear más de un conector. En este caso cada conector contribuirá con cargas de trabajo dadas por las Tablas 4-19 y 4-20, siempre que exista la suficiente separación entre ellos. Si la separación es insuficiente se reducirán las cargas de trabajo como indica la Tabla 4-21. Las separaciones se miden entre centros de conectores y a distancia final entre centro de conector y borde del elemento. TABLA 4-19

CARGAS DE TRABAJO ADMISIBLES EN kg, EN CONECTORES DE ANILLO PARTIDO Y PASADO

* Las maderas del Grupo 1 comprenden el pinabeto del este y el pino blanco del oeste. Τ Las maderas del Grupo 2 comprenden el pino Douglas tipo de montaña, pinabeto del oeste y abeto ** Las maderas del Grupo 3 comprenden el pino Douglas tipo de la costa y el pino amarillo del sur. δ Los ensambles de tres elementos con dos conectores y un pasador soportarán una carga de trabajo doble de la indicada en la tabla. TABLA 4-20 CARGAS DE TRABAJO ADMISIBLES, EN KG, EN CONECTORES DENTADOS Y PASADOS

TABLA

* Las maderas del Grupo 1 comprenden el pinabeto del este y el pino blanco del oeste. Τ Las maderas del Grupo 2 comprenden el pino Douglas tipo de montaña, pinabeto del oeste y abeto ** Las maderas del Grupo 3 comprenden el pino Douglas tipo de la costa y el pino amarillo del sur. δ Los ensambles de tres elementos con dos conectores y un pasador soportarán una carga de trabajo doble de la indicada en la tabla. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 4-21. TANTOS POR CIENTO DE RESISTENCIA DE ENSAMBLES CON CONECTORES PARA DIFERENTES SEPARACIONES LONGITUDINALES ENTRE ELLOS Y SEGÚN SU DISTANCIA L BORDE

* La separación se mide entre centros de conectores. Τ La distancia al borde se mide entre centro de conector y borde del elemento.


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CAPITULO 5 CÄLCULO DE ENCOFRADOS Generalidades. Los encofrados de las estructuras de hormigón deben de resistir lar presiones que sobre ellos actúan y las cargas a que están sometidos, y en consecuencia poseer la rigidez y resistencia suficientes con la máxima economía posible. Por tanto, los encofrados deberán calcularse con los mismos criterios que las demás estructuras, ya que la elección de dimensiones o separaciones entre los diversos elementos el encofrado por tanteos o suposiciones puede resultar extremadamente peligroso. Un elemento falto de las dimensiones adecuadas puede causar la rotura del encofrado, mientras que si está sobredimensionado resultará excesivamente costoso. El cálculo correcto de los encofrados requiere conocer los esfuerzos que actúan y los materiales utilizados, es decir, la presión desarrollada por el hormigón y su peso, así como las fuerzas estáticas y dinámicas a que dan lugar, y por otra parte conocimiento de las propiedades físicas de los materiales con que se constituyen los encofrados. En el Capítulo 3 se discutió acerca de los valores de las presiones y pesos, y en el Capítulo 4 sobre las propiedades de los materiales. Expresiones empleadas en el cálculo de encofrados. Los encofrados de las estructuras de hormigón están sometidos a tensiones de flexión, esfuerzo cortante y comprensión, tensiones que deben de mantenerse dentro de ciertos límites pro razones de seguridad. Además de los límites anteriores, frecuentemente se adopta un valor máximo admisible para la flecha de los encofrados. Las notaciones que se emplean para el cálculo son las que se indican seguidamente: M = momento flector o momento resistente c = distancia entre la fibra neutra y la fibra de borde σ = tensión en la fibra de borde en flexión I = momento de inercia de la sección b = ancho de viga d = altura o cano de vigas S = momento resistente V = reacción o esfuerzo cortante total en el extremo τ = tensión cortante horizontal P = carga concentrada W = carga total uniformemente repartida W = carga uniformemente repartida I = luz de viga o longitud de pilar δ = flecha Tensión de flexión. La tensión en las fibras extremas en flexión viene dada por σ=

Mc I

En vigas de sección rectangular :

I=

bd3 12

y

I bd2 S= = c 6

de donde

σ=

M 6M = S bd2

La expresiones (5-1) y (5-4) permiten calcular las tensiones en las fibras extremas de una viga de dimensiones conocida sometida al acción de un momento flector determinado. En los cálculos,


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generalmente se conocen el momento flector y las tensiones admisibles y el problema consiste en determinar las dimensiones de la viga, que se deducen fácilmente de la expresión (5-4) bd2 =

6M σ

Cuando se proyecta una viga se conoce la magnitud de la carga uniformemente repartida que actúa sobre ella, o bien la magnitud y punto de aplicación de la carga o cargas concentradas, asimismo se conocen la luz de la viga, el tipo de apoyos (ya sea simplemente apoyada o continua), y las tensiones admisibles. Con estos datos pueden calcularse fácilmente el momento flector máximo y las dimensiones necesarias. En vigas simplemente apoyadas en ambos extremos, sometidas a cargas uniformemente repartida en toda su longitud, el momento flector máximo aparece en el centro del vano y tiene por valor: M=

wl2 WL = 8 8

Si las vigas es continua sobre tres o más apoyos igualmente espaciados, el momento flector máximo viene dado por M=

wl2 WL = 10 10

En vigas simplemente apoyadas sometidas a una carga concentrada aplicada en el centro de la luz, el momento flector máximo en dicho punto tiene por valor M=

PI 4

A continuación se indican los valores de los momentos máximos correspondientes a diversos casos de cargas concentradas actuando sobre vigas simplemente apoyadas. Dos cargas iguales P en los tercios de la luz: M=

PI 3

Tres cargas iguales P en los cuartos de la luz: M=

PI 2

en el centro del vano

Una carga concentrada P a distancia x de un extremo de la viga: M=

P(I - x)x I

La expresión (5-11) puede utilizarse para determinar el momento flector máximo de una viga sometida al acción de dos o más cargas concentradas aplicadas en puntos conocidos, bastado par ello sumar lo momentos producidos por ada carga en el punto crítico de la viga, llamado punto crítico a aquel donde la combinación de los momentos producidos por las cargas es un máximo. Ejemplos de dimensionado de vigas para resistir momentos flectores. El siguiente ejemplo indica el método de dimensionar una viga de madera de sección rectangular para unas determinadas condiciones de carga. Dado el carácter temporal de las cargas que actúan sobre los encofrados, tomaremos una tensión admisible en flexión de 125 kg/cm². Ejemplo 1. Determinar las dimensiones mínimas de uan viga de 3 metros de luz, sometida a la acción de una carga uniformemente repartida de 600 kg por metro. De la expresión (5-6) M=

600 x 32 = 675m/kg = 67.500cm/kg 8

De la expresión (5-5) bd2 =

6M 6 x 67.500 = = 3.240cm2 σ 125

Considerando una tabla de espesor nominal 5,08 cm y efectivo de 4,13 cm 4,13d² = 3.240 cm³ d² = 785 cm² d = 28 cm TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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De acuerdo con estos cálculos emplearemos una tabla comercial de 30,48 cm de canto, pero antes será necesario comprobar esta viga a esfuerzo cortante y flecha. Ejemplo 2. Determinar las dimensiones mínimas de una viga de madera de 2,40 m de luz, simplemente apoyada, solicitada por tres cargas concentradas iguales de 350 kg, situadas a 0,60, 1,20 y 1,80 metros medidos desde los extremos de la viga. Como las cargas actúan en los cuartos de la luz, emplearemos la expresión (5-10) M=

PI 350X 240 = = 42.000cm/kg 2 2

De la expresión (5-5) bd2 M 42.000 = = = 336cm3 6 σ 125

Este momento resistente lo proporciona, según la Tabla 4-1, una tabla S4S de dimensiones comerciales 5,08 por 25,40 cm, que es la que permite mayor ahorro de madera entre las susceptibles de empleo. A igual que en el ejemplo anterior, será necesario comprobar esta viga a esfuerzo cortante y flecha. Tensiones cortantes. Las tensión cortante máxima en una viga de sección rectangular viene dada por la expresión 3V 2bd

τ=

En vigas simplemente apoyadas con carga uniformemente repartida el esfuerzo cortante máximo actúa en las secciones extremas y tiene por valor V=

wl 2

En vigas continuas, con más de dos apoyos igualmente separados, cargadas uniformemente en toda su longitud, el esfuerzo cortante máximo tiene por expresión V=

5wI 8

En las vigas simplemente apoyadas con una o varias cargas concentradas, el esfuerzo cortante máximo aparece en una de las secciones extremas y es igual a la reacción en el apoyo. Si las reacciones son diferentes, para efectos de dimensionado se considerará la mayor. Ejemplo de dimensionado de vigas a esfuerzo cortante. Los siguientes ejemplos indican el método a seguir par determinar la magnitud de la tensiones producidas por el esfuerzo cortante. Ejemplo1. Consideramos la misma viga el ejemplo 1 del parágrafo anterior. Habíamos deducido que para resistir el momento flector se necesitaba una tabla S4S de dimensiones 5,08 por 30,48 cm: w = 600 kg/m I =3m b = 4,13 cm d = 29,21 cm Según la expresión (5-13), V=

wl 600 x 3 = = 900kg 2 2

De la (5-12), τ=

3V 3 x9 = =11,2kg/m2 2bd 2 x 4,13x 29x21

Valor plenamente satisfactorio, ya que la tensión admisible a esfuerzo cortante en la madera de pino del Sur o pino Douglas, calidad número 1, o similares, es del orden de 14 kg/cm² Ejemplo 2. Consideremos la viga de dimensiones 5,08 por 25,40 cm del ejemplo 2 del párrafo anterior, solicitada pro tres cargas concentradas iguales de 350 kg. b = 4,13 cm d = 24,13cm V=

3 x 350 = 525kg 2


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τ=

3V 3 x 525 = = 7,9 kg/m2 2bd 2 x 4,13x 24 x13

Valor muy inferior al admisible de 14 kg/cm². La condición de esfuerzo cortante podría cumplirse con una viga de dimensiones 5,08 por 15,24 cm Flecha de las vigas. La mayoría de las normas para estructuras de hormigón limitan los valores máximos de las flechas de los encofrados con idea de evitar que la superficie del hormigón aparezca excesivamente curvada. Este límite suele ser del orden de 1/8 de pulgada (0,32 cm) o bien I/270, donde la I es la distancia entre ejes de apoyos. La distancia entre apoyos para la que ambos valores son iguales se deduce igualando sus expresiones

I = 0,32 cm 270 l = 86, cm Para luces menores que 86,5 cm la expresión I/270 limitará el valor de la flecha admisible y para luces mayores lo hará el valor de 1/8 de pulgada. En vigas simplemente apoyadas cargadas uniformemente, la flecha máxima en el centro del vano viene dada por δ=

5WI3 384EI

Para vigas de sección rectangular

I=

bd3 12

Sustituyendo en la (5-15) obtenemos

δ=

0,1565WI3 Ebd3

Como W = wl, sustituyendo

δ=

0,1565wI4 Ebd3

La carga uniformemente repartida que produce la flecha δ será

w=

6,39Ebd3δ I4

w=

0,024Ebd3 I3

Para δ = I/270

Para δ = 1/8 de pulg (0,32 cm)

w=

2,04Ebd3 I4

En vigas continuas uniformemente cargadas la flecha máxima en los vanos extremos viene dada por

δ=

0,0054WI3 EI

Sustituyendo W por wI e I por bd³/12 tendremos

0,0648w/4 Ebd3 En vigas simplemente apoyadas sometidas a la acción de una carga concentrada en el centro del vano, la flecha máxima tiene un valor de


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Pl3 48EI Sustituyendo I por bd³ /12

PI3 4Ebd3 La figura 5-1 representa una viga continua solicitada por cargas concentradas, por ejemplo, una carrera sustentada por tirantes separados a distancia iguales, donde las cargas concentradas actúan sobre la carrera por medio de las costillas.

FIG. 5-1. Cargas concentradas sobre una viga Las mismas condiciones de carga se dan en los tableros de forjado sustentados por viguetas, que a su vez son sustentados por los largueros que descansan sobre los puntales. Como la posición de las cargas concentradas P puede variar considerablemente, los cálculos par determinar la flecha máxima pueden llegar a ser bastante complicados, pero si se asimilan las cargas concentradas a una carga uniformemente repartida del mimo valor total, puede calcularse la flecha con facilidad por medio del expresión (5,23), que proporciona la suficiente aproximación para el cálculo de encofrados. Ejemplos de cálculo de flechas de vigas. Examinaremos a continuación las vigas de los ejemplos anteriores para determinar si las flechas máximas están dentro de los límites admisibles. Par ello adoptaremos I/270 como valor de la flecha máxima admisible y 112.500 kg/cm ² para el módulo de elasticidad E de la madera. Ejemplo 1. Sea una viga simplemente apoyada de 3 metros de luz sometida a una carga uniformemente repartida de 600 kg por metro, y que calculada a momento flector se han deducido unas dimensiones efectivas de 4,12 por 29,21 cm correspondientes a unas nominaciones de 5,08 por 30,48 cm. Determinar la flecha máxima mediante la expresión (5-18).

δ=

=

0,1565w/4 Ebd3

0,1565 x 600 x 3004 = 0,67cm 112.500 x 4,13 x 29,213 x 100

La flecha admisible es I/270 = 300/270 = 300/270 = 1,11 cm por lo que la viga resulta completamente satisfactoria. Las dimensiones mínimas necesarias par satisfacer cada una de las condiciones anteriores son Condición Dimensiones mínimas, cm Momento flector…….. 5,08 x 30,48 Esfuerzo cortante…… 5,08 x 25,40 Flecha……………….. 5,08 x 30,48 Ejemplo 2. Sea una viga de 2,40 metros de luz, simplemente apoyadas solicitadas por tres cargas iguales de 350 kg aplicadas a 0,60; 1,20 y 1,80 metros de cada extremo. Calculada a momento flector se han deducido unas dimensiones nominales de 5,08 por 25,40 cm que corresponden a unas efectivas de 4,13 pro 24,13 cm.

19PI3 384EI P = 350 kg TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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I = 240 cm E = 112.500 kg/cm ²

bd3 12

I

4,13x 24,133 4.832cm4 12

que podíamos haber deducido de la Tabla 4-1 directamente

19 x 350 x 2403 0,441cm 384x112.500x4.832 Calculemos ahora la flecha suponiendo que las cargas concentradas se reparten uniformemente en toda la longitud de la viga. La carga total W será 1.050 kg, y aplicaremos la expresión (5-15),

δ=

5Wl3 384El

δ=

5 x1.050 x2403 = 0,349cm 384 x112.500 x4.832

La flecha admisible es I*/270 = 240/270 = 0,890 cm por lo que la viga elegida es satisfactoria. Las dimensiones mínimas necesarias para cada condición son Condición Dimensiones mínimas, cm Momento flector…….. 5,08 x 25,40 Esfuerzo cortante…… 5,08 x 15,24 Flecha……………….. 5,08 x 25,40 Momento flector, esfuerzo cortante y flechas de vigas. La Tabla 5-1 proporciona los valores máximos del momento flector, esfuerzo cortante y flecha, para diversos tipos de vigas y condiciones de capa. Las notaciones empleadas son las siguientes: W = cargas total uniformemente repartida sobre la viga w = carga uniformemente repartida P = carga concentrada L = luz de la viga V = esfuerzo cortante total en una sección de la viga M = momento flector máximo = flecha máxima E = módulo de elasticidad I = momento de inercia de la viga con respecto al eje de gravedad En vigas de sección rectangular, I = bd³/12 Longitud crítica de una viga par momento flector, esfuerzo cortante y flecha. El estudio de las vigas que componen un encofrado para determinar las separaciones máximas entre apoyos, de manera que no se sobrepasen las tensiones de flexión, tensiones cortantes y flechas admisibles, requiere normalmente un tiempo considerable. Si se conociera de antemano cuál ha de ser la condición predominante de entre todas las estudiadas, la viga podría calcularse solamente par dicha condición, prescindiendo de las restantes. Consideremos una viga de luz y canto determinados, tal que esté sometida a las tensiones de flexión y cortantes admisibles, evidentemente la viga tendrá igual capacidad resistente a la flexión y al esfuerzo cortante; a la relación entre la luz y el canto de dicha viga se la denomina longitud crítica. La longitud crítica podrá determinarse para flexión y esfuerzo cortante, para flexión y flecha y para esfuerzo cortante y flecha. La Tabla 5-2 proporciona las longitudes críticas de las vigas más utilizadas en los encofrados, pudiéndose aplicar al cálculo de entablados, tableros, costillas, viguetas, carreras, y largueros; es decir, a todas las vigas. Longitud crítica de una viga para momento flector y esfuerzo cortante. Determinemos la longitud crítica de una viga de sección rectangular sometida a momento flector y esfuerzos cortantes. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La viga es continua sobre varios apoyos equidistantes y está cargada uniformemente, como indica el caso 9 de la Tabla 5-1. La tensión admisible a flexión es de 125 kg/cm ² y a esfuerzo cortante de 14 kg/cm² Momentos:

fbd2 125bd2 Momento resistente M = 6 6 wl2 Momento flector M = 10

20,8bd2

(a)

(b)

TABLA 5-1 MOMENTOS FLECTORES, ESFUERZOS CORTANTES Y FLECHAS MÁXIMOS EN VIGAS

Nota del Traductor: Este valor es aproximado, el valor exacto viene dado por :

Pb l 2 b2 32 9 3. E.I.l

**

Estos valores no corresponden exactamente a los verdaderos en vigas continuas, pero son lo suficiente aproximados para la precisión que se requiere el cálculo que se desarrollan en este libro. Igualando (a) y (b) tenemos

20,8bd2 bd2

wl2 10 wl2 208


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Esfuerzo cortante: Resistencia al esfuerzo cortante Esfuerzo cortante total

V

V

2 bd 28bd 3 3

5wl 8

Igualado (d) y (e)

28bd 5wl 3 8 15wl bd 224 Multiplicado ambos miembros de esta expresión por (d) e igualado a (c)

w/2 5wld 208 224

I 14 d Cuando I/d = 14, la viga es igualmente resistente a momento flector y a esfuerzo cortante, si I/d <14 consideramos solo las tensiones cortantes, y si I/d >14, solo las de flexión. Longitud crítica de una viga par momento flector y flecha. Determinemos la longitud crítica de una viga continua de sección rectangular para momento flector y flecha, producidos por un carga uniforme, como indica el caso 9 de la Tabla 5-1. La tensión admisible a flexión es de 125 kg/cm ² y el módulo de elasticidad 112.500 kg/cm ². La flecha será

0,0648w/4 0,0648w/4 Ebd4 112.500bd3 La flecha admisible.

I 270 Igualado (a) y (b) 3

bd

w/3 6.420

De la presión (c) del caso anterior

bd3

wl2 d 208

Igualando (c) y (d)

I 30,5 d Si I/d = 30,5, la viga tiene la misma capacidad resistente a momento flector y a flecha; si I/d <30,5 consideraremos solamente el momento flector, y si I/d > 30,5, solamente la flecha. Longitud crítica de una viga para esfuerzo cortante y flecha. Determinemos la longitud crítica de una viga continua de sección rectangular cargada uniformemente, como indica el caso 9 de la tabla 51, para las condiciones de esfuerzo cortante y flecha. La tensión cortante admisible es de 14 kg/cm ², y el módulo de elasticidad 112.500 kg/cm². Resistencia al esfuerzo cortante V =

2rbd 28bd 3 3


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Esfuerzo cortante total V =

5wl 8

Igualado (a) y (b)

28bd 5wl 3 8 15wl bd 224 Multiplicado ambos miembros por d²

bd3

15wld2 224

Flecha: De la expresión (c) del caso anterior

bd3

wl3 6.420

Igualado (e) y (f) deducimos

I = 20,7 d Si I/d = 20,7, la viga tendrá la misma capacidad resistente al esfuerzo cortante y a la flecha; si I/d < 20,7, consideraremos solamente el esfuerzo cortante, y si I/d > 20,7, solamente la flecha. TABLA 5-2

LONGITUDES CRITICAS DE VIGAS PARA MOMENTOS, ESFUERZOS CORTANTES Y FLECHAS ( δ = I/270)

En las columnas 3, 4 y 5, si I/d es menor que los valores de la tabla, predominarán esfuerzo cortante, momento flector y esfuerzo cortante, respectivamente; y donde I/d es mayor que los valores dados predominará respectivamente, momento flector, flecha y flecha respectivamente.

EJEMPLOS DE APLICACIÓN DEL AL TABLA 5-2. Aplicaremos a continuación los datos de la Tabla 5-2 al cálculo de un entablado de muro de espesor nominal de 1 pulg (2,54 cm) sometido a carga uniformemente repartida. La tensión admisible a flexión es de 125 kg/cm² y a esfuerzo cortante 14 Kg/cm² el módulo de elasticidad E es 112.500 kg/cm². Supongamos una separación entre costillas de 40cm, con lo que I/d = 40/1.985 = 20,2. Para este valor predominará el momento flector sobre el esfuerzo cortante y la flecha, de acuerdo con las columnas 3 y 4 de la tabla. La comparación entre esfuerzo cortante y flecha puede verse en la columna 5, pero no es necesario efectuarla. En resumen, pueden despreciarse en el cálculo de la carga o presión máxima sobre el entablado los efectos de esfuerzo cortante y de la flecha. Si las costillas que se emplean en el encofrado de del muro tiene unas dimensiones de 5,08 por 10,16 cm, en madera S4S, y la separación de carreras es de 50 cm, tendremos una longitud critica I/d = 50/9,21 = 5,45. Par este valor el esfuerzo cortante predomina sobre el momento y éste sobre la flecha, y en consecuencia pueden despreciarse el momento y la flecha en el cálculo de la presión máxima sobre las costillas.


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Longitudes críticas para las diferentes dimensiones de madera. La Tabla 5-3 proporciona las longitudes críticas para diferentes escuadrías de madera empleadas en la construcción de encofrados. Todos los valores se han deducido suponiendo una flecha admisible de I/270. TABLA 5-3

LONGITUDES CRÍTICAS DE VIGAS UNIFORMEMENTE CARGADAS APRA MOMENTOS FLECTORES, ESFUERZOS CORTANTES Y FLECHAS ( δ =I/270) E = 112.500 kg/cm²

Para longitudes de vigas menores que las de las columnas se considerará el esfuerzo cortante, momento flector y esfuerzo cortante, respectivamente. Para longitudes mayores que las dadas en las columnas se considerará momento flector, flecha y flecha, respectivamente. PROYECTO DEL ENCOFRADO DE N MURO DE HORMIGÓN. A continuación aplicaremos las fórmulas y criterio desarrollados en los párrafos anteriores al cálculo de los encofrados de un muro, comprendiendo el entablado, las costillas, las carreras y los tirantes, con los datos siguientes: 1. Altura del muro, 3,60 metros. 2. Velocidad del llenado de los encofrados, 1,20 m/hr. 3. Temperatura, 21 °C. 4. Hormigón vibrado. 5. Flecha máxima admisible, I/270. 6. La presión máxima viene dada por la expresión (3-10). 7. La madera emplead es S4S. Entablado.- está constituido por tablas machihembra D y M de pino amarillo del Sur, de 1 pulg (2,54cm) de espesor nominal y 25/32 de pulgada (1,985 cm) de espesor efectivo. La presión máxima ejercida por el hormigón la deducimos de la Tabla 3-4 y tiene un valor de 3.240 kg/m² Como el espesor del entablado es conocido, determinaremos la separación máxima admisible entre las costillas, teniendo en cuenta la flexión, el esfuerzo cortante y la flecha. Supondremos un ancho de tabla de 30 cm. Como el entablado apoya sobre varias costillas lo consideraremos como viga continua. El momento flector máximo será

M=

wl2 0,3240 x 30 x l 2 = = 0,972l 2 10 10

El momento resistente de cada tabla

M=

σbd 2 125 x 30 x1,9852 = = 2.465cm/ kg 6 6

Igualando el momento flector y el resistente.

0,972l 2 = 2.465

l = 50,4 cm El esfuerzo cortante máximo sobre las costillas será

V=

5wl 5 x 0,3240 x 30 x l = = 6,08l 8 8

La tensión cortante TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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2rbd V= 3 V = 2/3 x14 x 30 x1,985 = 555 kg

6,081= 555 6,081= 91,4 cm555 La flecha máxima la tendremos en los vanos extremos y tiene por valor δ=

0,0054wl4 El

Comoδ = l/270 0,0054wl4 l = EI 270

l3 =

El 0,0054 x 270 x w

Sustituyendo: w = 0,3240 kg/cm² l³ = 0,0895 El l = 19,88cm 4 E = 112.500 kg/cm² En donde l³ = 0,0895 x 112.500 x 19,88 = 200.000 l =58,5 Refiriéndonos a la Tabla 5-3 deducimos que en el entablado de 2,54 cm de espesor, si la separación entre las costillas es mayor de 27,7 cm, el efecto del esfuerzo cortante puede despreciarse, y como la tensión admisible a flexión permite una separación de 50,4 cm, despreciaremos dicho efecto. Asimismo, la tabla revela que para separación entre costillas menores de 60,5 cm puede despreciarse el efecto de la flecha. Es decir, una vez determinada la luz máxima por la condición de momento flector, basta con examinar la Tabla 5-3 para saber si deben de tenerse en cuenta el esfuerzo cortante y la flecha. Aunque la separación admisible entre costillas pueda ser de 50,4 cm las dispondremos a 45 cm, con lo que si la longitud del muro es también de 3,60 m, necesitaremos exactamente ocho espacios. Costillas.- Cada costilla soportará una faja vertical de entablado de 45 cm de ancho con una presión uniforme de 0,3240 x45 = 14,60 kg/cm. Las costillas comprenden la altura total del muro apoyando sobre las carreras y, por tanto, las calcularemos como vigas continuas. Elegiremos para las costillas la tabla comercial de 5,08 por 10,16 cm con dimensiones efectivas de cálculo de 4,13 por 9,21 cm y calcularemos la separación máxima admisible de las carreras teniendo en cuenta momentos, esfuerzos cortantes y flechas. El momento resistente será

M=

σbd 2 6

De la tabla 4-1, bd²/6 = 58,34 cm³, luego M = 125 x 58,34 = 7.280 cm/kg. E l momento flector

M=

wl2 14,60 x l 2 = = 1,46l 2 cm/kg 10 10

Igualando ambas expresiones, 1,46l² = 7.280 l² = 4.980 TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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l² = 70,6 cm La Tabla 5-3 no dice que con las dimensiones de viga elegidas, para luces menores de 127 cm predominará el esfuerzo cortante sobre el momento flector, y como en nuestro caso el momento flector no permite pasar de 70,6 cm deberemos tener en cuenta el esfuerzo cortante en el dimensionado. El efecto de la flecha no es necesario tenerlo en cuenta más que para luces mayores de 280 cm. A continuación determinaremos la separación máxima de las carreras según la limitación debida al esfuerzo cortante. El valor máximo del esfuerzo cortante será

V=

5wl 5 = x14,60 x l = 9,13l 8 8

La tensión cortante

V=

2rbd 3

2 = x14 x 4,13 x9,21= 355 kg 3 Igualando ambos valores de V, 9,13l = 355 l =39cm Este valor l es la luz libre de las costillas, la separación entre los ejes de las carreras, suponiendo que tengan un espesor de 10,16 cm, será 39 + 10,16 = 49,16 cm. Resumiendo los resultados tenemos: Luz máxima Condición cm Momento flector 70,6 Esfuerzo cortante 49,2 Flecha 70,6 Dispondremos, en consecuencia, las carreras con una separación de 48 cm. Como la presión máxima que produce el hormigón vibrado por metro de altura es de 2.400 kg/m ² será de 1,35 m, y, por tanto, una vez que se ha llenado el encofrado los puntos situados por debajo de 1,35 m medidos desde la parte superior del encofrado estarán sometidos a l presión de 3.240 kg/m ² a 1,35 m de profundidad. En la figura 5-2 se representa esta variación de presión. Carreras.- Las carreras de los encofrados de los muros de dimensiones similares al que estudiamos, se forman generalmente con do tablas de 5,08 de espesor nominal, separadas por medio de dos pequeños tacos de madera de unos 2,5 cm de espesor. Vamos a determinar el ancho o canto mínimo necesario suponiendo que disponemos de tirantes con capacidad de carga de 1.350 kg. Las carreras situadas en la parte inferior del encofrado estarán sometidas a una presión de 3.240 kg/m ² correspondiendo a cada carrera un faja horizontal de 48 cm de ancho, lo que da una carga lineal de 1.555 kg/m. La separación máxima admisible entre los tirantes será de 87 cm, los colocaremos a 85 cm. El momento flector máximo aparecerá en los apoyos de las costillas sobre las carreras, en los puntos medios de la separación entre tirantes. Su valor será. FIG. 5-2 Separación entre carreras


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3pl M= 16 P = 0,45 x 0,48 x 3.240 = 700 kg l = 85 cm 3 X 700 X85 M= = 11.156cm/ kg 16 El momento resistente de la carrera será M =

bd 2 σ 6

σbd 2 = 11.156 6 Igualando ambos valores, bd 2 11.156 = = 89,2cm2 6 125 Según la Tabla 4-1 el momento resistente de una tabla de 5,08 por 10,16 cm es 58,34 cm³ , por lo que dos tablas de dicha escuadría tendrán un momento resistente total de 116,68 cm³, superior al estrictamente necesario. Calculemos ahora las dimensiones necesarias para soportar el esfuerzo cortante. El valor máximo de este esfuerzo en las carreras, consecuencia de las cargas transmitidas por las costillas, resulta un tanto indefinido. Sin embargo, si suponemos que sobre la carreras actúa una carga uniforme correspondiente a una faja de 48 cm de ancho, obtendremos un resultado lo suficiente aproximado APRA el cálculo de encofrados. La carga valdrá 3.240 x 0,48 = 1.555 kg/m. El esfuerzo cortante vendrá dado por V = 5/8 x 1.555 x 0,85 = 826 kg

V=

2τbd 3

2τbd = 826 3 3 x 826 La resistencia al esfuerzo cortante d= 2τb τ = 14 kg/cm2 b = 2 x 4,13 = 8,26 cm Luego, d = (3 x 826)/2 x 14 x 8,26 = 10,71 cm. Como el ancho efectivo de la tabla es de solo 9,21 cm necesitaremos una tabla de dimensiones mayores, como por ejemplo 5,08 por 15,24 cm, o bien reducir la separación entre tirantes lo suficiente par poder utilizar la tabla de 5,08 por 10,16 cm. En este último caso la separación máxima será

I=

9,21 = x 85 = 73 cm 10,71

Emplearemos una separación de tirantes de 70 cm. Comprobemos por último la carrera a flecha máxima, que evidentemente se dará en los puntos medios de la separación entre tirantes. Su valor vendrá dado por

5pl3 384EI P = 0,45 X 0,48 X 3.240 = 700kg

I 70 cm E = 112.500 kg/cm ²

I 2 x 268,73 537,46cm4 Sustituyendo TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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5 x 700 x 703 0,052cm 384x112.500x537,46 la flecha admisible es

l 70 0,259cm 270 270 Resumiendo los resultados

Condición Momento flector Esfuerzo Cortante Flecha

Separación Máxima de Tirantes, cm Superior a 76 70 Superior a 76

De los cálculos anteriores se deduce que la separación máxima entre tirantes, suponiendo que tengan la suficiente resistencia, está limitada por la resistencia de las carreras al esfuerzo cortante. Resultantes de los resultados del proyecto: Elementos Entablado Costillas Carreras Tirantes

Dimensiones nominales y separación 2.54 cm de espesor 5,08 por 10,16 cm a 45 cm Dos 5,08 por 10,16 cm a 48 cm De 1.350 kg a 70 cm

Puntales verticales.- La carga máxima que puede soportar un pie derecho o puntal vertical depende de los actores siguientes: 1. Tensión admisible o compresión, paralela a las fibras. 2. Area de la sección transversal del puntal. 3. Relación de esbeltez La tensión admisible a compresión, paralela a la dirección de las fibras, puede verse en la Tabla 4-2, según las diferentes especies y calidades de maderas. Los valores de la Tabla corresponden a maderas secas y están incrementado dado el carácter temporal de las cargas que actúan sobre los encofrados. La tabla proporciona también los valores del módulo de elasticidad. Para determinar la carga máxima admisible sobre un puntal se deberá emplear el área efectiva o meta de la sección transversal. La relación de esbeltez es el cociente entre la longitud libre del puntal y la menor dimensión transversal, utilizándose para ello las dimensiones efectivas y no las nominales. Por ejemplo, en un puntal de sección 10,16 por 15,24 cm y 3,60 m de longitud libre, la esbeltez será 360/9,21 = 39. Las cargas admisibles sobre los puntales disminuyen a medida que aumenta la esbeltez, por lo que cuando los puntales tengan gran longitud deberán arriostrarse en dos direcciones con una o varias filas de riostras. Cargas admisibles sobre puntales de madera. El Forest Products Laboratory del U.S. Forest Service ha desarrollado unas fórmulas para puntales rectangulares de longitudes pequeñas, medias y grandes, que has sido adoptadas por la National Lumber Manufacturers Association. Estas fórmulas son : 1. En pilares de pequeña longitud con esbeltez menor o igual a 10, la carga admisible viene dada por

P 2.

bd

En pilares de longitud intermedia con esbeltez comprendida entre 10 y K, la carga admisible es

P A 3.

A

1-

1 l 3 kd

4

En pilares de gran longitud con esbeltez mayor que K, la carga admisible viene dada por 2

P

AE 36 l / d 2

0,274AE l/d 2


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En las expresiones (5-27), (5-28) y (5-29) P = carga admisible en el pilar = tensión admisible a compresión paralela a las fibras b = lado de la sección transversal d = lado menor de la sección transversal A = área neta de la sección transversal l = longitud libre del pilar E = módulo de elasticidad de la madera

/2

K =

E/6

0,642 E/

los valores de K se dan en la Tabla 5-4 y son constantes para cada especie y calidad de madera. Supongamos, por ejemplo, un puntal de madera S4S, de pino de hoja pequeña del Sur, de calidad número 1, con sección transversal de 10,16 por 10,16 cm y 90 cm de longitud. La esbeltez será 90/9,21 = 9,8. La carga máxima admisible se deduce mediante la fórmula (5-27)

P

A 125 x 84,75 10.600kg

TABLA 5-4 VALORES DE K PARA DIFERENTES CALIDADES Y ESPECIES DE MADERAS*

Los valores de la carga admisible son en la hipótesis de pilares rectos con extremos cortados perpendicularmente al eje del pilar, y con la carga centrada con dicho eje. En caso de no cumplirse estas condiciones, deberá reducirse la carga admisible.

Si aumentamos la longitud del puntal a 1,80 m, la esbeltez será 10/9,21 = 19,6, y como es menor que K = 20,3, la fórmula (5-28) nos dará la carga admisible.

1 l P A l3 kd

1 180 84,75x125 x l 3 20,3 x 9,21

4

7.580kg

Aumentando la longitud a 3,60 m la esbeltez tendrá un valor 360/9,21 = 39,2, y aplicando la fórmula (5-29)

P

0,274AE 0,274x 84,75x112.500 1.700kg 39,22 l/d 2

Los cálculos desarrollados demuestran que la carga admisible sobre un pilar disminuye a medida que aumenta su longitud libre de pandeo, por lo FIG. 5-3 Cargas admisibles sobre puntales verticales de madera S4S :

Puntal 1 2 3 4 5 6

Dimensiones Pulg 4x4 6x6 8x8 4x4 6x6 8x8

σ cm 10,16x10,16 15,24x15,24 20,32x20,32 10,16x10,16 15,25x15,25 20,32x20,32

Kg/cm ² 110 110 110 85 85 85

E Kg/cm ² 112.500 112.500 112.500 84.000 84.000 84.000

Que cuando los pilares que se utilicen tengan gran longitud será conveniente arriostrarlos en dos direcciones perpendiculares con una o varias filas de riostras.


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TABLA 5-5 CARGAS ADMISIBLES, EN KG, SOBR PUNTALES DE AMDERA S4S

En las tablas 5-5 y 5-6 se dan máximas cargas admisibles en puntales de madera, y en la figura 5-3 se representan gráficamente los mismos valores. Los valores de las Tablas 5-5 y d-6 son los máximos que pueden soportar los puntales sin peligro de pandeo y están afectados del correspondiente coeficiente de seguridad. Sin embargo, un puntal no puede soportar más carga que la que es capaz de transmitir a su base o recibir procedente del la sopandas, por lo que, en algunos casos, es necesario adoptar valores de las cargas inferiores a los de la tabla. Es decir, si la tensión de compresión perpendicular a las fibras admisible en una sopanda que descansa sobre un puntal es de 35 kg/cm ², la carga máxima sobre el puntal estará limitada al producto del área efectiva del contacto entre sopanda y puntal, por la tensión de compresión.

TABLA 5-6 CARGAS ADMISIBLE, EN KG, SOBRE PUNTALES DE MADERA BASTA

Supongamos una sopanda de dimensiones 10,16 por 10,16 cm que descansa sobre un puntal de las mismas dimensiones, la superficie de contacto será de 84,75 cm² y la carga máxima 84,75 x 35 = 2.970 kg.

TABLA 5-7 CARGAS ADMISIBLES, EN KG, QUE PUEDEN TRASNMITIR SOPANDAS DE MADERA


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Si se sobrepasa esta carga, la cara inferior de la sopanda corre peligro de deformarse permanentemente sin que por ello disminuya la capacidad portante del puntal. La Tabla 5-7 proporciona las cargas admisibles susceptibles de transmitirse por las sopandas o puntales de madera, deducidas de acuerdo con las tensiones admisibles en compresión perpendicular a las fibras. Estas cargas serán también las que pueden transmitir lo puntales a los durmientes sobre los que descansan por medio de dos cuñas de madera


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CAPITULO 06 PUNTALES Y ANDAMIOS Generalidades. En la construcción se emplean los puntales o pies derechos y los andamios para soportar las vigas, forjados, cubiertas, tableros de puentes y demás elementos de hormigón hasta que adquieren la suficiente resistencia para soportarse a sí mismos. Existe gran variedad de tipos y dimensiones, de madera, de acero, combinando ambos materiales y también en aluminio. Puntales. Los puntales se instalan generalmente como elementos aislados pudiendo estar arriostrados en uno o más puntos intermedios con riostras horizontales y diagonales, para conseguir mayor rigidez y aumentar su capacidad de carga. Si se prevé que se va utilizar al máximo la capacidad portante de los puntales se deberá inmovilizar tanto a la cabeza como el pie del puntal par prevenir posibles desplazamientos durante su empleo, y, segundo, como la capacidad de carga depende de la esbeltez, se deberán colocar riostras intermedias horizontales y diagonales par reducir las luces libres en los puntales de gran longitud. Frecuentemente el hormigonado se realiza por medio de carretillas a motor o con cucharas, de forma que el hormigón se vierte con gran rapidez sobre un zona limitada del encofrado. La utilización de estos medios puede tener como consecuencia ciertos levantamientos temporales de los encofrados próximos a la zona donde se ha vertido el hormigón; si así sucediese, cabe la posibilidad de que estos encofrados se separen de los puntales que los soportan, y a menos que ambos se mantengan rígidamente unidos variarán sus posiciones relativas Por el mismo motivo, los pies de Muchos encofrados se ha derrumbado debido a que durante el hromigonado los puntales se han desplazado de su posición inicial, como veremos posteriormente en el Capítulo 7. Las Tabla 5-5 y 5-6, así como la figura 5-3, deban la relación entre las capacidades de carga de los puntales y sus luces libres. Vemos, por ejemplo, en las tablas que un puntal de madera S4S de dimensiones 10,16 por 10,16 centímetros y de 1,80 m de longitud puede soportar una carga de 6.600 kg, con tensión de compresión de 110 kg/cm ², mientras que en las mismas condiciones, pero con 3,60 m de longitud, la carga admisible disminuye a1.650 kg; es decir, al haber aumentado al doble la longitud libre del puntal, de 1,80 m la carga admisible ha pasado a ser la cuarta parte. La Tabla 6-1 proporciona las cargas admisibles en puntales de madera con longitudes variables entre 1,80 y 4,25 m en tantos por ciento de la cargas admisibles en los puntales de 1.80 m de longitud, para 4 maderas con tensión admisible a compresión de 110 kg /cm² y módulo de elasticidad TABLA 6-1 RELACIÒN ENTRE CARGA ADMISIBLE Y LONGITUD LIBRE EN PUNTALES DE MADERA


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De 112.500 kg/cm². Para otros tipos de maderas las relaciones serán aproximadamente las mismas. Las curvas de la figura 5-3 representan en esencia los mismos valores. Los datos de la Tabla 6-1, aunque se refieren a puntales de madera, pueden aplicarse en líneas generales a los puntales prefabricados. Puntales de madera. Estos puntales, en comparación con los prefabricados tienen diversas ventajas e inconvenientes que enumeramos a continuación. Entre los primeros tenemos: 1. Bajo coste inicial. 2. Fáciles de conseguir en le comercio. 3. Poseen gran capacidad de carga en relación a su peso. 4. La colocación y retirada de las riostras se realiza con facilidad Sus principales inconvenientes son: 1. Dificultad de encajar sus longitudes. 2. El coste de la mano de obra para su colocación puede llegar a ser mayor que en los puntales prefabricados. 3. A menos que se almacenen con precauciones especiales, pueden deformarse permanentemente, disminuyendo su capacidad portante. Cuando los puntales de madera disponibles son excesivamente largos, es preciso cortarlos ya adaptarlos a la longitud necesaria, con el consiguiente desperdicio de material. Por el contrario, si son demasiado cortos se hace necesario realizar empalmes, resultando un debilitamiento del puntal al compararlo con uno de la misma longitud total. Los ajustes finales de las alturas de los puntales suelen realizarse introduciendo dos cuñas o calzos de madera bajo sus pies y en direcciones opuestas. En general, es preferible hacer las cuñas de maderas duras, ya que éstas poseen una tensión admisible a compresión en dirección perpendicular a las fibras más elevada que las maderas blandas o de coníferas. Las cuñas se clavarán a los durmientes o elementos sobre los que descansen para impedir cualquier posible desplazamiento.

FIG. 6-1 Puntal tipo de madera

Sopandas. Cuando los puntales se emplean para soportar los encofrados de fondo de vigas es necesario colocar unas sopandas en la cabeza de los puntales, como indica la figura 6-1. La sopanda se une al puntal mediante una o dos bridas de cabeza y dos jabalcones. Como las cargas se transmiten al puntal por compresión, su magnitud vendrá limitada pro la tensión admisible a compresión en dirección perpendicular a las fibras de la cara inferior de la sopanda, más alguna pequeña carga adicional transmitida por las bridas y los jabalcones. Los valores de las cargas admisibles se dieron en la Tabla 5-7, Aunque se sobrepase la tensión de compresión de 35 kg/cm ² y se produzca una deformación permanente de la superficie de la sopanda en contacto con el puntal, no se podrá necesariamente en peligro la estabilidad del la unión, ya que parece ser que si la madera está sometida a una gran compresión perpendicular a las fibras sobre una zona limitada, las fibras en contacto directo con la carga se deforman y las exteriores a la zona cargada añaden resistencia a la unión. Todo sucede, pues, como si aumentara la superficie de contacto. Puntales de madera dobles. Si la altura desde el suelo a los encofrados donde se va a verter el hormigón es demasiado grande para permitir la utilización de un puntal simple, pueden montarse dos o más elementos superpuestos, como representa la figura 6-2, con tal de que se garanticen la rigidez y resistencia suficiente mediante el oportuno embridado de las uniones y la colocación de riostras y jabalcones para prevenir lo posibles desplazamientos o pandeo de los puntales. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Castilletes de madera. Muchas veces resulta más práctico sustituir los puntales de gran longitud por castilletes formados por cuatro o más postes de madera mantenidos en posición por medio de tirantes horizontales y jabalcones, sobre todo cuando se pueden volver a emplear en la misma obra sin necesidad de desarmarlos. Normalmente los castilletes están equipados son tornillos o gatos de nivelación situados en las cabezas y los pies de los postes, para poder realizar con exactitud los ajustes necesarios al variar la altura. Los castilletes adyacentes o a la misma estructura. FIG. 6-2 Sistemas tipo de apuntalado prados plantas. Se colocarán unas tornapuntas diagonales perpendiculares a su plano en los puntales 1, 3, 5, 7, etc. El transporte de los castilletes a nuevas posiciones se efectúa introduciendo una plataforma con rodillos debajo de los tirantes inferiores, se desmontan las riostras de interconexión y se abaten los tornillos de nivelación par poder franquear los obstáculos elevado. Frecuentemente se desplazan grupos completos de castilletes con este procedimiento. En la figura 6-3 se representa un castillete que puede utilizarse en alturas superiores a los seis metros. Los tornillos de nivelación situados en los pies de los cuatro postes pueden emplearse en dos funciones, para contrarrestar cualquier desigualdad de la superficie del suelo sustentante, eliminando las posibles deformaciones del castillete, o bien para levantar el conjunto y permitir la colocación de la plataforma de rodillos bajo los tirantes inferiores, después de lo cual se abate el castillete hasta que los mencionados tirantes descansan sobre la plataforma, pudiendo procederse entonces al transporte a una nueva posición. FIG. 6-3 Castillete tipo de madera Los tornillos de las cabezas de los cuatro postes se emplean par efectuar los ajustes finales de altura, siendo preferible realizar estos ajustes con los tornillos superiores, ya que si se efectuaran con los inferiores se podrían desplazar o deformar el castillete. Un castillete del tipo que nos ocupa, con separación entre postes de 1,80 metros, pesa aproximadamente unos 60kg por metro de altura, sin tener en cuenta el peso de los tornillos de nivelación. Su capacidad de carga es de unos 5.000 kg por poste, es decir, una carga total de 20.000 kg. Cuando se empleen varios castilletes próximos será conveniente unirlos temporalmente para obtener una mayo estabilidad.


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FIG. 6-5 Puntales Ellis instalador en obra (Ellis Manufacturing Company) Puntales prefabricados. Los puntales prefabricados se emplean ampliamente en la construcción como elementos sustentantes de vigas, losas de hormigón, etc. Comparándolos con los de madera tienen las siguientes ventajas: 1. Se fabrican en diversas longitudes tipo. 2. Pueden ajustarse fácilmente en una amplia gama de longitudes. 3. El ajuste de las longitudes se efectúan rápidamente en la mayoría de ellos. 4. Suelen ser muy resistentes, asegurando una gran duración. 5. Sus cabezas son bastante extensas, proporcionado una gran superficie de apoyo a los largueros que descansan sobre los puntales. 6. El coste de la mano de obra de montaje y ajuste de longitudes generalmente es menor que en los puntales de madera. Sus principales inconvenientes son: 1. El coste inicial es más elevado. 2. El algunos tipos la colocación de las riostras intermedias es más complicadas que en los de madera. 3. Debido a su esbeltez son menos resistentes al pandeo. Puntales Ellis. Como se representa en la figura 6-4, este tipo de puntal consiste en un acoplamiento dedos postes de madera S4S de 10,16 por 10,16 cm de escuadría. El pies de uno de los postes se TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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apoya directamente sobre el suelo, mientras que el segundo poste se desliza verticalmente a lo largo de una de sus caras. La unión entre ambos elementos se realiza por medio de unas abrazaderas metálicas fabricadas por la Ellis Manufacturing Company, como indica la figura. Para colocarlo en obra se levanta el poste superior hasta que alcance la altura deseada y automáticamente la pareja de abrazaderas inmovilizan el conjunto y lo mantienen en posición. Para impedir cualquier posible deslizamiento conviene golpear fuertemente con un martillo al parte inferior de cada abrazadera y clavar encima un clavo de calibre 16d.

FIG. 6-6 Puntal Dayton Sure –Grip (Dayton Sure-Grip and Shore Company) Los fabricantes recomiendan una carga máxima de 3.000 libras (1.360 kg) por puntal con dos abrazaderas standard. Puntales Dayton Sure-Grip. Representados en la figura 6-6 este tipo de puntales se fabrican con una combinación de madera y metal. Los ajustes finales de altura se efectúan con un tornillo colocado en el extremo inferior del tubo metálico. La capacidades de carga de estos puntales se indican en la Tabla 6-2.

FIG. 6-9 Puntales Baker-Roos instalados en obra (Baker-Roos, Inc.) TABLA 6-2 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PUNTALES DAYTON SURE-GRIP Longitud

Carga admisible*

Pies De 5,0 7,0 8,0

Metros A 9,0 13,0 14,0

De 1,52 2,13 2,44

A 2,74 3,96 4,27

Libras 5.000 5.000 5.000

Kilogramos 2.268 2.268 2.268

Para longitudes mayores de 3,00 m es aconsejable disponer riostras horizontales en dos planos perpendiculares, en los puntales medios de la luz.


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Puntales Bker-Roos. En la figura 6-7 se representa el tipo standard y en la figura 6-8 el tipo extensible, construido ambos en metal y madera. La longitud del puntal extensible puede aumentarse colocando un poste de madera S4S de 10,16 por 10,16 de escuadría a través de la cabeza metálica. Las capacidades de carga de estos puntales se dan en la Tabla 6-3. TABLA 6-3 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PUNTALES BAKER-ROOS Longitud

Carga admisible*

Pies De

Metros A

De

A

Libras

Kilogramos

3.000 3.000 3.000

1.360 1.360 1.360

3.000 3.000

1.360 1.360

Puntales Rooshor standard 5,0 7,0 8,0

9,0 13,0 14,0

1,52 2,13 2,44

2,74 3,96 4,27

Puntales Rooshor extensibles δ 6,0 8,0

10,5 14,0

1,83 2,44

3,20 4,27

Para longitudes mayores de 3,00 m es aconsejable disponer riostras horizontales en dos planos perpendiculares, en los puntos medios de la luz. Las longitudes de estos puntales pueden aumentarse añadiendo postes de madera de dimensiones 4 x 4 pulg. (10,2 x 10,2). Puntales Burton. Estos puntales, representados en la figura 6-10, son completamente metálicos y de tipo telescópico. La Tabla 6-4 da sus capacidades de carga con un coeficiente de seguridad de tres. Puntales Safway. Representados en la figura 6-11, con en unos puntales telescópicos completamente metálicos provistos de una U de o pulgadas (20,32 cm) como cabeza, donde encaja un trozo de madera de 4 pulgadas (10,16 cm). El ajuste de altura se realiza en primera aproximación fijado los tubos telescópicos con un pasador, seguido de un reglaje exacto mediante un manguito roscado situado en el tubo más bajo. La colocación de las riostras se realiza como indica la figura 6-12. TABLA 6-4 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PUNTALES BURTON

TABLA 6-5 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PUNTALES SAFWAY

(Coeficiente de seguridad 3)

*Estas cargas pueden aumentarse un 50% si se disponen riostras en dos planos perpendiculares, en los puntos medios de la luz, y siempre que la máxima carga no sobrepase los 5.000 kg.


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Puntales Symons. Estos puntales, que se representan en la figura 6-13, consisten en un gato de rosca montado sobre un marco acanalado de madera que actúa sobre una T de acero. El reglaje exacto de la altura del puntal se realiza por medio del gato. La Tabla 6-6 da las capacidades de carga de estos puntales. Conservación de los puntales prefabricados. Estos puntales pueden usarse infinidad de veces siempre que se traten con los debidos ciudadanos, especialmente aquellos elementos como los gatos de rosca, de palanca y los manguitos roscados, que deberán limpiarse y engrasarse periódicamente.

FIG. 6-10. Puntal Burton (Patent Scaffolding Company)

FIG. 6-12 Puntales Safway instalados en obra (Safway Steel Products, Inc.) En los puntales compuestos de madera y metal es relativamente fácil la colocación de las riostras intermedias; sin embargo, la introducción continua y repetida de los clavos en los postes de madera termina por dañarlos y debilitar el puntal. Para impedirlo pueden colocarse unas bridas de madera de unos 45 cm de longitud y 5,08 por 10,16 ó 5,08 por 15,24 cm de sección clavadas a los postes de madera, como se indica en la figura 6-14(a) y (b). La solución dada en (a) es mejor que la de (b), pero existen muchos tipos de puntales donde no puede aplicarse esta solución, pues se cerrarían los huecos necesarios para el movimiento de sus diversos elementos. Cuando las bridas se estropean por los repetidos clavados pueden cambiarse fácilmente. Elección de dimensiones y separaciones de puntales. Un ejemplo indicará el método a seguir par determinar la separación admisible entre los puntales. Posteriormente en el Capítulo 11 volveremos a tratar de este tema.


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Consideremos una losa de hormigón de 15 cm de canto apoyada sobre vigas de 40 cm de ancho, 50 cm de canto y 6 m de luz, separadas a 6 m medidos entre caras adyacentes, según representa la figura 6-15. La altura libre desde el paramento inferior de la losa es de 3,20 m FIG. Puntal Symons y accesorios (Symons Manufacturing Company) Supondremos que actúa sobre la losa una sobrecarga de trabajo de 250 kg/m ² además del peso propio. La carga que actuará sobre la viga, considerada independiente del forjado, será: Peso propio = 0,65 x 0,40 x 2.400 = 625 kg/m Sobrecarga = 0,40 x 250 …………. 100 kg/m Total……………………………………..725 kg/m Carga total sobre la viga = 725 x 6 = 4.350 kg Estas cargas pueden aumentarse un 100 por 100 si se disponen riostras en dos planos perpendiculares en los puntos medios de la luz, y siempre que la máxima carga no sobre pase los 2,720 kg.

FIG. 6-15 Adamiaje para un conjunto de vigas y losas de hormigón Deduciendo de la altura libre el canto de la viga y el espesor del encofrado, la altura máxima de los puntales será de unos 2,40 m, y para esta altura la capacidad portante de los puntales prefabricados o de madera de sección 10,16 por 10,16 cm viene a ser de unos 2.300 kg, siempre que no se coloquen riostras intermedias. La separación admisible entre los puntales la hallaremos dividiendo su capacidad portante por la carga por metro de la viga: 2.300 : 725 = 3,20 m Esta será la separación máxima deducida de la capacidad de carga y según su valor bastaría con colocar un puntal en cada extremo de la viga y otro en su punto medio, pero al deducirla no se ha tenido en cuenta la flexión del encofrado del fondo de la viga, así como la flecha máxima admisible, que no debe de exceder de l /720. Si, como es corriente, el fondo de viga se construye con tablas de 5,08 cm de espesor y se desprecia la influencia que pudiera tener la unión con clavos de los costeros de la viga al fondo, podemos hallar la luz máxima aplicando las expresiones del caso de la Tabla 5-1. El momento flector será

M=

wl2 7,25xl 2 = = 0,725l 2 cm/ kg 10 10

El momento resistente


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σbk 2 125 x 40 x 4,132 M= = = 14.213 cm/ kg 6 6 Igualando ambas expresiones

0,725l 2 =14.213 l =140,5 cm Como este valor es superior a los 126 cm correspondientes a la longitud crítica para flexión y flecha, dados por la Tabla 5-3, la luz máxima vendrá obligada por la limitación de flecha. Según el caso 9 de l Tabla 5-1, tendremos:

δ=

0,0054wl4 0,0054 x 7,25 x l 4 x 12 = El 112.500 x 40 x 4,123

Igualando a l/270, valor admisible de la flecha, y despejando l, deducimos l = 136 cm. Como se representa en la figura 6-16 colocaremos los puntales a una separación de 1,20 metros. Las cargas que actuarán sobre el forjado serán: Peso propio = 0,15 x 2.400 = 360kg/m² Sobrecarga............................ 250kg/m² Total.................... 610kg/m² Esta carga se soportará directamente con puntales sin que haya transmisión de carga a los encofrados de las vigas. La altura de estos puntales será de unos 2,75 m y colocándolos sin riostras intermedias tendrán una capacidad de carga de 2.300 kg en escuadrías de 10,16 cm o bien con puntales prefabricados de capacidad análoga. La superficie de encofrado que sustentará cada puntal vendrá dad por la relación 2.300 : 610 = 3,75 m² , y en consecuencia los colocaremos como indica la figura 6-15, en filas, separados 2,40 m y con espaciamiento de 1,50 m entre puntales de la misma fila. En dicha figura se indican también las dimensiones necesarias de viguetas y largueros deducidas con las fórmulas del Capítulo 5 y que discutiremos más adelante en el Capítulo 11. FIG. 6-16 Separación entre los puntales de sustentación de una viga Andamios tubulares de acero. En comparación con los puntales simples o con los andamios de madera los andamios tubulares tienen varias ventajas, entre las que mencionaremos las siguientes: 1. Estabilidad de los entramados dobles sin necesidad de apoyos adicionales 2. Escogiendo debidamente los entramados puedan montarse a la altura que se desee. 3. Permiten reglajes de altura fáciles y rápidos por medio de los tornillos de ajuste de que van provistos. 4. Variando las longitudes de las riostras diagonales se puede conseguir una amplia gama de separaciones entre entramados. 5. Mediante los tornillos de nivelación de los pies de los entramados se pueden compensar las desigualdades de la base de apoyo. 6. Proporcionar más seguridad a lo obreros. 7. Reducen el coste de los andamios. 8. Tienen menor peligro de incendio. 9. Pueden emplearse con otros propósitos además del de apuntalamiento de encofrados.


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FIG. 6-17 Encofrados soportados por andamios tubulares de acero (Beaver-Advance Corporación) La mayoría de los diversos tipos de andamios tubulares pueden encontrarse en el comercio en régimen de alquiler, ya que, en líneas generales, a menor que se prevea un gran número de utilizaciones y en cortos intervalos, el gasto a efectuar para su adquisición no parece justificado. Por este motivo, la mayor parte de los constructores disponen de una cierta cantidad de andamios, y a medida que las necesidades aumentan alquilan sucesivas unidades. Las dimensiones comerciales de las estructuras tubulares varían según los fabricantes. Normalmente los anchos suelen oscilar desde unos 0,50 m. en los entramados tipo escalera a 1,50 m en los standard, con altura de 1 a 3 m. Las riostras acostumbran fabricarse en múltiplos de 25 cm, siendo las longitudes más corrientes 0,75, 1.00, 1,25, 1,50, 1,75 y 2.00 m. La variedad de alturas disponibles hace posible que se puedan abarcar todas las usuales en la construcción, realizando el ajuste final con los tornillos de nivelación de que van provistos los pies de las cabezas de los pilares de la estructura. En general, los tornillos situados en los pies de los pilares se deben emplear para nivelar y verificar la verticalidad de la estructura compensando las posibles desigualdades del terreno o base de apoyo, mientras que los tornillos superiores deben reservarse para conseguir las alturas exactas que se precisen. Los andamios metálicos suelen tener unas roldanas que se montan en los pies de los pilares para facilitar el transporte a nuevas posiciones o a otras obras. Elementos accesorios de los andamios tubulares. Los principales accesorios que utilizan los andamios tubulares son los siguientes: 1. Placas de base standard giratorias. 2. Bases ajustables de tornillos de nivelación. 3. Abrazaderas para el arriostrado con tubos de los andamios contiguos. 4. Riostras diagonales y horizontales para prevenir deformaciones. 5. Pasadores de unión párale acoplamiento vertical de dos entramados. 6. Cabezas de puntal planas o en U de diferentes dimensiones, según las escuadrías de los largueros que ha de soportar. Andamios tubulares de aluminio. Muchos fabricantes suministran además de los andamios de acero, vistos anteriormente, andamios de tubo de aluminio. Presentan las FIG. 6-18. Resultado de los FIG. 6-19. Resultado de los ensayos de andamios con ensayos de andamios con ventajas de un peso menor y entramados en escalera entramados en X mayor resistencia a la corrosión. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Normas de seguridad en la utilización de andamios tubulares. Como en cualquiera otra práctica de la construcción, existen ciertas normas que deberán observase durante la utilización de las estructuras tubulares como elementos sustentantes de los encofrados. A continuación indicamos las más importantes. 1. Cuando los andamios se levanten sobre terrenos blandos añadir unos durmientes o recalces a las placas, de base, de forma que nos se sobre pase la carga admisible del terreno. 2. Emplear bases ajustables para compensar las desigualdades del terreno. 3. Asegurarse de que en todo momento se mantienen la verticalidad y nivelación de los entramados. 4. Procurar no forzar las riostras al montarlas y, si el ajuste se hace difícil, nivelar correctamente el andamio hasta conseguir un encaje fácil. 5. Fijar los movimientos de la s estructuras cada metro de longitud y cada 6 metros de altura. 6. Colocar riostras horizontales y diagonales para impedir las posibles distorsiones del andamio. 7. Si la altura de la estructura es superior a tres veces el lado menor de la base, arriostrarla con las estructuras contiguas o bien sujetarla con vientos o tirantes. 8. En los andamios móviles fijar y frenar las roldanas en cuanto haya terminado su transporte. 9. No cargar sobre las roldanas. Si un andamio está soportando una cierta cargase deben colocar las ases ajustables de manera que la carga actúes sobre ella. 10. Procurar que las cargas pesadas actúen sobre los pilares del entramado y no sobre los tirantes horizontales. Pruebas de carga de andamios tubulares de acero. Con objeto de determinar las capacidades de carga relativas de los andamios construidos con tubos de acero, la Superior Scafforld Company, de Culver City, California, y al Guy F. Atkinson Company, contratista de San Francisco, realizaron una serie de ensayos con entramados tipo escalera y tipo en X, superponiendo tres elementos alcanzando una altura total de 6 m. Los ensayos demostraron que los entramados en X tienen una capacidad de carga superior en un 50 por 100 a los de tipo escalera. Ensayos en los encofrados tipo escalera. La figura 6-18 representa el entamado en escalera del ensayo; bajo que el castillete se comportó como un pilar articulado de 6 m de altura, como indican las líneas de trazos. La rotura tubo lugar para una carga inferior a la prevista para un solo elemento aislado del entramado, de los que se deduce que cuanto mayor sea la altura del andamio menor será su capacidad portante. Asimismo, se observó que si se acoplaban verticalmente dos elementos por medio de manguitos roscados de unos 30 cm de longitud, la capacidad de carga también disminuía. Ensayos en los entramados tipo en X. La figura 6-19 muestra un tipo de entramado empleado en los ensayos. Las líneas de trazos indican que los pilares se comportan como columnas articuladas cada 1,80m. La carga de rotura del andamio compuesto de tres elementos alcanzó un valor muy próximo a la correspondiente a un elemento solo, sin que la utilización de manguitos roscados afectara los resultados. También se ensayaron entramados en X extensible con diferentes alturas, para lo cual se acoplaron los diversos elementos introduciendo los pilares de los elementos superiores en el interior de los correspondientes de mayor diámetro de los elementos inferiores, fijados de unión a la altura deseada mediante unos pasadores. La rotura ocurrió en los entramados de menor diámetro de pilar, alcanzando un valor muy próximo a la carga de rotura correspondiente al elemento aislado. Ensayos de distorsión en los entramados. Con objeto de determinar el efecto de una falsa maniobra o de un asiento desigual en el terreno se colocaron los entramados de forma que un de sus pilares permaneciera fijo mientras se aplicaba la carga sobre el pilar libre. En los entramados en escalera se obtuvo un flecha permanente de 7,9 mm con flecha máxima alcanzada de 50,8 mm. Los entramados en X soportaron una carga tres veces mayor que los de escalera con una flecha permanente de 3,2 mm y máxima de 19 mm. Los andamios construidos con entramados en escalera deberán arriostrarse transversalmente en el plano de los entramados cada tres elementos, pudiendo aumentarse la capacidad de carga de los entramados aislados en un 30 por 100 soldando las riostras transversales en cada elemento. Los manguitos extensibles no son de utilidad práctica, pues reducen la carga admisible. Los andamios realizados a base de entramados en X no requieren más arriostramiento que el normal en cualquier sistema de apuntalado, deduciéndose de los ensayos que su capacidad de carga será aproximadamente la misma que la del elemento de menor sección de la estructura. Andamios Beaver-Advance. Esta compañía fabrica unos entramados standard con tubos de acero de un ancho de 5 pies (1,52 m) y alturas variables de 2 a 10 pies (0,61 a 3,05 m). Disponen de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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riostras diagonales para longitudes de 5 a 10 pies (1,52 a 3,05 m) que se unen a los entramados por medio de unos cerrojos de leva de la forma que indica la figura 6-21. El entramado standard tiene una capacidad portante de 6.000 libras (2.722 kg) por pilar y elemento, disminuyendo este valor cuando se emplea andamios de elementos múltiples. Andamios Patent. Consiste en unos entramados standard de 5 pies (1,52 m) de ancho entre ejes de tubos y con alturas variables de 3 a 10 pies (0,91 a 3,05 m). Los tubos de los pilares tienen un diámetro exterior de 1 5/8 pulg (4,13 m) con espesor de paredes de 0,108 pulg (0,274 cm). FIG. 6-20 Resultados de un FIG. 6-21. Entramado de andmio ensayo de andamios con Beaver-Advance (Beaver-Advance Disponen de unas riostras entramados en X extensible. Corporación) diagonales articuladas que permiten una separación entre entramados de 5, 6, 7 y 10 pies (1,52, 1,83, 2,13 y 3,05 m) y que se unen a los pilares del entramado con unos cerrojos deslizantes fijos al entramado, como muestra la figura 6-22. La unión entre los diferentes elementos del andamio se realiza mediante riostras tubulares horizontales y diagonales que se enganchan a los pilares de los entramados con unos acoplamientos tipo standard o regulables que se representan en la figura 6-22. Los entamados en escalera se suministran con un ancho de 2 pies (0,61 m) y con altura de 3,5 y 6 pulg. (0,91, 1,52 y 1,98 m). La figura 6-23 indica la forma de acoplar estos entramados para formar el andamio de sustentación de una losa de hormigón. Encima de los entramados se han colocado unas tablas que sirven de plataforma para los obreros encargados de retirar los encofrados de la losa. La figura 6-24 muestra un conjunto de entramados montados sobre ruedas soportando un tablero de encofrado que puede transportarse, una vez utilizado, a una nueva posición donde pueda volver a empleares, en cuyo momento pueden desmontarse fácilmente las ruedas o bien incorporarlas a los pilares del entramado. FIG.6-22 Detalles del entramado de los andamios Patent. (a) Conjunto del entramado. (b) Cerrojo deslizante. (c) Manguito de acoplamiento de las riostras diagonales. (d) Idem horizontales (The Patent Scaffolding Company, Inc.)


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FIG. 6-23 Desmontaje de un andamio tubular de acero (The Patent Scaffolding Company, Inc.)

FIG. 6-24 Tablero de encofrado soportado por un andamio transportable (The Patent Scaffolding Company, Inc.)

FIG. 6-25 Utilización de andamios tubulares de acero para soportar encofrados de altura variable (The Patent Scaffolding Company, Inc)

FIG. 6-26 Tablero de encofrado soportado por una andamio tubular de acero (Safway Steel Products, Inc.) La figura 6-25 representa la utilización de estos andamios como soporte de alturas variables párale encofrado de una paraboloide hiperbólico.


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Andamios Safway. Los entramados standard fabricados por esta compañía tienen un ancho de 5 pies(1,52 m) u alturas variables de 3 a 10 pies una pulg (0,91 a 3,07 m). La mismas alturas tienen los entramados en escalera, pero con una ancho de 2 pies (0,61 m). T ABLA 6-7 LONGITUDES DE LAS RIOSTRAS TRANSVERSALES UTILIZADAS EN LOS ENTRAMADOS SAFWAY

ALTURA DEL ENTRAMADO

DISTANCIA ENTRE ENTRAMAS

Pies

Metros

Pies

Metros

3´0´´

0,91

3 4 5 6 7 8 10

0,91 1,22 1,52 1,83 2,13 2,44 3,05

4´0´´ 4´6´´ 5´0´´ 6´4´´ 10´1´´

1,22 1,37 1,52 1,93 3,08

7 7 3 4 5 6 7 8 10

2,13 2,13 0,91 1,22 1,52 1,83 2,13 2,44 2,74

Las riostras tubulares de unión de entramados de igual dimensión se acoplan mediante tuercas de palomilla o cerrojos rápidos. Las longitudes comerciales de las riostras para los diferentes entramados se dan en la Tabla 6-7. La figura 6-26 representa un acoplamiento de estos andamios soportando de una losa de hormigón. Los entramados van provistos de unos voladizos donde apoyan unos tableros que sirven de plataforma de trabajo para los obreros encargados de realizar los ajustes de altura necesarios. Los entramados se montan en dos filas adyacentes para conseguir una mayor rigidez. La figura 6-27 muestra hasta qué punto puede variar las alturas del suelo de apoyo y de los entramados, adaptándose a condiciones poco corrientes. FIG. 6-27 Andamio tubular de acero de altura variable (Safway Steel Products, Inc) TABLA 6-8 CARGAS ADMISIBLES SOBRE ENTRAMADOS DE ANDAMIO SAFWAY STANDARD


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La Tabla 6-8 proporciona la carga admisible por pilar la carga total uniformemente distribuida admisible sobre el tirante superior del entramado con un coeficiente de seguridad de cuatro. Los tornillos de nivelación de que disponen estos entramados tienen un recorrido máximo de 18 pulg (45,7 cm), siendo la carga admisible en la posición de máximo recorrido de 6.000 libras (2.772 kg), superior a la admisible en el pilar. Esta compañía suministra también andamios de tubo de aluminio. FIG. 6-28 Puntales horizontales de acero de longitud regulable (Rex Spaanll, Inc) Encofrados sustentados por andamios. Los métodos de cálculo para determinar la separación entre andamios, así como dimensiones y separaciones de largueros, viguetas y tableros de encofrado, son los mismos que se han empleado en el caso de los puntales verticales. En el Capítulo 11 volvemos a tratar de este tema. Puntales horizontales. Los puntales horizontales de acero o de aluminio se emplean frecuentemente para soportar los encofrados de losas, vigas y tableros de puentes. Constan de dos elementos que encajan telescópicamente, pudiendo variar sus longitudes de forma gradual dentro del margen permitido por la longitud total del puntal, y tiene en sus extremidades unas pestañas horizontales o unas puntas salientes para apoyar sobre las vigas o muros de sustentación. Los puntales se fabrican con un mecanismo regulable paras poder dar a los encofrados las contraflechas necesarias para compensar la flexión producida por las cargas. Se suministran para luces variables entre 1 y 9 m o más. Entre sus ventajas citaremos las siguientes: 1. Son relativamente ligeros 2. La posibilidad de variar su longitud les permite una amplia gama de empleos, reduciendo la necesidad de disponer de un gran número de tipos y existencias. 3. Se puede reducir la flecha del encofrado con la contraflecha regulable del puntal. 4. Se montan rápidamente. 5. Se desmontan con gran rapidez 6. Con su utilización se reduce o elimina la necesidad de los puntales verticales, quedando las plantas libres para cualquier otro tipo de trabajo o para almacenar materiales.


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CAPÍTULO 7 ROTURA DE ENCOFRADOS Generalidades. Las roturas de los encofrados son siempre embarazosas y caras, causando en muchas ocasiones muertos y heridos. La rotura de un elemento puede dar lugar al hundimiento de parte o de la totalidad de los encofrados, o, cuando menos, a su desajuste y desplazamiento relativo, debiéndose proceder a una nueva puesta en obra y hormigonado consiguiente de las zonas dañadas. En el mejor de los casos será necesario volver a ajustar y nivelar los encofrados par ejecutar correctamente las especificaciones del proyecto. La mejor manera de evitar las roturas es construir los encofrados con las debidas garantías de rigidez y resistencia. Los proyectos y cálculos de los encofrados deben de realizarse por ingenieros o persona que posean los conocimientos necesarios sobre el comportamiento de los esfuerzos que actúan y resistencia de los materiales a emplear, exigiéndose en muchos estados y ciudades que hasta los encofrados más simples se proyecten por ingenieros colegiados y que durante la construcción la inspección se realice también por ingenieros. Causas de la rotura de encofrados. En la Tabla 7-1 se indica las causas posibles de rotura, haciendo notar que como en la mayoría de las ocasiones las causas no aparecen claramente definidas se dan en la tabla aquellas que se creen más probables. Según la tabla, las roturas más probables son debidas a los sistemas de apuntalado, y aunque en realidad no disponemos de suficiente información sobre otras muchas roturas ocurridas, parece ser que el peligro mayor se encuentra en los apeos y, por tanto, se deben extremar al máximo los cuidados en los cálculos e inspecciones de estos elementos. Esfuerzos que actúan sobre los puntales verticales. Los esfuerzos que actúan sobre los puntales son los correspondientes a la carga permanente, a las sobrecargas y al impacto. La carga permanente comprende el peso del hormigón y el de cualquier otro elemento o material de construcción que se almacene sobre los forjados. Dentro de la sobrecarga se incluye el peso de los obreros y de los equipos de trabajo, así como el del hormigón recién vertido o en colocación. Los valores de las cargas citadas pueden determinarse normalmente con bastante exactitud, pero no ocurre lo mismo con los efectos del impacto producido por los equipos móviles o por la caída brusca del hormigón, que en multitud de ocasiones han sido evaluados por debajo de sus valores reales. Estas circunstancias se producen principalmente durante el transporte del hormigón con carretillas a motor, o durante el transporte del hormigón con carretillas a motor, o durante el vertido con cucharas accionadas con grúas. TABLA 7-1 ROTURAS DE ANDAMIOS Y ENCOFRADOS Y SU CAUSAS


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Carretillas a motor para hormigón. En la construcción del Coliseo Municipal de Nueva York, Tabla 7-1 (4), (5), (10), y (12) se emplearon nueve carretillas a motor, de un peso aproximado en carga de unas 3.000 libras (1.360 kg), para el transporte de hormigón de los forjados. La velocidad máxima admitida por las normas de el Estado de Nueva York era de unas 12 millas /hr (19,3 kg/hr) y es evidente que si se sobrepasó esta velocidad el efecto del impacto sobre los encofrados debió resultar mucho mayor de lo previsto y además un posible frenado brusco de las carretillas pudo haber producido unas fuerzas horizontales dignas de consideración. Cabe, pues, dentro de lo posible que los empujes causados por estas fuerzas horizontales excedieran de la capacidad resistente del sistema de arriostramiento, y en consecuencia produjeran el hundimiento del forjado.

[

]

Veamos la fuerza horizontal que se origina por la parada brusca de una carretilla cargada, y para ello hagamos las hipótesis siguientes: Peso de la carretilla cargada 1.350 kg Velocidad máxima 16 km/hr = 4,45 m/seg Tiempo de parada 5 seg La fuerza producida vendrá dada por la expresión:

F = Ma =

Wa g

Siendo F = fuerza media M = masa de la carretilla cargada = W/g W = peso de la carretilla cargada = g = aceleración de la gravedad = 9,81 m/seg a = aceleración o deceleración media de la carretilla

a F

4,45 0,89m / seg2 5 1.350 x0,89 122,5kg 9,81

Si la parada se efectúa en 3 seg. El valor de la fuerza horizontal aumentaría a 208 kg. En la Tabla 72 se dan los valores de las fuerzas producidas para distintas velocidades y tiempos de parada. Los valores que figuran en la Tabla 7-2 se refiere a una única carretilla; en caso de ser varias las carretillas que se detienen al mismo tiempo, la fuerza total vendrá dad por el producto del número de ellos por el valor correspondiente de la tabla. Si el hormigonado de los forjados se realiza con ayuda de carretillas a motor se deberán construir los encofrados y especialmente los puntales con la resistencia suficiente para soportar la acción de las fuerzas horizontales que se produzcan, colocando riostras horizontales en dos planos perpendiculares para disminuir las luces libres de los puntales, riostras diagonales también en dos planos perpendiculares extendiéndose de cabeza a pie para soportar las fuerzas producidas por las maniobras de las carretillas. Además se fijarán rígidamente los largueros a los puntales que los sustentan. El esfuerzo horizontal producido es en la hipótesis de una carretilla tipo cuyo peso total cargada es de 1.350 kg. Para carretillas con diferente peso puede deducirse el esfuerzo que producirían multiplicando lo valores de la tabla por la relación entre su peso y 1.350 kg. Por ejemplo, para una carretilla de peso total cargada de 1.000 kg, con velocidad máxima de 13 km/hr y con tiempo de parada de 4 seg, el esfuerzo horizontal sería:

1.000 x 122 = 90 kg 1.350


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TABLA 7-2 ESFUERZOS HORIZONTALES PRODUCIDOS POR EL ARRANQUE Y PARADA DE CARRETILLAS A MOTRO CARGADAS DE HORMIGÓN*

Impacto producido por las carretillas a motor. Resulta casi imposible calcular, aun aproximadamente, el efecto del impacto producido por las carretillas sobre los encofrados; sin embargo, conocemos la importancia de este efecto especialmente si las carretillas se mueven a velocidades elevadas. La acción conjunta del peso de la carretilla y del impacto, actuado en un vano determinado, puede causar el levantamiento del larguero del vano contiguo, separándose del puntal que los sustenta y variando su posición relativa, a menos que ambos elementos estén rígidamente unidos. Si los puntales están compuestos por dos elementos, como en muchos de los casos de la Tabla 7-2, cabe la posibilidad de un desplazamiento relativo de los puntales de la fila superior con respecto a los de la inferior, produciéndose, en consecuencia, una inestabilidad del sistema de apeo. Por tanto, siempre que sean de temer levantamientos de tableros de encofrados o de los sistemas de apuntalado, originado por equipos de trabajo con carretillas o por cualquier otro tipo de carga o impacto, se deberán unir rígidamente todos los elementos de encofrado de forma que se prevenga cualquier posible movimiento relativo de un elemento respecto a otro. Fuerza producida pro la caída del hormigón sobre los tableros de los encofrados. Los tableros de los encofrados se calculan para soportar el peso del hormigón fresco más una sobrecarga que comprende el peso de los obreros, de las carretillas y material susceptibles de acumularse sobre el forjado antes de que el hormigón adquiera la suficiente resistencia. Si el vertido se realiza con cuchara, la presión o fuerza resultante de la disminución de velocidad producida por el choque del hormigón con el tablero puede alcanzar valores dignos de consideración. La figura 7-1 representa un caos donde el hormigón cae de una cuchara chocando con el tablero o con la superficie del hormigón fresco vertido anteriormente. Si suponemos que el hormigón tiene una velocidad V2 en el punto 2 y que la velocidad V3 es nula en el punto 3, podemos calcular la fuerza producida por el choque. Sean: W = peso inicial de hormigón contenido en la cuchara TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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h y T w m a t

= Altura de caía = Distancia entre los puntos 2 y 3 = Tiempo de vaciado de la cuchara a velocidad uniforme = Peso de la masa de hormigón que cae = W/T = W/g W/9,81t = Aceleración deceleración entre los puntos 2 y 3 = Tiempo necesario para que un partícula de hormigón recorra la distancia entre los puntos 2 y 3

V2 = velocidad del hormigón en el punto 2 V3 = íden en el punto 3 2gh

V2 = V3 = 0

(

)

La velocidad media entre 2 y 3 será V2 + V3 / 2 = V2 / 2

t=

2y y = V2 / 2 V2

a=

V2 - V3 V - 0 V2 = 2 = = t t t

2gh t

Únicamente la masa de hormigón situada entre los puntos 2 y 3 será la que sufra esta deceleración, originado una fuerza igual al producto de ambos factores. El peso del hormigón será

w´

wt wt g

m

Wt gT

La fuerza viene dada por F = ma Sustituyendo los valores de m y de a, obtenemos

F=

2gh W 2gh Wt = = gT t gT

De esta expresión deducimos que la fuerza producida depende del peso inicial de hormigón contenido en la cuchara, de la altura entre el tablero y la superficie de hormigón y del tiempo necesario para el vaciado de la cuchara, siendo independiente de la distancia vertical entre los puntos 2 y 3. También deducimos que la fuerza es directamente proporcional a la velocidad de vaciado y a la raíz cuadrada de la altura de la caída, por lo que para disminuir el valor de F será más efectivo reducir la velocidad de vaciado que no la altura de caída. Ejemplo. Hallara la fuerza originada pro el vaciado de una cuchara con 1.350 kg de hormigón en 5 seg, con una altura máxima de caída de 1,25 m. Aplicando la fórmula (7-2) tenemos

F=

W 2gh 1.350 x 2 x 9,81 x1,25 = = 136,5 kg gT 9,81 x 5

Si suponemos que esta fuerza actúa sobre un tablero de 2,54 cm de espesor apoyado en viguetas de madera S4S de escuadría 5,08 x 20.32 cm, separadas a 60 cm, producirá un aumento temporal de la flecha y del momento flector que calcularemos seguidamente. Supondremos que la totalidad de la fuerza actúa sobre una superficie de 30 cm de ancho y 60 cm de largo, originado un aumento de presión y , por tanto, de carga de 758 kg/m² El momento flector será

M=

wl2 0,0758 x 30 x 602 = = 1.023cm/ kg 8 8


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El momento resistente

M=

σbd 2 σ x 1,982 x 30 = = 19,6σ 6 6

Igualando (a) y (b) 19,6 σ =1.023

σ =52,2kg/cm² Es decir, el aumento del momento flector se traduce en una tensión suplementaria de 52,2 kg/cm². Ahora bien, la sobrecarga no actuará al mismo tiempo que esta fuerza debida al impacto del hormigón, por lo que generalmente estaremos dentro de los márgenes de seguridad. Calculemos el efecto causado sobre las tensiones cortantes de las viguetas en la hipótesis de que la fuerza debida al choque actúa en unos de sus extremos, V = 136,5 kg

En donde

V=

2rbd 3

De donde

2τbd = 136,5 3 τ=

=

3 x 136,5 2bd

409,5 = 2,6kg / cm2 2 x 4,13 x 19,05

Cálculo de encofrados que soporten esfuerzos dinámicos. Los anteriores estudios demuestran que los encofrados pueden estar sometidos a esfuerzos dinámicos, además de los estáticos, con valores que dependen de los sistemas empleados en el vertido del hormigón. Siempre que se prevea la posibilidad de actuación de estos esfuerzos dinámicos se deberá aumentar la resistencia rigidez del encofrado por medio del arriostramiento oportuno y realizando las uniones de elementos contiguos con la mayor solidez posible


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CAPÍTULO 8 ENCOFRADOS DE ZAPATAS Y CIMENTACIONES Generalidades.- Denominamos zapatas y cimentaciones a los elementos de las estructuras de altura relativamente pequeña, cuya misión principal es servir de sustentación a las estructuras mismas y a las máquinas. En general, comprende las siguientes: 1. Zapatas de muros y muros de cimentación 2. Zapatas de pilares 3. Zapatas para soportes de puentes 4. Cimentaciones de máquinas Los encofrados están sometidos a la presión lateral del hormigón, y en algunos casos, como cuando las zapatas disponen de paramentos inclinados o en talud, a presiones verticales de levantamiento; pero, generalmente, al ser relativamente pequeñas las alturas del hormigón, también lo serán las presiones. Los materiales más empleados en la construcción de los encofrados suelen ser la madera de construcción, los contrachapados, los aglomerados, el acero, tubos de fibra y cajas de cartón. Si la altura de los paramentos verticales no es excesiva se emplean en su construcción simples tablas, por ejemplo, de 5.08 por 30.48 cm. con los 30.48 cm. en posición vertical. Para alturas mayores acostumbran emplearse o bien elementos construidos In situ o bien paneles prefabricados. Los tubos de fibra dan un resultado excelente y económico para zapatas circulares hasta diámetros de 48 pulg. (122 cm.) que es el máximo que normalmente se fabrica. Encofrados de zapatas de muros.- Las zapatas de los muros generalmente son de gran longitud, como sucede en los edificios con los muros de fachada y aun con los transversales. El método general de construcción es mediante la excavación de zanjas en el terreno. Si el terreno es lo suficientemente firme es posible excavar la zanja con un ancho igual al de la zapata y emplear las mismas tierras como encofrado de los paramentos verticales. En la figura 8-1 se representa un sistema muy extendido para la colocación de los encofrados (1). Se emplean tablas de 5.08 po4 30.48 cm. que se mantienen temporalmente en posición vertical por medio de unos piquetes de acero clavados en el terreno por la cara exterior del entablado, con una separación de alrededor de 1.80 m. A continuación se colocan los codales, con escuadría de 2.54 por 10,16 cm. y separación de 1 a 1.25 m. clavados en la parte superior del entablado con clavos de doble cabeza. FIG. 8-1 Encofrado de una zapata de muro Estos codales tienen unos agujeros en las zonas que sobresalen del entablado, donde se introducen unas barras de acero o piquetes que se clavan en el terreno para impedir los movimientos laterales de los encofrados. En aquellas zonas donde se necesiten anchos mayores para las zapatas de los pilares se puede seguir el procedimiento que representa la figura. Si se precisan colocar cuñas de enlace se pueden realizar los cajeados con unos moldes que se sujetan a las caras inferiores de los codales. Con este sistema se puede conseguir una rápida colocación de los encofrados, que aún será mayor si se realiza previamente el corte de las tablas y codales, así como el taladrado correspondiente de acuerdo con el ancho de la zapata. Todos estos elementos, incluso las bridas de separación y los moldes para las cuñas, pueden utilizarse posteriormente empleando clavos de doble cabeza. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Cuando la altura de la zapata es superior al ancho de las tablas disponibles, se disponen dos o más tablas de 5.08 cm. de espesor a tope hasta conseguir la altura necesaria y se solidarizan mediante barrotes de 2.54 por 10,16 cm. de escuadría, separados a unos 50 cm., siguiendo el sistema anterior para el resto del encofrado y observando que, a medida que la altura de la zapata sea mayor, la separación entre bridas y piquetes debe de ser menor, ya que aumenta la presión sobre el encofrado. Esta presión variable linealmente desde cero en la parte superior del encofrado a un máximo en solera, se puede determinar con ayuda de la figura 3-2 y si el hormigonado se realiza rápidamente, una hora o menos, puede calcularse la presión máxima admitiendo 2,400 kg/m2 por cada metro de altura de encofrado. Ejemplo.- Determinemos las máximas separaciones admisibles de las bridas y piquetes de un entablado para una zapata de muro de 30 cm. de altura, construido con tablas de 5,08 por 30.48 cm. La máxima presión en la base de la zapata será de 2,400 x 0.30 = 720 kg/m2 y la presión que actuará sobre las bridas y barras de acero será la media, es decir, 360 kg/m2. De acuerdo con la tensión admisible de flexión y con una flecha máxima de 1/270 deducimos una separación máxima de 1.55 m. y adoptamos 1.25 m. La presión total sobre cada barra será 360 x 1.25 x 0.30 = 135 kg. de los que unos 45 kg. aproximadamente se transmitirán a las bridas y el resto, de 50 kg. directamente al terreno. Las barras o piquetes deberán introducirse en las tierras lo suficiente para soportar esta reacción y si ello no es posible tendremos que disminuir la separación entre bridas. Las barras de acero pueden sustituirse por unas tablas de dimensiones 2.54 por 10.16 ó 5.08 por 10,16 cm denominadas barrotes de hinca, realizando entonces la unión a los barrotes por medio de clavos. Sin embargo, el empleo de los barrotes de hinca aumenta el coste de la mano de obra y su frecuente reposición sobrepasa la disminución del coste del material. Encofrado de muros de cimentación.- Los muros de cimentación se construyen encima de las zapatas, como indica la figura 8-2, y a causa de su pequeña altura, de 0.50 x 1.50 m. la presión que actúa sobre sus encofrados suele ser menor que en los muros normales. Para el encofrado de estos muros se emplean paneles prefabricados o elementos construidos in situ. Los paneles vienen a tener unos 60 cm. de ancho con longitudes desde 60 cm. a 2,40 m. variando cada 50 ó 60 cm. lo que permite emplear planchas de contrachapado de 1.20 x 2.40 m. sin desperdicio de material por los cortes. También se fabrican paneles con longitudes intermedias para los casos en que la longitud del muro no es múltiplo de 60 cm.

FIG. 8-2. Zapata y muro de cimentación de hormigón En la figura 8-3 se muestra un papel construido en obra, con paramento formado por madera contrachapada de ¾ de pulgada (1,90 cm.) y tablas de 5,08 por 10,16 cm. para los largueros y costillas. Los bordes laterales del contrachapado quedan enrasados con los bordes exteriores de las costillas extremas, mientras que los bordes superior e inferior sobresalen alrededor de 1/8 de pulgada (0,32 cm.) de los bordes de los largueros. De esta forma se consigue un montaje rápido y fácil de los codales y tirantes. Proyecto de un Panel de Encofrado.- Vamos a proyectar un panel de encofrado para un muro de cimentación similar al de la figura 8-3, con los datos siguientes Altura máxima de hormigón 1.80 m. Velocidad máxima de llenado, 1.20 m/hr Temperatura mínima 10oC Hormigón vibrado La máxima presión si el llenado del encofrado se realiza rápidamente sería 2,400 x 1.80 = 4,320 kg/m2; pero como sea que la Tabla 3-4 da 4,250 kg/m2 utilizaremos este valor para la presión. Suponiendo un espesor de ¾ de pulgada (1.90 cm.) para los contrachapados de los parámetros, vamos a determinar la máxima separación admisible entre las costillas. Para ello, consideremos una zona de contrachapado de 30 cm. de ancho y 2.40 m. de longitud situada cerca de la base del muro. Aplicando el caso 9 de la tabla 5-1 tendremos:


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w = 0,4250 kg/cm2 M=

wl2 0,4250 x 30 x l 2 = = 1,275l 2 10 10 M = σS = 125 x

También

30 x1,902 = 2.255cm/ kg 6

1,275l 2 = 2.255 l = 42,1 cm (las colocaremos a 40 cm)

FIG. 8-3 Paneles de encofrado de madera Como predomina el momento flector, según indica la Tabla 5-3, no será necesario comprobar ni el esfuerzo cortante ni la flecha. Colocaremos, pues, las costillas con una separación de 40 cm. entre ejes. La separación entre tirantes la deduciremos a partir del valor del esfuerzo cortante que actúa sobre los largueros de 5.08 por 10,16 cm. de escuadría, sobre el larguero superior del panel para la primera fila y sobre el inferior para la segunda, siendo dos los largueros que soportan el cortante por cada fila de tirantes. Cuando el encofrado está totalmente lleno, la altura de hormigón sobre la sección en estudio será de 1.20 m., con un valor de la presión de 2,800 kg/m2. Considerando una faja de 60 cm. de contrachapado centrada con la mencionada sección tendremos un valor de 2,800 x 0.60 = 1,680 kg/m. para la presión lateral. El esfuerzo cortante máximo sobre los dos largueros lo podemos deducir aplicando el caso 9 de la Tabla 5-1.

5wl 5 x16,80 x l = = 1,275l 2 8 8 2τbd V= 3 V=

También

bd = 2 x 4,13 x 9,21 = 76 cm2 τ = 14kg / cm2 Luego

5 x16,80 x l 2 x14 x 76 = 8 3 l = 67,6 cm

Dispondremos los tirantes a una separación de 60 cm. en que resulta admisible en los de 1,350 kg. de capacidad de carga, ya que 1,350/1,680 = 0.80 m. superior a la necesaria, de manera que el primero y el último de cada fila disten 30 cm. del borde del panel. En la base del encofrado, al ser la presión mayor que a 4,250 kg/m2 los colocaremos a separación menor. La unión de las costillas al marco se realiza con clavos de calibre 20d y vamos a calcular el número necesario por unión. La presión sobre la zona inferior del paramento varía entre 2,800 y 4,250 kg/m2. Por lo tanto, la presión media será de 3,525 kg/m2 y como la superficie correspondiente a cada costilla es de 60 cm. de alto por 40 cm. de largo, es decir, 2,400 cm2, la presión total tendrá un valor de 3,525 x 0.24 = 846 kg. La Tabla 4-14 nos dice que la carga lateral admisible en un clavo de calibre 20d es de 78 kg. necesitando en consecuencia un total de 846/78 = 10/9 clavos. Colocaremos doce clavos, seis en el extremo superior y otros seis en el inferior de cada costilla.


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Nota: El autor dice haber visto paneles similares al estudiado con menor número de clavos y por tanto, deduce que o la presión a que estaban sometidos era menor que la utilizada en nuestros cálculos o bien el coeficiente de seguridad de los clavos era menor de cuatro.

FIG. 8-4. Procedimiento de colocación de los encofrados de un muro de cimentación. La resistencia del empalme entre las costillas y los largueros se puede aumentar mediante unas bandas metálicas de 2,54 cm. de ancho y galga 24, clavadas en cada extremo, a la costilla y al larguero. El cálculo de este panel se ha realizado para indicar el sistema a seguir y como ejemplo de aplicación de las fórmulas. Pero en la realidad se puede proceder más rápidamente empleando la Tabla 9-8. El peso del papel estudiado resultaría ser de unos 45 kg. aproximadamente. En la figura 8-4 se describe el procedimiento a seguir para la construcción de encofradodos de muros, empleando estos paneles. La primera precaución que se debe tomar es introducir en el hormigón de la zapata enrasados con su superficie exterior, unas piezas de madera llamadas listones de clavazón, a intervalos de 1.20 m. que sirven para el clavado posterior de los encofrados del muro. El orden sucesivo de operaciones a realizar es el siguiente: 1. Se colocan dos piezas de madera de unos 10,16 por 10,16 cm. de dimensiones a lo largo de la zapata y separadas de acuerdo con el espesor del muro, denominadas largueros o alfarjas de solera. Estos largueros tienen su cara interior recubierta de contrachapado de manera que sobresalga del orden de 1/8 de pulgada de 0,32 cm. por encima de su cara superior. A continuación, se fijan estos largueros con clavos oblicuos a los listones de clavazón. 2. Se instalan transversalmente al muro, y a lo largo de los largueros de solera los tirantes con las debidas separaciones. Estos tirantes se golpean con martillo hasta conseguir introducirlos en los salientes de contrachapado, o bien se introducen simplemente si los contrachapados han sido taladrados con anterioridad. 3. A continuación se coloca el elemento inferior del panel apoyado a lo largo de la zapata sobre los largueros de solera. Los paneles contiguos se colocan a tope y se unen las costillas del borde respectivas mediante pasadores, tirantes o clavos de doble cabeza. La unión del larguero inferior del panel con el larguero de solera se realiza con clavos, y, una vez efectuado, se procede al atirantado y acuñado con abrazaderas de los tirantes. 4. Se coloca la fila superior de tirantes correspondiente a este elemento de panel: 5. El segundo elemento del panel se monta directamente apoyado sobre el anterior, se unen las costillas de los elementos contiguos como se indicó con anterioridad y se clava el larguero inferior del elemento al superior del colocado previamente. Acto seguido se efectúa el tensado y acuñado de la segunda fila de tirantes. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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6. Empleando tablas de 2,54 por 10,16 cm. perfiles de acero en U o cualquier dispositivo similar, a manera de bridas de separación, se mantienen los paneles en la posición correcta. Los perfiles en U se instalan a través de unos agujeros previamente taladrados en los paneles y tienen las ventajas de su mayor duración y facilidad de montaje. 7. Se colocan unos montantes en madera de 5,08 por 10,16 cm. de escuadría, a manera de contrafuertes sobre la cara exterior del muro y con una separación de 2.40 m. coincidiendo, por tanto, con las juntas entre paneles adyacentes. La verticalidad y posición correctas de estos elementos queda asegurada por medio de los tirantes que atraviesan el muro. 8. Una vez que los encofrados estén perfectamente alineados se montan unos jabalcones que quedan unidos en su parte superior al extremo de los montantes y en la inferior a unas estacas que se clavan en el terreno. La colocación y retirada de los encofrados de los muros por el procedimiento descrito puede llegar a realizarse con extraordinaria rapidez en cuanto las cuadrillas de obreros y encofradores se familiarizan con el sistema. Encofrado de vigas de cimentación.- El encofrado de las vigas y encepados de cimentación se puede realizar de manera totalmente similar a la descrita para los muros en todo lo que se refiere a las tablas costeras de las vigas, pudiendo prescindirse de las tablas de fondo si la viga puede quedar en contacto con el terreno. Sin embargo, en muchas ocasiones se prefiere dejar un espacio vacío bajo las vigas con objeto de evitar la presión de las tierras sobre sus fondos; para ello, se pueden emplear cajas huecas de fibra situadas como representa la figura 8-5 bajo las vigas y en los espacios comprendidos entre los pilares, los pilotes o las zapatas. Estas cajas poseen la suficiente resistencia inicial para soportar el peso del hormigón fresco pero al cabo de cierto tiempo se ablandan y descomponen dejando un espacio vacío bajo las vigas. Encofrado de zapatas.- El tipo de encofrado que se debe adoptar dependerá de la forma y dimensiones de la zapata, así como del número de reúsos posibles sin necesidad de modificaciones. Las zapatas rectangulares de sección transversal constante son fáciles de encofrar, pero no ocurre lo mismo con las escalonadas que son bastante más complicadas. FIG. 8-5 Utilización de cajas huecas como encofrado bajo vigas de cimentación En la figura 8-6 se representa un encofrado de zapata FIG. 8-6. Encofrado de una zapata de hormigón. Empleando largueros y contrachapado de longitud adecuada s e puede aumentar la longitud de la zapata Al quitar las barras los paneles se desmontan rápidamente y se pueden volver a emplear en cuestión de minutos en una nueva posición. Las costillas y/o los largueros suelen ser tablas de 5,08 por 7,62, 5.08 por 10,16 ó 5,08 por 15,24 cm. de escuadría, según sean las dimensiones de la zapata y la presión del hormigón. Por ejemplo, para una zapata de 45 cm. de altura, suponiendo una tensión admisible en flexión de 125 kg/cm2, el ancho máximo empleando largueros de 5,08 por 10,16 cm. es de 1,85 metros. Se puede aumentar la resistencia de las uniones clavando unos barrotes verticales de escuadría 2,54 por 10,16 cm. a los largueros del marco, como indica la figura 8-6. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La Tabla 8-1 proporciona las dimensiones máximas de zapatas que pueden construirse con este tipo de encofrado, de acuerdo con la tensión admisible a flexión y para largueros de madera S4S de 5,08 por 10,16 y 5.0’8 po 15,24 cm de dimensiones, con barras de acero de ¾ de pulgada (19, mm.) de diámetro. Si la altura y las dimensiones de la zapata son tales que se origina un exceso de compresión entre las barras de esquina y los largueros, TABLA 8-1. DIMENSIONES MÁXIMAS DE ZAPATAS, UTILIZANDO LARGUEROS DE LAS ESCUADRÍAS QUE SE INCIDICAN Y PIQUETES METÁLICOS DE 19 mm DE DIÁMETRO

Se puede aumentar la resistencia de la unión clavando unos barrotes verticales de 2,54 por 10,16 cm de dimensiones a los largueros, como se indica en la figura 8-6, o bien se puede suplementar la resistencia de las barras mediante clavos. La planta de la zapata, representada en la figura, muestra el método de aumentar la longitud de la zapata permaneciendo el ancho constante, empleando unos largueros de longitud mayor que la necesaria que sobresalen del plano de los paramentos. Añadiendo nuevos paños de contrachapado unidos convenientemente a los largueros se pueden emplear estos encofrados para zapatas de mayores dimensiones. Un sistema similar se puede emplear para aumentar ambas dimensiones de zapata. Generalmente, suele ser más cómodo empezar por emplear los encofrados menores e ir aumentando sucesivamente sus dimensiones, pero también puede procederse de forma inversa. Otros sistemas de encofrados de zapatas.- Dada la diversidad de tipos de encofrados que se suelen emplear en las zapatas, indicamos los más corrientes en las figuras 8-7 a 8-11, y en los sistemas que se describen a continuación. Sistema 1 (Fig. 8-7).- Este sistema puede utilizarse en zapatas cuadradas y rectangulares, con dimensiones de hasta 3 m. y alturas de 39 cm. no debiendo exceder la máxima luz libre de las tablas de los paramentos laterales de 5,08 por 30,48 cm. de 1.50 m. Para conseguir mantener en posición y proporcionar suficiente resistencia a los paramentos se clavan en el terreno, y a lo largo de dichos paramentos unos piquetes de acero o de madera. En primer lugar, se colocarán unas riostras diagonales de 2.54 por 10,16 cm. de escuadría para impedir la deformación del encofrado FIG. 8-7 Encofrado de zapatas de hormigón TABLA 8-2. DATOS PARA EL PROYECTO DE ENCOFRADOS PARA ZAPATAS POR EL MÉTODO 2 (FIG. 8-7)


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* La carga admisible por tirante será de 7800 kg como mínimo. Sistema 2 (Fig. 8-7).- Se utiliza este sistema también en zapatas cuadradas y rectangulares, pero con alturas desde 30 a 90 cm. Las dimensiones máximas de estos encofrados se dan en la Tabla 8-2, pudiendo aumentarse estas dimensiones si, como se indica en la tabla, se colocan unos puntales o montantes formados por doble tabla de 5,08 por 10,16 cm. a lo largo de los paramentos y de forma que las luces libres de los largueros superior e inferior no excedan de los valores de la columna (2) de dicha Tabla 8-2. Cuando se utilizan estos montantes se dispondrán unos tirantes a través de la zapata, como se indica en la planta de la figura. FIG. 8-8 Encofrado de una zapata con escalones Encofrado de zapatas con escalones.- En la figura 8-8 se representa un juego de encofrados para la construcción de una zapata con escalones. Tanto los encofrados de la parte superior de la zapata como los de la inferior se construyen empleando cualquiera de los sistemas convencionales vistos anteriormente. En la base del cuerpo superior se colocan dos tablas de escuadría 5,08 por 10,16 cm. con los 10,16 cm. en posición vertical, que sirven como elementos de apoyo sobre el cuerpo inferior. El atirantado se realiza de la forma usual en aquellos puntos donde fuera necesario. El hormigonado se realiza empezando por el cuerpo inferior y dejando que el hormigón fragüe hasta alcanzar la suficiente resistencia para soportar la presión hidrostática del cuerpo superior, en cuyo momento se puede proceder al hormigonado de dicho cuerpo superior. FIG. 8-9. Dimensiones de una zapata con paramentos inclinados

Encofrado de zapatas con paramentos inclinados.- Estas zapatas se emplean frecuentemente en lugar de las escalonadas con idea de ahorrar hormigón. Sin embargo, teniendo en cuenta el coste más elevado de sus encofrados, resulta dudosa la economía total. Entre sus desventajas citaremos las siguientes: 1. Probable incremento en el coste de los materiales 2. Aumento del coste de la mano de obra. 3. Necesidad de anclar los encofrados; ya que durante el hormigonado se producen empujes hidrostáticos verticales. La figura 8-9 representa una zapata de paramentos inclinados y en la figura 8-10 se indica el método a seguir para la construcción de su encofrado. Los paramentos verticales se realizan con encofrados convencionales. Las dimensiones de panel necesarias APRA una de las superficies inclinadas de la figura 8-9 son las siguientes: a = 180 cm b = 60 cm h = 60 cm e = 60 cm d²= e² + h² = 2 x 60² = 7.200 cm² d = 85 cm c²= e² + d² = 60² + 85² = 10.800 cm² c = 104 cm TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Hallemos la presión hidrostática que actúa verticalmente sobre la cara inferior de los paramentos trapeciales inclinados en la hipótesis de que el llenado de los encofrados se efectúa en una sola operación. La presión variará de cero en el extremo superior a 1.440 kg/m2 en el extremo inferior de los paramentos inclinados y actuará perpendicularmente a su superficie. La presión media actuará sobre el centro de gravedad de la superficie que se representa en sus verdaderas dimensiones en la figura 8-9 (b). Dado que el empuje vertical está originado solamente por la componente vertical de la presión total sobre las cuatro caras, consideraremos la figura 8-9 (c) donde la altura del centro de gravedad medido desde el borde superior de la zapata es de 35 cm. Por tanto, la presión media será 0.35 x 2,400 = 840 kg/m2 y actuará en dirección vertical sobre la proyección horizontal de los cuatro paramentos. Área neta de la proyección horizontal = 1,802 – 0,60 2 = 2,88 m2. Presión vertical total = 2,88 x 840 = 2,420 kg. Para soportar la acción de esta fuerza se pueden adoptar varias soluciones, de entre las que citaremos las siguientes: 1.- Atar los paneles de encofrado de los paramentos inclinados a la armadura de la parte inferior de la zapata, utilizando alambres o unos tirantes especiales. El hormigonado se efectuará dejando fraguar al hormigón de la zona inferior antes de continuar con el resto de la zapata. 2.- Si se emplean espigas o pernos metálicos colocados en el interior de la zapata desde la solera a la base de un pilar (o la misma armadura del pilar prolongada hasta la de la zapata) se puede proceder dejando fraguar el hormigón de la parte inferior de la zapata, en cuyo momento se atan los paneles a las espigas o a las armaduras. FIG. 8-10. Encofrados de duna zapata con paramentos inclinados 3.- Instalar una plataforma horizontal cargada con balasto alrededor de los paneles del encofrado. 4.- Clavar en el terreno alrededor de la zapata unos piquetes metálicos o de madera a los que se anclan los encofrados. La determinación del ángulo de chaflán de los barrotes que con 5,08 por 10,16 cm. de escuadría rigidizan el entablado de los paramentos, que es también el ángulo de los extremos del mismo entablado, se puede realizar por medio del método gráfico de la figura 8-10. Para ello se dibuja el panel en sus verdaderas dimensiones a escala conveniente, figura 8-10 (c). Como indica la figura 8-10 (d) se traza la línea DE paralela a la DE de la (c), a continuación se traza la horizontal BE y la BD perpendicular a DE, se levanta la perpendicular AB en B con valor igual a BE. Con un compás se determinan AC y CE de igual longitud que BD, y el ángulo ACF será el ángulo de chaflán de los barrotes y del entablado que pretendíamos hallar. Si el llenado de los encofrados se efectúa de manera continua, la luz libre de 1,80 m. del entablado del paramento vertical resultará excesiva, ya que las tablas de 5,08 por 30,48 cm. no podrán soportar la presión lateral, a no ser que se coloquen unos tirantes de 1,350 kg. de capacidad de carga tal y como se representa en la figura. Estos tirantes pueden colocarse transversalmente a la zapata, atravesándola totalmente o bien uniendo por soldadura sus extremos con la armadura de refuerzo de la mencionada zapata. Encofrado de zapatas circulares.- En el encofrado de las zapatas circulares cilíndricas se pueden emplear tubos de fibra prensada hasta diámetros de 48 pulg (122 cm) que suele ser el mayor tamaño TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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comercial que se fabrica. Estos tubos también son de gran utilidad si las zapatas tienen escalones, siempre que los diámetros correspondan con los indicados en la Tabla 4-9. FIG. 8-11. Encofrado de una zapata circular Si los diámetros de las zapatas no se corresponden con los comerciales de los tubos, o bien son mayores que aquellos, se pueden construir los encofrados con madera corriente y se revisten de contrachapado o de aglomerados. La Tabla 4-5 proporciona los radios de curvatura mínimos admisibles en los aglomerados. En la figura 8-11 se representa un encofrado de zapata circular. Vamos a determinar las separaciones máximas entre las tablas camones en la hipótesis de que el hormigonado se realiza en una sola operación. La presión sobre el paramento vertical variará de cero en el extremo superior a 0.75 x 2,400 = 1,800 kg/m2 en la solera, como se representa en la figura 8-12. Suponiendo que las tablas verticales del paramento están simplemente apoyadas sobre los camones superior e inferior, lo que va en favor de la seguridad, al considerar una faja vertical de 30 cm. de ancho. Deducimos unas reacciones en A y B de 67 y 135 kg. respectivamente. La altura y a la que se producirá el momento máximo será también donde se anule el esfuerzo cortante y podremos deducirla de la forma siguiente. El área del triángulo será.

xy = 67 2 De la semejanza de triángulos

xy y = 540 0,75 540y x= 0,75 Sustituyendo en (a) y despejando y, y = 0,43 m El valor del momento máximo será

310 x 0,432 2 x3 = 28,85 - 9,55 = 19,30 m/kg = 1.930 cm/kg

M = 67 x 0,43 -

FIG. 8-12. Presión del hormigón sobre el encofrado de una zapata

FIG. 8-13. Planilla para pernos de anclaje

El momento resistente de una faja de 30 cm de ancho,

M = σS =

125 x 30 x1,902 = 2.260cm/ kg 6

Que, como vemos, es mayor que el momento flector, pero con objeto de no sobrepasar del límite admisible de la flecha colocaremos los camones a una distancia del orden de los 60 cm. quedando por tanto a unos 7,5 cm. de los extremos de las tablas verticales del paramento. A continuación calcularemos la cantidad necesaria de clavos para la unión entre camones contiguos. La fuerza máxima que tiende a romper el encofrado actúa sobre el camón inferior y con un valor de 135 kg. por cada 30 cm. de ancho, es decir,

2P = 135 x

2,40 = 1.080 kg 0,30


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TABLA 8-3. NUMERO DE CLAVOS NECESARIOS EN CADA UNION DE DOS TABLAS CAMONES DE ZAPATAS CIRCULARES

Esta será la fuerza total que actúa sobre una semicircunferencia, por lo que a cada camón, y en consecuencia, a cada unión, le corresponderán 540 kg. con clavos de calibre 20d tendremos: P = 540 kg. q = 78 kg. resistencia lateral admisible (Tabla 4-14)

n=

540 = 6,95 78

Colocaremos, pues, un total de ocho clavos en cada unión. En la Tabla 8-3 se da el número de clavos necesarios para las uniones entre camones para diferentes dimensiones en planta y alturas de zapatas circulares. Encofrado de zapatas circulares con paramentos inclinados.- Los paramentos laterales de estas zapatas pueden construirse de la forma indicada en la figura 8-11, mientras que los encofrados de la zona superior generalmente se realizan con moldes metálicos. Las presiones verticales que tienden a levantar los encofrados se deben prevenir anclando convenientemente los moldes de las zonas inclinadas. Colocación de pernos de anclaje en las cimentaciones de hormigón.- En las cimentaciones de las máquinas y otros elementos similares se necesita con frecuencia colocar pernos de anclaje que quedan embebidos en el hormigón. Para ello, se utilizan unas plantillas de madera o de contrachapado donde se replantean exactamente las posiciones de los agujeros de los pernos (Fig. 8-13). Generalmente se coloca alrededor de cada perno un tubo metálico de manera que se pueda mover el perno lateralmente y poder encajarlo en el correspondiente agujero de la bancada de la máquina; una vez realizada esta opera


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TOMO IV LIMA, SEPTIEMBRE DEL 2,002

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PRESENTACIÓN – TOMO IV REFERENCIA: SENCiCO – GERENCIA DE FORMACIÓN PROFESIONAL – PROY D 36 – 2,001

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EQUIPO DE TRABAJO

  





ELABORACIÓN

: Ingº.



DIAGRAMACIÓN FINAL






PRESENTACIÓN




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01 al 07

A 02


08 al 13

A 03


14 al 21

A 04


22 al 27

A 05


28 al 34

A 06


35 al 40



01 al 30

B 02


31 al 37

B 03


38 al 47

B 04


48 al 52


01 al 10


11 al 23


01 al 23


24 al 29


30 al 38


39 al 53


54 al 89


90 al 102


103 al 111


112 al 117


118 al 129


130 al 136


137 al 144


145 al 185


186 al 193


194 al 198


199 al 283


284 al 305

E CONCRETO E 01


01 al 13

E 02


14 al 23

E 03


24 al 42

E 04


43 al 62

E 05


63 al 65

E 06


66 al 68

E 07


69 al 72

E 08


73 al 75

E 09


76 al 78

E 10


79 al 82

E 11


83 al 86


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E 12


87 al 88

E 13


89 al 90

E 14


91 al 92

E 15


93 al 94

E 16


95

E 17


96 al 98

E 18


99 al 101

E 19


102 al 104

E 20


105 al 106

E 21


107 al 111

E 22


112 al 114

E 23


115 al 117

E 24


118 al 120

E 25


121 al 122

E 26


123 al 124

E 27


125 al 126

E 28


127 al 129

E 29


130

E 30


131 al 148

E 31


149 al 150 151 al 169

E 32

TOMO III E 33


170 al 173

E 34


174 al 194

E 35


195 al 201

E 36


202 al 207

E 37


208 al 220

E 38


221 al 224

E 39


225 al 233

E 40


234 al 236

F ENCOFRADOS F 01


01 al 9

F 02


10 al 17

F 03


18 al 88

F 04


89 al 119

F 05


120 al 143

F 06


144 al 157

F 07


158 al 174

F 08


175 al 189

F 09


190 al 204

TOMO IV F 10


205 al 228

F 11


229 al 242

F 12


243 al 259

F 13


259 al 277

F 14


278 al 301

F 15


302 al 313

F 16


314 al 400

F 17


401 al 411


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01 al 02


03 al 30


31 al 47


48 al 57


1 al 7


8 al 23


24 al 34


35 al 43



01 al 04

I 02


05 al 11

I 03


12 al 17

I 04


18 al 34

I 05


35 al 39

I 06


40 al 46

I 07


47 al 49

I 08


50 al 70

I 09


71 al 87

I 10


88 al 107

I 11


108 al 138


139 al 153


154 al 173


174 al 189


190 al 201


202 al 216

I 14


217 al 229

I 15


230 al 235

TOMO VI I 16


236 al 244

I 17


245 al 250

I 18


251 al 263

I 19


264 al 274

J ESCALERAS J 01


01 al 13


01 al 47


48 al 64



01 al 13

L 02


14 al 22

L 03


23 al 38

L 04


39 al 58


59 al 91


92 al 128


SENCICO

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NOVIEMBRE 2001 L 06



129 al 130


01 AL 23


24 AL 55


56 al 77


78 al 96


97 al 110


111 al 125


126 al 148


149 al 168


169 al 173


174 al 178


179 al 187


188 al 192


193 al 204


205 al 224


225 al 239


240 al 244


245 al 253


01 AL 09


10 AL 17


18 AL 49


50 AL 57


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CAPÍTULO 9 ENCOFRADO DE MUROS Generalidades.- Los encofrados de los muros se pueden clasificar en tres grandes grupos: 1.- Los que se construyen en la misma obra a base de un entablado de contrachapado o de tablas, costillas y carreras. 2.- Los prefabricados y montados en obra, consistentes en unos entablados de contrachapado o de tablas que se unen semi permanentemente a elementos de madera como tablas de 5.08 por 10.16 ó 5.08 por 15.24 cm. de escuadría. 3.- Los paneles de encofrados prefabricados y patentados que emplean paramentos de contrachapado unidos y protegidos por elementos de acero, magnesio, madera o una combinación de acero y madera. Los encofrados construidos en obra resultan generalmente los más económicos, siempre que se trate de una sola utilización, pero en los casos donde vayan a utilizarse paneles de dimensiones normalizadas un gran número de veces, suele ser más económico emplear los encofrados, prefabricados. Los encofrados, prefabricados y montados en obra requieren menor inversión inicial que los totalmente prefabricados; sin embargo, si el número de utilizaciones es grande el coste final puede ser inferior en estos últimos debido a su mayor duración y al menor coste de los trabajos de montaje y colocación. Además, debido al mejor control de sus dimensiones, durante su fabricación, los paneles totalmente prefabricados proporcionan mejor ajuste cuando se acoplan para emplearlos en los encofrados. Los paramentos de los panales se fabrican con contrachapado para exteriores, especial para emplear en contacto con el hormigón, con espesores de ½, 5/8 y ¾ de pulgada (1,27, 1,59 y 1,90 cm). Tratando las superficies con productos plásticos se consigue aumentar considerablemente la vida del contrachapado, llegándose en algunos casos a más de 200 usos por cara. Definiciones.- Existen ciertas discrepancias en los nombres y términos empleados por la industria de la construcción para definir los elementos componentes de los encofrados de los muros. Se representa un conjunto de los encofrados, así como sus respectivas denominaciones, que vamos a emplear en este libro. 1.- Entablado.- Es la superficie de contrachapado, tablas o acero situada a cada lado del muro y contra la que se coloca el hormigón fresco. 2.- Costillas.- Son los elementos sobre los que apoya el entablado. Pueden colocarse verticales u horizontales. Generalmente están formadas por tablas de 5,08 por 10,16, 5,08 m. 15.24 cm. de escuadría o aún mayores, según sea el valor de la presión del hormigón que actúa sobre ellas. 3.- Carreras.Compuestas normalmente por dos tablas de 5,08 por 10,16, 5,08 por 15,24 cm. o aún mayores escuadrías, montadas con los separadores pertinentes, se colocan sobre los paramentos de los muros en dirección perpendicular a las costillas y sirven para mantener a éstas en posición asegurar la alineación correcta de los encofrados y servir de apoyo a los tirantes. También se las designa algunas veces como largueros y tablones de encepado. FIG. 9-1 Encofrados de un muro de hormigón 4.- Montantes.- Se instalan frecuentemente en los encofrados de gran altura en dirección perpendicular a las carreras para aumentar su resistencia y rigidez. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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5.- Larguero superior.- Como el anterior, forma parte del panel y va unido a los extremos superiores de las costillas. 6.- Larguero inferior.- Como el anterior, forma parte del panel de encofrado y está unido a los extremos inferiores de las costillas. 7.- Larguero de solera.- Se instala y se fija en los lados opuestos de la zapata del muro, sirviendo como elemento de alineación y de soporte de los encofrados. Además facilitan la colocación de la fila inferior de tirantes del encofrado del muro. 8.- Jabalcones.- Se unen al extremo superior del encofrado y a unos piquetes clavados en el terreno cada 2,50 ó 3,00 m. impidiendo los movimientos laterales del entramado durante el hormigonado. Si los largueros de solera no quedan rígidamente unidos a las zapatas, se arriostran por medio de unas tablas que se fijan al pie de los jabalcones. 9.- Tirantes.- Se colocan transversales al muro y provistos de unos dispositivos de sujeción en sus extremos sirven para resistir la presión desarrollada por el hormigón. Frecuentemente llevan también un dispositivo auxiliar que permite utilizarlos como codales o bridas de separación. Existe gran variedad de tipos y tamaños con cargas de trabajo admisibles desde 700 a 22 700 kg. y aún mayores. También se emplean encofrados especiales para elementos más complejos, como son los muros con pilares, contrafuertes, escalones y con voladizos, y que veremos posteriormente en este mismo capítulo. Proyecto de los encofrados de muros.- Los encofrados de los muros deben de poseer la resistencia y rigidez que se precisen con el menor coste posible, y en consecuencia se debe prestar especial atención a los materiales, a la mano de obra y al equipo necesario para la construcción, colocación y retirada de los encofrados. El proyectista debe de conocer la magnitud de las fuerzas que actúan sobre los diversos elementos, así como la resistencia de dichos elementos para soportar la acción de las fuerzas. En el Capítulo 5 ya vimos la teoría y las fórmulas prácticas a emplear en el cálculo de los encofrados, y en este capítulo veremos su aplicación al caso particular de los muros. La resistencia de la madera empleada en la construcción varía con la especie y con la calidad, así el pino Douglas de la costa o el pino del Sur de hoja pequeña admiten una tensión de flexión de 125 kg/cm2 en la calidad número 1 mientras que en la calidad número 2 solamente admiten 100 kg/cm2, como puede verse en la Tabla 4-2. De igual manera las tensiones admisibles a esfuerzo cortante y a compresiones, ya sean paralelas o perpendiculares a la dirección de las fibras, varían también según la especie y la calidad de la madera. Los cálculos deberán realizarse, por tanto, de acuerdo con el tipo de madera que se vaya a emplear en la construcción del encofrado. En líneas generales, las diferentes etapas que comprenden el proyecto y cálculo de un encofrado de muro son las siguientes: 1.- Determinación de la máxima presión desarrollada por el hormigón, según sean la altura del encofrado, la velocidad de llenado y la temperatura del hormigón. 2.- Elección de la clase, calidad y espesor del material que se va a emplear en el entablado y determinación de la separación máxima entre las costillas a partir de la tensión a flexión y flecha máxima admisible en el entablado. Con ayuda de la Tabla 5.3 podemos hallar inmediatamente si dicha separación está condicionada por el momento flector o por la flecha. Generalmente no será necesario tener en cuenta el esfuerzo cortante. 3.- Elección de la calidad y de las dimensiones de las costillas, teniendo en cuenta que se puede necesitar más de una escuadría, y determinación de la máxima separación entre las carreras a partir de las tensiones de flexión y esfuerzo cortante y flecha máxima admisibles en las costillas, pudiendo utilizar la Tabla 5-3 como ya vimos anteriormente. 4.- Elección de la calidad y de las dimensiones de las carreras y determinación de la separación máxima entre los tirantes con ayuda de la Tabla 5-3 teniendo en cuenta las tensiones de flexión y esfuerzo cortante y flecha máxima admisibles en las carreras. 5.- Elección de los tirantes que han de resistir las reacciones transmitidas por las carreras. Puede procederse también a la inversa, es decir, se eligen unos tirantes determinados y a partir de ellos se calcula la separación entre las carreras, de forma que no exceda de la determinada en la etapa 4. Tablas para el proyecto de encofrados de muros.- Las tablas que presentamos a continuación contienen una serie de datos que pueden utilizarse en el cálculo de los encofrados de muros de hormigón. La Tabla 9-1 proporciona las separaciones máximas entre costillas, carreras y tirantes, utilizando maderas de calidad número 1, de pino Douglas de la costa o pino del Sur de hoja pequeña. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La presión máxima ejercida por el hormigón sobre los encofrados se dio en la Tabla 3-4. Las separaciones máximas que da la tabla están incrementadas con respecto a su valor teórico por la consideración de las superficies de reparto del esfuerzo cortante sobre los apoyos, es decir, si / es la luz libre máxima admisible en la costilla de la figura 9-2, condicionada por el esfuerzo cortante, la máxima separación entre las carreras será igual a l + c. Los valores de c se dan en la figura 9-2 para diferentes escuadrías de costillas y carreras. La Tabla 9-1 proporciona también la cantidad de madera necesaria en el encofrado, expresada en m3 por m2 de superficie de hormigón, y la superficie en m2 de encofrado que corresponde a cada tirante. Estos datos permiten al proyectista elegir las escuadrías más económicas, así como los tirantes y separaciones entre ellos más adecuados. La Tabla 9-2 proporciona los mismos datos que la Tabla 9-1 y para el mismo tipo de maderas, pero en calidad número 2. Comparación entre separaciones de costillas, carreras y volantes.- En la Tabla 9-2ª se dan estas separaciones, según los valores de la Tabla 9-1 y los recomendados por diversos fabricantes de elementos de encofrados para estructuras. La nota del pie de la tabla indica las condiciones de aplicación de dichos valores. Elección y separación de tirantes.- Las separaciones que dan las Tablas 9-1 y 9-2 se han deducido en la hipótesis de que los tirantes que se van a emplear tienen capacidades portantes iguales o superiores a los esfuerzos que deben resistir, pero ocurre algunas veces que las capacidades de carga de los tirantes disponibles son menores que aquellas que se precisarían para colocarlos con las separaciones máximas recomendadas por las tablas, y,. En consecuencia, para poder emplearlos, será necesario calcular la nueva separación, que evidentemente será menor. Apliquemos el caso 3 de la Tabla 9-1 con una presión de 4,400 kg/m2. La máxima separación entre los tirantes es de 79 cm. con una carga de 2,630 kg.; esta separación será, pues, la correcta si se emplean tirantes de 2,700 kg. de capacidad de carga. Si queremos emplear tirantes de 2,250 Kg. la separación deberá reducirse a 2,2590/2,630 x 79 = 66 cm. Para los tirantes de 1.350 kg. tendríamos 1,350/2,630 x 79 = 40 cm. Sin embargo, si se emplean tirantes con capacidad de cargas superior a la especificada no se aumentarán los valores de las separaciones de las tablas. Generalmente los tirantes más económicos suelen ser aquellos que permiten utilizar las separaciones máximas de las tablas. FIG. 9-2. Separación de carreras teniendo en cuenta el ancho de reparto de las reacciones de las costillas Compresiones en la superficie de contacto entre las costillas y las carreras.- La superficie de contacto entre costillas y carreras debe de ser lo suficientemente amplia como para poder trasmitir la carga a que están sometidas sin sobrepasar los valores admisibles de las tensiones. Por ejemplo, en el caso 4 de la Tabla 9-1 para una presión de hormigón de 7.300 kg/m2, el área efectiva de contacto será: TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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A = 4,13 x 2 x 6,67 = 55,2 cm2 P = 7300 x 0,33 x 0,68 = 1,655 kg. 1.655 A= = 30kg / cm 2 55,2 inferior a los 35 kg/cm2 admisibles en este tipo de madera. Empleo de las tablas.- Vamos a aplicar la Tabla 9-1 en el cálculo de un encofrado para un muro de

30 cm. de espesor y 3.60 m. de altura, empleando madera de pino Douglas de la costa de calidad número 1. El hormigonado se realiza a la temperatura de 26oC y a una velocidad de 1.29 m./hr compactando el hormigón con vibrador interno.


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(1) La Tabla se refiere a madera de pino Douglas o pino del sur, S4S y calidad múm. . (2) La tensión admisible a flexión es de 125 kg/cm ². (3) La tensión admisible a cortante es de 14 kg/cm ² . (4) la tensión admisible en compresión perpendicular a las fibras es de 35 kg/cm ² (5) El módulo de elasticidad es 112.500 kg/cm ² .(6) La flecha admisible es l/270. (7) El hormigón será vibrado. La carga por tirante será la carga que actuaría si se emplearan las separaciones máximas de carreras y tirantes.


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(1) La Tabla se refiere a madera de pino Douglas, pino del sur, o similar, S4S y calidad núm. 2. (2) La tensión admisible a flexión es de 100 kg/cm ² . (3) La tensión admisible a cortante es de 10.5 kg/cm ² . (4) La tensión admisible en compresión perpendicular a las fibra es de 35 kg/cm ² . (5) El módulo de elasticidad es de 112.500 kg/cm ² (6) La flecha admisible es l/270. (7) El hormigón será vebrado. La carga por tirante sería la carga que actuaría si se emplearan las separaciones máximas de carreras y tirnates.

S designa costillas; C, carreras; y T, tirantes. De la Tabla 9-1 (1) σ = 125 kg/cm ² ; E = 112.500 kg/cm ² ; δ = l/270 (2) σ = 125 kg/cm ² ; E = 112.500 kg/cm ² ; δ = l/360 (3) σ = 125 kg/cm ² ; E = 112.500 kg/cm ² ; δ = l/360 (4) σ = 125 kg/cm ² ; E = 112.500 kg/cm ² ; δ = l/270 (5) σ = 85 kg/cm ² ; E = 85.500 kg/cm ² ; δ = l/360 que se utilicen tengan cargas admisibles iguales o superiores a las que actúen sobre ellas. Por ejemplo, de la columna 1 y para presión de 4.400 kg/m² , la carga sobre el tirante será 4.400 x 0,76 x 0,79 = 2.640 kg. Se utilizará, por tanto, un tirante de 2.700 kg.

Soluciones posibles decidimos construir el encofrado a base de un entablado de 2,54 cm. de espesor y tablas de 5,08 por 10,.16 cm. para las costillas y las carreras, colocando dos tablas para estas últimas. Las separaciones máximas entre estos elementos las deducimos en la Tabla 9-1, que nos recomienda una separación de 53 cm. en las costillas, 61 cm. en las carreras y 79 cm. en los tirantes, con una carga de trabajo en estos elementos de 1,400 kg. superior a los 1,350 kg. del tirante tipo, por lo que reduciremos la separación a 1,350/1,400 x 79 = 76 cm.-


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Colocaremos las carreras de forma que la inferior diste 20 cm. del borde el encofrado y la superior 40 cm. de su borde respectivo, quedando espaciadas las carreras intermedias a intervalos iguales de 60 cm. Como se representa en la figura 9-3, la presión aumentará linealmente desde cero en el borde FIG. 9-3 Separación de las FIG. 9-4 Separación de las superior del encofrado a carreras en una muro de 3,60 carreras según la variación de 2,930 km/m2 a una metros de altura presión profundidad de 1.20 m. Podría aumentarse la separación entre carreras en los primeros 1.20 m. de altura, pero no lo suficiente como para conseguir eliminar una de ellas, En consecuencia, dispondremos de un total de seis filas. EJEMPLO. Con el mismo encofrado del caso anterior vamos a suponer que la presión máxima sea de 5.900 kg/m ² y consideramos las siguientes soluciones: Solución 1. (Ver figura 9-4) Entablado de 2,54 cm de espesor. Costillas de 5,08 por 10,16 cm, separadas a 35 cm. Carreras de 5,08 por 10,16 cm, dobles a 51 cm. Tirantes de 1.350 kg, separados a 45 cm Calculemos la cantidad necesaria de materiales para el encofrado del muro suponiendo que tiene 6 m de longitud y que se emplean encofrados construidos in situ. Entablado.- La superficie es 2 x 6 x 3,60 = 43,2 m ² , siendo el volumen unitario del entablado 0,0305 m ³ /m ² , necesitaremos un total de 1,320 m ³ Costillas.- Necesitaremos un total de 2 x 600/35 = 34,3, con un volumen 34,3 x 0,0508 x 0,1016 x 3,60 = 0x637 m ³ Carreras.- Dado que el aumento de presión con la altura de hormigón es 2.400 kg/ m ² por metro de altura y su variación es lineal, la profundidad a la que se presentará la presión máxima será 5.900/2.400 = 2,45 m y solamente los 1,15 m inferiores estarán sometidos a dicha presión máxima. La zona del encofrado comprendida entre la altura de 1,15 m y el borde superior estará sometida a una presión que disminuirá linealmente y, por tanto, podrá aumentarse la separación entre carreras. Las líneas AB y BC representan esta variación de presión. Dispondremos las carreras a intervalos elegidos de forma que cada una reciba la misma presión total; para ello igualamos las dos áreas A1 y A 2 = 0,51 x 5.900 = 3.009 kg/m, deduciendo un separación de 58 cm entre las carreras 3 y 4. La separación entre las 4 y 5 podría ser teóricamente de 89 cm, pero resulta un poco excesiva y las disponemos a 76 cm. La figura 9-4 representa la disposición de la seis filas de carreras. El volumen de madera necesario será: 6 carreras con dos tablas = 12 2 paramentos a 12 tablas = 24 tablas de 6 m de longitud. Volumen = 24 x 6 x 0,0508 x 0,1016 = 0,743 m ³ Tirantes.- El número de tirantes necesarios por cada carrera será 600/46 = 13, y el total 6 x 13 = 78. Resumen de materiales. La cantidad total será: 1,320 m ³ Entablado 0,637 m ³ Costillas 0,743 m³ Carrera 2,700 m ³ Volumen de madera Tirantes 78 TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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En estas cantidades no están incluidas las riostras, piquetes, ejiones, etc. Solución 2. Entablado de 2,54 cm de espesor. Costillas de 5,08 por 15,24 cm, separadas a 35 cm. Carreras de 5,08 por 15,24 cm dobles separadas a 71 cm Tirantes de 2.700 kg a 63 cm Se necesitará cinco filas de carreras. La cantidad total de materiales resulta ser: Entablado Costillas Carrera Volumen de madera Tirantes

1,320 m ³ 0,953 m ³ 0,929 m³

3,202 m ³ -48

Solución3. Entablado de 5,08 cm de espesor. Costillas de 7,62 por 15,24 cm, separadas a 76 cm. Carreras de 7,62 por 15,24 cm dobles separadas a 69 cm Tirantes de 4.000 kg a 96 cm Se necesitarán cinco filas de carreras. La cantidad total de material resulta ser: Entablado Costillas Carrera Volumen de madera Tirantes

2,640 m ³ 0,661 m ³ 1,393 m³

4,694 m ³ 32

Solución 4. Se necesitarán cinco filas de carreras. La cantidad total de material resulta ser: Entablado Costillas Carrera Volumen de madera Tirantes

1,320 m ³ 0,953 m ³ 1,393 m³

3,666 m ³ 34

Economía que resulta de utilizar maderas de calidad número 1 o calidad número 2.- Vamos a calcular la economía que se obtiene al utilizar en un encofrado de un muro de madera de calidad número 2 en lugar de madera de calidad número 1. Consideremos una zona de muro de 7 m. de longitud de las siguientes características: Altura de muro, 3 m. Velocidad de llenado, 1.20m/hr. Presión máxima, 3,600 kg/m2 Entablado de 2,54 cm. de espesor Costillas con tablas de 5,08 por 10,16 cm. Carreras con tablas dobles de 5,08 por 10,16 cm. Tirantes de 1,350 Kg. Emplearemos las Tablas 9-1 y 9-2 para los cálculos, el resumen de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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los resultados figura en la Tabla 9-3 en la que no se han incluido los precios de la mano de obra necesaria para la construcción, colocación y retirada de los encofrados En el coste del acabado de las superficies vistas de los paramentos. Tampoco incluye la tabla el efecto que pueda tener la calidad de la madera en el número de reúsos de los encofrados. Estos factores, sin embargo, deberán tenerse en cuenta antes de elegir una calidad determinada de madera. Examinando las Tablas 9-1 y 9-2 deducimos que las cantidades de madera necesarias son 0,0591 m3/m2 (según la Tabla 9.1) y 0,0648 m3/m2 según la Tabla 9-2) y su relación será 0,0648/ 0,0591 = 1,095. De la misma forma deducimos que la superficie de encofrado por tirante es 0,371 m2 de la Tabla 9-1 y 0,270 m2 (de la Tabla 9-2) con relación 0,371 / 0,270 = 1,375. Resultados que coinciden aproximadamente con los calculados en la Tabla 93. Encofrados de muros con paramentos inclinados.- En la figura 9-5 se representa un conjunto de encofrados para un muro de ancho variable, en el que como se ve en dicha figura se necesitarán emplear tirantes de diversas longitudes. El cálculo de los elementos del encofrado puede efectuarse con ayuda de las Tablas 9-1 y 9-2. Encofrados de muros con entrantes y salientes.- La figura 9-6 representa dos sistemas diferentes de encofrar este tipo de muros, en los que se emplean tirantes provistos de unas abrazaderas que al fijarse sobre las superficies interiores de los encofrados hacen que estos elementos puedan servir como codales. El sistema A se utilizará más bien cuando las presiones sean bajas y el B cuando éstas alcancen valores relativamente altos. Encofrados de muros con voladizos.- Un detalle del encofrado empleado para este tipo de muros se representa en la figura 9-7, donde puede verse también la utilización de abrazaderas para que los tirantes sirvan como codales. Encofrados de muros con pilares.- En la figura 9-8 8ª) puede verse un sistema de colocación de los encofrados del enlace de un muro con un pilar. Primeramente se colocarán los encofrados del muro y seguidamente los del pilar. El desencofrado se realizará en orden inverso. Detalle del encofrado de las esquinas de los muros.- La forma de colocar los diversos elementos del encofrado se representa en la figura 9-8 (b) donde puede verse que como sea que la unión de las carreras en A es difícil de asegurar con solo clavos, se instalan dos tablas de aguante de 2,54 por 15,24 cm´, de escuadría, a lo largo de toda la altura del muro para conseguir la resistencia necesaria. Encofrados de muros con contrafuertes.El sistema de colocación de los elementos del encofrado se representa en la figura 9-9. En primer lugar, se montan los encofrados del muro y a continuación los de los contrafuertes, para los que se suelen emplear parámetros prefabricados y montados en obra. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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FIG. 9-9 Encofrados de un muro con contrafuertes Como sea que la presión desarrollada por el hormigón fresco sobre el paramento en talud del contrafuerte puede alcanzar valores relativamente altos, es conveniente que los encofrados del muro y del contrafuerte estén rígidamente unidos para impedir que se separen; asimismo, deberán anclarse los encofrados del paramento en talud para impedir su levantamiento causado por el empuje que actúa sobre la cara interior del paramento. Encofrados de muros de depósitos circulares.Los encofrados para este tipo de muros presentan características especiales debido a la curvatura. En los depósitos circulares con diámetros interiores de hasta unos 9 metros puede construirse el entablado a base de tablas de 2,54 cm. de espesor o bien con madera contrachapada de 5/8 o ¾ de pulgada (1,59 ó 1,90 cm. respectivamente). La Tabla 4-5 proporciona los radios mínimos de curvatura para el contrachapado. FIG. 9-10 Encofrados de un depósito circular con diámetro igual o mayor a 9 metros Las costillas se construyen con las escuadrías normales en este tipo de encofrados, pero, sin embargo, las carreras, que suelen ser de 2,54 cm. en los depósitos de pequeño diámetro y de 5,08 cm. en los restantes, se colocan, como indica la figura 9-10, con su mayor dimensión en contacto con las costillas, es decir, planas. Las tablas camones, aserradas con la curvatura necesaria, suelen ser de 5,08 cm. de espesor y se colocan directamente apoyadas sobre los extremos de las costillas en la cara interior del encofrado, con una separación vertical variable entre 1,80 a 3 m. Para mantener el encofrado en su posición TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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correcta y asegurar su estabilidad, se colocan unas riostras y tornapuntas, ya sean horizontales, ya inclinadas, en dirección radial. El montaje se efectúa colocando primeramente el encofrado interior y a continuación se completa con las carreras, riostras y tornapuntas. Los tirantes se disponen a lo largo de las carreras y en las proximidades de las costillas y no en los puntos intermedios, a causa de la menor resistencia que ofrecen las carreras planas. Seguidamente, se puede montar el encofrado exterior y colocar las abrazaderas de los tirantes unidos fuertemente a las carreras. En la figura 9-11 se representa un sistema de encofrados para un depósito circular de diámetro menor que 9 m. El entablado se realiza con tablas verticales de 2.54 cm. de espesor y los camones con tablas de 5.08 cm. cortados con la curvatura adecuada. Pueden obtenerse los dos camones necesarios en el encofrado, interior y exterior, empleando tablas de unos 30 cm. de ancho, de las que se corta con la curvatura exacta el camón exterior y utilizando directamente el trozo de tabla restante como camón interior si se admite el pequeño error de curvatura resultante, o bien afinando también este camón a la curvatura interior precisa en caso contrario. FIG. 9-11 Encofrados de un depósito circular con diámetro inferior Las carreras verticales se construyen con doble tabla de 5,08 por 10,16 cm. El montaje se realiza colocando en primer lugar el encofrado interior, que se mantiene en posición por medio de las riostras, y finalmente, se coloca el encofrado exterior y se disponen los tirantes uniendo ambos paramentos. a 9 metros Para la determinación de las separaciones admisibles en los camones, carreras y tirantes pueden utilizarse las Tablas 9-1 y 9.2. FIG. 9-12 Tirante snap-tie (Universal Form Clamp Company) La separación entre camones puede ser mayor en las zonas superiores del muro, como indica la figura 9-11, a causa de la disminución de la presión desarrollada por el hormigón. Tirantes.- Como ya vimos en la figura 9-1, los tirantes se emplean en los encofrados y particularmente en los de muros, para mantener en posición los paramentos, resistiendo el empuje desarrollado por el hormigón. Además de esa función, también se utilizan frecuentemente como codales. Existe gran variedad de tipos y dimensiones de tirantes en el comercio. Las separaciones máximas, admisibles en los tirantes, están condicionadas por su resistencia a la tracción y por la separación máxima entre las carreras, o por la de las costillas en el caso de que no se utilicen las carreras. La carga de trabajo admisible, para cada tipo y dimensión de tirantes, es un dato que suele proporcionar el fabricante. Frecuentemente, se indica en el mismo proyecto los tirantes que deben desmontarse del muro, a veces en función de la altura. Los agujeros que han dejado en el hormigón se rellenan con mortero de cemento para eliminar las posibles manchas de herrumbre o las filtraciones de agua a través del muro. Los tirantes construidos con barras de acero pueden extraerse del muro una vez retirados los encofrados. A continuación, se describen diferentes sistemas que permiten la extracción de estos elementos del interior de la masa del hormigón.


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Tirantes tipo dentado.- Como se representa en la figura 9-12 constan de una simple barra de acero prevista de una especie de ensanchamiento o asas en sus extremos, que permiten la colocación de los elementos de fijación adecuados. La parte de la barra que queda embebida en el hormigón dispone de unos quiebros o salientes que impiden su giro cuando se curvan o retuercen los extremos de las barras para su extracción. Se fabrican con diferentes tamaños de longitud de barra, según sea la parte que haya de permanecer embebida en el hormigón. Puede emplearse como codales adaptándoles unas arandelas especiales. Las cargas de trabajo admisibles en este tipo de tirantes suelen ser 3,000 y 5,000 libras (1,360 y 2,268 kg). FIG. 9-13 Tirantes roscados coil-tie (Superior Concrete Accessories, Inc.) Al hacer el pedido de estos elementos se debe de especificar el tipo y dimensiones deseadas, el espesor del muro y las escuadrías empleadas en los entablados, costillas y carreras, así como la longitud de barra comprendida entre los resaltos. Tirantes roscados.- Este tipo de tirante se representa en la figura 9-13. El elemento interior, que queda embebido en la masa del hormigón, consiste en dos piezas roscadas helicoidalmente y unidas por soldadura a dos o cuatro varillas de acero. El elemento exterior, consta de dos pernos, también roscados, que se atornillan al elemento interior formando un conjunto que transmite la carga a las carreras del encofrado. Para aumentar la superficie de apoyo con las carreras se colocan unas arandelas planas bajo la cabeza de cada perno. Se pueden instalar en los extremos de los elementos interiores una especie de conos de madera o metal para que los tirantes funcionen como codales, que se desmontan una vez construido el muro, rellenando con mortero de cemento los huecos que han quedado en los paramentos. Cuando se desee que el cierre de los tirantes sea estanco se colocan unas abrazaderas metálicas fijamente para impedir las filtraciones a lo largo del elemento. Si los muros son de gran espesor se pueden acoplar dos elementos interiores por medio de una barra de la longitud adecuada provista de unas roscas en sus extremos para conseguir el ajuste con los elementos interiores mencionados. La Tabla 9-4 resume las características principales de los elementos interiores más corrientemente empleados. TABLA 9-4 CARACTERÍSTICAS DE LOS ELEMENTOS INTERIORES DE LOS TIRANTES ROSCADOS

Diámetro nominal* plg cm

12 3/ 4 3/ 4 1

Carga de rotura libras Kilos

1,27

Diámetro de varilla Carga admisible pulg cm libras Kilos Tirantes de dos varillas 0,225 0,57 6.000 2.721

10.400

4.717

1,90 1,90 2,54

0,312 0,340 0,430

4.082 5.443 8.165

16.000 20.145 27.700

7.258 9.138 12.564

10.886 16.330

38.000 55.000

17.237 24.948

0,79 9.000 0,86 2.000 1,09 8.000 Tirantes de cuatro varillas 0,86 24.000 1,09 36.000

1 2,54 0,340 3,17 0,430 11 4 * Diámetro de la barra o perno roscado utilizado con el tirante.


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FIG. 9-14. Cerrojo inclinado y arandela roscada. (a) Cerrojo inclinado (Tilt-Lock). (b) Arandela roscada (Superior Concrete Accessories, Inc.) Tirantes stud-rod.- Se representa en la figura 9-14 y consta de una barra roscada como elemento interior, de dos barras exteriores también roscadas y de dos tuercas o arandelas. El conjunto de las tres barras se introduce y acopla a través de unos agujeros hechos en el entablado, quedando las arandelas unidas a las barras exteriores y sujetas fuertemente, las carreras del encofrado. Las barras exteriores disponen de unos orificios por donde se pueden introducir unos clavos que, al clavarlos en las costillas, permiten la utilización de este tipo de tirantes como codal. Sin embargo, esto obliga a que los tirantes estén situados contiguos a las costillas, lo que no siempre es posible a causa de los límites admisibles para el espaciamiento entre ellos. En la figura 9-15 se representa la utilización de este material como codal empleando unas tuercas cónicas de metal, que se extraen posteriormente del hormigón, rellenando con mortero de cemento el hueco que dejan en el muro FIG. 9-15 Tirantes (Universal Form Clamp Company) En el pedido se deben de especificar las dimensiones transversales y longitudes de las barras interiores y exteriores, el tipo de tuerca cónica en caso de que se vayan a emplear, y el tipo de arandelas. Como se indica en la Tabla 9-5, los diámetros comerciales de las barras interiores varían entre 3/8 a 1 pulgada (0,95 a 2,54 cm.) con diversas longitudes. Las barras exteriores existen en el comercio con dimensiones y longitudes variables en una amplia gama, prácticamente para todos los tipos de encofrados, variando ligeramente según el fabricante. Las cargas de trabajo admisibles en los elementos interiores dependen del tipo de acero utilizado (ya sea acero ordinario, ya de alta resistencia) y del fabricante, como se indica en la Tabla 9-5. TABLA 9-5 . CARACTERÍSTICAS DE LOS TIRANTES STUD-ROD

Diámetro del tirante pulg cm (1) 3 8 0,95 1/ 2 1,27 (2) 3 8 0,95 1/ 2 1,27 58 1,59 3/ 4 1,90 (3) 3 8 0,95 1/ 2 1,27 58 1,59 3/ 4 1,90 7/8 2,22 1

2,54

Acero ordinario laminado en caliente Carga admisible Carga de rotura libras kilos libras kilos

Acero de alto limite elástico Carga admisible Carga de rotura libras ilos libras Kilos

3.000 5.000

1.361 2.268

4.500 7.200

2.041 3.266

5.000 9.000

2.268 4.082

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

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

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

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

5.000 9.000

2.268 4.082

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

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

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

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

14.000 20.000

6.350 9.072

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

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

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

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

7.500 15.000

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

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

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

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

20.000 28.000 46.000 57.000

8.100 13.500

3.674 6.124

3.402 6.804

9.800 19.000

4.445 8.618

9.072 12.701 20.866 25.855

25.000 35.000 58.000 72.000

11.340 15.876 26.309 32.659


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Tirantes compuestos por barras de acero ordinario y abrazaderas.- Este tirante está formado por una barra de acero ordinario y dos abrazaderas como se representa en la figura 9-16. FIG. 916 Tirante compuesto por una barra de acero y abrazaderas (Universal Form Clamp Company) Una vez que se ha introducido el redondo a través de los agujeros del entablado, se colocan las abrazaderas en contacto con las carreras y se aprietan los tornillos de sujeción mediante una llave inglesa o similar. A veces se colocan unos tubos de cartón envolviendo los redondos para impedir que se adhieran al hormigón. Los extremos de las barras pueden cortarse al ras, de la superficie del hormigón o bien extraerse totalmente mediante un aparato extractor adecuado Tirantes compuestos por fleje y abrazaderas. En la figura 9-17 se representa los dos tipos de abrazaderas que suelen emplearse con estos tirantes. Esta clase de tirantes se utiliza en los muros ordinarios, en los paramentos inclinados y en los tímpanos de los arcos. Los encofrados se alinean por medio de una banda de apriete y a continuación se fijan con las abrazaderas. FIG. 9-17 Tirante compuesto por fleje y abrazadera (Universal Form Clamp Company) Tirantes y anclaje de anilla roscada.- Las anillas roscadas pueden emplearse para soportar encofrados de gran altura, para elevar elementos de hormigón prefabricados o como anclajes, para lo cual se introducen en la masa del hormigón de manera adecuada. Como indica la figura 9-18, existen diversos tipos y gran variedad de dimensiones. El anclaje se consigue por medio de los pasadores roscados o de anilla cuyo fileteado engrana con las roscas helicoidales. TABLA 9-6 CARGAS DE TRABAJO ADMISIBLES EN BARRAS DE ACERO LISAS Diámetro de la barra Carga admisible Pulg. cm libras Kilos ¼ 0,63 1.500 680 3/8 0,95 3.000 1.360 ½ 1,27 5.000 2.268 5/8 1,59 9.000 4.082

La Tabla 9-7 proporciona las cargas de trabajo de las anillas roscadas suponiendo un hormigón de resistencia a compresión a los 28 días de 140 kg/cm2.

Paneles de madera prefabricados.- Los paneles prefabricados de madera, que se representan en las figuras 9-19 y 9-20, tienen varias ventajas en comparación con los encofrados construidos in situ. Se pueden construir con gran rapidez una vez que se dispone de modelo de cada una de sus partes TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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componentes, son fáciles de montar y desmontar y si se construyen con la debida solidez pueden utilizarse en gran número de veces.

FIG. 9-20 Panel de madera para una presión de 4.500 kg/m2

FIG. 9-18 Anclajes de anilla roscada (Superior Concrete Accesories, Inc.)


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TABLA 9-7 CARGAS DE TRABAJO ADMISIBLES EN ANILLAS ROSCADAS



Máxima carga admisible siempre que haya suficiente anclaje en el hormigón.

FIG. 919 Panel de madera para una presión de 3.000 kg/m2 Cuando se desea encofrar un muro de gran longitud basta con colocar el número necesario de paneles a tope, y si la longitud del muro no es múltiplo de la de los paneles se pueden utilizar unos paneles suplementarios de menor longitud. Los paneles adyacentes, durante su empleo, se unen mediante tornillos o clavos y los de los lados opuestos del muro se mantienen en su posición correcta con ayuda de unos tirantes que se introducen a través de unos agujeros hechos en los marcos de los paneles. Para asegurar una alineación correcta de los paneles se colocan dos filas de carreras horizontales, una a lo largo del tirante inferior y otra a lo largo del superior. Cuando se precisen encofrados de más de 2,40 m. de altura se pueden colocar uno o más paneles sobre el panel inferior hasta conseguir la altura deseada, disponiéndolo generalmente con los 2,40 m. o dimensión comercial similar en sentido horizontal. La figura 9-19 representa la plana de un panel para el encofrado de un rincón, cuyas dimensiones pueden variar para encajar con el espesor del muro de que se trate, y en la figura 9-20 se indica el sistema de acoplar paneles del tipo para exteriores para encofrar una esquina de muro. En dicha figura puede verse que la tabla de aguante de 7,62 por 10,16 cm. de escuadría se extiende en toda la altura del muro, y se une a los elementos del marco por medio de pasadores. Esta tabla puede sustituirse por unas presillas hechas de acero separadas a unos 45 cm. La unión de las costillas al marco de 5,08 m. por 10,16 cm. se efectúa con clavos de calibre 20d. Y si la presión del hormigón es superior a 2,200 kg/m2 se suele complementar la resistencia de estos clavos con ayuda de unos angulares, del tipo y dimensiones que indica la figura, que se clavan a las costillas y al marco. Para conseguir una buena resistencia, rigidez y duración del panel se acostumbra a colocar en cada esquina una platina metálica. TABLA 9-8 SEPARACIONES MÁXIMA DE COSTILLAS Y TIRANTES EN LA FIG. 9-19

Presión kg/m2

Separación de costillas, cm

Separación tirantes, cm

Número de clavos 20d por unión

1.500 2.200 2.900 3.600

48 43 38 33

122 91 76 61

3 4 4 5

La separación entre costillas puede aumentarse en la parte superior del panel, tal como representa la figura, cuidando de que los paneles se monten en posición correcta, en caso contrario, es preferible que las separaciones sean constantes. La Tabla 9-8 da las separaciones máximas de costillas y tirantes de un panel de 0,60 m por 2,40 m. de dimensiones, para diferentes valores de la presión, empleando paramentos de contrachapado de 5/8 de pulgada (1,59 cm) de espesor, costillas y marco de 5,08 por 10,16 cm. y tirantes de 1,350 kg. La cantidad de clavos que indica la tabla está basada en el empleo del calibre 20d en las uniones de las costillas al marco, pudiendo reducirse el número de clavos a un mínimo de tres por cada unión, en caso de emplear angulares. La Tabla 9-9 proporciona los mismos datos en un panel similar al anterior, con paramentos de contrachapado de ¾ de pulgada (1.90 cm.) costillas de 7,62 por 10,16 cm. marcos de 5,08 por 10,16 cm. y tirantes de 1,350 kg. El empleo de tirantes de mayor capacidad portante no permite un aumento sustancial en sus separaciones. Lo mismo que en el caso anterior, se puede reducir el número de clavos 20d a un mínimo de cuatro por unión en caso de emplear angulares. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Paneles comerciales o patentados.- Los paneles comerciales se fabrican en diversos tipos y se emplean con frecuencia en la construcción de encofrados, especialmente en los muros. Entre sus ventajas mencionamos las siguientes : gran número de reúsos, reducción de la mano de obra necesaria para la colocación y retirada de los encofrados, ajustes exactos y correctos y reducción del volumen de madera necesario para costillas y carreras TABLA 9-9 SEPARACIONES MÁXIMAS DE COSTILLAS Y TIRANTES EN LA FIG. 9-20 Presión kg/m2 Separación de costillas, Separación tirantes, cm Número de clavos 20d por cm unión 1.500 58 122 3 2.200 51 91 4 2.900 43 76 5 3.600 38 61 6 4.400 35 51 6 5.100 33 43 7

La mayoría de los fabricantes suministran paneles de diferentes tamaños para proporcionar cierta flexibilidad en el dimensionado de los encofrados. Sin embargo, si no se pueden conseguir las dimensiones exactas del encofrado con los paneles disponibles se pueden construir en obra unos paneles suplementarios del tamaño necesario para conseguir las medidas deseadas. Sistema de encofrado Gates y Sons .- Esta compañía fabrica un juego de encofrados que comprende paneles de contrachapado de ¾ de pulgada (1,90 cm.) costillas y/o carreras, tirantes y cerrojos del tipo de leva para mantener la tensión en los tirantes, y que se representan en la figura 9-21. FIG. 9-21. (a) Cerrojo de leva. (b) Tensor de leva. (c) Tirante de cerrojo de leva (Gates y Sons, Inc.) El cálculo de los tirantes y de sus separaciones se realiza para una velocidad de llenado de 1.20 m/hr a 21oC, que corresponde aproximadamente a una presión de 2,930 kg/m2. Los paneles de contrachapado de las dimensiones que se precisen en cada caso se taladran previamente; por ejemplo, a los paneles de 2 por 8 pies se les hacen unos agujeros de ¼ por ¾ de pulgada para recibir los extremos de los tirantes, como se indica en la figura 9-2 En la figura 9-23 vemos cómo se acoplan primeramente los paneles del paramento exterior del muro, se colocan los tirantes y las carreras, manteniéndolas en posición por medio de los cerrojos de leva. Si se emplean tensores se colocan en la parte posterior de los cerrojos, sujetos por medio de las levas respectivas. Los encofrados de pilares se pueden construir como indica la figura 9-24, o por algún sistema similar FIG. 9-22. Separación de tirantes en los paneles Gates y Sons utilizando cerrojos de leva. (Gates y Sons, Inc) TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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En la figura 9-25 se representa un sistema para el encofrado de esquinas y rincones que pueden utilizarse siempre que se prevea un número de usos suficiente como para justificar el coste inicial de las barras y articulaciones. Otro sistema de encofrar rincones es empleando tablas de 5,08 m. por 10,16 ó 10,16 por 10,16 cm. colocadas verticalmente en las aristas en lugar de las rótulas y las barras. Si la presión del hormigón no es excesiva se pueden encofrar las esquinas prolongando las carreras lo suficiente para poder acoplarlas mediante unos listones o barrotes de madera. El ancho de los paneles interiores y exteriores vendrá determinado por el espesor del muro a construir, y si se necesitara emplear paneles suplementarios la separación entre tirantes no será mayor que la normal en el resto de los paneles FIG. 9-23. Acoplamiento de paneles en el sistema Gates. (a) Inicación del montaje de los paneles en una esquina. (b) Esquina terminada. (c) Iniciación del montaje de los paneles en una rincón (Gats y Sons, Inc.)

FIG. 9-25. Detalles de los encofrados de esquinas de muros. (a) Esquina. (b) Rincón (c) Esquina. (b) Rincón (Gates y Sons, Inc.)

FIG. 27. Conjunto de paneles Simples Forms (Simples Form System, Inc.) Esta compañía también fabrica unos tirantes de tipo barra o alambre trenzado que se utilizan con TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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redondos de acero de 3/8 de pulgada como carreras. Los tirantes llevan en sus extremos unas anillas que se pasan a través de los agujeros de los paneles de los paramentos del muro y a continuación se introducen a través de las sucesivas anillas unas barras de acero horizontales que realizan la función de las carreras. Los paneles se deberán instalar la separación tipo de estos tirantes para una presión máxima de 2,930 kg/m2.

FIG. 9-28. Abrazadera de carreras y tensor Simples. (a) Abrazadera de carreras (b) Tensor (Simples Forms System, Inc.) Sistema de encofrados Simples (3).- Este sistema, representado en la figura 9-27, consta de unos paneles de contrachapado revestidos de plástico de un espesor de 1 fino o 1 1/8 de pulgada y unos travesaños de acero que se extienden a lo ancho del panel, y se enlazan con los del panel contiguo. Emplea unos tirantes de 4,500 libras (2.041 kg) de capacidad portante, que encajan en unos ganchos ranurados situados en los extremos de los travesaños y que quedan perdidos en el interior de la masa del hormigón. Para añadir mayor resistencia y mejor alineación a los paneles se pueden emplear carreras y montantes, que se mantienen en posición por medio de unas abrazaderas metálicas, como muestra la figura 9-28. Las Tablas 9-10 y 9-11, proporcionan las dimensiones y demás datos necesarios de los paneles tipo, existiendo también unos paneles suplementarios con anchos comprendidos entre 3 y 25 pulgadas ( 7,62 y 63,50 cm). TABLA 9-10 PANELES DE ENCOFRADOS SIMPLES

La figura 9-29 representa un sistema para encofrar un rincón empleando unas piezas metálicas, y la figura 9-30 otro sistema que puede aplicarse tanto a rincones como a esquinas. En la figura 9-31 se indica el método de encofrar pilares empleando paneles tipo y paneles suplementarios. En la figura 9-32 se muestra cómo con un conjunto de perfiles en U se consigue una exacta alineación de los bordes superiores de los paneles. TABLA 9-11. PANELES ENCOFRADO SIMPLEX

DE


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FIG. 9-29. Encofrado de un rincón mediante el sistema Simples (Simples Formas System, Inc.)

FIG. 9-31.

Encofrado de pilar con el sistema Simples standard (Simples Forms System, Inc.)

FIG. 9-33. Panel de encofrado Symons (Symons Manufacturing Company)


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FIG. 9-34. Chaveta y pestillo de retanida de los tirantes Symons. (a) Chaveta. (b) Pestillo de retenida (Symons Manufacturing Company) Sistemas de encofrados de la Symons Manufacturing Company.-(4) Esta casa fábrica, tanto para la venta como para el alquiler, unos paneles compuestos de contrachapado de ¾ de pulgada (1,90) y marcos metálicos, como puede verse en la figura 9-33, Las dimensiones de los paneles standard son de 2 pies de ancho por 3,4,5,6,7, y 8 de alto (0,61 m de ancho por 0,91, 1,22, 1,52, 1,83, 2,13 y 2,44 m de alto). Asimismo, fabrican paneles suplementarios metálicos o de contrachapado y metal con anchos de 4 a 20 pulgadas (10,16 a 50,80 cm.) y con las mismas alturas que las normales. Los tirantes, con carga de trabajo de 3,000 libras (1,360 kgs.), se colocan a lo largo de los bordes horizontal y vertical de los marcos, como muestra la figura 9-34. La figura 9-36 muestra el detalle del encofrado de una esquina y un rincón. Los muros con pilares se encofran fácilmente mediante paneles standard de esquina y paneles suplementarios.

FIG.9-35. Tirantes Symons Manufacturing Company)

(Symons

FIG. 9-36. Encofrado de esquina y rincón con los paneles Symons (Symons Manufacturing Company) El encofrado de los muros en curva se puede realizar a base de paneles standard, completando los espacios entre los paneles del paramento exterior con paneles suplementarios del ancho que se precise para conseguir la curvatura. Los encofrados de muros con paramentos inclinados se pueden efectuar empleando tirantes de longitudes variables de acuerdo con la variación del espesor del muro. En los muros cuyas alturas sean superiores a las de los paneles se puede construir el encofrado colocando unos paneles encima de otros y disponiendo las carreras necesarias para mantener la resistencia y rigidez del conjunto. Los paneles pueden desmontarse por unidades simples o bien por grupos ensamblados, a manera de encofrados múltiples, que pueden volver a utilizarse en una nueva posición, disminuyendo entonces el coste de la mano de obra necesaria en la colocación y retirada de los encofrados. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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FIG. 9-37. Panel, tirante y cuña de los paneles Universal Form (Universal Form Clamp Company) Sistema de encofrados de la Universal Form Clamp Company.- Esta compañía fabrica, para la venta o alquiler unos paneles compuestos de contrachapado de ¾ de pulg. O sea 1,.90 cm. y marcos metálicos. Como indica la figura 9-37, el sistema consta de tres partes principales: el panel, los tirantes y las cuñas de los tirantes, además de otros elementos especiales que se representan en las figuras. Los paneles se fabrican en tres anchos diferentes, 1, 1 ½ y2 pies(0,30, 0,46, y 0,61 m),. Los dos primeros con altura de 2,3,4,5,6,7, y 8 pies (0,61, 1,22, 1,52, 1,83, 2,13 y 2,44 m). Y el último con 1,2,3,4,5,6,7 y 8 pies. Los tirantes, fabricados con fleje, tienen una carga de trabajo de 3,000 libras o 1,360 kg. y encajan en unas muescas espaciadas a lo largo de los cuatro bordes de los paneles. Los tirantes standard disponen de unos salientes para romper ½ pulgada o 1,27 cm. en el interior del muro, pero también se fabrican para romper con longitudes de 1,90, 2,22, 2,54, 3,81, y ,08 cm. Se fabrican para cualquier espesor de muro y se pueden emplear como separadores, eliminando la necesidad de los codales. Los tirantes normalmente se colocan con una separación vertical de 2 pies o sea 0,61 m. por lo que si se emplean paneles de 2 pies de ancho, corresponden 4 pies cuadrados de superficie de encofrado por tirante, y la presión máxima admisible no será mayor de 3,000 liras por pie cuadrado. Sin embargo, los agujeros de los marcos permiten una separación de tirantes de un pie 0,30 cm. en dirección vertical, dando una superficie por tirante de 2 pies cuadrados y la presión podrá llegar a ser de 1,500 libras por pie cuadrado. Se pueden construir en obra unos paneles suplementarios a base de contrachapado y dos angulares tipo Universal Form, con la longitud que se necesite en el muro en cuestión. Se fabrican también unos paneles suplementarios totalmente metálicos co anchos de 1, 1 ½ y 2 pulg. que se pueden instalar entre paneles contiguos tipo standard para construir los encofrados de los depósitos circulares o de los muros en curva.

FIG. 9-39. Detalle del encofrado de un pilar con el sistema Universal Form (Universal Form Clamp Company)

FIG. 40. Cuña y abrazadera de carrera Universal Form (Universal Form Clamp )


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FIG. 9-41. Panel suplementario de ancho variable Universal Form (Universal Form Clamp Company)

La casa suministradora dispone, asimismo, de unos encofrados completamente metálicos que se acoplan fácilmente a los paneles standard para el encofrado de los rincones. La figura 9-38 representa el encofrado de una esquina, empleando angulares de acero y unas abrazaderas tipo Panel Loc. La figura 9-39 representa un sistema para el encofrado de pilares. Se pueden colocar unas cuñas en el encofrado o en las carreras, ambas en dirección vertical u horizontal, sobre uno de los paramentos para proporcionar mayor resistencia y rigidez, enclavándolos por medio de las abrazaderas o ganchos que representa la figura 9-40. Los encofrados pueden alcanzar cualquier altura, colocando un panel encima de otro, y disponiendo unas carreras horizontales o unas cuñas a lo largo de los largueros en contacto con los sucesivos paneles. Asimismo, se instalarán unos montantes verticales o las mencionadas cuñas a lo largo del paramento y a unos 8 pies (2,44 m.) de intervalo o separación.


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CAPÍTULO 10 ENCOFRADO DE PILARES Los pilares de hormigón son generalmente de una de las cinco formas siguientes: cuadrados, rectangulares, en L, octogonales y circulares. Los encofrados de los cuatro primeros están formados corrientemente por entablados de tablas verticales o de contrachapado, marcos de madera con pasadores metálicos y bastidores metálicos prefabricados o zunchos de acero destinados a resistir la presión que ejerce el hormigón sobre el entablado. Los encofrados de las columnas circulares suelen ser de madera, de metal o de tubo de fibra. Antes de elegir los materiales son los que se van a construir los encofrados es conveniente hacer un estudio del coste de estos materiales, de la mano de obra de colocación y retirada de los elementos del encofrado y del número de reúsos posibles. Presión que actúa sobre los encofrados.- Como los encofrados de los pilares se llenan corrientemente con gran rapidez, a veces en menos de sesenta minutos, la presión desarrollada sobre el entablado será relativamente elevada, especialmente en los pilares de gran altura. El American Concrete Institute recomienda que se calcule la presión con la fórmula siguiente:

P = 732 +

720.000R 9T + 160

Siendo P = presión máxima, kg/m ² R = velociada de llenado, m/hr T = temperatura del hormigón, °C El Instituto limita los valores de la presión hallados por la fórmula anterior a un máximo de 14,650 kg/m2. La fórmula se debe aplicar para hormigón, compactados con vibrador interno y deberá usarse con discreción. Por ejemplo, la presión no sobrepasará el valor dado por la expresión 2,400 x H, siendo H la altura o profundidad en metros bajo la superficie de hormigón recién vertido. La presión máxima en el fondo de un encofrado de 2m. de altura será 2,400 x 2 = 4800 kg/m2, prescindiendo del efecto de la velocidad de llenado. Es recomendable, por tanto, calcular la presión mediante la expresión. P = 2.400H Con un valor máximo limitado a 14,650 kg/m2, que equivale a una altura de pilar de un poco más de 6 m. o mayor en el caso de que los encofrados se llenen con gran rapidez. Podrán emplearse también los valores de la presión deducidos en la expresión (10-1), teniendo en cuenta que dichos valores son menores que los deducidos de la (10-2). Cálculo de los encofrados de los pilares cuadrados o rectangulares.- La figura 10-1 representa un encofrado de pilar de sección cuadrado compuesto de un entablado y de unos bastidores prefabricados. Suponiendo conocido el espesor del entablado, el problema consiste en determinar la separación máxima admisible entre bastidores, a partir de la presión desarrollada por el hormigón, la flecha y tensión o flexión admisibles en las zonas de entablado comprendidas entre los bastidores. La Tabla 5-3 nos dice que predominará el efecto de la flexión sobre el límite de flecha admisible.

FIG. 10-1. Encofrados de un pilar de sección cuadrada


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Como se representa en la figura 10-1 (b) suponemos que el valor de la presión sobre una superficie dada del entablado varía en relación directa con la profundidad de dicha superficie bajo la última capa de hormigón vertido. Para un hormigón de peso específico de 2,400 kg/m3, la presión máxima vendrá dada por la fórmula (10-2). Consideremos una faja vertical de entablado de anchura unidad, siendo l la separación entre bastidores la presión a la profundidad h será También P = 2,400 H W = 2,400 H Siendo w = presión, en kilogramos por metro, sobre la faja de entablado de ancho unidad. Como sea que la presión varía entre cada dos bastidores emplearemos la presión que actúa sobre el bastidor inferior. El momento flector vendrá dado por

M=

wl 2 2.400Hl 2 x 10 - 4 = = 240 = xHl 2 x 10 - 4 10 10

El momento resistente del entablado será:

M = σS =

σbd 2 125 x 100 x d 2 = = 2.080d 2 6 6

Igualando las expresiones (10-3) y (10-4)

10

4

x 240Hl 2 = 2.080d 2 l2 = l =

2.080 x 10 4 x d 2 240H 294b H

TABLA 10-1 SEPARACIONES MÁXIMAS DE MARCOS Y BASTIDORES DE PILARES



Estas mismas separaciones admisibles pueden adoptarse en el caso de emplear entablado de contrachapado de 1.90 cm (3/4 de pulg) de espesor



Las presiones para alturas de hormigón superiores a 6,00 m no sobrepasarán de 14.650 kg/m2

Para entablados de 2,54 cm. de espesor, con espesor efectivo de 1,98 centímetros, la expresión (105) dará:

l=

294 x 1.98 H

=

582 H

Para entablados de 3,81 cm. /1 ½ pulg) con espesor efectivo de 3,33 centímetros, tendremos:

l=

979 H

Para entablados de 5,08 cm. (2 pulg.) con espesor efectivo de 4,13 centímetros, tendremos:


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l=

1.014 H

La tabla 10-1 proporciona las separaciones máximas admisibles entre bastidores o marcos para entablados de diferentes espesores y para varias alturas de hormigón de 2,400 kg/m3 de peso específico, deducidas de las expresiones. Los valores correspondientes al entablado de 2.54 cm. (1 pulg.) pueden aplicarse sin gran error al de 1.90 cm de pulg. Estas separaciones se han deducido en el supuesto de que los marcos o los bastidores tienen la suficiente resistencia para soportar las reacciones transmitidas por el entablado. FIG. 10-2 Encofrados de pilares mediante marcos de madera Si se emplea un número relativamente grande de encofrados, con iguales separaciones de marcos o bastidores, es conveniente emplear una tabla graduada, por ejemplo de 2,54 por 10,16 cm. de escuadría, con dichas separaciones, con objeto de acelerar las medidas y reducir el riesgo de una colocación incorrecta de los marcos. Cálculo de los marcos.- Los marcos de madera suelen construirse con tablas de 5,.08 por 10,16, 7,62 por 10,16, por 10,16 cm. o aun mayores escuadrías, dispuestas en torno al pilar como indica la figura 10.2. Para mantener en posición los elementos del marco se emplean unos pernos de acero que se introducen a través de unos agujeros hechos en la madera. Los elementos componentes del marco se denominan largueros, A y cabeceros, B y deben ser suficientemente fuertes para resistir las fuerzas que les transmite el entablado. El cabecero B se mantiene sujeto al entablado por medio de dos cuñas de madera dura que actúan a manera de apoyos extremos de una viga simplemente apoyada. Sometida a carga uniforme. Sea x la separación de las cuñas en cm y l la separación entre marcos. Siendo P la presión sobre el entablado en kg/cm2, la carga uniforme vendrá dada por: w = Pl, kg/cm El momento flector en el centro del marco será

M= =

wx 2 , cm/kg 8

Plx 2 8

El momento resistente: M = σS = 125S Igualando (a) y (b)

125S = S=

Plx 2 8

Plx 2 1.000

Donde S será el momento resistente necesario para B, en cm3. EJEMPLO. Hallar las dimensiones mínimas de un cabecero de marco B, para las condiciones siguientes: P = 8.650 kg/m² l = 30 cm x = 40 cm

S=

0,8650 x 30 x 40 2 = 41,6cm 3 1.000


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La Tabla 4-1 nos dice que con una tabla de 5,08 por 10,16 cm, con la cara de 10,16 cm, de ancho perpendicular al entablado será suficiente. Asimismo, puede adoptarse una tabla de 7,62 por 10,16 cm con los 7,62 cm perpendiculares al entablado. El larguero del marco A, representando en la figura 10-2 (b), pues estudiarse como una viga simplemente apoyada solicitada por carga uniformemente repartida en una longitud x en el centro del vano. Los pernos, situados a una distancia y, serán los apoyos extremos de dicha viga y estarán sometidos a una reacción wx/2kg. Tomando momentos con respecto a 1.

wx y wx x Plxy Plx 2 , , = 2 2 2 4 4 8 Plx(2y - x) = 8

M=

El momento resistente será: Igualando (c) y (d)

Plx (2y - x) 8 Plx (2y - x) S= 1.000

125S =

Ejemplo.- Hallar las dimensiones mínimas necesarias para un larguero de marco A, con las condiciones siguientes: P = 8.650 kg/m² l = 30 cm x = 40 cm y = 70 cm

S=

0,8650 x 30 x 40 (2 x 70 - 40) = 103,9cm 3 1.000

La tabla 4-1 nos indica que será suficiente una tabla de 10,16 por 10,16 cm. que proporciona un momento resistente de 130.1 cm3. Comprobemos esta tabla a esfuerzo cortante:

Plx 0,8650x30x 40 = = 519kg 2 2 3V 3 x 519 τ= = = 9,2kg / cm 2 2bd 2 x 84,75

V=

Cada perno estará, pues, sometido a una tracción de 519 Kg. para la que será suficiente un diámetro de 10 mm.; pero con objeto de tener mayor superficie de contacto entre los pernos y las cuñas los colocaremos de 12 mm. de diámetro. Vamos a hallar, a continuación, el mínimo valor de la distancia z de la figura 10-2, la superficie resistente para soportar el esfuerzo tangencial entre perno y marco será: A = 2 X 9,21 x z Si la tensión admisible a cortante es de 14 kg./cm2 necesitaremos una superficie de

519 = 37 2 14 37 z= 2 x 9,21 = 2cm A=

Sin embargo, esta longitud deberá ser de 7 a 8 cm. por lo menos para eliminar la posibilidad de rotura de algún elemento del marco. La Tabla 10-2 proporciona las escuadrías mínimas necesarias para marcos de madera con diferentes dimensiones de sección transversal y alturas de pilares, empleando entablados de 2,54 cm. de espesor de madera SAS, de calidad número 1 de pino amarillo del sur o similar. Los marcos se colocan con la dimensión que figura en segundo término en dirección perpendicular al entablado y se instalarán unas cuñas de madera dura entre los pernos y los cabeceros. La Tabla indica que puede conseguirse cierta reducción en la cantidad de madera a emplear, utilizando escuadrías menores en los marcos situados en la parte superior del encofrado. También TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 10-2 DIMENSIONES MÍNIMAS DE ELEMENTOS DE MARCOS PARA ENCOFRADO DE PILARES, CON ENTABLADO DE 2,54 CM Y MADERAS S4S DE CALIDAD NÚM. 1

Los marcos se montarán con la dimensión dada en segundo lugar perpendicular al entablado. Los pernos de acero que se utilizarán con los marcos tendrán diámetros iguales o superiores que los que se indican a continuación. Dimensiones del marco cm 5.08 x 10,16 7,62 x 10,16 10,16 x 10,16 7,62 x 15,24 10,16 x 15,24

Diámetro del perno Pulg. ½ ½ 5/8 ¾ 1

Cm 1,27 1,27 1.59 1,90 2,54

Puede reducirse la cantidad de madera empleando escuadrías menores en los largueros. Por ejemplo si de la tabla deducimos una escuadría de 10,16 por 5,08 cm podemos colocarla con la cara de 5,08 cm. perpendiculares al entablado o viceversa, no pudiendo hacer lo mismo si las dimensiones figuran en orden inverso, es decir, en una tabla de 5,08 por 10,16 cm. no podrá cambiarse la cara perpendicular al entablado. Empleo de marcos de madera y pernos en los encofrados de pilares de sección rectangular.Cuando se emplean los marcos de madera y los pernos en el encofrado de los pilares rectangulares, generalmente se colocan los largueros A sobre los lados mayores del pilar y los cabeceros en los menores, como representa la figura 10-3. Es posible reducir el volumen de madera a emplear, invirtiendo las posiciones de los largueros y cabeceros como indica la figura 10-3. FIG. 10-3 Encofrados de un pilar de sección rectangular

Con la solución de la figura 10-3 (a) y una presión de 8,650 kg/m2 que corresponde a una altura de unos 3,60 m. La Tabla 10-2 nos da las escuadrías necesarias, suponiendo que el pilar tiene una sección de 35 por 60 cm. Largueros:7,62 por 125,24 cm. por 106 cm de longitud Cabeceros: 5,08 por 10,16 cm. por 35 cm. de longitud El volumen de madera será: Largueros: 2 x 7,62 x 15,24 x 106 = 24.619 cm3 Cabeceros: 2 x 5,08 x 10,16 x 35 = 3.613 cm3 Total = 28.232 cm3 Para la solución de la figura 10-3 (b) y con las mismas condiciones tendremos: Largueros: 7,62 por 10,16 cm por 80 cm de longitud. Cabeceros: 10,16 por 10,16 cm por 60 cm de longitud. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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El volumen de madera será: Largueros: 2 x 7,62 x 10,16 x 80 = 12.3873 cm3 Cabeceros: 2 x 10,16 x 10,16 x 60 = 12.387 cm3 Total = 24.774 cm3 La reducción del coste de la madera debe de evaluarse teniendo en cuenta que la última solución necesita unos pernos más largos y asimismo, debe de valorarse el coste de la colocación y retirada de los encofrados por ambos métodos y los materiales que se puedan recuperar. Reducción de dimensiones de los encofrados de pilares.- Las Dimensiones de la sección transversal de los pilares generalmente disminuyen a medida que lo hacen las cargas de las plantas sucesivas de los edificios. Los paneles de encofrado originales se pueden aserrar por uno o ambos lados, para conseguir las dimensiones necesarias, y si los encofrados disponen de aberturas para los encuentros de las vigas con los pilares se deberán mantener esas aberturas en una posición determinada con respecto al eje del panel, siendo en estas condiciones necesario aserrar una estrecha faja de entablado a cada lado del panel. Ahora bien, si se emplean cabezas independientes para el encofrado de los encuentros de las vigas, se puede efectuar el corte del panel por uno solo de sus lados. Si el panel se construye de forma que el ancho máximo inicial se consiga a base de fajas de entablados se pueden desmontar sucesivamente estas fajas, aserrando los barrotes de unión de las diversas tablas que componen el panel, como se representa en las figuras 10-2 y 10-3. Si se emplean marcos de madera se reducirán también las longitudes de los cabeceros. En el caso de pilares rectangulares, como el representado en la figura 10-3 (a) en que se disminuye solamente el lado mayor, se puede aserrar una faja de panel del ancho adecuado a cada lado y a continuación, mover el cabecero B y el panel correspondiente en la cantidad cortada. Para mantener el marco en posición es conveniente colocar unos tacos de madera entre el cabecero B y las cuñas de sujeción. Siempre que se utilice esta solución es mejor emplear la solución a que la b. Encofrado de pilares en L.- En la figura 10-4 se representan los sistemas más corrientes de encofrar pilares en L, frecuentemente empleados como pilares de esquina. Con el sistema a los montantes o rigidizadores de 5,08 por 10,16 ó 10,16 por 10,16 cm. de escuadría se extienden en toda la altura del pilar, los tirantes atravesarán los encofrados en las zonas comprendidas entre los marcos, evitándose de esta forma taladrar dichos elementos. Generalmente, será necesario emplear codales. Cuando el entrante del pilar sea de pequeñas dimensiones puede construirse como se indica en la figura 10-4 (b) colocando un taco de madera de unos 5,08 cm. de espesor, o del que sea necesario, en los elementos de los marcos para soportar los entablados, pudiendo clavarse éstos a los mencionados tacos. Cabezas de encofrado de pilares.- Cuando las vigas y las carreras de la estructura se introducen en los pilares formando nudos, es necesario construir unas cabezas de encofrado en los pilares para poder realizar los encuentros con las vigas. Eso se puede conseguir con cualquiera de los dos métodos siguientes. Se construye el encofrado del pilar de una sola pieza, desde su base hasta la losa del forjado, dejando espacio para el tablero, u se cortan unos huecos en el entablado para recibir los encofrados de las vigas, tal como se indica en la figura 10-5 (a). Los huecos del entablado se refuerzan clavando unas tablas de 5,08 c m. por 5,08 cm. o de 5,08 cm. por 10,16 cm. al encofrado del pilar

FIG. 10-4. Encofrado de pilares de sección en L.


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Un segundo método es construir los encofrados de los pilares hasta la parte inferior de la viga de más canto, dejando espacio para las tablas de fondo de dicha viga, y construir aparte las cabezas de encofrado como se indica en la figura 10-5 (b)

FIG. 10-5. Detalles de cabezas de encofrado de pilares Las anchuras de los huecos deben ser iguales a las de las vigas, medidas entre superficies exteriores de los costeros, más unos 6 ó 7 mm. para impedir que los encofrados de las vigas se acuñen con los del pilar, dificultando su desencofrado. Sin embargo, si el desencofrado se realiza empezando por estos costeros de las vigas, se deberá tener la precaución de que los extremos de estos costeros enrasen con el entablado del pilar, en vez de hacerlo con la superficie de hormigón. El orden de operaciones a seguir durante el desencofrado debe de estudiarse y decidirse antes de realizar la distribución de las uniones y empalmes de las cabezas de encofrado de pilares y vigas, pues en caso contrario, puede resultar extremadamente dificultoso. Encofrados de madera para pilares circulares.- La figura 10-6 muestra el sistema de encofrar columnas mediante unas tablas verticales o duelas de madera, zunchos metálicos y tablas camones. Los camones se asierran con una curvatura igual a la correspondiente al radio del pilar más el espesor de las duelas y se suelen emplear tablas de 5,08 cm. de espesor con el ancho suficiente para que queden unos 10 ó 15 cm. de ancho mínimo de tabla, una vez que se han aserrado con la curvatura necesaria FIG. 10-6. Encofrado de una columna circular Los elementos A, B y E y los C, D y E se unen fijamente formando dos partes independientes del camón. Las partes correspondientes se colocan a lo largo del pilar con las separaciones que se deduzcan de los cálculos y mantenidas en posición por medio de tablas verticales, como representa la figura, de unos 5,08 por 10,16 cm. de escuadría, y a continuación, se colocan las duelas y se clavan a los camones. Las dos partes independientes del encofrado se unen en los puntos N por medio de clavos de cabeza doble. Si se quieren eliminar las marcas del encofrado sobre la superficie del hormigón, se pueden revestir las superficies interiores de las duelas con unas láminas de contrachapado o de aglomerados. El encofrado se desmonta quitando los clavos de los puntos N, pudiendo volver a utilizarse directamente en un nuevo pilar. Como la presión desarrollada por el hormigón suele alcanzar valores bastante altos, generalmente no serán suficientes los camones de madera para sostener el encofrado, en cuyo caso conviene colocar unos zunchos de acero abrazando las duelas, que tendrán el ancho y espesor apropiados al diámetro


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del pilar, al espesor del entablado y al valor de la presión. Estos zunchos se tensan y a continuación, se enlazan o atan sus extremos.

FIG. 10-7. Fuerzas que actúan en los zunchos metálicos de las columnas A menos que los encofrados se mantengan separados de la base de apoyo hasta el momento de hormigonear, se deben de dejar unos pequeños agujeros en su parte inferior para poder limpiar su interior y retirar los desechos de los materiales. Separación entre los zunchos metálicos del encofrado.- Las separaciones máximas admisibles entre los zunchos dependerán de las dimensiones de la columna, de la presión del hormigón, del espesor del entablado y de la carga admisible en los zunchos. La presión desarrollada por el hormigón puede deducirse de la tabla 3-5 o mediante la fórmula:

Pm = 732 +

720.000R 9T + 160

Con un valor máximo limitado a 14,650 kg/m2. La separación máxima entre zunchos se puede deducir de la Tabla 10-3 a partir de la presión y del espesor del entablado, siempre que éste esté formado por madera cepillada y sin espacios huecos entre duelas adyacentes. Cálculo de las dimensiones de los zunchos metálicos.- Las secciones transversales de los zunchos deben de ser lo suficientemente amplias para resistir la presión de rotura del hormigón. La figura 10-7 muestra las fuerzas que actúan sobre una sección transversal de un encofrado con una longitud igual a la separación entre zunchos. La presión total que actúa sobre el diámetro de la columna será igual a 2T; siendo P = presión media, D = diámetro del pilar, l = separación entre zunchos y T = tracción sobre el suncho, tendremos TABLA 10-3. SEPARACIONES ADMISIBLES MÁXIMAS DE ZUNCHOS PARA ENCOFRADOS DE COLUMNAS SEGÚN LA PRESIÓN DEL HORMIGÓN Y ESPESOR DE ENTABLADO

2T = PDl Pdl T= 2 T = σA Como también Siendo σ = tensión admisible a tracción en el zuncho. A = sección transversal del zuncho. Igualando (b) y (c) PDl σA = 2 PDl A= 2σ


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Sea, por ejemplo, una columna de 90 cm. de diámetro y 3,60 m. de altura, encofrada con entablado de 2,54 cm. de espesor y que se hormigona en una hora a la temperatura de 21oC. La velocidad de llenado será 3,60 m/hr y según la Tabla 3-5 la presión máxima en la base del encofrado será de 8.260 kg/m² Según la Tabla 10-3 la separación entre zunchos no será mayor de 30 cm. La tracción que actuará en cada zuncho vendrá dada por PDl 0,8260 x 90 x 30 T= = = 1.115 kg 2 2 De acuerdo con la expresión (10-11) se necesitaría una sección PDl 0,8260 x 90 x 30 1.115 A= = = 2σ 2σ σ Y para σ = 1,750 kg/cm² 1.115 A= = 0,637cm 2 1.750 Necesitaremos un suncho de 5 cm. de ancho por 0,13 cm. de espesor. El suncho más bajo se colocará a una distancia no mayor de 7,5 cm. de la base del encofrado. La separación entre zunchos puede deducirse empleando la expresión (10-11). 2σA l= PD Sustituyendo los valores conocidos de σ , A y D, obtenemos: 2 x 1.750 x 0,650 25,25 l= = 90P P Las separaciones deducidas por esta fórmula nos serán mayores que las proporcionadas por la Tabla 10-3. En el ejemplo que estamos estudiando podemos suponer que la presión decrecerá uniformemente desde un máximo de 8.260 kg/m2 en la base del encofrado hasta anularse en su extremo superior, con lo que la presión vendrá dada en función de la altura por la siguiente expresión: 0,826H P= 360 Sustituyendo este valor de la presión en la (10-13) 25,25 x 360 11.000 l= = 0,826H H Esta separación puede expresarse también en metros reemplazando l por 100 L. Estando L en metros. 110 L= H En realidad todas estas expresiones que acabamos de deducir solo son de aplicación a un caso particular, pero se puede deducir con carácter general a partir de la fórmula (10-12) una expresión aplicable a cualquier encofrado de pilar circular. 2σ l= PD Poniendo P = HPm/Hm, siendo Hm = altura a la que se produce la máxima presión y Pm dicha presión máxima y sustituyendo: 2σAHm l= HDPm 2σAHm L= 100HDPm Donde L está en metros. El valor de Pm puede deducirse de la Tabla 3-5 y el de Hm vendrá dado por Pm/2,400 con suficiente aproximación para emplearlo en la expresión (10-18). Aplicando esta expresión para deducir la separación entre zunchos a una profundidad de 1,80 m. bajo la superficie superior del encofrado del ejemplo anterior, obtenemos:


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l=

2 x 1.750 x 0,650 x 360 = 61cm 180 x 90 x 0,826

Con un valor de la presión de 180 x 8.260 P= = 4.130 kg/m 2 360 Ahora bien, como estamos empleando un entablado de 2.54 cm. de espesor, la Tabla 10-3 nos dice que la separación no debe de ser mayor de 43 cm. valor que adoptaremos. Es decir, las separaciones dadas por la expresión (10-18) solamente podrán emplearse cuando sean iguales o menores que las proporcionadas por dicha Tabla 10-3. Si se desea hallar la sección transversal necesaria del suncho basta con despejar A del a fórmula (10-18). HDlPm A= 2σHm Encofrados de fibra para pilares circulares.- Estos encofrados se fabrican enrollando en espiral capas de fibra hasta conseguir tubos con los diámetros y espesores de pared que se deseen. Son económicos, se asierran con gran facilidad y se montan rápidamente. El desencofrado puede realizarse cortando una junta longitudinal a lo largo de uno o de ambos lados de la pared. Cuando se quieran desmontar los encofrados es conveniente emplear los tubos revestidos de plásticos, pero en los casos donde no sea necesario desencofrar o cuando el aspecto de la superficie del hormigón no sea un factor importante, deben de usarse los tubos simplemente encerados, que resultan bastante más económicos. La Tabla 10-4 proporciona las dimensiones y los pesos aproximados de los tubos fabricados por The Richkraft Company (1) y la Sonoco Products Company (2). La figura 10muestra un encofrado de tubo para un pilar circular provisto de un capitel metálico fabricado por la Deslauriers Column Mould Company (6). Esta casa fabrica capiteles de acero para emplearlos con encofrados de fibra de FIG. 10-7A. Molde de diámetro variables de 2 en 2 pulg. desde 12 a 42 pulg. Los fibra con capitel diámetros de las circunferencias superiores de los capiteles metálico para standard varían de 3 pies 6 pulg. a 6 pies en incremento de 6 columna circular (Deslauriers Column pulg. Mould Company, Inc.) Bastidores prefabricados para pilares.- A pesar del mayor coste inicial de los bastidores prefabricados comerciales, que normalmente excede del precio del conjunto de marcos de madera y pernos. Su gran número de reúsos y la reducción de la mano de obra, necesaria en su colocación y retirada, da por resultado un coste inferior por cada uso. Su empleo está muy extendido en los pilares cuadrados, rectangulares, octogonales, y en L. Bastidores Symons (3).- Estos bastidores, que se representan en la figura 10-8, se fabrican en dos tipos diferentes, el cuadrado y el especial. Constan de unos perfiles ranurados que permiten su empleo en pilares de diferentes secciones transversales, tanto cuadrados como rectangulares. El ensamble de los perfiles contiguos se efectúa por medio de unos codos regulables, hechos con angulares a 90º, que preservan las esquinas de los pilares. Para asegurar una presión positiva entre los bastidores y los encofrados se introducen unas cuñas de acero en las ranuras de los perfiles. El bastidor de tipo especial se emplea en los pilares de sección transversal cuadrada o rectangular de dimensiones excepcionalmente grandes. En la Tabla 10-5 se dan las principales características de estos bastidores. La determinación de las separaciones entre bastidores se puede efectuar con ayuda de la Tabla 10-1 teniendo en cuenta, como indica la tabla, que las separaciones pueden variar desde un mínimo en la base del encofrado a un máximo en el extremo superior. Bastidores McNair (4).- Están compuestos por una cadena y cuatro esquinas ortogonales metálicas, más unos calzos que se colocan en los extremos de las piezas de esquina para asegurar una cierta presión positiva entre dichas piezas y los encofrados durante el tiempo en que la cadena está sometida a tensión. La longitud de la cadena permite que este bastidor pueda utilizarse en pilares de diversos tamaños. TABLA 10-4. DIMENSIONES Y PESOS APROXIMADOS DE ENCOFRADOS DE FIBRA PARA COLUMNAS


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FIG. 10-8. Bastidores ajustables para pilares El montaje se realiza normalmente en un banco de trabajo, uniendo las piezas de esquina al encofrado mediante unos clavos; a continuación, se pasa la cadena alrededor del encofrado por encima de las esquinas y se fija sobre la pieza de esquina principal; por último se tensa la cadena. Como muestra la figura 10-9, por medio del giro de un perno roscado, en cierta forma similar a la acción de un torniquete. Si el entablado se forma con contrachapado de ¾ de pulgada (1.90 cm.) no se precisará emplear barrotes de madera debajo de los bastidores mientras las dimensiones del pilar sean inferiores a 20 pulg (50,80 cm); ahora bien, para dimensiones comprendidas entre 20 y 24 pulg. (50,80 y 60,96 cm) si se utilizan bastidores standard se deberán colocar unos barrotes de 5.08 por TABLA 10-5. BASTIDORES SYMONS PARA PILARES


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FIG. 10-9. Bastidores para pilares McNair (McNair Column Clamps) 10,16 cm de escuadría bajo dichos elementos, en todo el contorno del encofrado, para proporcionar una mayor base de apoyo al entablado. Cuando se empleen los bastidores de gran tamaño con entablados de contrachapado de ¾ de pulg. (1,90 cm) no se dispondrán barrotes mientras que las dimensiones de los pilares no lleguen a las 30 pulgadas (76,20 cm.) y para dimensiones entre las 30 y 36 pulg. (76,20 y 91,44 cm) se colocará una fila de barrotes de la escuadría mencionada anteriormente debajo de cada bastidor. Los bastidores se fabrican en dos tipos que cubren una amplia gama de dimensiones, el tipo standard abarca pilares de dimensiones comprendidas entre 12 y 24 pulg. (30,48 y 60,96 cm), y el tipo para grandes dimensiones entre 24 y 36 pulg. (60,96 y 91,44 cm). Empleo de machos metálicos como bastidores (5).- En la figura 10-10 se indican diferentes sistemas de encofrar pilares cuadrados o rectangulares empleando entablado de contrachapado y zunchos metálicos, destinados a soportar la presión desarrollada por el hormigón. En general, estos sistemas comprenden cuatro paneles laterales prefabricados, a los que se fijan unas piezas de madera como representa la figura; a continuación se colocan los zunchos, se tensan y se fijan sus extremos por medio de unos dispositivos especiales. Antes de proceder al desencofrado se deben de cortar los zunchos. Las separaciones entre zunchos pueden incrementarse a medida que decrecen las presiones, pero en general, siempre que se utilicen las dimensiones de zunchos recomendadas por la Signo de Steel Strapping Company, del tipo de los empleados en la figura 10-10, las separaciones admisibles vendrán condicionadas por la resistencia del zuncho, ya que las deducidas por la resistencia del FIG. 10-10. Sistemas de aplicación de los zunchos metálicos para encofrados de pilares (Signode Steel Strapping Company). Espesores de entablado de contrachapado recomendado para los encofrados entablado son bastante superiores. pies 0-9 9 -12 12 -18

Altura del pilar metros 0-2, 74 2,74 – 3,66 3,66 – 5,49

Espesor pul ¾ 7/8 1

Cm 1,90 2,22 2,54

La tracción total que actúa sobre los zunchos puede determinarse en función de la diagonal de un pilar de sección cuadrada, de la presión, y de la separación entre ellos. Empleando las notaciones siguientes: P = presión D = ancho del pilar l = separación entre zunchos T = tracción que solicita al zuncho La presión total que actúa sobre una diagonal, correspondiente a la longitud l del pilar, la podemos deducir teniendo en cuenta que el zuncho tiene dos ramas que resisten la acción de dicha presión 2T = 1,41Pl

1,41DPl = 0,707DPl 2 Asimismo, T = σ A,. Siendo σ la tensión admisible a tracción y A el área de la sección transversal del suncho. Sustituyendo este valor de T en la fórmula 10-20, tenemos σ A = 0,707DPL, luego T=


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0,707DPl A= σ Aσ l= 0,707DP

y

EJEMPLO. Hallar la separación máxima de unos zunchos de 3,75 cm por 0,13 cm de sección, en la base de un encofrado de un pilar de 50 x 50 cm de sección transversal y 3,60 m de altura, con una presión máxima de 83650 kg/m². Admitiendo una tensión de tracción de 2.100 kg/cm² en el acero de los zunchos, la expresión (10-22) dará

l=

3,75 x 0,13 x 2.100 = 33,4cm 0,707 x 50 x 0,865

A una altura de 1,80 m la presión será 4.325 kg/m², y manteniendo las mismas dimensiones para el suncho la separación será

l=

3,75 x 0,13 x 2.100 = 66,8cm 0,707 x 50 x 0,4325

Es decir para un pilar y un zuncho dados, las separaciones entre estos últimos son inversamente proporcionales a las presiones en cada altura determinada. De acuerdo con la expresión (10-22) las separaciones de los zunchos a diferentes alturas del pilar vendrán dadas por

l=

3,75 x 0,13 x 2.100 28,9 = 0,707 x 50 x P P

Pm h hm siendo P = presión a la altura h bajo el extremo superior del encofrado Pm = presión en la base del encofrado h = altura a la que actúa la presión P h m = altura total del encofrado En el pilar en estudio tendremos como

P=

TABLA 10-6. ALTURAS, PRESIONES Y SEPARACIONES DE ZUNCHOS PARA ENCOFRADO DE UN PILAR DE 50 POR 50 CM DE SECCIÓN Y 3,60 M DE ALTURA Zuncho Altura bajo el extremo superior Separación, Presión Kg/m² Núm del encofrado, cm cm 8 15,0 ......... 360 7 61,5 46,5 1.476 6 125,0 63,5 3.000 5 188,5 63,5 4.524 4 238,5 50,0 5.724 3 281,0 42,5 6.744 2 318,5 37,5 7.644 1 352,5 34,0 8.460

Sustituyendo en (a)

28,9 x 360 12.000 = 0,8650 x h h 12.000 l= 360 - y

l= y también

Donde y es la distancia en cm desde la base del encofrado al suncho en estudio. El cálculo de las separaciones entre zunchos puede efectuarse empezando por cualquier extremo, pero en la práctica es más cómodo empezar por la base y continuar hacia el borde superior. El suncho de fondo número 1 se colocará a 7,5 cm de la base del pilar, y el de cabeza a unos 15 cm del borde superior, aunque los valores de la presión no lo exijan. Empezando por el zuncho número 1 y aplicando la expresión (d) tenemos 12.000 12.000 Núm. 1: l = = 35 cm; Núm. 2 : l = = 37,5 cm 360 - 7,5 360 - 41,5


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Núm. 3: l =

12.000 12.000 = 42,55 cm; Núm. 4 : l = = 50 cm 360 - 79 360 - 121,5

Núm. 5: l =

12.000 12.000 = 63,5 cm; Núm. 6 : l = = 96 cm 360 - 171,5 360 - 235

Núm. 7: l =

12.000 = 414 cm 360 - 331

TABLA 10-7. DIMENSIONES Y CARGAS ADMISIBLES EN ZUNCHOS SIGNO DE STEEL STRAPPING COMPANY

La separación entre sunchos de cualquier otro encofrado de pilara puede determinarse con ayuda de la expresión (10-23) de forma totalmente similar. La tabla 10-7 proporciona las dimensiones y las cargas admisibles de los zunchos fabricados por la Signode Steel Strapping Company. Encofrados metálicos para pilares circulares.Los encofrados metálicos, formados generalmente FIG. 10-11 Encofrado y capitel metálicos por chapas de acero debidamente para columnas circulares (Deslauriers unidas a perfiles laminados, se Column Mould Company, Inc.) emplean frecuentemente en las columnas, siempre que el número de reúsos justifique el elevado coste inicial o cuando ciertas condiciones especiales obliguen a su uso. La circunferencia total se obtiene, normalmente, uniendo dos semicircunferencias medianas unos pernos; asimismo, las diversas partes del encofrado se montan una encima de la otra y se solidarizan también por medio de pernos. En algunas localidades, los encofrados metálicos pueden no solo compararse, sino también alquilarse. La figura 10-11 representa un conjunto compuesto de un encofrado y un capitel, ambos de acero, fabricado por la Deslauriers Column Mould Col (6). Esta compañía fabrica encofrados metálicos para columnas con diámetros comprendidos entre 12 y 48 pulgadas (30,48 y 121,92 cm), con incrementos de 2 pulg.(5,08 cm). Asimismo, dispone de capiteles para emplear con los encofrados de diámetros comprendidos entre 12 y 42 pulg. (30,48 y 106,68 cm) y cuyo diámetro superior varía de 6 en 6 pulg.(15,24 cm), desde 3 pies 6 pulg a 6 pies (106,68 a 182,88 cm).


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CAPÍTULO 11 ENCOFRADO DE VIGAS Y FORJADOS Forjados de hormigón.- Existe una gran diversidad de tipos de forjados, de entre los que mencionaremos los siguientes: 1. Losas de hormigón soportadas por vigas también de hormigón. 2. Losas de hormigón de espesor uniforme, sin vigas, denominadas forjados sin vigas. 3. Losas construidas in situ con paredes metálicas y vigas de hormigón. 4. Forjados a base de moldes celulares metálicos. 5. Forjados de moldes de acero corrugado reforzado con armaduras. 6. Losas de hormigón vertido sobre mallas metálicas. 7. Losas construidas in situ con paneles de fibra y vigas de hormigón. Los encofrados que se emplean normalmente con estos forjados varían con el tipo a construir,, describiendo y representando a continuación los más importantes. Cargas que actúan sobre los forjados de hormigón.- Antes de proceder al cálculo de los encofrados es necesario conocer las cargas que gravitarán sobre ellos. Estas cargas comprenden el peso propio del hormigón más una sobrecarga de trabajo, que actuará durante el período de tiempo que el hormigón es incapaz de soportar ninguna carga. El peso del hormigón corrientemente empleado en las estructuras es de unos 2,400 kg/m3, con lo que la carga que actúa sobre un metro cuadrado de encofrado vendrá dada por la expresión. P = 2.400h Siendo p = carga en kg/m² h = espesor o canto de la losa en m La sobrecarga comprende el peso de los hombres y el de las carretillas empleadas en el hormigonado, sí como el de aquellos materiales que se puedan almacenar sobre la losa. Generalmente se adopta para la sobrecarga de 250 a 375 kg/m2, según sean las cargas a esperar de las condiciones mencionadas. Suponiendo una losa de 15 cm. de canto y una sobrecarga de 375 kg/m2, la carga total será: Carga permanente = 2.400 x 0,15. 360kg/m² Sobrecargas.................................. 375kg/m² Total……………….. 735kg/m² Si además de la sobrecarga es de esperar que exista impacto, como cuando se emplean carretillas a motor o cucharas para el hormigonado, se deberá tener en cuenta este efecto en el cálculo de los encofrados. El efecto del hormigonado por medio de cucharas se estudió anteriormente en el Capítulo 7. Cálculo de los encofrados de las losas de hormigón.- Las etapas principales del cálculo de estos encofrados son las siguientes: 1.- Cálculo de la carga unitaria total que actúa sobre el tablero de encofrado, teniendo en cuenta el efecto del impacto, en su caso. 2.- Elección del espesor efectivo o neto del tablero, así como de su clase y material. FIG. 11-1. Encofrados de vigas y losas de hormigón 3.- Determinación de la separación máxima entre las viguetas del forjado, a partir de la resistencia y de la flecha admisible en el tablero. 4.- Elección de las viguetas del forjado teniendo en cuenta la carga, la calidad, escuadría y la longitud necesaria.


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5.-

Determinación de la calidad, escuadría y longitud de los largueros, en el caso de que se empleen para soportar las viguetas. 6.- Elección de la calidad, escuadría y longitud de los largueros, en el caso de que se empleen para soportar las viguetas. Normalmente, los encofrados resultan más económicos cuando la separación de las viguetas es la correspondiente a la luz máxima admisible en el tablero. Asimismo, resulta económico emplear viguetas relativamente largas, pues a su vez disminuirá el número de largueros, reduciéndose el coste de los materiales y el de colocación y retirada de los encofrados. De igual manera, si se emplean largueros de longitud suficientemente grande, se puede aumentar la separación entre los puntales, dentro de los límites que permita su capacidad de carga, disminuyendo aún más los gastos debidos a las causas ya citadas. Separación entre viguetas.- La figura 11-1 muestra un sistema de encofrados de madera soportando un forjado nervado de hormigón. Debido a las cargas relativamente pequeñas que gravitan sobre el tablero, permitiendo luces grandes, la separación entre las viguetas está condicionada por el límite de la flecha admisible en vez de por la resistencia a flexión. Como el tablero apoya sobre varias viguetas podemos determinar la flecha por la fórmula correspondiente de las vigas continuas sometidas a carga uniforme. Consideremos una faja de tablero de anchura unidad, en dirección perpendicular a las viguetas.

0,0054wl 4 (ver tabla 5 - 1) El Siendo δ = flecha máxima, cm w = carga uniforme sobre el tablero, kg/cm l = separación máxima entre viguetas, cm E = módulo de elasticidad del tablero, kg/cm² δ=

I = momento de inercia de la faja de tablero de un metro de ancho y canto efectivo d, cm 4

bd 3 100d 3 = = 8,33d 3 12 12 Sustituyendo en la expresión (11-1) y despejando l. I=

l4 =

8,33d 3 δE 0,0054 w

l=

1.54ld3 Eδ w

Los valores usuales de las flechas admisibles son l/270, l/360 ó 1 6 de pulgada (0,32 cm). Admitiendo l/270 y sustituyendo en la expresión (11-2),

l4 =

8,33d 3 E 0,0054 x 270 x w

5,71d 3 E w l = 1,80d 3 E / w l3 =

Si la flecha admisible es l/360, tendremos

l4 =

8,33d 3 E 0,0054 x 360 x w

l = 1,63d 3 E / w Y por último, para 1/8 de pulgada,

l4 =

8,33d 3 E 0,0054 x 0,32 x w

l = 8,33

4

Ed 3 / w

La Tabla 11-1 proporciona los valores del producto El para una faja de tablero de un metro de ancho con diferentes espesores y módulos de elasticidad. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 11-1. VALORES DE IE PARA DIFERENTES CALIDADES Y ESPESORES DE MADERAS, PARA UN ANCHO NOMINAL DE UN METRO

La tabla 11.2 da las separaciones máximas entre viguetas para diferentes valores de las cargas que actúan sobre tableros de espesores y módulos de elasticidad variables, suponiendo una flecha admisible de l/270. La Tabla 11.3 proporciona los mismos datos y en las mismas condiciones que la 1-2 cuando la flecha admisible es de 1/8 de pulgada (0.32 cm.). Cuando la flecha admisible es l/360 se puede utilizar la misma Tabla 11-2 aplicando a sus valores su coeficiente de corrección igual al cociente de las expresiones 11-5 y 11.4.

1,63d 3 Elw 3

1,80d Elw

=

1,63 = 0,907 1,80

Es decir, cuando la flecha admisible es l/360 basta con reducir los valores de las separaciones dadas por la Tabla 11-2 en un 10 por 100. Escuadrías, longitudes y separaciones de las viguetas.- Como representa la figura 11-1 las viguetas son los elementos que sustentan o soportan los tableros de encofrado de las losas. El cálculo de sus escuadrías, longitudes y separaciones puede plantearse de las formas siguientes: 1.- Conocida la carga total sobre el tablero y las escuadrías de las viguetas así como sus separaciones y calidades, determinar la luz máxima admisible. 2.- Conocida la carga total y las separaciones, determinar la mínima escuadría necesaria. 3.- Conocidas la carga total, la escuadría y la luz de las viguetas, hallar la máxima separación admisible. TABLA 11-2. SEPARACIONES MÁXIMAS, EN CM, PARA VIGUETAS DE LOSAS DE FORJADO

(δ = l / 270 *)

Se debe de efectuar un estudio económico para determinar la conveniencia del empleo de la calidad número 1 o la número 2 en las viguetas, considerando no solo la diferencia en el coste de la madera, TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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sino también la posible recuperación de los materiales. Las escuadrías, corrientemente empleadas para las viguetas, suelen ser 5.08 por 10,16; 5,08 por 15,24 y 5,p8 por 20,32 cm. tanto en maderas S4S como en S2E o incluso bastas. El tipo de madera más resistente es en terminación basta, seguida de la S2E y la S4S. Sin embargo, la utilización de madera basta aumenta ligeramente el coste de la construcción de los encofrados, ya que es necesario repasar las zonas de apoyo y los extremos de las tablas, así como enfrentar los paramentos inferiores para conseguir una altura uniforme en todas las viguetas. Además de las ya citadas pueden emplearse otras escuadrías, generalmente en casos especiales, pero es conveniente efectuar un estudio económico antes de decidirse por alguna determinada, teniendo en cuenta que en el coste total debe de incluirse el coste del material y el de construcción y colocación de las viguetas, deduciendo el valor de la madera recuperada después de desencofrar. La resistencia de una vigueta a momento flector es directamente proporcional a su momento resistente, de aquí que la resistencia de una tabla de 5,08 m. por 20,32 cm. es de 1.86 veces mayor que la de una tabla de 5,08 por 15,24 cm. mientras que la relación entre los volúmenes de madera necesarios para una misma longitud es de 1,33 y además el coste de construcción y colocación de la tabla es d 5,08 por 20,32 cm. puede ser menor, si cabe, que para la de 5,08 por 15,24 cm. Por estas razones suele ser más económico utilizar tablas por 20.32 cm. Que no de 5,08 todo esto en el supuesto de que se utilice completamente la mayor resistencia de aquellas Si se limita la flecha del tablero a l/360, se reducirán las separaciones entre viguetas en un 10 por 100. Para los valores situados por encima de la línea marcada en la tabla, la flecha será mayor que 18 de pulg. Véase la Tabla 11-3 para las separaciones máximas con flecha admisible δ = 18 de pulg. TABLA 11-3. SEPARATAS MÁXIMAS, EN CM, PARA VIGUETAS DE LOSAS DE FORJADO ( δ = 1 8 de pulg)

Los siguientes ejemplos servirán para demostrar cómo se resuelven los tres casos de cálculo de viguetas mencionados anteriormente. En todos ellos se trata de vigas simplemente apoyadas, y ni que decir tiene que si se tratara de vigas continuas la viguetas que se calculan en los ejemplos podrían soportar mayores cargas. EJEMPLO 1. Dada la carga total sobre el tablero y la separación entre viguetas, así como la escuadría y la calidad de la madera a emplear, determinar la luz máxima admisible.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA Canto de losa................... Carga permanente........... Sobrecarga...................... Carga total..................

15 cm 360 kg/m² 375 kg/m² 735 kg/m²

Espesor nominal del tablero = 2,54 cm Módulo de elasticidad = 112.500 kg/cm² Separación entre viguetas, según Tabla 11-2 = 86 cm Viguetas de 5,08 por 20,32 cm, en madera S4S de calidad número 1 Tensión admisible a flexión = 125 kg/cm² El momento flector que solicita la vigueta será

M=

wl 2 8

Siendo w = carga uniforme sobre la vigueta, kg/cm l = longitud, cm El momento resistente M = σS Siendo σ = 125 kg/cm 2 S = bd² /6, cm³ = 249,58 cm³ Siendo b = ancho de la vigueta, cm d = canto, cm Igualando las expresiones (a) y (b),

wl 2 = σS 8 8σS l2 = w Para la carga y separación de viguetas de nuestro ejemplo, W = 735 x 0,86 = 633 kg/m Sustituyendo los valores de σ, S y w en (c), tenemos

8 x 125 x 249,58 = 39,500 6,33 l = 198cm EJEMPLO 2. Conocidas la carga total del tablero, la separación entre viguetas y su luz, terminar la mínima escuadría necesaria. Emplearemos los mismos datos del ejemplo 1, pero con una luz para las viguetas de d1,80 m, y determinaremos el momento resistente que se necesita. De la expresión (c), l2 =

S=

wl 2 8σ

donde w = 735 x 0.86 = 633 kg/m l = 1.80 m σ = 125 kg/cm² S = 6,33 x 180²/8 x 125 = 206 cm³ En la TABLA 4-1 vemos que este momento resistente puede conseguirse con las siguientes escuadrías: 5,08 por 20,32 cm S4S, S = 249,58 cm³ 7,62 por 15,24 cm S4S, S = 226,80 cm³ TABLA 11-4. LUCES MÁXIMAS DE VIGUETAS DE MADERA DE PINO DOUGLAS CALIDAD NÚM. 1 O SIMILAR, EN LOSAS FORJADO*


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EJEMPLO 3. Conocidas la carga total sobre el tablero, la escuadría y la luz de las viguetas, determinar su separación máxima. Carga total sobre el tablero = 735 kg/m Escuadría de la viguetas = 5,08 x 15,24 cm S4S Luz = 1,80 m σ = 125 kg/cm² S = 140,44 cm³ De la expresión (c) deducimos

w=

8σS 2

l w = pa

=

8 x 125 x 140,44 180 2

= 4,34kg / cm

Siendo p = carga total sobre el tablero, kg/cm² a = separación entre viguetas, cm w 4,34 a= = = 59cm p 0,0735 Por tanto, deberemos emplear una separación entre viguetas no superior a 59 cm; pero como la Tabla 11-2 recomienda una separación de 86 cm, vemos que la utilización de la tablas de 5,08 por 15,24 cm reduce esta separación innecesariamente, por lo que será más conveniente emplear la escuadría 5,08 por 20,32 cm con la separación recomendada de 86 cm. La relación entre los volúmenes de madera por unidad de superficie necesaria, según se emplee una u otra escuadría, será.

5,08 x 15,24/59 = 1,10 5,08 x 20,32/86 La utilización de la tablas de 5,08 por 15,24 cm en vez de las de 5,08 por 20,32 centímetros requeriría un 10 por 100 más de madera para un misma superficie de losa. La elección de la escuadrías y luces de las viguetas conocidas la separación entre ellas y la carga que soportan, puede resolverse con ayuda de la Tabla 11-4; pues aunque esta tabla está calculada solamente APRA una sobrecarga de 250 kg/m² , puede emplearse también para la de 375 kg/m² . Teniendo en cuenta que la diferencia entre ambos valores de las sobrecargas corresponden aproximadamente al peso de unos 5 cm de altura de hormigón, en consecuencia, y si se desea emplear párale cálculo de una losa de 15 cm con sobrecarga de 375 kg/m² , emplearemos los datos correspondientes a la losa de 20 cm de canto, ya que el peso propio de esta última excede en unos 120 kg/m² al de la losa de 15 centímetros.


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* Los valores de la tabla se han calculado par una tensión admisible a flexión de 125 kg/cm². Par tensiones diferentes se aplicará a los valores de la tabla los factores de corrección siguiente : σ = 125 kg/cm², factor = 1,00

σ = 110 kg/cm²,

factor = 0,94

σ = 100 kg/cm²,

factor = 0,88

σ = 125 kg/cm²,

factor = 0,82

Par sobrecarga de 375 kg/cm² aplicar los valores de la tabla correspondientes a un espesor de losa incrementado en 5 cm. Como ejemplo de aplicación de esta tabla vamos a calcular la luz máxima de la vigueta del ejemplo 1. Entraremos en la tabla en la horizontal correspondiente a los 20 cm de canto con un escuadría de 5,08 por 20,32 cm y separación entre viguetas de 86 cm. Como esta separación no figura en la tabla, interpolaremos entre las de 76 y 91 centímetros, deduciendo una luz máxima, en maderas S4S, DE 200 cm, qu coincide casi exactamente con la obtenida en dicho ejemplo. La tabla puede utilizarse también para la determinación de escuadrías. En el caso del ejemplo 2 deducimos que par losa de 20 cm de canto la escuadría mínima necesaria par viguetas de madera S4S de 1,80 m de luz es de 5,08 por 20,32 cm. En realidad la resistencia de estas viguetas permitiría separaciones mayores de 90 cm, pero al tener en cuenta el espesor del tablero, 2,54 cm, y la carga que actúa sobre él, la separación no debe de ser mayor de 86 cm, como lo indica la Tabla 11-2. Largueros.- La figura 11-1 representa un sistema de encofrado en el que se utilizan solamente unas viguetas simplemente apoyadas en sus extremos. Si bien este sistema es satisfactorio con luces relativamente pequeñas de viguetas, cuando las luces aumentan resultan escuadrías excesivamente grandes, y entonces es mas económico colocar una o varias filas de largueros en los puntos intermedios de las viguetas, como indica la figura 11-2. Estos largueros también se emplean en el TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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caso de los forjados sin vigas. Las separaciones, escuadrías y luces de los largueros se elegirán de manera que se consiga la máxima economía posible, tanto en materiales como en mano de obra y teniendo en cuenta el valor de la madera recuperada. FIGURA 11-2. Encofrado con laguero intermedio Como representa la figura 11-2, la zona del tablero soportado por las viguetas que carga sobre los largueros se mide entre los puntos medios de los vanos situados a uno y otro lado de los largueros, acotada con la letra a en dicha figura. Como las cargas que actúan sobre los largueros proceden de las viguetas, son en realidad cargas concentradas. Por esta razón, el cálculo de los momentos flectores es mas bien complicado, pues sus magnitudes variarán con la posición relativa de las viguetas con respecto a los puntales de sustentación de los largueros. Ahora bien, si despreciamos la reducción de los momentos flectores resultante de considerar a los largueros como vigas continuas apoyadas sobre los puntales, tendremos cierto margen de seguridad, suficientemente grande, en la mayoría de los casos, como para compensar el considerar las cargas procedentes de las viguetas como uniformemente distribuidas a lo largo de los largueros. Los largueros deben de tener la suficiente anchura para poder transmitir las reacciones de las viguetas sin sobrepasar las tensiones admisibles. Asimismo, tendrán la sección transversal indispensable para poder absorber los momentos flectores y los esfuerzos cortantes. La flecha generalmente es de escas importancia y no será necesario tenerla en cuenta. El momento flector en el centro del vano será:

M=

wl 2 8

Siendo w = carga uniforme sobre el larguero l = luz El momento resistente viene dado por M = σS Siendo σ = tensión admisible a flexión

S=

bd 2 6

Igualando (a) y (b),

wl 2 = σS 8 8σS l2 = x wl 2 S= 8σ EJEMPLO. Una losa de hormigón de 15 cm de cato, solicitada por una sobrecarga de 375 kg/cm² durante su construcción, tiene una luz de 3,60 m entre sus apoyos sobre dos vigas de hormigón. El encofrado se forma con un tablero de 2,54 cm de espesor apoyado sobre unas viguetas de 5,08 por 20,32 cm de escuadría separadas a 75 cm. Los extremos de dichas viguetas se apoyan sobre unas carreras bajan. Determinar el ancho mínimo necesario para un larguero colocado en los puntos medios de los vanos de las viguetas, si la tensión admisible en la superficie de contacto de vigueta y larguero es de 35 kg/cm². El larguero soportará una faja de tablero de 1,80 m de ancho con una carga uniformemente repartida de w = 1,80x735 = 1.325kg / m Las viguetas soportarán la sobrecarga correspondiente a 75 cm de ancho, dando una creación de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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P = 0,75x1.325 = 997kg La superficie de apoyo necesaria será

994 = 28,4cm 2 35 A = 4,13b A=

Siendo b = ancho de larguero, en cm 4,13b = 28,4 b = 6,87 cm Emplearemos, por tanto, un larguero de 10,16 por 15,24 cm de escuadría de madera S4S, que tiene un momento resistente de S = 313,32 cm³. Vamos a hallar la luz máxima admisible, en este larguero, de acuerdo con la expresión (c).

l2 =

8σS 8x125x313,32 = = 23.650cm 2 w 13,25

l 2 = 153,7cm Colocaremos, pues, los puntales a intervalos de 1,50 m, con lo que resultará una carga sobre cada uno de 1,50 x 1.325 = 1.990 kg. La Tabla 5-5 nos dice que esta carga se puede absorber con un puntal de 7,62 por 10,16 cm, siempre que la máxima altura libre no sobrepase los 2,10 m, o bien con una escuadría de 10,16 por 10,16 cm si se sobre pasa esta altura pero no se llega a más de 3,30 m. Elegimos los puntales de 7,62 por 10,16 cm y vamos a calcular la tensión en la superficie de apoyo del larguero,

σ=

1.990 = 32,4kg / cm 2 61,4

A continuación comprobaremos el esfuerzo cortante en el apoyo

τ=

3V 2bd

Donde τ = tensión cortante V = esfuerzo cortante máximo en el apoyo b = ancho efectivo del larguero d = canto efectivo El esfuerzo cortante máximo tendrá lugar a unos 15 cm del eje de apoyo, donde una vigueta carga sobre el larguero, con un valor de 1.320 kg.

τ=

3x1.320 = 15kg / cm 2 2x131,55

Teniendo en cuenta que aproximadamente la mitad de la carga total es una sobrecarga de corta duración, puede admitirse este valor de la tensión cortante. La Tabla 11-5 proporciona las luces máximas en largueros de madera S4S y calidad número 1 de pino Douglas o pino amarillo de hoja pequeña con tensión admisible a flexión de 125 kg/cm². En caso de que la madera disponible admita una tensión inferior a los 125 kg/cm², se puede también utilizar dicha Tabla 11-5, aplicando a los valores que de ella se deducen un factor de corrección que deducen un factor de corrección que deducimos seguidamente. La relación entre la luz y la tensión admisible ya vimos que era

8σS w 8σS 8S l= = σ, w w l2 =

Para sobrecarga de 375 kg/m² aplicar los valores de la tabla correspondientes a un espesor de losa incrementado en 5 cm.


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El valor de I depende de

σ , que varía con σ , y de

8S / w, que es independiente de la tensión, en

σ / 125. Por ejemplo, si l1 es la luz máxima para una tensión admisible de 125 kg/cm², y l 2 es la correspondiente a una tensión de 110 kg/cm², tendremos consecuencia la luz dependerá de la expresión

l2 110 = 0,94 l1 125 l 2 = 0,94l1 Por tanto, este valor de 0,94 será el factor de corrección qu se debe aplicar a la Tabla 11-5 para utilizarla con una tensión admisible en flexión de 110 kg/cm² . A continuación se dan los factores de corrección APRA las tensiones más usuales. Tensión admisible a flexión Kg/cm² 125 110 100 85

Factor de corrección 1,00 0,94 0,89 0,80

Carreras bajas.- Como representa la figura 11-1, los extremos de las viguetas suelen apoyarse sobre unas carreras bajas de unos 5,08 por 10,16 cm. de escuadría, unidas a los barrotes mediante unos clavos, estando estos a su vez clavados a las tablas costeras de la viga. Las carreras bajas deben de tener el suficiente ancho para poder soportar las cargas procedentes de las viguetas. Consideremos una losa de forjado de 15 cm. de canto sometida a una sobrecarga de 375 kg/m2 y encofrada mediante un tablero de 2,54 cm. de espesor nominal, con una separación entre vigas de hormigón de 2,10 m. TABLA 11-5. LUCES MÁXIMAS DE LARGUEROS DE MADERA S4S. CALIDAD NÚM. I ( σ = 125kg / cm 2 )

La Tabla 11-2 indica una separación máxima entre viguetas de 86 centímetros; pero, según la Tabla 11-4, entrando con un canto de losa de 22 cm. correspondiente a la sobrecarga de 375 kg/m2 y reduciendo esta separación a 76 cm. se puede salvar el vano de 2,.10 mediante viguetas de maera S4S con 5,08 por 20,32 cm. de escuadría. Con este valor de la separación entre viguetas la reacción en los apoyos será: Siendo p = carga total sobre el tablero a = separación entre viguetas l = luz de la viguetas 735x 0,76x 2,10 P= = 586kg 2 Suponiendo que la carrera baja haya de soportar totalmente esta reacción, la superficie de apoyo necesaria para una tensión admisible a compresión de 35 kg/cm2, será: 586 Z= = 16,74cm 2 35 Como el ancho efectivo de las viguetas es de 4,13 cm. el correspondiente de las carreras bajas deberá ser:

b=

16,74 = 4,05cm 2 4,13

En consecuencia, si la carga ha de ser soportada solamente por las carreras bajas se necesitará un ancho de 4 cm. o más. Sin embargo, en la práctica se acostumbra unir los extremos de las viguetas a los barrotes de los costeros de la viga mediante unos clavos de doble cabeza de calibre 16d, obligando a que la separación entre barrotes sea la misma que entre viguetas. Una solución aún mejor es colocar los barrotes perpendicularmente a los costeros de la viga y clavarlos a las caras laterales de las viguetas.


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Suponiendo que los clavos transmiten a los barrotes la mitad de las cargas procedentes de las viguetas, bastará con colocar unas carreras bajas con unos 2 cm. De ancho. Normalmente se suele emplear una tabla de madera basta de 2,54 por 15,24 cm de escuadría. Unida a los barrotes con los suficientes calvos para poder soportar la mitad de la reacción de las viguetas.

PROYECTO DEL ENCOFRADO DE UNA LOSA DE HORMIGÓN. El objeto de este ejemplo es mostrar el ejemplo de las diferentes tablas en el cálculo de los encofrados. Sean: Canto sde la losa, 15 cmLuz de la losa, 3,30 m. Sobrecarga, 250 kg/m² Flecha máxima, 1/8 de pulgada (0,32cm) Tensión admisible a flexión, 125 kg/cm² La carga total de la losa será de 610 kg/m² . Utilizaremos una tablero de espesor nominal 2,m54 cm con el que deducimos una separación entre viguetas de 91 cm de la Tabla 11-3. Sin embargo, la Tabla 11-4 indica que reduciendo la separación a 76 cm, y empleando tablas S4S de 5,08 por 15,24 cm de escuadría, se pueden alcanzar luces de 1,70 m. Utilizaremos, pues, estas viguetas con las escuadrías y separaciones indicadas, para lo cual dispondremos un larguero en los puntos medios de los vanos, resultando una luz máxima en la losa de 2 x 1,70 = 3,40m, que cumple con los datos de partida. El dimensionado del larguero lo realizaremos con ayuda de la Tabla 11-5, y par ello empezaremos por calcular el ancho necesario par soportar las reacciones procedentes de las viguetas. Como la carga es de 610 kg/m², en un ancho de 76 cm y una longitud de 1,65 m, tendremos:

P = 610x 0,761,65 = 765kg 765 = 21,85cm 2 35 A = 4,13b = 21,85cm 2 b = 5,29cm A=

Este valor será el ancho mínimo del larguero, y se puede conseguir con unas tablas de 7,62 pro 20,32 ó de 10,16 por 15,24 cm, que es de la que adoptaremos. En la Tabla 11-5 deducimos qu para unas separación de largueros de 1, 65 m la luz máxima admisible es de 1,60 m. Ahor bien, como normalmente se coloca un puntal en cada extremo del larguero, las luces de los vanos de este último dependerán de su longitud total: es decir, si el larguero tiene una longitud de 3 ó de 6 m, la luz de los vanos será de 1,50 m, y si la longitud es de 5,50m, la luz será 5,50/4 = 1,375 m. Emplearemos la luz máxima de 1,50 m, con lo que la carga sobre los puntales será P = 610x1,65x1,50 = 1.510kg Pudiendo absorberse con puntales de madera o prefabricados. La reacción en los extremos de las viguetas será P = 610x0,76x0,825 = 382kg Suponiendo que la mitad de esta carga se absorbe por los clavos de la unión de vigueta y barrote, la otra mitad deberá ser absorbida por la carrera baja. Colocaremos unas tablas de 2,54 por 10,16 cm, para la s que resulta un área de contacto de 7,87 cm² , suficiente para soportar dicha carga. La unión de la carrera baja a los barrotes se efectúa con cuatro clavos de calibre 8d. FIG. 11-3. Paneles de encofrado para forjados sin vigas Encofrado de forjados sin vigas.- En la figura 11-3 se representa el encofrado de un forjado sin vigas con separación entre ejes de pilares de unos 5,50 m. en el que se emplean unos paneles prefabricados en lugar del clásico tablero. Este sistema puede utilizarse para cualquier separación de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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pilares siempre que se empleen los paneles adecuados. En general, la utilización de paneles es muy conveniente cuando se prevea un gran número de usos sin modificación de las dimensiones iniciales. Los paneles suelen estar hechos de contrachapado o bien con talas adosadas y unidas por sus caras inferiores con unos barrotes. Estos paneles, construidos a base de tablas, se tratan con aceites que no manchen para impedir los posibles cambios de dimensiones resultantes de la variación de su contenido de humedad. La unión de los paneles a las viguetas se efectúa con un número de clavos relativamente pequeños, facilitándose sobremanera el desencofrado. En las zonas próximas a los pilares se refuerza la losa, dándole mayor espesor de hormigón, necesitándose un encofrado especial como el representado en la figura 11-4. El tablero puede construirse con contrachapado o con tablas y, en caso de que se prevean nuevas utilizaciones con las mismas dimensiones, es conveniente dividirlo en dos partes iguales a lo largo de la línea A-A. La determinación de las escuadrías, separaciones y luces de las viguetas y largueros de estos encofrados se puede efectuar con ayuda de las Tablas 1-2, 11-4 y 11-5. FIG. 11-4. Encofrado de refuerzos o capiteles de la losa El encofrado se realiza colocando primeramente los paneles de los refuerzos o capiteles de la losa, acto seguido se arriostran debidamente y, por último, se colocan los paneles de la losa propiamente dicha. El desencofrado se efectuará empezando por desmontar los encofrados de los pilares, a continuación los de los refuerzos o capiteles y por último los de la losa. En muchas ocasiones se colocan los encofrados de forma que parte de los paneles permanecen en su posición, sustentados por los puntales, hasta que estos apoyos dejan de ser necesarios. En la figura 11-5 se representa el sistema de colocación de los encofrados del resto de la losa. El arriostrado se completará con unos jabalcones, dispuestos en ambos planos perpendiculares, que atando cada tres puntales se extienden desde el pie de uno de ellos a la cabeza del adyacente. El cálculo de las escuadrías, separaciones y luces de las viguetas y de los largueros se puede realizar con ayuda de las Tablas 11-2, 11-3, 11-4 y 11-5. FIG.11-5 Encofrado de forjado sin vigas. Encofrado de vigas de hormigón.- La figura 11-6 representa los sistemas más utilizados en el encofrado de vigas. El fondo se forma generalmente con tablas cepilladas de 5,08 cm. de espesor y con el ancho que requiera la viga. En el caso de que el fondo se encofre con más de una tabla se embarrotarán sobre las caras inferiores a distancias no superiores a un metro. Los costeros de las vigas se construyen con contrachapado o con tablas adosadas por barrotes de 5,08 m. por 10.16 cm. Las carreras bajas se fijan a estos barrotes y colaboran en la transmisión de las reacciones de las viguetas. El sistema A suele emplearse cuando se dispone de sopandas largas que permiten la colocación de unas tablas de aguante de pie, clavadas a dicha sopanda, para sostener los costeros impidiendo se separen del fondo de la viga a causa del empuje del hormigón. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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FIG. 11-6. Encofrado de vigas El sistema B se emplea con puntales de madera o prefabricados con sopandas cortas. Como en este caso no pueden colocarse las tablas de aguante, se alargan los barrotes por debajo de la viga y se atan con unos tirantes. Estos tirantes sirven también como apoyo de los fondos de la viga. Cuando se emplea el sistema A el encofrado se realiza empezando por colocar los puntales y jabalcones, que se nivelan y ajustan a la altura exacta necesaria (dando las contraflechas necesarias, en su caso) y, por último, se arriostran firmemente. A continuación, se coloca el fondo de la viga y seguidamente los costeros con los correspondientes barrotes, uniendo con clavos de doble cabeza los fondos a los costeros. Una vez realizadas estas operaciones se procede al clavado de las tablas de aguante de pie y a la colocación de las bridas de separación sobre los bordes superiores de los costeros. Si las carreras bajas no se han unido previamente a los costeros se clavarán a los barrotes de 5,08 por 10,16 cm. Acto seguido, podrán instalarse las viguetas del forjado. Si sus extremos han de ir directamente clavados a los barrotes, se debe haber previsto idéntica separación para ambos elementos, y si las reacciones de las viguetas se transmiten totalmente a las carreras bajas, será necesario darles el ancho suficiente para poder soportar estas cargas. Asimismo, se deberán colocar los clavos necesarios para transmitir, en su caso, las cargas a los barrotes. Desencofrado.- El orden en que se debe de realizar el desencofrado depende de varios factores, entre los que se cuentan las necesidades del proyecto, y por ello, antes de proceder al cálculo de los diversos elementos que componen el entramado debe de determinarse el orden de operaciones sucesivas necesarias para la colocación y retirada de los encofrados. En el caso del sistema A de la figura 11-6 puede procederse de la siguiente forma: 1. Desclavar las tablas de aguante de las sopandas. 2. Separar los puntales uno a uno de los encofrados de la viga lo suficiente para poder girar las sopandas hasta colocarlas alineadas con los fondos, y a continuación volver a colocar los puntales con su altura inicial. 3. Desmontar las carreras bajas que soportan las viguetas. 4. Quitar los clavos de los extremos de las viguetas. 5. Desmontar los costeros de la viga. Con el sistema no será necesario el giro de las sopandas, reduciéndose las operaciones a: 1. Desclavar las tablas de aguante de las sopandas. 2. Desmontar las carreras bajas que soportan las viguetas. 3. Quitar los clavos de los extremos de las viguetas. 4. Desmontar los costeros de la viga. Como indica la figura 11-6, se debe de dejar una junta de unos 1,5 centímetros entre las viguetas y los costeros de la viga para impedir que los costeros queden acuñados contra el hormigón. Otra solución es cortar los extremos de las viguetas en bisel de forma que quede un espacio más ancho en la parte inferior que en la superior. El desencofrado del fondo de viga, de las viguetas y el larguero se realizará a continuación de las operaciones anteriores. Separación entre los puntales situados bajo las vigas.- La separación entre puntales a lo largo de los fondos de las vigas está limitada por la resistencia a la flexión y la flecha admisible de las tablas que constituyen dichos fondos, o por la capacidad de carga de los puntales. Para la determinación de las cargas que actúan sobre las tablas de fondo solo se debe de tener en cuenta el peso propio del hormigón y la sobrecarga directa sobre la viga. La Tabla 5-3 indica que si la luz de una tabla de fondo de 5,08 centímetros de espesor de madera S4S es mayor de 58 cm. y menor de 126 cms. la luz estará limitada por la resistencia a momento flector. Vamos a determinar la separación entre puntales a partir de la tensión admisible a flexión, despreciando la pequeña sujeción que proporcionan los clavos que unen las tablas de fondo a los costeros. Utilizando la expresión que da el valor del momento flector en las vigas continúas.

M=

wl 2 10

Siendo w = peso propio del hormigón l = separación entre puntales También

M = σS =

σbd 2 6

Donde σ = tensión admisble a flexión TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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b = ancho de la tabla de fondo d = canto efectivo de esta tabla Igualando las expresiones (a) y (b),

wl 2 σbd 2 = 10 6w 10σbd 2 l2 = 6w w = 2.400 x 10

6

x b x h + w ´ x b x 10 -4

Siendo b = ancho de l viga, cm h = altura de la viga, entendiendo por tal el conjunto de nervio y losa, cm w´= sobrecarga sobre la losa, kg/m² Sustituyendo este valor de w en la expresión (c)

l2 =

10σbd 2 x 10 4 6 (24bh + w´b)

l = 1,29d

σ 24h + w´

Para σ = 125 kg/cm², tendremos

1.442d

l=

24h + w´

EJEMPLO 1. Utilizando la expresión (e) determinar la máxima separación entre puntales en una viga de 61 cm de canto totaly 40 cm de ancho, con una sobrecarga de 250 kg/m³. Las tabla de fondo tienen un espesor de 45,13 cm. 1.442 x 4,13 l= = 145cm 24 x 61 + 250 A continuación vamos a calcular la separación entre puntales por la condición de flecha admisible de las tablas de fondo. La flecha se determina según el caso 9 de la Tabla 5-1 por la expresión.

0,0054wl 4 El Siendo δ = flecha δ=

w = peso l = separación entre puntales E = módulo de elasticidad de la madera I = momento de inercia Donde b = ancho del fondo de la viga d = canto efectivo de las tablas de fondo Sustituyendo I = bd³/12 en la expresión (f),

 

0,0648wl4

I4 

Ebd 3 Ebd 3 0,0648w

l  1,98 4

Ebd3  w

Si E = 112.500 kg/cm², tendremos

l = 36,2 4

bd 3 δ w


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EJEMPLO 2. Utilizando la expresión (h) determinar la separación máxima entre los puntales de una viga de 61 cm de canto total y 40 cm de ancho, con sobrecarga de 250 kg/m ² . El fondo de la viga tiene un espesor de 4,13 cm y la flecha máxima no será mayor de 1/8 de pulgada (0,32 cm). El peso w será: Hormigón = 2.400 x 0,61 x 0,40 …….585 kg/m Sobrecarga = 250 x 0,40 ………………100 kg/m Total …………………………….685 kg/m

l  36,2 4

40 x 4,133 x 0,32  123cm 6,85

Como este valor es menor que el deducido en el ejemplo 1, la separación entre los puntales de la losa en estudio vendrá obligada por la condición de la flecha admisible, siempre que los puntales disponibles tengan la capacidad portante suficiente para soportar las cargas procedentes de las vigas. Detalles de encofrados de nudos.- En la figura 11-7 se representan dos sistemas de efectuar los encuentros de los costeros y fondos de una viga con los encofrados de otras vigas. En el sistema A se hace un agujero en el costero de la viga principal de dimensiones idénticas a las de la viga secundaria, y se cortan los costeros y fondo de ésta última con una longitud tal que ajusten exactamente con el costero de la primera, de forma que las caras interiores queden a nivel con el agujero de la viga principal. El apoyo de los encofrados de la viga secundaria se realiza por medio de unos barrotes clavados al paramento de la viga principal. Este sistema es de utilidad siempre que se desencofren en primer lugar los costeros y fondo de la viga secundaria. FIG. 11-7 Encofrado de nudos de estructuras Con el sistema B se hace la abertura del costero de la viga principal lo suficientemente amplia como para permitir que los extremos de los encofrados de la otra viga pasen a través de ella, quedando al tope con la superficie de hormigón. Este sistema se utilizará cuando se vaya a desencofrar primeramente la viga principal. El encofrado de los encuentros de vigas y pilares se podrá efectuar por cualquiera de estos dos sistemas. Encofrado de vigas exteriores.- El encofrado de las vigas exteriores de fachada se puede realizar de la forma que indica la figura 11-8. El cálculo de la separación entre puntales se efectuará como se vio anteriormente. A lo largo del costero exterior de la viga es conveniente colocar unos tornapuntas que unan los bordes superiores de las costillas a las sopandas, así como unas carreras de unos 5,o8 por 10,16 cm. de escuadría, que atando dichos bordes superiores garanticen una alineación correcta del encofrado. FIG. 11-8 Encofrado de viga exterior con losa a un solo lado TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Encofrados suspendidos para losas de forjado. En la figura 11-9 se representan cuatro tipos diferentes de sustentadores empleados para colgar los encofrados de las losas de unas vigas metálicas. FIG. 11-9. Sustentadores para encofrados suspendidos El sustentador tipo dentado, figura 11-9 (a), consiste en una barra de acero ordinario doblada sobre el ala superior de un perfil laminado y con la longitud suficiente para atravesar las tablas de fondo de la viga, y poder soportar los largueros del encofrado que se sujetan al sustentador por medio de unas abrazaderas y unas cuñas dentadas. Las cargas de trabajo admisibles en estos sustentadores se dan en la Tabla 11-6. El sustentador tipo roscado, figura 11-9 (b) consta de dos barras dobladas con unas tuercas soldadas en sus extremos. Los largueros se sujetan al sustentador por medio de dos tirafondos que se atornillan en las tuercas mencionadas. Unas arandelas planas fijan los largueros a los tirafondos. La Tabla 11-6 da las cargas de trabajo admisibles en este tipo de sustentador. Los sustentadores de cerco, representados en la figura 11-9 (c), se emplean para soportar los encofrados de las losas en los casos en que no se desee que el perfil laminado quede embebido en el hormigón. Consisten en unos tirafondos atornillados a unas tuercas soldadas al cerco metálico. La fijación entre el encofrado y los tirafondos se consigue por medio de unas arandelas planas. Las cargas de trabajo admisibles se indican en la Tabla 11-6. *Productos fabricados por la Richmond Screw Anchor Copany. *Las cargas admisibles se refieren al conjunto completo de las dos ramas. Los sustentadores de estribo de alambre, representados en la figura 11-9 (d), se emplean para soportar viguetas de encofrado donde las cargas son relativamente pequeñas. Debido a que no existe medio de acoplar sus longitudes, el pedido debe hacerse especificando las longitudes exactas que se necesiten. Para aumentar la superficie de contacto entre la vigueta y el sustentador se colocan unas chapas metálicas, como representa la figura. La Tabla 116 da la carga de trabajo admisible en este tipo de Sustentador. Los encofrados de la figura 11-9 pueden calcularse empleando las Tablas 11-2, 11-3, 11-4, 11-5 y 116, como en los casos anteriores.


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CAPITULO 12 ENCOFRADOS PREFABRICADOS PARA FORJADO DE HORMIGON Existe en el comercio una gran diversidad de encofrados prefabricados para losas de forjado, indicando generalmente el proyectista el tipo que debe utilizarse. A continuación describiremos algunos de ellos como más representativos.

FIG. 12-1. Secciones transversales características de los moldes con pestaña (Flangeforms). Todas las dimensiones están medidas entre caras exteriores (Ceco Steel Products Corporation) Moldes con pestaña Ceco-Meyer (1). Estos moldes que se representan en la figura 12-1 se sirven en anchos tipos de 20 y 30 pulg (50,80 y 76,20 cm), empleados en encofrados con nervios separados uniformemente, y en anchos especiales de 10 y 15 pulg. (25,40 y 38, 10 cm) utilizados como suplementos en los espacios restantes TABLA 12-1. VOLUMEN DE (FLANGEFORMS), CECO-MEYER

HORMIGÓN

NECESARIO

EN

LOS

MOLDES

CON

PESTAÑAS,




Las longitudes comerciales son de 1, 2 y 3 pies (30,48, 60,96 y 91,44 cm), existiendo también unos moldes de 6 pulgadas (15, 24 cm) de largo para cerrar los extremos y las cabezas de las filas de moldes en las juntas de las losas con las vigas de la estructura o con las riostras o los brochales, excepto en el caso de las viguetas de hormigón de sección trapecial situadas a lo largo de las vigas o los muros de apoyo de la losa. Las alturas de los moldes se indican en la citada figura, en la que todas las cotas están medidas entre caras extremas de los moldes. Como representa la figura 12-2, los encofrados se colocan y acoplan apoyando las pestañas de los moldes sobre unas viguetas de unos 5,08 por 20,32 cm, colocadas con la cara de 20,32cm, en contacto con los largueros, que a su vez se apoyan sobre los puntales. En comparación con otros tipos de encofrados, los moldes con pestaña tienen diversas ventajas, entre las que mencionaremos: 1. La altura del nervio del forjado está uniformemente fijado por la altura de los moldes.

FIG. 12-2 Montaje de los moldes con pestaña (Flangeforms) Ceco-Meyer. Detalle de colocación de la cimbra (Ceco Steel Products Corporation) 2. Los moldes se instalan con todas las operaciones de colocación, espaciamiento y clavado ejecutados directamente sobre los elementos de apoyo. 3. Se pueden cambiar los anchos de los nervios del forjado sin necesidad de variar las escuadras de las viguetas de apoyo, disminuyendo, por tanto el volumen de madera a emplear en el encofrado. 4. Modificando los anchos de los nervios se pueden emplear los mismos moldes para forjados especiales o de dimensiones extraordinarias. La Tabla 12-1 proporciona las cantidades de hormigón necesarias en el forjado por unidad de superficie. Con estos datos se pueden calcular las luces y escuadras de las viguetas de apoyo y de los largueros. Sin embargo, debe de advertirse que en estas cantidades están comprendidos el hormigón de las losas y el de los nervios, pero no el de las riostras, brochales, vigas T, etc.. Estos elementos necesitarán una cantidad adicional de hormigón que debe de calcularse en cada cao. Moldes regulables Ceco-Meyer (1). Representados en la figura 12-3, estos moldes se fabrican en anchos tipos de 20 y 30 pulg (50,80 y 76,20 cm) para la construcción de forjados con separación uniforme de nervios, y en anchos especiales de 10 y 15 pulg (25,40 y 38,10 cm) para completar separaciones irregulares. La longitud standard es de 3 pies (91,44 cm), pero también existen las de 1 y 2 pies (30,48 y 60,96 cm) para los casos en que se precise acopiar nervios de diferentes longitudes. Los finales de las hileras de moldes regulables se cierran por medio de unos moldes de extremidad, siempre que dichos finales coincidan con las vigas de la estructura, con las riostras y con los brochales, pero no en el caso de las viguetas de hormigón de sección trapecial situadas a lo largo de las vigas o de los muros de apoyo de la losa. Los moldes tienen una altura total de 16 pulg (40,64 cm) y tienen a diversas alturas tinas series de agujeros, dispuestos en filas, para la introducción de unos clavos que permiten el empleo de los moldes para nervios de alturas comprendidas entre 6 y 14 pulg (1 5,24 y 35,56 cm). La colocación de los moldes a la altura deseada se realiza introduciendo los clavos a través de los agujeros en las viguetas de apoyo, de la forma que indica la figura 12-4. Con los moldes regulables puede construirse una gran variedad de anchos y alturas de nervios. Una gran ventaja de los moldes regulables es que se puede desmontar tan pronto como el hormigón ha adquirido la suficiente resistencia, sin necesidad de mover las viguetas de apoyo y los TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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FIG. 12-3. Secciones transversales características de los moldes regulables Ceco-Meyer. Todas la dimensiones están medidas entre caras exteriores (Ceco Steel Products Corporation)

FIG. 12-4. Montaje de los moldes metálicos regulables Ceco –Meyer. Detalle de colocación de la cimbra (Ceco Steel Products Corporation) Puntales. Estas características. de los moldes regulables permite volver a usarlos más rápidamente en un nuevo forjado que si se trata de moldes con pestaña. La Tabla 12-2 proporciona las cantidades de hormigón necesarias por unidad de superficie de forjado, estando comprendidos en estas cantidades el hormigón necesario para la losa y para los nervios, pero no el de las riostras, brochales y vigas T, etc. que deben de calcularse en cada caso particular. Con los datos de la tabla pueden calcularse las luces y escuadras de las viguetas de apoyo y de los largueros. Moldes de gran longitud Ceco-Meyer (1). Estos moldes, que se pueden emplear con luces libres de hasta 12 pies (3,66 m), se fabrican con las, secciones transversales que indica la figura 12-5. Se instalan (Fig. 12-6) apoyando sus extremos sobre unos cargaderos de madera que se fijan a los encofrados de las vigas o a las tablas de fondo de las riostras. Las pestañas de los moldes se colocan a tope y se unen, por medio de unas abrazaderas C, y en el caso de que se desee un mayor ancho de nervio se pueden colocar unos suplementos, como se indica en dicha figura 12-6. Los cargaderos que sustentan los extremos de los moldes pueden desmontarse sin necesidad de desencofrar las vigas a las que están unidos, permitiendo de esta forma volver a utilizar dichos moldes sin haber modificado la posición de los puntales. La Tabla 12-3 proporciona los volúmenes de hormigón por unidad de superficie de forjado necesarios con estos moldes. Con estos datos se podrán calcular las cargas a soportar por los cargaderos, puntales y demás elementos del encofrado. El volumen de hormigón adicional de riostras, brochales, vigas T, etc., no está comprendido en la tabla. Cajones metálicos Ceco-Meyer (1). Estos elementos se emplean en la construcción de losas con nervios en dos direcciones, denominadas generalmente losas planas o en nido de abeja. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 12-2. VOLUMEN DE HORMIGÓN NECESARIO EN LOS MOLDES REGULABLES (ADJUSTABLE STEELFORMS). CECO MEER

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FIG. 12-5. Secciones transversales características de los moldes de gran longitud, (Longforms) Ceco-Meyer. Todas las dimensiones están medidas entre caras exteriores (Ceco Steel Products Corporation)

FIG. 12-6 Montaje de los moldes de gran longitud (Longforms) Ceco –Meyer. Detalle de colocación de la cimbra (Ceco Steel Products Coroporaciòn)


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TABLA 12-3. VOLUMEN DE HORMIGÓN NECESARIO EN LOS MOLDES DE GRAN LONGITUD (LONGFORMS), CECOMEYER

Los cajones se fabrican con chapa de acero de una sola pieza y llevan una pestaña a lo largo de los bordes, de forma que cuando se ponen en obra las pestañas de los cajones contiguos quedan a tope y se fijan por medio de unos clavos. La dimensiones de los cajones standard pueden verse en la figura 12-7. existen además unos cajones suplementarios de 20 por 30 pulg (50,80 por 76,20 cm) de dimensiones de caja y 26 por 36 pulg (66,04 por 91,44 cm) entre bordes exteriores de pestaña y otro tipo de 20 por 20 pulg (50,80 por 50,80 cm) de caja con 26 por 26 pulg (66,04 por 66,04 cm) entre bordes de pestaña. Las alturas de estos moldes se dan en la Tabla 12-4. La figura 12-8 representa el sistema de colocación de los moldes; en ella puede verse un tablero de contrachapado dispuesto para el encofrado de un refuerzo o capitel de un pilar de hormigón. Las luces y escuadrías de las tablas de apoyo y de los largueros se determinarán por los métodos estudiados en el Capítulo 11. El desencofrado de los moldes se efectúa con aire comprimido, que se introduce por un agujero situado en la parte superior del cajón.

FIG. 12-7 Cajones metálicos Ceco –Meyer (Ceco Steel Products Corporation) En la tabla 12-4 se dan los volúmenes de los huecos de los diferentes tipos de cajones, pudiendo determinarse a partir de estos datos las cargas a que estarán sometidos los diversos elementos del encofrado. Moldes metálicos L.A. Pineer (2). Estos moldes se fabrican con chapa de galga 14 (1,95 mm de espesor) con anchos de 20, 30 y 46 pulg (50,80, 76,20 y 116,84 cm) en los tipos standard y con anchos de 10 a 15 pulg (25,40 y 38,10 cm) en los suplementos.


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FIG. 12-8. Montaje de los cajones metálicos Ceco-Meyer (Ceco Steel Products Cororation) La alturas normales son 10, 12, 14, 16, 23 y 26 pulg (25, 40, 30, 48, 35,56, 40,64, 58,42 y 66,04 cm), permitiendo construir nervios de cualquier altura comprendida entre 6 y 26 plg (15,24 y 66,04 cm). La longitud standard de los moldes es 3 pies (91,44 cm) fabricándose también otras especiales. Existen moldes de extremidad de sección trapecial, con anchos de 20 y 30 pulg (50,80 y 76,20 cm), y moldes de cabeza para emplear en los encofrados de las zonas intermedias a las vigas y a los muros. TABLA 12-4 VOLUMEN DE HUECOS DE LAS CAJAS METÁLICAS (STEELDOMES), CECO-MEYER

El montaje de los moldes se realiza como indica la figura 12-8ª, colocando unos cargaderos de madera clavados a las viguetas a las alturas que se precisen, sobre las que apoyan unos codales dobles de 2,54 por 7,62 centímetros de escuadra, del tipo de los de la figura 12-9, separados a unas 16 pulg (40,64 cm).

FIG. 12-8ª Montaje de los moldes metálicos L. A. Pinner (Steel Foms, Inc.)




Los moldes se instalan directamente apoyados sobre la tabla inferior del codal, empezando por los extremos y continuando progresivamente hacia el centro. Los moldes deberán solaparse en unas 2 pulg (5,08 cm). Por último se colocan los fondos de viga que deberán tener los bordes biselados para encajar en el interior de los moldes y se clavan a las siluetas de madera. Para desmontar los moldes es preciso quitar primero- los codales que soportan las pestañas. Las cimbras y los puntales permanecerán instalados hasta que el hormigón alcance la suficiente resistencia. La Tabla 12-5 da las distancias entre las caras superiores de las viguetas de madera y los cargaderos para las diferentes alturas de los moldes y de los nervios del forjado. A esta distancia se la denomina D en la figura 12-9.

FIG. 12-9 Molde metálico L. A. Pinner (Steel Forms, Inc.)

La Tabla 12-6 proporciona los volúmenes de hormigón necesarios por unidad de superficie de forjado. A partir de este dato, y por medio de los métodos estudiados en el Capítulo 11, se pueden calcular las luces y escuadrías de las viguetas y largueros. Moldes de fibra.- Estos moldes están constituidos por fibras impregnadas de asfalto u otros productos similares que los hacen impermeables y resistentes al agua. El producto, una vez terminado, puede emplearse corno encofrado en las losas nervadas;y dándole forma de cajón o bandeja, en las losas planas o en nido de abril. Estos materiales se transportan normalmente planos o abatidos para reducir el espacio que ocupan, montándose directamente en obra. TABLA 12-5 DISTANCIA ENTRE LOS PARAMENTOS SUPERIORES DE LA VIGUETAS DE MADERA Y LOS CARGADEROS DEN LOS MOLDES L. A PINNER

Cuando se instalan para utilizarlos como encofrados se coloca primeramente una especie de plantilla con solapas que apoya sobre el tablero o sobre los elementos del andamio, a los que se fija mediante fleje o alambres; sobre esta plantilla se coloca un núcleo de fibra expandida, similar a las cajas de huevos, como elemento de sustentación de la cubierta de fibra, que se monta directamente sobre el núcleo y que es en realidad el verdadero encofrado. A continuación se vierte el hormigón de igual manera que con los paneles metálicos. Algunos fabricantes suministran unos núcleos de fibra que pueden recuperarse y volver a emplear


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TABLA 12-6 VOLUMEN DE HORMIGÓN NECESARIO EN LOS MOLDES METÁLICOS L.A. PINNER

.En la figura 12-10 puede verse la colocación de los moldes Jay-Pan (3). Este tipo de encofrados se suministra con unas dimensiones standard de 6, 8, 10 y 12 pies (1,83, 2,44, 3,05 y 3,66m) de largo, anchos de 15, 20, 24 y 30 pulg (3,30, 50,80 60,96, y 76,20 cm) y alturas de 6 a 14 pulg. (15,24 a 35,56 cm) con las caras laterales rectas o inclinadas a elección. La casa fabrica también moldes de otras dimensiones bajo pedido. Los moldes se instalan directamente sobre el tablero o sobre los propios elementos de la cimbra, por ejemplo, sobre unas tablas de 5,08 por 20,32cm colocadas planas sobre los largueros

FIG. 12-10 Montaje de los moldes de fibra Jay-Pan (Jayhawk Fibre Form Company)


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Variando la separación entre los moldes pueden conseguirse los anchos de nervio de forjado que se deseen. El sistema de instalación de los moldes Jay-Pan (3) puede seguirse en la figura 12-11, En la figura 12-11(a) pueden verse las plantillas prefabricadas colocadas y unidas al tablero de encofrado. En la figura 12-11(b) se han colocado los núcleos que se mantienen en su posición correcta por medio de las solapas de las plantillas giradas a 90° y, por último, la figura 12-11(c) muestra las cubiertas de fibra puestas en obra sobre los núcleos. Estos moldes se suministran en anchos de 20, 24, 30, 40 y 48 pulg (50,80, 60,96, 76,20, 101,60 y 121,92 cm) y alturas de 6 a 15 pulg (15,24 a 38,10cm). Moldes de plástico.- Estos moldes se emplean corrientemente para construir forjados de hormigón con nervios en una o en dos direcciones. Tienen varias ventajas, entre las que citaremos las siguientes: 1. Son ligeros, fuertes y resistentes al impacto. 2. Son resistentes a las abolladuras y al alabeo. 3. No se corroen ni se oxidan. 4. Permiten obtener superficies de hormigón lisas. Los productos de la casa Molded fiber Glass (4) están fabricados con plásticos reforzados con fibra de vidrios sometidos a presión y temperatura en moldes de acero. Existen diversos tipos de moldes de dimensiones diferentes con aplicación en la construcción de forjados

FIG. 12-11. Instalación de molde de fibra Jay-Pan para la construcción de una losa plana de doble nervadura (Jayhawk Fibre Form Company) La Tabla 12-7 proporciona las características principales de estos elementos. Las dimensiones que figuran en dicha tabla están medidas entre superficies exteriores. Bajo la denominación de dimensiones del hueco se da el ancho del espacio vacío dejado en el hormigón del forjado, siendo el ancho total del molde el que se da en la tabla con la denominación de dimensiones de pestaña. Los moldes se instalan normalmente sobre los tableros de encofrado con las pestañas de los elementos contiguos en contacto. La inmovilización de los moldes se efectúa mediante unos clavos de cabeza ancha que se clavan al tablero en las esquinas de forma que sujeten las cuatro pestañas de los moldes adyacentes. Una vez que el hormigón haya alcanzado la suficiente resistencia, se desmontan el tablero y los moldes, realizándose esta última operación fácilmente, introduciendo aire comprimido por unos agujeros que tienen los moldes en la parte superior. Efectuando todas estas operaciones con las debidas precauciones, este tipo de moldes puede llegar a emplearse 25 veces o más, y en el caso de que se deteriore alguna zona del molde puede repararse con un tratamiento apropiado de plástico TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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TABLA 12-7 DIMENSIONES Y PROPIEDADES DE LOS MOLDES DE PLASTICO MOLDED FIBER GLASS

La figura 12-12 muestra la colocación de estos--encofrados sobre un tablero y la figura 12-13 cómo se desmontan con ayuda de aire comprimido. Moldes de chapa ondulada. Los moldes construidos con chapa ondulada, negra o galvanizada, se utilizan frecuentemente como encofrado de los forjados y cubiertas de hormigón, sustentados por medio de vigas metálicas o de hormigón prefabricadas. Las chapas se colocan directamente sobre las vigas sustentantes, con la dirección de las ondulaciones perpendicular a los apoyos. Los solapes laterales entre chapas serán de media onda y el solape final sobre las vigas de apoyo de unos 7 u 8 cm. La unión a los apoyos se realiza con unas grapas o con puntos de soldadura, y entre chapas adyacentes solamente con grapas. El canto de la losa de hormigón se mide entre el borde superior y el centro de gravedad de la chapa, como indica la figura 12-14, y la luz, entre ejes de las vigas sustentantes. La Tabla 12-8 proporciona las propiedades físicas más importantes de los moldes Gorruform y Tufcor (5).

Las cargas de trabajo admisibles de estos moldes, comprendiendo el peso propio del hormigón y la sobrecarga, se dan en la Tabla 12-9. Estas cargas de trabajo corresponden a una flecha máxima admisible de 1/240, siendo 1 la luz de la losa.

FIG. 12-12. Montaje de moldes de plástico (Molded Fiber Glass Company)

Moldes de chapa ondulada reforzada. Estos moldes consisten en chapas onduladas reforzadas por medio de unos redondos soldados a las chapas en dirección perpendicular a las ondas.




FIG. 12-13. Desencofrado de un molde de plástico con aire comprimido (Molded Fiber Glass Company)

Se fabrican con diferentes espesores de chapa y con diversos diámetros de redondo y separación entre ellos.

La Tabla 12-10 proporciona las principales propiedades físicas de las chapas Cofar (5), que se fabrican con longitudes de hasta 21,5 pies (6,55 m). Las chapas se instalan con la dirección de las ondas perpendicular a las vigas de apoyo, uniéndose a ellas mediante puntos de soldadura. Las chapas adyacentes deberán de solaparse en una longitud igual a media onda. Si la distancia entre las vigas de apoyo de la estructura excede de la luz máxima admisible de los moldes correspondiente a los pesos propios del hormigón y de las chapas y a la sobrecarga de que se trate, será necesario colocar una o varias filas de largueros, apoyados sobre puntales, a manera de soportes temporales, hasta que el hormigón haya alcanzado la suficiente resistencia. La Tabla 12-11 proporciona el número necesario de filas de apoyos para los moldes TABLA 12-8 PROPIEDADES FÍSICAS DE LOS MOLDES CORRUFORM

Cofar de galga 24 (0,62 mm de espesor) y con un hormigón de 2.400 kg/m3 de peso específico. Las flechas admisibles que han servido para el cálculo de esta tabla han sido de 1/200 cuando no se emplean apoyos intermedios y 1/8 de pulgada (0.32 cm) en caso contrario. Moldes celulares metálicos. Los paneles celulares de acero se emplean frecuentemente como encofrados y como elementos resistentes en la construcción de forjados.

FIG. 12-14. Carácterísticas de los moldes de chapa ondulada




Con este sistema se tienen diversas ventajas entre las que citaremos: poco peso, eliminación de puntales y encofrados convencionales, rapidez en la construcción y un gran número de canalizaciones susceptibles de emplear en las instalaciones eléctricas. En la figura 12-16 se representa una sección transversal de este tipo de moldes. Los moldes se fabrican con chapas y perfiles laminados soldados eléctricamente en diversos tipos o modelos, según representa la figura 12-17. La colocación de los moldes se realiza montándolos directamente sobre las vigas metálicas de la estructura, a las que se sueldan cada 30 cm, aproximadamente, por fusión del metal del molde y de la viga. Las juntas laterales entre moldes adyacentes se realizan por medio de soldadura o por dobleces a intervalos de unos 1,20 m. La luz máxima admisible dependerá de la carga total por unidad de superficie, peso propio del molde y del hormigón y sobrecarga, así como del momento de inercia y/o momento resistente del tipo de molde elegido Para los cálculos se considera un elemento de 12 puig (30,48 cm) de ancho. TABLA 12-9 CARGAS MÁXIMAS ADMISIBLES EN MOLDES CORRUFORM Y TUFCOR*

 La flecha máxima admisible limita a l/240. Las propiedades físicas más importantes de los paneles de forjado Q (6) de 12 pulg de ancho se dan en la tabla 12-12. Otros fabricantes disponen de paneles con propiedades similares. Los paneles se fabrican normalmente para encajar en unos forjados de condiciones determinadas y se envían a la obra ya preparados para montarlos sin ningún otro trabajo adicional. Elección del tipo de molde celular apropiado en un forjado. Como existen diversos tipos de paneles celulares, en cada caso determinado será necesario elegir el más idóneo desde el punto de vista de su resistencia y su rigidez. Conocidas la distancia entre las vigas metálicas de apoyo y la TABLA 12-10 PROPIEDADES FÍSICAS DE LAS CHAPAS ONDULADAS COFAR


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TABLA 12-11 NUMERO DE APOYOS TEMPORALES NECESARIOS EN CHAPAS ONDULADAS COFAR, CARGA 24, PARA HORMIGÓN DE PESO 2.400 kg/m³



Para estas luces no se necesitan apoyos temporales si las chapas son continuas sobre apoyos permanentes. Si la chapas están simplemente apoyadas sobre apoyos permanentes se precisará una fila de apoyos y la carga total, así como la flecha admisible.

FIG. 12-15. Montaje de los moldes de chapa ondulada (Granco Steel Products Company)

FIG. 12-17 Secciones características de moldes celulares metálicos apr formjados (H. H. Robertson Company )


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Se elegirá un molde que tenga el momento de inercia o momento resistente suficiente para soportar la acción de los momentos flectores sin sobrepasar del límite de flecha. Según sea el caso se tendrán en cuenta los valores correspondientes a viga simplemente apoyada o a viga continua. TABLA 12-12 PROPIEDADES FÍSICAS DE LOS PANELES DE FORJADOS Q (Q-FLOOR PANELS)

La tabla 12-13 proporciona el momento resistente necesario para una tensión a flexión admisible de 18,000 libras por pulg2 (1.265 kg/cm2) y el momento de inercia para una flecha de l/240, en una sección de molde de 12 pulg (30,48 cm) de ancho. Estos datos pueden deducirse de la Tabla 12-12. Los datos de la Tabla 12-13 se refieren a vigas simplemente apoyadas, pero pueden también aplicarse a las vigas continuas multiplicando los valores de los momentos resistentes y de inercia de la tabla por los coeficientes que se indican a continuación. Coeficiente Momento resistente Momento de inercia……

Viga apoyada

Viga continua

1 1

0,800 0,530

TABLA 12-13 PROPIEDADES DE LOS PANELES CELULARES DE ACERO, (CELLURAR-STEEL PANEL). POR 12 PULG (30,48 CM) DE ANCHO, CON CARGA UNIFORME EN VIGAS SIMPLEMENTE APOYADAS * (   l / 240 )




TABLA 12-13 PROPIEDADES DE LOS PANELES CELULARES DE ACERO, (CELLURAR-STEEL PANEL). POR 12 PULG (30,48 CM) DE ANCHO, CON CARGA UNIFORME EN VIGAS SIMPLEMENTE APOYADAS * (   l / 240 ) (Continuación)

Cortesía de la Inland Steel Prod. Co.(7). Las columnas 1 proporcionan el momento resistente S en pulg ³ y el momento de inercia I en pulg4 . Las columnas 2 los mismos datos con cm³ y cm4, respectivamente. Para vigas continuas multiplíquese los valores de S por 0.80 y los de I por 0,30. Para flecha igual a I/360, multiplíquese los valores de I por 1.50

Los valores del momento de inercia de dicha Tabla 12-13 corresponden a una Flecha admisible de 1,1240; pero sí la flecha admisible es de l/360 bastará con aumentar los mencionados valores en un 50 por 100. Los valores de & e I de la tabla pueden aplicarse a moldes fabricados por otras casas siempre que tengan características similares. EJEMPLO. Determinar la sección mínima del panel celular metálico necesario para soportar una carga total uniformemente repartida de 781 kg/m2 en una viga simplemente apoyada de 5,50 m de luz, siendo la flecha máxima admisible 11240. En la tabla 12-13 deducimos que el momento resistente necesario debe de ser 70,80 cm3 y el momento de inercia, 592,27 cm4. Estos valores pueden conseguirse, según la Tabla 12-12, con una sección tipo K-12-14, de peso 66,4kg/m2, o con una DK-16-16, de 57,1 kg/m2 de peso. En el caso de que el panel fuera continuo, las características necesarias serían Momento resistente 70,80 x 0,8 = 56,54 cm3 Momento de inercia 592,27 x 0,53 = 313,90 cm4 Que, según la Tabla 12-12, la sección de menos canto y menos peso que los cumple es tina K-14-14. Si la flecha admisible fuera de 1/360, el momento de inercia debería ser 313,90 x 1,50 470,85 cm4, siendo suficiente una sección K-14-14. Moldes de malla metálica (8). Estos moldes consisten en unas mallas electrosoldadas de alambres estirados en frío y galvanizados de galga 12 (2,68 mm), separados transversalmente 3 y 4 pulg (7,62 y 10, 16 cm) longitudinalmente. La malla está recubierta por su cara posterior por una membrana impermeable. Se suministra en rollos de 48 pulg (121,92 cm) de ancho y 125 pies (38,10m) de longitud, con un peso de 36 libras por cada 100 pies cuadrados (1,76 kg/m2).

FIG. 12-18. Montaje de una malla metálica sobre las viguetas del forjado (Pittsburgh Steel Company)


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FIG. 12-19. Grapas K Instaladas sobre vigas y viguetas

Como muestra la figura 12-18, el rollo se coloca directamente sobre las viguetas metálicas separadas normalmente de 18 a 36 pulg (45,72 a 91,44cm), y se une uno de sus extremos por medio de unas grapas especiales suministradas por el fabricante, a las tres primeras viguetas. El otro extremo se tensa con un utensilio también proporcionado por el fabricante y se une firmemente a las tres últimas viguetas. En los puntos intermedios se fija la malla a todas las viguetas sobre las que apoya por medio de dos grapas en cada una de ellas. Los empalmes laterales entre rollos contiguos se realizan por medio de unos remates consistentes en la prolongación de unas 2 pulgadas (5,08 cm) de la trama de alambre por fuera de la membrana impermeable, en uno de los bordes del rollo. Las juntas extremas deberán efectuarse sobre las viguetas, dejando para ello unas 12 pulg. (30,48 cm) de solape para poder realizar la unión de las dos mallas sobre los paramentos superiores de las viguetas con ayuda de las grapas. Las viguetas extremas deberán ser lo bastante rígidas para soportar la tensión introducida en las mallas, siendo necesario normalmente reforzarlas para que puedan soportar los movimientos laterales debidos a dicha tensión. Para ello se suelen soldar unos redondos de 5/8 de pulgada (o 16) de diámetro diagonalmente sobre los cordones superiores de las tres viguetas finales, con intervalos no mayores de unos 6 pies (1,83 m) medidos a lo largo de las viguetas. De esta manera se consigue formar una celosía sobre dichas viguetas extremas, que será independiente del arríostramiento a que obliguen las normas del Steel Joist Institute. Sí el hormigonado se realiza con carretillas, deberán moverse a lo largo de caminos marcados sobre las viguetas, y el hormigón se colocará y extenderá en dirección perpendicular a ellas y en ningún caso en dirección paralela. Sistema K para soportar tableros de encofrado de losas de forjado (9). Se emplea este sistema para soportar tableros de contrachapado por medio de unas grapas de hierro colado, representadas en la figura 12-19, separadas a unas 30 pulg (76,20 cm). Las grapas van colocadas sobre las alas de las viguetas, vigas T, vigas compuestas o de las vigas prefabricadas de hormigón, y disponen de unos salientes que a manera de repisa sirven para apoyar los paneles de contrachapado. Por ejemplo, la separación entre las viguetas puede ser de 2 pies de pulgada (62,86 cm) para poder emplear paneles de contrachapado de pies de ancho (60,96 cm) por 8 pies (2,44 m) de largo, con lo que quedarán entre panel y viguetas unas juntas de 3/8 de pulgada (0,95 cm). En el caso de que no se quisiera dejar unas juntas tan anchas, se puede disminuir la separación entre las viguetas v cortar en el contrachapado unos agujeros para la colocación de las grapas de sujeción.

FIG. 12-20 Colocación de paneles de contrachapado y grapas K en un forjado (Jones and Laughlin Steel Corporación).




Una vez que el hormigón ha alcanzado la suficiente resistencia, se rompen las repisas, golpeándolas con un martillo, pudiendo a continuación desmontarse los paneles, limpiarse y volver a utilizar. En la figura 12-20 puede verse un ejemplo de utilización de las grapas K. Puntales horizontales. Se emplean estos puntales para soportar tableros o conjuntos de tableros y viguetas de madera en las losas de forjado. Consisten en unas vigas horizontales y telescópicas con longitudes regulabas dentro de una amplia gama. Los extremos de los puntales pueden apoyarse sobre las vigas metálicas o de hormigón de la estructura o bien sobre los largueros y puntales verticales de] andamiaje. Se fabrican para cubrir vanos de hasta unos ocho metros sin apoyos intermedios. En la figura 12-21 se representa un tipo de punta que consta de dos partes, una viga de celosía de sección triangular v otra viga en cajón de chapa soldada que enchufa en la anterior, produciendo la variación de longitud que se precise en cada caso. Estas vigas tienen unos salientes o puntas que sirven para apoyar sobre los elementos de sustentación. Los puntales suelen llevar unos dispositivos, unas simples cuñas en algunos casos, para poder dar la contraflecha adecuada al forjado.

FIG. 12-21. Puntales metálicos horizontales (American Pecco Corporation )

FIG. 12-22 Montaje de puntales metálicos horizontales (American Pecco Corporation)

Como indica la figura 12-22, los puntales se montan, a las separaciones debidas, de forma que las puntas finales apoyen sobre los elementos de sustentación. A continuación se colocan las viguetas de madera y el tablero, y se procede al hormigonado. Una vez que el hormigonado ha alcanzado la suficiente resistencia, se pueden desmontar las cuñas o dispositivos empleados para dar contrahecha al encofrado y se apalancan los extremos de los puntales para desmontarlos. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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La Tabla 12-14, da las luces admisibles de los puntales horizontales fabricados por la American Pecco Corporation (10), deducidas a partir de la separación entre ellos y de la carga total, teniendo en cuenta el peso del hormigón y la sobrecarga. Las luces de los vanos se miden entre los paramentos verticales de los elementos que sustentan los puntales. La tabla está calculada para un hormigón de 150 Ib/pie3 (2.400 kg/m3) y una sobrecarga de 41 lb/pie2 (200 kgllm2). Para las separaciones entre viguetas que no figuren en la tabla, las luces admisibles se pueden deducir por interpelación. Conocidas la carga total y las luces se pueden determinar las separaciones entre puntales, por ejemplo, para una carga total de 141 lb,/pie 2 (688,4 kg/ml) y una luz de 15 pies (4,57 m), la separación entre puntales deducida de la tabla será de 3 pies (91,44 cm). Puntales horizontales de aluminio. Los puntales fabricados por la Alcoa-Hico Company (11) constan de dos partes, una exterior con forma de caja y otra interior en I que se introduce en la anterior, y llevan incorporado un dispositivo para dar la contrahecha adecuada al encofrado. TABLA 12-14. LUCES MÁXIMAS DE LOS PUNTALES HORIZONTALES STANDARD PECCO*

El momento resistente de estos puntales es de 12.000 pies-libra (1.659 m-kg). La reacción admisible es de 3,600 libras (1,633 kg). La carga total comprende unas sobrecargas de 41 libras/pie² (200,2 kg/m²)

FIG. 12-24. Montaje típico de puntales horizontales de aluminio (Alcoa-Hico Company) TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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SENCICO

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TABLA 12-15. DIMENSIONES Y PROPIEDADES DE LOS PUNTALES HORIZONTALES DE ALUMINIO ALCOA-HILO

Las principales propiedades de estos elementos pueden verse en la Tabla 12-15. La figura 12-23 muestra cómo se utilizan estos puntales para soportar las viguetas y el tablero de un encofrado, así como el caso de que el tablero apoye directamente sobre dichos puntales. La Tabla 12-16 proporciona las luces admisibles en las vigas números 11 19, 915 y 610 para diferentes valores de las cargas y separaciones, con un coeficiente de seguridad de 2,28 al que corresponde un momento flector admisible de 9.600 pies-libra (1.327 m/kg). En el valor de la carga total están comprendidos el peso del hormigón y la sobrecarga. Es decir, en una losa de 6 pulg de canto (15,24 cm) con una sobrecarga de 40 lb/pie2 (195,3 kilogramo/metro cuadrado), la carga total será 75 + 40 = 115 lb/pie2 (366,2 + 195,3 = 561,5 kg/m2), y si la sobrecarga fuera de 75 lb/pie2 tendríamos 75 + 75 = 150 Ib/pie2 (366,2 + 366,2 = 732,4 kg/m2). BIBLIOGRAFIA 1. Ceco Steel Products Corporation, 5601 W. 26 St., Chicago 50, Illinois. 2. Steel Forms, Inc., 11403 Denton Rd., Dallas 29, Tejas. 3. Jayhawk Fibre Form Company, 700 Massachusetts St., Lawrence, Kansas. 4. Molded Fiber Glass Company, 4401 Benefit Ave., Ashtabula, Ohio. 5. Granco Steel Products Company, 6306 N. Broadway, St., Louis 15, Montana. 6. H. H. Robertson Company Farm2rs Bank Building, Pittsburgb 30, Pensilvania. 7. Inland Steel Products Company, 4143 W. Burnham St., Milwaukee 1, Wisconsin. 8. Pittsburgh Steel Products, Grant Building, Pittsburgh 30, Pensilvania. 9. K-System, Inc., 1150 Avenue of the Americas, Nueva York 36, N. Y. 10. American Pecco Corporation, 188 East Post Road, White Plains, N. Y. 11. Alcoa-Hico Company, 30 Rockfeller Plaza, Nueva York 20, N. Y. TABLA 12-16 STANDARD

LUCES ADMISIBLES DE LOS PUNTALES HORIZONTALES DE ALUMINIO ALCOA-HILO

Momento flector admisible = 9.600 pies –libras (1.327 m-kg); reacción admisible = 3.000 libras (1.361 kg)


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CAPITULO 13 ENCOFRADO DE CUBIERTAS LAMINARES Las losas de pequeño espesor, cilíndricas o abovedadas y con los ejes perpendiculares a la luz, se utilizan frecuentemente como cubiertas en las estructuras. El cálculo de los encofrados de este tipo de losas presenta los siguientes problemas principales: 1. Determinación del número suficiente de puntos a lo largo del arco superior del tablero, de forma que se pueda construir éste con la forma y altura correctas. 2. Cálculo de los elementos de sustentación del tablero, es decir, de la cimbra. Los datos necesarios para la solución de los problemas anteriores se deducen fácilmente de los planos de arquitectura o estructura de la cubierta, en los que figurarán la luz, la flecha en el centro y el espesor de losa a construir. FIG. 13-1 Relaciones en la circunferencia Relaciones en la circunferencia. Como las secciones verticales transversales de las láminas cilíndricas son arcos de círculo, podremos obtener las alturas de los puntos del paramento inferior de la losa por medio de las expresiones que relacionan entre sí los diferentes elementos de la circunferencia. En la figura 13-1 tenemos un arco de circunferencia que supondremos representa dicho paramento inferior de la losa. Sea R = radio de la circunferencia L = luz de la cubierta H = flecha en el centro de la luz I = semiluz Para obtener los datos que buscamos pueden seguirse diferentes caminos, eligiendo el que presentamos a continuación, ya que tiene la ventaja de no precisar el empleo de tablas trigonométricas. Generalmente, las dimensiones de los elementos a construir precisan mayor aproximación que la que puede proporcionar una regla de cálculo. D e los planos de la cubierta deduciremos H y L, y posiblemente R. Si el valor del radio no figura en los planos será necesario deducirlo. Consideremos, para ello, el triángulo ODC,

I R R-H cos a = R sen 2 a + cos 2 a = 1 Sustituyendo los valores de sen a y cos a en la expresión (c), sen a =

l2

+

(R - H) 2

=1 R2 R2 I 2 + (R - H ) 2 = R 2 I 2 + R 2 - 2RH + H 2 = R 2 I 2 - 2RH + H 2 = 0 2RH = I 2 + H 2 R=

I2 + H2 2H


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Si se sustituye I por L/2, la expresión (13-1) dará

R=

L2 H + 8H 2

EJEMPLO. Determinar el radio de una arco de círculo de 18 m de luz y 3 m de flecha. Aplicando la expresión (13-2)

R=

18 2 3 + = 13,50 + 1,50 = 15m 8x 3 2

Calculemos también la inclinación de la tangente a la circunferencia en el punto C, para saber si es necesario encofrar el parámetro superior de la losa en una determinada zona de la cubierta.

sen a =

1 9 = = 0,60 R 15

Construcción por puntos de una circunferencia. Sea la curva ABC de la figura 13-1 la representación del paramento inferior de una cubierta laminar y por tanto del paramento superior correspondiente del tablero de encofrado, Supongamos conocidas las alturas u ordenadas de los puntos A, B y C y vamos a determinar las correspondientes de todos los puntos situados sobre dicha curva ABC. Sea P un punto de la curva de coordenadas x e y Valores de x 0

Valores de y 0

1 10

R - R2 -

2l 10

R - R2 -

3l 10

R - R2 -

9l 2 100

4l 10

R - R2 -

4l 2 25

5l 10

R - R2 -

l2 4

6l 10

R - R2 -

9l 2 25

7l 10

R - R2 -

49 2 100

10

R - R2 -

16l 2 25

9l 10

R - R2 -

81l 2 100

8l

10l 10

l2 100 l2 25

R - R 2 - l2

Con respecto a los ejes del sistema. La ecuación de la circunferencia con centro en el origen de coordenadas y que pasa por el punto P, será

x 2 + y2 = R 2


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Donde x e y son las distancias desde los puntos de la circunferencia al eje y al x, respectivamente. Si la circunferencia pasa por el origen des sistema de coordenadas y tiene su centro situado sobre el eje y, a una distancia R del origen, la ecuación de la circunferencia vendrá dada por

x2 + z2 = R 2 Siendo z = R – y, Sustituyendo el valor de z en la expresión (e) tendremos

x 2 + (R - y) 2 = R 2

(R - y) 2 = R 2 - x 2 R - y = R 2 - x2

y = R - R 2 - x2 Esta expresión nos da las distancias desde el punto B de la figura 13-1 a cualquier punto PP de la circunferencia. Supongamos que se deseen determinar las distancias desde una línea horizontal que pase por B, a lo largo de 10 puntos igualmente separados horizontalmente sobre la curva BC. Siendo x la distancia desde el eje y al punto P e y la distancia al eje x. Para x = 0 y=0 Para x = l/10

y = R - R 2 - l 2 / 100

Para x = 2l/10

y = R - R 2 - 12 / 25

Como x pude ser negativa o positiva sin que cambie el sitio de Y, la curva es simétrica respecto al eje y. La Tabla 13-1 proporciona los valores de y correspondientes a diferentes de x. EJEMPLO. Utilizando la Tabla 13-1 determinar los valores de y en una cubierta laminar de 18 m de luz y 3 m de flecha, con radio de 15 m Para x = l/100

x = 9/10 = 0,90 m

81 = 15 - 224.19 100 = 15 - 14, 973 = 0,027m y = 15 - 225 -

Para x = 2l/10,

y = 15 - 225 -

81 = 15 25

x = 1,80m

14,981 = 0,109m

En la tabla 13-2 sedan los demás valores de y. Alturas de los puntos situados sobre un arco circular. En la figura 13-2 se representa con la línea ABC el parámetro superior del tablero de una cubierta laminar circular de luz AC igual a L y flecha BF igual a H. El origen del sistema de coordenadas es B, clave del arco. Llamemos I a la semiluz, igual a L/2, y dividámosla en diez partes iguales, siendo x la distancia desde B a cualquier punto D. La distancia entre D y punto E.


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Situado sobre el tablero será igual a y. La curva es simétrica con respecto al eje y. La tabla 13-2 proporciona los valores de y correspondientes a los de x dados, expresados como fracciones de l, para la curva de 18 metros de luz, 3 m de flecha y 15 m de radio. Encofrado de las cubiertas laminares cilíndricas. Los encofrados para este tipo de cubiertas constan de un tablero y de los elementos estructurales necesarios para su sustentación, llamados cimbras, como representa la figura 13-3. El tablero suele ser de contrachapado de 5/8 o 3/4 de pulgada (1,59 ó 1,90 cm), o de madera machihembrada. El tablero apoya sobre un sistema de viguetas, normalmente tablas de 5,08 cm por lo menos de espesor, cortadas con la curvatura necesaria. Los camones pueden estar soportados directamente por los puntales, pero es preferible que lo hagan por intermedio de los largueros, como indica la figura. Bajo cada camón se coloca una fila transversal de puntales, que pueden ser de madera, prefabricados o andamios metálicos. La cimbra debe de estar convenientemente arriostrada, tanto diagonal como horizontalmente, en los planos longitudinal y transversal. Los largueros deben estar rígidamente unidos a los puntales por medio de unas bridas de cabeza y clavos como indica la figura. TABLA 13-2 VALORES DE X E Y PARA LA DETERMINACION DE ALTURAS EN UNA CUBIERTA LAMINAR CIRCULAR. (Ver fig. 13-2)

Luz Flecha Radio

= 18 metros = 3 metros = 15 metros

Distancias al centro del arco

Valores de x, metros

Valores de y, metros

0 l /10 2 l /10 3 l /10 4 l /10 5 l /10 6 l /10 7 l /10 8 l /10 9 l /10 l

0 0,90 1,80 2,70 3,60 4,50 5,40 6,30 7,20 8,10 9,00

0 0,027 0,109 0,245 0,438 0,691 1,006 1,387 1,841 2,375 3,000

Los camones deben de ser lo suficientemente largos para que puedan solaparse en unos 30 cm. En los apoyos sobre los puntales sus caras inferiores deben de terminarse de manera que se garantice una superficie de apoyo total sobre los largueros. En las bases de los puntales, en ambas filas o plantas, se dispondrán una cuñas de madera para poder efectuar los necesarios ajustes de altura en las cabezas de los puntales, ajustes que se deberán de realizar con anterioridad a la colocación de los jabalcones. Una vez que el hormigón haya alcanzado la suficiente resistencia, se hace descender el tablero unos centímetros y se procede al desmontaje de los jabalcones que unen las dos filas de puntales de las bridas de unión entre cabezas de los puntales de la fila 1 con los pies de la fila 2, y, por último, de las cuñas situadas en la base de los puntales, haciéndolo primeramente, con los puntales de la fila 2. Si se prevé una nueva utilización de la cimbra trasladando longitudinalmente la estructura completa, se deberá colocar los durmientes de 5,08 por 15,24 de escuadra en posición longitudinal, en lugar de la que ocupan en la figura, para servir como elementos de deslizamiento de la estructura. Asimismo, será conveniente emplear unos durmientes más anchos, por ejemplo de 5,08 por 30, 48 cm. Si se traslada la estructura para un nuevo re-empleo, no será necesario desmontar las riostras y los jabalcones, y los pies de los puntales descansarán sobre unos tacos de madera y cuñas ya mencionados situados sobre los durmientes principales, que deberán desmontarse antes de proceder al traslado de la cimbra.


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Fig. 13-3 Encofrado y andamio de una cubierta circular

CALCULO DE LOS ENCOFRADOS Y DE LA CIMBRA DE UNA CUBIERTA LAMINAR CILINDRICA. Utilizaremos los datos de la figura 13-3 y los que se indican a continuación: Luz, 9 m Flecha, 1,5 m. Espesor de los, 10 cm 2 Sobrecarga 250 kg/m Tablero de contrachapado, „3/4 de pulgada (1,90 cm) Separación entre viguetas.- El contrachapado deberá de colocarse con las fibras en dirección 2 perpendicular a las viguetas. La tabla 11-2 indica que para una carga total de 490 kg/m la separación entre viguetas puede se mayor de 76 cm; pero con objeto de conseguir un curvado más exacto del contrachapado las dispondremos a 60 cm. Separación entre camones.- Supondremos que las viguetas que se van a emplear son de 5,08 por 2 15, 24 cm de escuadría. Con una carga de 490 kg/m y una separación entre viguetas de 60 cm, la tabla 11-4 nos da una luz máxima de 213 cm para los camones. Sin embargo, los colocaremos a 185 cm.

Fig. 13-4 Cargas que actúan sobre una tabla común Cálculo de los camones.- La separación horizontal de los puntales de la cimbra es de 1,5 m, y en consecuencia, los camones situados en las inmediaciones de la clave del arco tendrán también una longitud de 1,50 m, mientras que los situados en los arranques serán ligeramente mayores. Consideremos a los camones como vigas simplemente apoyadas de 1,50 m de luz sometidas a la acción de las cargas concentradas procedentes de las viguetas que apoyan sobre ellos. Con el esquema de cargas de la figura 13-4 el momento flector en el centro del vano vendrá dado por. P = 490 x 1,85 x 0,60 = 544 kg TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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R1  R2  816 kg S 

28.560  228,40 cm3 125

M = 816 x 75 – 544 x 60 = 28.560 cm/kg El momento resistente de la tabla camón será

M   S  28.560 Este momento resistente será el estrictamente necesario, y de acuerdo con la tabla 4-1 bastaría con una tabla de 5,08 por 20,32 cm de escuadría; pero con objeto de asegurar la suficiente resistencia de 2 la escuadría 5,08 por 25,40 cm, que tiene un momento resistente de 400,5 cm Por medio de la expresión (13-3) podemos determinar el espesor máximo de madera que se puede aserrar para conseguir la curvatura deseada. La curva en cuestión tiene un radio de 7,50 m, expresión (13-1), y dando a x el valor de 0,75 m medidos a partir del punto medio de la tabla, el espesor y vendrá dado por

y  R 

R2  x2

 7,50 

7,502  0,752  0,038 m  3,8 cm

Por tanto, la disminución del canto de la tabla en sus extremos será de unos 3,8 cm quedando un espesor nominal de unos 16 cm, que es suficiente. Cálculo de la carga que actúa sobre los puntales.- La superficie horizontal correspondiente a cada 2 puntal será 1,50 x 1,85 = 2,78 m . Por tanto, la carga será P = 2,78 x 490 = 1,360 kg En realidad, esta carga será la correspondiente a los puntales interiores, puesto que debido a la inclinación de la cubierta los extremos estarán más cargados. Pero bastará con colocar unos puntales de 1,800 kg de capacidad portante. Cálculo de alturas del parámetro superior del tablero.- Calcularemos las alturas de los puntos críticos de dicha superficie superior del tablero; estos puntos estarán a las distancias de 0, 1,50, 3,00 y 4,50 m mediadas horizontalmente desde la línea central del tablero. Por medio de la expresión (13-3) podremos deducir las distancias verticales entre estos puntos y la horizontal de la clave del arco. El valor del radio es de 7,50 m;

y  R 

R2  x 2

Para x = 0

y=0

Para x = 1,50 m

y  7,50 

56,25  2,25  0.152 m

Para x = 3,00 m

y  7,50 

56,25  9,00  0.626 m

Para x = 4,50 m

y  7,50 

56,25  20,25  1,500 m

Cálculo de la inclinación del tablero en los arranques.- Es indispensable conocer la pendiente de los bordes extremos del tablero para saber si es necesario encofrar el paramento superior de la losa de cubierta en una determinada zona. Normalmente, los hormigones de bajo índice de asentamiento pueden verterse sin necesidad de encofrados hasta pendientes del orden de los 35º, pero para pendiente mayores suele ser indispensable la colocación de los oportunos encofrados. Sea (a) el ángulo que forman la tangente al tablero en los arranques y al horizontal. Refiriéndonos a la figura 131, tendremos

sen a 

l R

donde l  9

(a)

2

 4,50 m


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R = 7,50 m Sustituyendo en (a)

sen a 

4,50  0,600 7,50

a = 36º 52‟ Si el hormigón de que se dispone es de bajo asentamiento cabe la posibilidad de construir la cubierta sin precisar de encofrado superior. Cimbras para cubiertas laminares.- La figura 13-3 representa un conjunto de puntales de madera empleados como cimbra de los encofrados de una cubierta laminar. Como ya vimos en el capítulo 6, los puntales prefabricados regulables provistos de unas U para recibir los largueros reúnen diversas ventajas que los hacen más útiles que los de madera. Por medio de los puntales con tornillos de regulación se pueden ajustar fácil y exactamente las diversas alturas necesarias en el encofrado y además se facilita extraordinariamente el descenso de la cimbra para su desmontaje. El arriostramiento de los puntales prefabricados de debe de efectuar de la forma que indica la figura 13-3. En la figura 13-5 se representa un andamio tubular metálico empleado como cimbra de una cubierta laminar. Estos andamios, si están debidamente arriostrados, tanto horizontal como diagonalmente, constituyen un sistema rígido capaz de soportar grandes cargas. En los extremos superiores del entramado se deberán colocar unas cabezas en U regulables para recibir los largueros o los camones y mantenerlos a las alturas necesarias para la construcción de la cubierta. En el caso que se prevea que los encofrados, una vez descendidos y trasladados a una nueva posición, se vayan a volver a emplear, resulta muy conveniente instalar unas roldanas en los pies de los puntales sobre las que se puedan abatir los encofrados durante el transporte. Con ello se consigue un acoplamiento tal de los encofrados y las cimbras durante el transporte, que permite que el nuevo montaje se realice en relativamente poco tiempo. Empleo de cerchas como cimbras. Frecuentemente se utilizan cerchas bowstring, metálicas o de madera, a manera de cimbras de los encofrados de las cubiertas laminares cilíndricas. Para ello, los extremos de la cercha apoyan sobre unos postes de altura igual a la necesaria en el proyecto, y se instalan una viguetas de madera uniendo las cerchas sucesivas entre sí. Con este sistema se puede construir y montar el conjunto completo de encofrados y cerchas, emplearlo y proceder a su transporte y nueva utilización en muy poco tiempo. La figura 13-6 representa un sistema empleado en la construcción de unas cubiertas en bóveda laminar para un almacén de la Base de Olmsted de las Fuerzas Aéreas (l). La estructura consistía en diez láminas paralelas contiguas de 1,200 pies (366 m) de largo cada una. Para la construcción de estas cubiertas se empleó un total de treinta secciones de encofrado cada una de ellas tenía aproximadamente 40 pies (12,2 m) de ancho y 33 pies (10 m) de largo, y estaba soportada por unas cerchas de madera con los correspondientes jabalcones de esquina y pilares de altura regulable. Cada sección se utilizaba doce veces. Para el transporte de las diferentes secciones del encofrado a las sucesivas utilizaciones se empleó un carrillo móvil formado por dos perfiles laminados sustentados por medio de unos tubos verticales de acero de longitud regulable que se montaba sobre un remolque. Fig. 13-5 . Encofrado de una cubierta cilíndrica soportado por un andamio tubular (Safway Steel Products, Inc.)

Cuando iba a transportarse una sección se colocaba del carrillo bajo la cimbra y se levantaba el entramado tubular por medio de los tornillos de regulación de alturas hasta que quedaba en contacto con los cordones inferiores de las cerchas. A continuación, por medio de los tornillos de los pilares de sustentación de la cercha, se dejaba descender la cimbra hasta quedar completamente apoyada TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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sobre el carrillo, después de los cual se abatía el conjunto hasta conseguir que la cimbra se separe de la cubierta de hormigón.

Fig. 13- 6. Encofrado de una cubierta cilíndrica soportado por cerchas móviles (Construction Methods and Equipment)

Fig. 13-7. Cerchas de madera instaladas para soportar el encofrado de una cubierta cilíndrica (Construction Methods and Equipment)

Fig. 13-8. Montaje del tablero de contrachapado en una cubierta cilíndrica (Construction Methods and Equipment)


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Fig. 13-9. Encofrado de una cubierta cilíndrica en posición de transporte (Construction Methods and Equipment)

Una vez realizadas estas operaciones se procedía al transporte de la cimbra a su nueva posición. En la construcción de las bóvedas laminares de las instalaciones de tratamiento de aguas residuales de la ciudad de Nueva York se emplearon unas cerchas móviles como elemento de sustentación de los encofrados (2). Fig. 13-10 Poste de altura variable abatido para permitir el transporte del encofrado a una nueva posición (Construction Methods and Equipment)

Cada elemento o sección de encofrado tenía 54 pies (16,5 cm) de ancho y 57 pies (17,40 m) de largo. Se emplearon un total de siete cerchas bawstring de madera con sus correspondientes viguetas y tablero de contrachapado para la construcción de cada sección. Cada cercha estaba soportada por dos pilares regulables con un recorrido de altura de unos 9 pies (2,70 m) que permitía que la clave del arco descendiera lo suficiente para poder pasar bajo los tirantes horizontales de unión de los pilares de hormigón de la estructura. En la figura 13-7 se representan las siete cerchas necesarias para cada sección de encofrado dispuestas para la colocación de las viguetas y el tablero. La figura 13-8 muestra las viguetas de 5,08 por 25,40 cm instaladas entre las cerchas sucesivas y los tableros de contrachapado de 5/8 de pulgada (1,59 cm) en fase de colocación. La separación máxima entre las cerchas era de unos 12 pies (3,66 m). La losa de hormigón de la cubierta tenía un espesor de 4 pulg. (10,16 cm) con una flecha de 8 pies 6 pulgadas (2,59 m). En la figura 13-9 se muestran dos secciones de encofrado en posición de transporte, y por último, en la figura 13-10 se representa un extremo de las cerchas apoyando sobre los pilares telescópicos de madera. Los pies de los pilares descansan sobre unos raíles horizontales de madera, a lo largo de los cuales se deslizan para colocarse en una nueva posición.

BIBLIOGRAFIA 1. Mobile Carrier Moves Arch Forms Economically, Construction Methods and Equipment, vol. 42, p. 120, octubre 1960. 2. Elevating Barrel Arch Forms Move on Wooden Rails, Construction Methods and Equipment, vol. 42, págs. 92-96, diciembre 1960.


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SESNECNICO ICO NOVIEMBRE 2001


CAPITULO 14 ENCOFRADOS PARA HORMIGON ORNAMENTAL Encofrados para hormigón ornamental y hormigón estructural. Las principales cualidades que deben de tener los encofrados de los elementos estructurales de hormigón, en los que el aspecto de su superficie no es de primordial importancia, son la resistencia, la rigidez y la economía. Con este tipo de encofrados se puede permitir cierta libertad en la elección de los materiales, así como una menor calidad de la mano de obra necesaria para la construcción y montaje que la que se exige generalmente en el hormigón ornamental. El hormigón ornamental difiere del estructural en que la apariencia de las superficies vistas puede tener mayor importancia, incluso, que su resistencia. Las propiedades del hormigón fresco permiten obtener cualquier forma, por complicada que sea, con tal de disponer del molde adecuado, así como una terminación de sus superficies totalmente lisa o rugosa, según se desee. La apariencia de las grandes superficies de hormigón, la mayor parte de las veces excesivamente monótonas, pueden, mejorar extraordinariamente con el empleo de paneles con ranuras o relieves, labrados toscamente, con decorados o con cualquier tipo de dibujos. Con los moldes metálicos se pueden conseguir superficies completamente lisas, mientras que con la madera basta de anchos y grosores elegidos al azar, en las que las fibras han sido realzadas sumergiéndolas en agua o amoníaco, se pueden obtener superficies rugosas que convenientemente empleadas resultan bastante atractivas. Asimismo, utilizando encofrados de madera cepillada y moldes de yeso se pueden hormigonar superficies con gran variedad de detalles complicados. Puesto que la calidad del acabado del hormigón depende de la de los encofrados será indispensable elegir con esmero los materiales a utilizar. Asimismo, si se quieren obtener resultados con un grado de perfección adecuado se necesitarán artesanos de gran destreza manual. Elección de la madera adecuada. La elección de la madera a emplear depende de la terminación y acabado de las superficies de hormigón, existiendo en el comercio gran variedad de tipos, dimensiones y calidades de maderas aptas para la construcción de encofrados de carácter ornamental. Si se desean obtener superficies lisas deberán emplearse tablas D y M para los entablados, por ejemplo tarima machihembrada o simples tablas machihembradas en el centro del canto. El machihembrado asegura mejores alineaciones y acoplamiento de las tablas contiguas que la que se puede conseguir con las tablas de bordes rectos. La tablas de pequeño ancho, como los entarimados de 2,54 por 10,16 cm, o las machihembradas en el centro del canto de 2,54 por 15,24 cm, son menos sensibles al alabeo que las de anchos mayores. Las maderas desecadas con anterioridad a su empleo son menos propensas a las mermas de ancho una vez instaladas, con lo que se eliminan o disminuyen las marcas de las juntas entre tablas sobre la superficie del hormigón. Fig. 14-1A Aspecto de la superficie obtenida con el empleo de maderas bastas (PCA)

Aunque se revistan los entablados con contrachapados de pequeño espesor o con planchas de Presdwood (l), los efectos de las variaciones de espesor, del grado de rugosidad o de las juntas entre tablas, pueden transmitirse a través del revestimiento y aparecer en la superficie del hormigón. Las superficies de aspecto rugoso pueden conseguirse empleando maderas bastas. La figura 14-1 A muestra el efecto obtenido usando tablas de anchos y espesores elegidos al azar. Para acentuar el efecto de las fibras se pueden tratar las maderas química o mecánicamente, por ejemplo con chorro de arena. En general, a menos que se deseen obtener ciertos efectos especiales, las maderas utilizadas en los encofrados construidos en taller o en fábrica deben estar relativamente libres de fibras excesivamente TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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pronunciadas, ser blandas, de fácil cepillado y bien curadas. Las maderas más idóneas para esta utilización suelen ser las de pino, entre las que citaremos el blanco del Norte (Pinus Strobus), el blanco de Idaho (Pinus montícola), el pino azúcar (Pinus lambertiana), el ponderosa y el de Noruega (Pinus ponderosa y Pinus resinosa) y, por último, el abeto o picea oriental. Revestimientos de los encofrados.- En el caso de que no se puedan conseguir superficies suficientemente lisas con los encofrados de tablas se suelen emplear encofrados revestidos. Los revestimientos más corrientes son la madera contrachapada y el Presdwood (1), en espesores 1 1 relativamente delgados, del orden de /8 ó /4 de pulgada (0,32 ó 0,63 cm). Sin embargo, los revestimientos de pequeño espesor no impiden la aparición en la superficie del hormigón de las imperfecciones del entablado si éste está formado por maderas de baja calidad. También aparecen imperfecciones en forma de ondas en el hormigón, cuando las tablas que constituyen el respaldo de apoyo del entablado se han montado dejando espacios huecos entre tablas contiguas. Madera contrachapada. Las propiedades de la madera contrachapada se vieron anteriormente en el Capítulo 4. Generalmente, en los encofrados solo se emplea el tipo para exteriores, compuesto por un conjunto de hojas o capas unidas mediante una cola impermeable. Se fabrican con gran variedad 1 3 de espesores, desde /4 a /4 de pulgada (0,63 a 1,90 cm) e incluso más en algunas factorias, con 1 incremento sucesivos de /16 de pulgada (0,16 cm). Las planchas de pequeño espesor suelen usarse 1 como revestimientos de encofrados o en superficies curvas, mientras que a partir de /2 pulgada (1,27 cm) se pueden emplear directamente sin necesidad de respaldo o refuerzo de apoyo. Los contrachapados se fabrican con tres o más capas de exceso, con las fibras de las capas adyacentes en ángulo recto, por lo que generalmente no sufren cambios de dimensiones ni alabeos y exfoliaciones. Para aprovechar al máximo su resistencia se deberán colocar con las fibras en dirección perpendicular a los apoyos. Los contrachapados en los que los tratamientos a base de aceites, barnices o plásticos se realizan en fábrica suelen dar mejores resultados que aquellos en los que los tratamientos se aplican directamente en obra. No obstante, los contrachapados tratados en fábrica deben ser aceitados entre usos sucesivos para impedir el levantamiento de las fibras y un agrietamiento excesivo, así como asegurar que no se adhieran a la superficie del hormigón. Presdwood (l). este material, cuyas propiedades vimos en el Capítulo 4, se emplea frecuentemente para revestir los encofrados de caracter ornamental, en los que se desean obtener superficies lisas completamente libres de las marcas de las fibras. Con este objeto, solamente se usarán aquellas tablas especialmente preparadas mediante un tratamiento que disminuya la absorción. La colocación de las planchas debe de realizarse clavando las adyacentes a las mismas tablas de refuerzo, de forma que se impida la aparición de ligeros resaltos o salientes que acentúen aún más la presencia de las juntas. Los clavos que normalmente se utilizan son los de calibre 3d pavonados o cualesquiera otros que tengan cabeza plana y fuste de pequeño diámetro. Fig- 14-1 B. Aspecto de la superficie obtenida empleando un encofrado revestido de goma (PCA) Las juntas entre las planchas contiguas pueden rellenarse con yeso, masilla al agua fría, o con una mezcla a partes iguales de sebo de buey y cemento portland, para eliminar o al menos reducir las marcas del encofrado. Un ligero lijado con papel del número 0 dejará la junta lisa y prácticamente invisible Los agujeros de los tirantes del encofrado deberán taladrarse en la cara lateral (paramento liso del Preswood), mediante una barrena apropiada para impedir el desgarramiento del material. La superficie del Preswood deberá de aceitarse antes de cada empleo, así como estar completamente húmeda desde varias horas antes. Revestimientos de goma. Los encofrados con revestimientos de goma producen superficies de aspecto bastante atractivo y se emplean con cierta frecuencia. En la figura 14-1B se representa una superficie obtenida con este tipo de revestimiento. Humedecimiento y aceitado de los encofrados. Los encofrados de madera que han de estar en contacto con el hormigón deben de mojarse completamente con agua por lo menos desde unas doce TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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horas antes del hormigonado. De esta forma, las juntas de los entablados y tableros tienden a cerrarse, se impide la absorción del agua del hormigón y se facilita sobremanera el desencofrado. Los materiales del tipo del Preswood o del contrachapado deben de aceitarse o barnizarse antes de cada empleo, evitando en todo caso un exceso de aceite. Clavos. La mayoría de los encofrados de madera se unen y solidarizan mediante clavos. Los elementos estructurales se unen con el número suficiente de clavos de dimensiones tales que garanticen la resistencia apropiada. Los clavos mas corrientemente empleados son los ordinarios o comunes. Sin embargo, en las uniones de las costillas el entablado, en las de los revestimientos de contrachapado o Preswood y en las de los moldes de madera a los entablados, se acostumbra a emplear tuercas y clavos de vástago de pequeño diámetro que permiten un desencofrado fácil, un mínimo deterioro de la madera y un ahorro en el coste de dicho desencofrado. Tirantes. En el Capítulo 9 vimos los diversos tipos de tirantes que se suelen utilizar en los encofrados, pero muchos de ellos no son apropiados cuando se trata de hormigón ornamental. En este caso es preceptiva la extracción de los tirantes de la masa del hormigón, o en el mejor de los casos que la parte que ha de quedar embebida en el interior del hormigón diste del orden de 1 1/2 a 2 pulgadas (3,81 a 5,08 cm) de su superficie. Asimismo, suele haber normas sobre las dimensiones de los agujeros dejados en el hormigón por la extracción de los tirantes. El empleo de elementos cónicos o de arandelas planas unidos a los tirantes para que sirvan como codales suele estar prohibido, debido a las huellas que dejan en los paramentos del hormigón. En la figura 14-2 se representan los tipos de tirantes que se utilizan normalmente en los encofrados de carácter ornamental. El tirante de la figura 14-2 (a) consiste en una barra lisa provista de unas abrazaderas que deslizan sobre ella apoyando sobre las carreras. Cada abrazadera está dotada de un juego de tornillos que al roscarse sujetan la barra y la mantienen en posición. Una vez que se han desmontado los encofrados, se cortan los extremos de las barras y se extraen del interior del muro. Con este tipo de tirantes es necesario emplear codales. La figura 14-2 (b) representa un tirante consistente en una barra roscada en ambos extremos, provista de dos tuercas y de dos arandelas cuadradas metálicas que apoyan contra las carreras y garantizan la tracción necesaria en el tirante. Estas barras se extraen del muro una vez realizado el desencofrado. Estos tirantes necesitan codales para su empleo. Fig. 14-2 Tipos de características de tirantes de encofrado. La figura 14-2 (c) nos muestra un tirante tipo dentado, muy apropiado para utilizarlo en el hormigón de caracter ornamental, siempre que esté fabricado de manera que se garantice que la rotura de la barra ha de ocurrir a la profundidad necesaria en la masa del hormigón. Los ensanchamientos de los extremos de estos tirantes obligan a realizar unos agujeros en el entablado de diámetro mayor que el del tirante, debiendo taparse estos agujeros para evitar las pérdidas de mortero. Se necesitan codales con estos tirantes. El tirante de la figura 14-2 (d) consiste en dos partes o elementos roscados unidos por unas varillas, quedando este conjunto TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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embebido en el hormigón, y dos tirafondos que atornillan en dichos elementos roscados. Los extremos de los tirafondos apoyan por medio de unas arandelas metálicas cuadradas sobre las carreras. Necesitan codales. La figura 14-2 (e) representa un tirante que consta de una barra roscada en cada extremo y de dos barras externas provistas de rosca interior donde se atornilla la primera. Las barras externas apoyan en las superficies exteriores del entablado actuando a manera de codales. Los clavos introducidos en los orificios de las barras externas de clavan en las costillas, completando así la acción del acodalado. La barra interior se extrae del interior del muro una vez realizado el desencofrado. Este tipo de tirantes debe instalarse en la proximidad de las costillas. Una vez que los tirantes se han extraído o se han partido se procede a tapar los agujeros que han dejado en los paramentos con mortero. Si esta operación se realiza correctamente, las partes saneadas quedan completamente invisibles. La extracción de los tirantes debe efectuarse por el paramento o superficie que no vaya a quedar a la vista, de esta forma cualquier desconchado o rotura del hormigón contiguo a los agujeros no afectará el aspecto de las superficies vistas. Detalles de los encofrados. Las características del hormigón ornamental obligan frecuentemente al constructor a someter al ingeniero o al arquitecto dibujos a escala grande para su aprobación, detallando el encofrado que piensa utilizar en el hormigonado de los diferentes elementos. Aparte de estos detalles necesarios para la construcción, también es muy conveniente disponer de planos completos en todo lo referente a cotas, alzados, secciones y detalles, para que los carpinteros u obreros de las fábricas los utilicen en la construcción y acoplamiento de las diferentes partes del encofrado. Fig 14-3. Detalles de encofrados para obtener dibujos sobre el hormigón de carácter ornamental (PCA)

Estos planos deben de disponer de las cotas exactas y de las características de todas las formas que tienen que aparecer en o sobre el hormigón. La figura 14-3 nos muestra un conjunto de planos de detalles para el encofrado de un friso de edificio en hormigón. La figura 14-4 representa una sección transversal horizontal de un detalle del encofrado de un muro de un edificio; dicha figura comprende desde la entrada, a la izquierda de la TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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figura 14-4 (a) a la esquina, a la derecha de la figura 14-4 (b). En los planos finales deben indicarse las dimensiones exactas, formas y situación de todos los diferentes elementos del encofrado. Juntas de construcción. En general todas las estructuras de hormigón, exceptuando aquellas de pequeñas dimensiones o muy simples, requieren juntas de construcción que cumplen diferentes misiones. El hormigón, durante el proceso del fraguado, sufre retracciones que producen generalmente tensiones de tracción. Si estas tensiones son excesivas y no se toma ninguna precaución para disminuirlas, es probable que aparezcan fisuras en el hormigón. Estas fisuras son antiestéticas y difíciles de sanear satisfactoriamente, especialmente cuando aparecen en las superficies de carácter ornamental. Como los encofrados de los elementos decorativos de hormigón contienen frecuentemente moldes y formas para conseguir diferentes adornos, el exceso de tensiones o movimientos resultantes de la retracción del fraguado puede deteriorar o destruir dichos adornos. Estas tensiones y movimientos relativos pueden reducirse colocando las oportunas juntas de construcción debidamente espaciadas. Por ejemplo, si se hormigonan conjuntamente el parteluz y el dintel de una ventana, es probable que la retracción del hormigón del parteluz origine fisuras que aparecerán en los extremos de dicho elemento. Por esta razón, es una buena práctica constructiva el dejar una junta horizontal debajo del dintel de la ventana. Otra razón para utilizar las juntas de construcción es que el hormigonado se suele realizar por etapas en la mayoría de las estructuras. Corrientemente, la posición de las juntas de construcción viene indicada por los arquitectos o los ingenieros al hacer el proyecto de la estructura teniendo en cuenta la apariencia estética y los volúmenes de hormigón necesarios entre juntas. Como la apariencia de los paramentos de hormigón es de gran importancia, la posición de las juntas debe elegirse cuidadosamente disponiéndolas de forma que queden disimuladas. Las juntas horizontales deben de colocarse a lo largo de los umbrales o los dinteles de las ventanas, o bien coincidiendo con los entrantes de la superficie que se extienden alrededor de la estructura. Las juntas de construcción verticales se colocarán a lo largo de los bordes de los pilares o de otras intersecciones de superficies verticales. La figura 14-5 muestra un edificio con una disposición correcta de las juntas de construcción. Fig. 14-4. Detalles de encofrados para hormigón ornamental (PCA)


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Fig 14-5 Disposición de las juntas de construcción en un edificio (PCA)

Orden de colocación de los encofrados de un edificio. El orden de colocación de los encofrados de los edificios, debe de programarse antes de efectuar el pedido de materiales y de construir dichos encofrados. Los materiales que vayan a emplearse en primer lugar deberán pedirse, asimismo, primeramente, pudiendo a continuación trasladarse a la zona asignada para almacenamiento y construcción de encofrados. La programación de los trabajos dependerá en gran parte del tipo de edificio a construir. Existen tres sistemas generales de colocación de los encofrados de los edificios con carácter ornamental. Sistema 1.- en edificios de una o dos plantas, y en las inferiores de los de varias plantas, que normalmente suelen estar más decoradas, se puede seguir el procedimiento siguiente: 1. Se colocan los encofrados de los muros exteriores y se alinean correctamente. 2. Se colocan los encofrados de los muros interiores y los de los forjados. 3. Se procede a alinear todos los encofrados, a atirantar las riostras y a fijar todos los elementos componentes de los encofrados. Sistema 2.- En los edificios formados principalmente por pilares y vigas, en los que se suelen emplear paneles de encofrado prefabricados que pueden manejarse convenientemente desde la cubierta, se pueden seguir el orden de operaciones siguiente: 1. Se colocan los encofrados de los muros interiores y de los forjados. 2. Se colocan los encofrados de los muros exteriores. 3. Se procede a alinear correctamente todos los encofrados, a atirantar las riostras y a fijar los diversos elementos componentes. Sistema 3.- En edificios altos con muchos detalles decorativos en los que se necesita emplear un gran número de moldes perdidos, moldes prefabricados en taller y otros elementos especiales, puede utilizarse el sistema siguiente: 1. Se colocan los encofrados de los forjados. 2. Se colocan los encofrados de los muros exteriores y se alinean aproximadamente 3. Se repasan los encofrados exteriores, rellenando si fuera necesario las juntas excesivamente abiertas con yeso o moldes de madera. 4. Se colocan los encofrados de los muros interiores 5. Se procede a alinear correctamente todos los encofrados, a atirantar las riostras y a fijar los diversos elementos componentes. Orden a seguir en el desencofrado. Al mismo tiempo que se preparan los diferentes detalles necesarios para la construcción de los encofrados se deben de estudiar las operaciones a efectuar para desmontarlos. Salvo que se tenga un especial cuidado en su construcción y colocación, puede ocurrir que al proceder al desencofrado sea inevitable dañar parcial o totalmente algunos paneles o elementos. Como muchos de estos paneles han de volver a emplearse, resulta de capital importancia montarlos de forma que se puedan desencofrar posteriormente sin dañarlos. Aquellas partes o paneles que se colocan en primer lugar no deberán, por tanto, situarse detrás de aquellos que se vayan a desencofrar con posterioridad. A las uniones de estos elementos deben de realizarse por medio de clavos de doble cabeza, de forma que se puedan desmontar fácilmente. Molde de madera. Estos moldes se emplean frecuentemente para construir elementos ornamentales de cornisas, hiladas salientes, vierte-aguas, pilares y otros detalles arquitectónicos. Estos moldes se adaptan especialmente a aquellos adornos o elementos decorativos que se puedan construir mediante moldes normalizados o prefabricados en taller o en fábrica. El encofrado completo consta entonces de diversas partes o piezas que se acoplan para obtener el perfil o dibujo deseado, como se indica en la figura 14-6. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Se puede ahorrar bastante tiempo en la colocación y retirada de los encofrados de los detalles compuestos por varias piezas si se tornean los diferentes elementos de sostén de los moldes, en el taller o en la fábrica, con ayuda de plantillas que garanticen el perfil correcto del detalle en cuestión. La sección representada en la figura 14-6 aclarará este punto. Las costillas del encofrado del muro quedarán cortadas a lo largo de la línea X-X, y los elementos de sostén A, B y C, previamente construidos en el taller, se dan rígidamente a dichas costillas. Las carreras en contacto con la pieza A, y la mitad inferior de la carrera en contacto con C, se colocan apoyadas contra dichas piezas, que están espaciadas unos 40 cm para mantenerlas en su posición exacta. A continuación se colocan las piezas del molde de la cornisa, entre las que distinguiremos las 1, 2, 3 y 4, moldeadas y prefabricadas, y las de relleno restante que se suelen cortar de la madera existente en la obra. A pesar de que la madera se engrasa cuidadosamente antes de emplearla en los encofrados, en presencia de la humedad tiene tendencia a hincharse, particularidad que deberá tenerse en cuenta al elegir los tipos, dimensiones y disposición de los diferentes elementos que componen el molde de madera. Como los moldes de anchura y espesor relativamente grandes sufren en espesor, producirán daños mayores en los detalles arquitectónicos. Así pues, resultarán más convenientes los moldes cuanto más estrechos y delgados sean, con tal de que garanticen la suficiente resistencia. El peligro del hinchamiento de los moldes, y en consecuencia de los daños al hormigón, puede disminuirse haciendo unas muescas longitudinales con la sierra en los paramentos posteriores de las diferentes piezas, como indica la figura 14-6. Los entrantes de las superficies de hormigón, realizados por medio de estrechas tiras de madera a manera de moldes, deben de achaflanarse de forma que el ancho mayor corresponda con la superficie y el menos con el fondo, pues en caso contrario, para desencofrar es necesario cortar primero las tablillas con ayuda de una gubia o cualquiera otra herramienta similar, pudiendo dañarse la superficie del hormigón. Aún en el caso de que las tiras de madera estén debidamente biseladas, es una buena práctica constructiva el efectuar las muescas longitudinales descritas anteriormente a lo largo de su parte posterior para facilitar el desencofrado. Fig. 14-6 Acoplamiento de moldes de madera (PCA)

Frecuentemente es necesario dejar determinadas piezas de los moldes sobre el hormigón durante varios días después del desencofrado, para permitir que se efectúe el secado y la retracción y poder desmontar dichas piezas sin peligro de perjudicar al hormigón. En estos casos, aquellas piezas o moldes completos que han de quedar sobre el hormigón deben clavarse, utilizando pequeños clavos, a los refuerzos de madera de apoyo de los moldes. Moldes perdidos de yeso. En los casos donde debido a la complicación y complejidad de los detalles arquitectónicos a construir no se pueden emplear los moldes de madera, se utilizan los de yeso. Estos moldes se denominan perdidos, ya que generalmente se destruyen al desmontarlos. Los moldes perdidos se construyen con yeso de vaciar, conteniendo fibra de yute, y se refuerzan para impedir posibles roturas durante su manipulación y colocación. El molde se construye haciendo primeramente un modelo a tamaño natural del detalle o elemento arquitectónico, en madera, yeso o cualquier otro material que se preste a ello. A continuación, usando este modelo como patrón, se moldea en yeso el molde perdido. Si este molde resulta excesivamente pesado y difícil de manejar, puede dividirse en dos o más partes. La parte posterior de los moldes debe de tener la forma apropiada para poder sujetarlos y fijarlos a los elementos del encofrado, es decir a los entablados,


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costillas, carreras, o tacos de sujeción. En la figura 14-7 A se muestra un acoplamiento de encofrados compuesto por moldes perdidos y refuerzos de sustentación de madera. La unión de los moldes a los elementos estructurales del encofrado se realiza en muchos casos por medio de clavos introducidos en la madera a través del yeso. Las cabezas de estos clavos quedan embebidas en su interior y se rellenan los agujeros con unos parches también de yeso. Si el espesor del molde es demasiado grande para los clavos, se taladran unos agujeros a través del yeso, por donde posteriormente se colocan unos alambres de sujeción que quedan embebidos en su interior, devolviendo al molde su forma original cubriendo dichos agujeros con un tendido de yeso. Normalmente, para desmontar el molde, es preciso destruirlo, operación que se acostumbra a realizar por medio de cortafríos o cinceles. Resulta muy conveniente colorear la última capa de yeso en contacto con el hormigón, para que durante el raspado final sirva como señal impidiendo que se corte o dañe la superficie del hormigón. Para impedir que el yeso se adhiera al hormigón, se debe pintar la superficie de contacto del molde con goma laca previamente al vertido del hormigón. Las señales de las juntas o de las uniones de las diferentes partes de los moldes compuestos se deberán lijar suavemente y tratar con goma laca. Asimismo, deberá darse una ligera capa de grasa a todas las superficies de contacto de los moldes, cuidando que esta capa no tenga un espesor excesivo, en cuyo caso se debe intentar reducir con keroseno. Todo residuo de grasa debe ser limpiado.

Fig. 14-7 A. Molde de plástico y su resultado (PCA) Moldes de plástico. En los últimos años los fabricantes de productos plásticos han perfeccionado diversos sistemas de construcción de moldes para el encofrado del hormigón ornamental. Estos moldes se unen al paramento de los entablados como si fueran revestimientos y tienen unas TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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dimensiones que varían desde 1 pie cuadrado (0,0929 m ) hasta unos 4 por 7 pies (1,22 por 2,13 m). Los moldes de dimensiones superiores a las comerciales se obtienen colocando planchas contiguas a tope hasta conseguir las medidas que se necesiten. Estos tipos de revestimientos son ligeros, fáciles de manejar, inoxidables, resistentes a la abolladura y suficientemente fuertes para soportar el peso y la presión del hormigón sin deformarse. El acabado liso de su superficie, acompañado de la flexibilidad del material, permiten su fácil separación de los paramentos de hormigón ya fraguado.

Fig. 14-7b. Molde de plástico y su resultado (PCA)

Fig 14-8. Superficie acanalada conseguida con chapa metálica ondulada (PCA) El coste por empleo resulta francamente asequible, ya que teniendo un cuidado razonable en su manejo pueden llegar a utilizarse más de diez veces. El hormigón que se vaya a emplear con estos moldes debe de tener un aditivo aireante para aumentar su docilidad, y se vibrará internamente para expulsar las burbujas de aire y asegurar un contacto total entre el hormigón y la superficie de los moldes. Los moldes se dejan colocados en obra de cuarenta y ocho a sesenta y dos horas. En la figura 14-7B puede verse un molde de plástico y el resultado con él obtenido. Moldes metálicos. Los encofrados y los moldes metálicos se emplean con alguna frecuencia en el hormigón de carácter ornamental. Como el hierro galvanizado tiende a adherirse al hormigón, los moldes se construirán con hierro negro, engrasando ligeramente las superficies de contacto. Para formar estrías sobre las superficies de los pilares, pilas y vigas, se pueden usar, como indica la figura 14-8, chapas onduladas, en las que las juntas entre elementos adyacentes se resuelven colocándolas a tope, sin solapes, para eliminar, o al menos reducir, las huellas de dichas juntas. Las figuras 14-9 (a) y (b) muestran unos ejemplos de encofrados metálicos de unos detalles arquitectónicos. Las chapas se sustentan por medio de unos tacos de madera o unos collares TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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cortados con la curvatura del elemento a construir y espaciados alrededor de unos 30 cm, según sea el espesor de las chapas empleadas. Encofrado de esquinas redondeadas. La figura 14-10 representa el sistema de colocación de los encofrados de madera para una esquina circular. Si se prevé un número de usos suficientemente grande como para justificar el coste inicial más elevado de los encofrados metálicos, debe tenerse en cuenta la posibilidad de su empleo, instalándolos como es normal como camones de madera separados a unos 30 cm y unos refuerzos metálicos en sus superficies posteriores, para impedir las deformaciones. La figura 14-11 representa la colocación de unos encofrados de madera para un rincón también circular. Fig 14-9. Superficies circulares obtenidas con encofrados metálicos (PCA)

Fig 14-10. Superficies circulares obtenidas con encofrados de madera (PCA)


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Fig 14-11. Superficie circular conseguida con encofrados de madera (PCA) Fig 14-12. Encofrado de verteaguas (PCA)

Encofrado de vierteaguas. La figura 14-12 representa varios encofrados de vierteaguas. Obsérvese

que las tiras de madera en la figura 14-12(a) para formar entrantes en el hormigón están biseladas y cortadas a lo largo de su superficie exterior, para reducir las posibles deformaciones y facilitar se desencofrado. A causa del perfil en sesgo de la superficie del hormigón que representa la figura 14-12 (c), será más conveniente en este caso un molde perdido de yeso que uno de madera, ya que estará exento de hinchamiento y mermas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Encofrado de pilas y pilares. Los pilares frecuentemente se adornan con estrías o acanaladuras para mejorar su aspecto. La figura 14-13 representa algunos de los tipos de encofrados que suelen emplearse para conseguir estas estrías. La figura 14-8 muestra la utilización de chapas onduladas. Fig 14-13 Encofrados para ornamentación de pilares (PCA)

Encofrado de esquinas y rincones. En la figura 14-14 se representan dos tipos de encofrado de esquinas de edificios. Encofrado de dinteles. Los dinteles ofrecen una gran posibilidad de empleo de diferentes tipos de adornos, variando desde las simples estrías hasta dibujos mucho más complicados, como indica la figura 14-15. Encofrado de dinteles de ventanas. La figura 14-16 muestra varios ejemplos del moldeado de los adornos de los dinteles de ventanas. Encofrado de jambas de ventanas. En la figura 14-17 se representan unos encofrados para estos elementos. Fig 14-14. Encofrados para conseguir dibujos especiales en las esquinas (PCA)

Encofrado de antepechos de ventanas. La figura muestra encofrados los antepechos de ventanas. Encofrados para huecos de puertas. figura 14-19 se representa el encofrado de un dintel puerta.

14-18 para

En

la

de

Fig 14-15. Encofrados para ornamentación de vigas (PCA)


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Fig 14-16. Encofrados para conseguir dibujos en dinteles de ventanas (PCA)

Fig 14-17. Encofrados para jambas de ventanas (PCA)


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Fig 14-18. Encofrados para antepechos de ventanas (PCA)

En la figura 14-20 se muestra el encofrado de unos detalles de los muros inmediatos al hueco de una puerta. Por último, la figura 14-21 muestra un abocinamiento ondulado de una puerta. Fig 14-19. Encofrados para conseguir dibujos decorativos sobre los huecos de las puertas. (PCA)

Fig 14-20 Encofrados de detalles de muros en los huecos de las puertas (PCA)


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Encofrados para pretiles. En la figura 14-22 pueden verse diversos tipos de encofrados de pretiles. Los encofrados de las superficies externas de los muros se construyen con los adornos y detalles arquitectónicos que se deseen, mientras que los de las superficies interiores se sustenten por medio de unas tablas de 2,54 por 10,16 cm de cuadría afiladas en sus extremos inferiores y que apoyan sobre el tablero de la losa. Fig 14-21 Encofrado de un abodinamiento en un portal (PCA)

Estas piezas de madera se desmontan antes de que el hormigón de la losa se endurezca excesivamente, y se rellenan con mortero los agujeros que han quedado en su superficie En los encofrados de las superficies interiores se deben hacer unas ranuras para recibir los cubrejuntas de impermeabilización de la cubierta. En el comercio existen numerosos tipos de tiras o bandas para este objeto.

Fig. 14-22 Encofrados de pretiles (PCA)

BIBLIOGRAFIA 1. 2. 3.

Masonite Corporation, 1111 West Washington St., Chicago 2, Illinois “Forms for Architectural Concrete”, Portland Cement Association, 33 West Grand Ave., Chicago 10, Illinois. “Architectural Concrete for Small Buildings”, Portland Cement Association, 33 West Grand Ave., Chicago 10, Illinois.


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CAPITULO 15 ENCOFRADOS DESLIZANTES Los encofrados deslizantes se emplean generalmente en las estructuras de hormigón de los tipos siguientes: 1. Silos monocelulares. 2. Silos multicelulares 3. Edificios 4. Soportes 5. Torres 6. Depósitos de agua 7. Pozos verticales de túneles y minas 8. Pozos verticales de bases de lanzamiento de cohetes. 9. Chimeneas Todas estas estructuras son verticales y se caracterizan porque en las mayoría de ellas se necesita construir muros en los que el hormigón ha de quedar comprendido entre dos superficies próximas para los que resulta muy apropiado el empleo de los encofrados deslizantes. Sin embargo, los soportes o ciertas zonas de ellos se acostumbra a construirlos macizos, necesitando en consecuencia encofrados que solamente tengan superficies exteriores. Asimismo, los revestimientos de hormigón de los pozos se construyen generalmente utilizando las tierras o las rocas como superficie exterior de encofrado, necesitándose solamente encofrar la superficie interior del revestimiento. Los encofrados. Los encofrados constan de las partes siguientes: 1. Entablado 2. Carreras o camones 3. Marcos 4. Plataformas de trabajo (una o varias) 5. Andamios suspendidos 6. Gatos. Los elementos esenciales de un encofrado deslizante pueden verse en la figura 15-1, que representa una sección transversal de un muro en construcción. Este encofrado se mueve verticalmente por medio de un gato hidráulico de la casa B. H. Heede, Inc. (1) Entablado. En las estructuras que dispongan de muros con dos parámetros vistos se necesitarán dos juegos de entablados. Suelen construirse con maderas D y M, empleando generalmente tablas de 2,54 por 10,16 cm ó 2,54 por 15,24 cm de escuadría colocadas verticalmente; también se pueden utilizar 3 madera contrachapada de /4 de pulgada (1,90 cm) de espesor con las fibras de dirección vertical, o chapas metálicas. El acero tiene mayor duración y menor rozamiento con el hormigón que las tablas de madera o el contrachapado. Las alturas del entablado varían desde 1 a 1,50 metros, empleándose corrientemente el de 1,20 m . Las caras opuestas del entablado deberán ser del orden de unos 6 cm más anchas en su parte inferior para reducir la posibilidad de que el hormigón se adhiera a los encofrados. Fig 15-1 Partes principales de un encofrado deslizante (B.M. Heede, Inc) Carreras o camones. Como indica la figura 15-1, el entablado se mantiene en alineación por medio de dos filas de carreras situadas a cada lado del muro.. En las estructuras que disponen de superficies planas como los edificios y los soportes, las carreras suelen ser tablas de 10,16 por 15,24 cm ó 10,16 por TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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20,32 cm de escuadría. Sin embargo, cuando las superficies a encofrar son curvas, como en los silos, las carreras suelen estar constituidas por dos o tres tablas de 5,08 por 15,24 ó 5,08 por 20,32 cm de escuadría cortados con la curvatura necesaria. Las juntas extremas entre las tablas de los camones se colocarán alternadas. Con los encofrados metálicos se emplean generalmente carreras también metálicas. Las carreras cumplen principalmente las misiones siguientes: 1. Soportan y mantienen el entablado en posición 2. Sustentan las plataformas de trabajo 3. Sustentan los andamios suspendidos. 4. Transmiten las fuerzas debidas a la ascensión desde los marcos al conjunto del encofrado. Marcos. Los marcos están constituidos por un elemento transversal horizontal (marco propiamente dicho) unido al gato de alzamiento, y un montante por cada conjunto de entablado y carreras. El extremo superior del montante por cada conjunto de entablado y carreras. El extremo superior del montante se une, como indica la figura 15-1, al marco, mientras que el inferior lo hace a la carrera más baja. Los marcos cumplen con dos misiones. Transmiten las fuerzas debidas a la ascensión del encofrado desde los gatos a las carreras, y como no pueden emplearse tirantes para mantener la separación entre los entablados, se encomienda esta misión a los montantes del marco. 3 Plataforma de trabajo. Generalmente se construye con un tablero de contrachapado de /4 de pulgada (1,90 cm) o de tablas de 2,54 cm de espesor, sustentado por viguetas. Las viguetas suelen estar simplemente apoyadas sobre las carreras, y, en el caso de que los vanos sean excesivamente grandes, se colocan unos soportes intermedios formados por entramados de madera o de acero, o bien por medio de perfiles metálicos apoyados en las carreras. Véase la figura 15-2 Fig. 15-2 Elementos estructurales de un encofrado deslizante (B.M. Heede, Inc) Si la estructura termina con una cubierta o cúpula de hormigón puede utilizarse la plataforma de trabajo como encofrado para la construcción de estos elementos, para lo cual se clavan, a través del entablado en el hormigón, unos piquetes de acero debajo de las carreras y a continuación se desmontan los marcos.

Fig 15-3 Detalles de la plataforma de trabajo y del andamio de los encofrados deslizante TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Andamios suspendidos Los andamios suspendidos de los encofrados permiten que los operarios tengan acceso a los paramentos de hormigón para poder realizar los trabajos de acabado que se precisen. El andamio se acopla por elementos con anterioridad al comienzo del hormigonado, y una vez que éste ha avanzado lo suficiente se detiene momentáneamente las ascensión de los encofrados y se coloca el andamio uniéndolo a ellos. Gatos Para el movimiento de ascensión de los encofrados se utilizan tres tipos diferentes de gatos: de tornillo, hidráulicos y neumáticos. Los gatos proporcionan las fuerzas necesarias para levantar los encofrados a medida que avanza el hormigonado. La ascensión de los encofrados debe efectuarse sin que las tensiones sobre el marco, elementos del encofrado y sobre los mismos gatos sean excesivas. Si la carga sobre los gatos es excesiva, el movimiento ascendente de los encofrados puede no ser uniforme, originando deformaciones en el hormigón de la estructura. Generalmente, los gatos se colocan de 1,80 a 2,40 m a lo largo del muro. En la figura 15-4 se muestra un gato de tornillo. Consta de una barra lisa de acero, de 1 pulg. (2,54 cm) de diámetro, cuyo extremo inferior permanece embebido en el hormigón y que va instalada en el interior de un tubo provisto de rosca cuadrada. El conjunto de ambos elementos se une a la barra del gato durante la operación de levantamiento del encofrado. A medida que se gira el gato manualmente, una tuerca de desplaza en dirección vertical arrastrando consigo el marco. En la figura 15-1 se representa un gato hidráulico. Una barra lisa de acero, con su extremo inferior embebido en el hormigón, atraviesa verticalmente una barra hueca de que va provisto el gato. Esta barra va unida al marco de manera que, al aplicar la presión un elemento del gato, inmoviliza la barra, mientras que otro dispositivo mueve verticalmente la barra hueca arrastrando el marco con ella. Cuando se desconecta la presión, el gato se coloca automáticamente en posición para una maniobra. Todos los gatos del encofrado se conectan a una misma bomba central, con lo que la presión del aceite será igual en todos ellos, consiguiéndose que los movimientos de ascensión sean uniformes. Sin embargo, existe la posibilidad de que cada gato actúe individualmente, pudiendo operar independiente del conjunto para poder colocar las diferentes partes del encofrado a la misma altura. El mando del motor eléctrico de la bomba puede realizarse por medio de un operario o automáticamente de forma periódica. Maniobra de los encofrados deslizantes. Una vez que el encofrado deslizante está totalmente montado sobre una base de hormigón, se llenan lentamente los encofrados con este material. En cuanto la primera capa de hormigón ha alcanzado la superficie resistencia, puede empezar la ascensión del encofrado, continuando el movimiento a una velocidad que dependerá de la velocidad de fraguado. La velocidad de ascensión varía desde unos 5 ó 7 cm por hora, hasta más de 30 cm, según sean la temperatura y propiedades del hormigón. La velocidad del movimiento deberá estar controlada en todo momento por un operario suficientemente experimentado. Fig 15-4 Detalles de un gato de tornillo y marco para elevación de un encofrado deslizante TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Fig. 15-5 Sistemas de construcción de un muro de aislamiento con encofrado deslizantes (B.M. Heede, Inc)


Fig 15-6 Torre y depósito de agua construidos por el sistema de los encofrados deslizantes (B.M. Heede, Inc)

Las armaduras se colocan a medida que avanzan los encofrados. Construcción de un muro de aislamiento. Cuando se desee construir un muro en el que predominen las propiedades aislantes sobre las resistentes se puede proceder, como indica la figura 15-5, colocando el material aislante en el interior de los elementos del muro. A medida que se elevan los encofrados, se colocan las planchas de material aislante entre las guías situadas sobre el hormigón, obteniéndose un aislamiento continuo. Entre las dos partes en que queda dividido el muro se deberán colocar unos tirantes metálicos, con separaciones pequeñas, para impedir que se separen. Fig 15-7 Pila de puente construido con encofrados deslizantes. (a) Sección transversal vertical de las pilas (b) Detalles en planta y alzado del sistema de construcción mediante encofrados deslizantes (c) Disposición característica del gato y del marco del encofrado deslizante.

Fig 15-8 Construcción de una chimenea de hormigón con encofrados deslizantes (B.M. Heede, Inc)

Fig 15-9 Edificio de hormigón construido con encofrados deslizantes (B.M. Heede, Inc)


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Fig 15-10 Planta sección transversal vertical del encofrado deslizante empleado para revestir un pozo (B.M. Heede, Inc) Depósitos de agua. Un gran número de depósitos y torres para agua, como el representado en la figura 15-6 se han construido con ayuda de los encofrados deslizantes. La subestructura consiste en tres muros circulares concéntricos de hormigón de unas 8 pulg. (20 cm) de espesor, con los paramentos exteriores ondulados. La construcción de estos muros se efectuó por medio de encofrados deslizantes hasta una altura de 160 pies (48,77 m). A continuación se construyó también con encofrados deslizantes, la pared del depósito de una capacidad de 2.000.000 de galones (7.570 3 m ). Esta pared se pretensó con alambres de acero y luego se cubrió con mortero a presión (4). Pilas de puentes de gran altura. La figura 15-7 muestra una sección vertical de una pila de un puente de carretera construida con encofrados deslizantes sobre el río Pecos, en Tejas. El cuerpo inferior tiene unas dimensiones en planta de 44 por 15 pies (13,41 por 4,57 m), con tres células verticales de 8 por 9 pies (2,44 por 2,74 m). El cuerpo intermedio tiene unas dimensiones de 40 por 12 pies (12,10 por 3,66 m), con tres células de 8 por 8 pies (2,44 por 2,44 m). El cuerpo superior está formado por dos pilares rectangulares de hormigón de 8 por 7 pies (2,44 por 2,13 m) de sección, construidos con encofrados deslizantes. Se construyeron dos pilas iguales en este puente. Chimeneas. La figura 15-8 muestra el empleo de encofrados deslizantes metálicos para la construcción de una chimenea de hormigón de Suecia. La chimenea tenía 243 pies (74,06 m) de altura, diámetro interior de 13 pies (3,96 m) y 8 pulg (20,32 cm) de espesor de muro. Edificios de hormigón. La figura 15-9 muestra la utilización de encofrados deslizantes en la construcción de un edificio de sección rectangular en Memphis. Tennessee. Las ocho plantas se


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construyeron en cinco días con sus correspondientes noches de trabajo ininterrumpido. Los marcos de las ventanas se colocaban sobre los muros a medida que los encofrados iban ascendiendo. Revestimiento de pozos. Los encofrados deslizantes se han empleado frecuentemente en la colocación de los revestimientos de hormigón de los pozos de túneles y bases de lanzamiento de cohetes. Los revestimientos de los pozos de estas bases corrientemente deben construirse con 1 tolerancias del orden de /8 pulgada (0,317 cm) La figura 15-10 representa en planta y en sección la utilización de los encofrados deslizantes para el revestimiento de un pozo del túnel de Oahe Dam (5). Los 26 pies (7,92 m) superiores del pozo tienen un diámetro interior de 22 pies (6,71 m) con espesor de muro de 18 pulg (45,72 cm); los 73 pies (22,25 m) inferiores tienen un diámetro interior de 17 pies (5,18 m) y 18 pulg. (71,12 cm) de espesor de muro. BIBLIOGRAFIA B.M. Heede, Inc. 30-01th Avenue, Long Island City 1, Nueva York Nelson Machine Company, Waukegan, Illinois. Pneumatic Jacks, Inc., 1667 Snelling Ave. North St. Paul Minnesota. Slipforms Raise Big Prestressed Tank, Construction Methods and Equipment, vol. 40, págs., 7275, agosto 1958 5. Small-diameter Tunnel Job Poses Full-size Problems, Construction Methods and Equipment, vol.40, págs. 80-83, marzo 1958. 1. 2. 3. 4.


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CAPITULO 16 ENCOFRADO DE TABLEROS DE PUENTES Encofrados de madera suspendidos de perfiles laminados. La figura 16-1 representa el sistema de colocación de un conjunto de encofrados suspendidos de madera, que sustentan el tablero de hormigón de un puente. El sistema consiste en unos tirafondos, con sus correspondientes tuercas, soldados a unos metálicos, situados sobre las alas superiores de unas vigas laminadas. Los tirafondos sustentan unos largueros dobles de 5,08 por 15,24 cm de escuadría sobre los que descansan las viguetas del forjado. Fig. 16-1. Encofrado de una losa de puente de hormigón. El desencofrado se realiza desmontando los tirafondos, cuyas tuercas se habrán engrasado antes de colocarlos y quitando a continuación los largueros. Tanto el tablero del encofrado como las viguetas pueden ser prefabricados en paneles de anchos apropiados, pudiéndose montar y desmontar completos para emplearlos posteriormente. En el ejemplo siguiente se indica el método a seguir en el cálculo de las diferentes partes del encofrado. Ejemplo: Calcular los elementos que componen el encofrado de la figura 16-1, con los siguientes datos: Espesor de losa, 20 cm 2 Sobrecarga en el encofrado, 375 kg/m Tablero de contrachapado de 3/4 de pulgada (1,90 cm) de espesor 2 Carga total sobre el tablero, 855 kg/m En la tabla 11-2, utilizando los valores correspondientes al contrachapado de 1 pulgada (2,54 cm) de espesor, aplicables en nuestro caso, deducimos una separación máxima entre viguetas de 83 cm; pero con objeto de tener un margen suficiente de resistencia para las operaciones de colocación y desmontaje de paneles, los colocaremos a 60 cm. 2 En la tabla 11-4 entrando con un canto de losa de 25 cm y una sobrecarga de 250 kg/m equivalente a una carga total aproximadamente igual a la de nuestro caso, deducimos que para la luz de 1,50 m serán suficientes unas viguetas de madera S4S de 5,08 por 15,24 cm de escuadría. Suponiendo que la longitud de losa soportada por cada vigueta sea de 1,35 m, la carga total que gravitará sobre ellas será la correspondiente a una superficie de 0,60 m de ancho por 1,35 m de largo. W = 0,60 x 1,35 x 855 = 692,6 kg Las reacciones en los extremos de las viguetas tendrán un valor de 346,3 kg y actuarán como cargas concentradas sobre el larguero cada 60 cm. La tabla 11-5 nos dará la separación máxima entre los sustentadores que soportan los largueros de doble tabla de 5.08 por 15,24 cm de escuadría. Para ello entraremos en dicha tabla con una escuadría de largueros de 10,16 por 15,24 cm, que es alrededor de un 12 por 100 mayor que la correspondiente a los largueros dobles de 5,08 por 15,24 cm. Con un canto de losa de 25 cm y una separación entre largueros de 1,50 m deducimos una luz máxima de 1,37 m para los largueros de 10,16 por 15,24 cm por lo que emplearemos una luz de 1,20 m, que será la máxima separación a que deberán estar situados los sustentadores.. Con la separación de 60 cm deducimos para las viguetas, resultará que cada sustentador soportará la carga procedente de dos viguetas, es decir, 2 x 346,3 = 692,6 kg más el peso correspondiente del encofrado, dando un total de unos 900 kg. Necesitaremos, por tanto, unos sustentadores que tengan una capacidad de carga de 900 kg en cada tirafondo. Encofrados de madera para losas de tablero acarteladas. La figura 16-2 muestra el sistema a seguir para encofrar una losa de tablero acartelada en las zonas contiguas a las de las vigas metálicas. En el caso de que las cartelas tengan el mismo canto, puede eliminarse el relleno de madera de espesor variable situado sobre los largueros que se representa en la figura. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Los encofrados se montan como indica la figura, con los extremos de los largueros apoyados sobre unas tablas de 7,62 por 15,24 cm de escuadría que descansan sobre las alas inferiores de las vigas metálicas. El calculo de las escuadrías y separaciones de los diversos componentes del encofrado puede realizarse por el método indicado en el ejemplo del párrafo anterior. 2 La carga que actúa sobre el tablero del encofrado será la suma de los 480 kg/m del peso propio de la 2 2 losa más los 375 kg/m de la sobrecarga, dando un total de 855 kg/m . La superficie correspondiente 2 a cada extremo del larguero será del orden de 1,50 x 1,05 = 1,575 m , y la carga que deberá soportar cada tabla de apoyo vendrá dada por:

Fig 16-2 Encofrado de una losa con cartelas

Fig 16-3. Utilización de una viga metálica transversal para soportar los encofrados de un voladizo del tablero. P = 1,575 x 855 …………. Peso supuesto del encofrado Total………

1.347 kg 63 kg 1.410 kg

La superficie de contacto entre el larguero y la tabla de apoyo de 7,62 por 15,24 cm de escuadría será. A = 6,67 x 2 x 4,13 = 55,10 cm

2

La tensión en el apoyo

 

1,410  25,6kg / cm 2 55,1

Encofrado de los voladizos del tablero mediante vigas transversales. Frecuentemente la losa del forjado tiene mayor ancho que el comprendido entre las vigas exteriores del tablero, siendo por tanto necesario colocar unos elementos que soporten los encofrados de los voladizos. La figura 16-3 representa un sistema que resuelve el problema por medio de unas vigas transversales al tablero. Uno de los extremos de la viga transversal se unen al ala inferior de una viga longitudinal del puente, de la forma que indica la figura, mientras que el otro extremo se sujeta mediante unos ganchos de chapa en forma de L que van soldados a las de la viga transversal. Sobre los bordes exteriores de las vigas transversales se colocan unas tablas corridas de unos 5,08 por 15,24 cm de escuadría, sobre las que se instalan unos gatos de husillo que soportan unos largueros, asimismo corridos, de 10,16 por 15,24 cm de escuadría. Las viguetas de madera de sustentación del tablero de encofrar apoyan en uno de sus extremos sobre los mencionados largueros y por el otro extremo se sujetan por medio TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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de unos sustentadores del tipo de cerco y tirafondos. Una de cada cuatro viguetas sobresale el voladizo unos 60 cm para soportar un jabalcón destinado a mantener en alineación el encofrado lateral de la acera. Cuando se prevea que los encofrados se van a volver a utilizar, resulta muy conveniente acoplar el conjunto de viguetas, tablero, jabalcones y encofrados laterales por secciones o zonas, con unas dimensiones que dependerán de la carga máxima que pueda manejarse en obra. El desencofrado se efectuará empezando por desmontar los tirafondos, y continuando con las pletinas de sujeción de los apoyos extremos de las vigas transversales, con los que se podrán desenganchar los ganchos en L de las vigas de borde. En el ejemplo siguiente se indica el sistema de cálculo de las dimensiones y separaciones de los diferentes elementos del encofrado. Ejemplo. Determinar las dimensiones y separaciones de los elementos del encofrado del voladizo de la figura 16-3 3 Emplearemos un tablero de contrachapado de /4 de pulgada (1,90 cm) y supondremos una 2 2 sobrecarga de 250 kg/m , lo que proporciona una carga total de unos 1,000 kg/m en la zona situada debajo de la acera. En la Tabla 11-2 deducimos una separación entre viguetas de 76 m, pero las colocaremos a 60 cm con objeto de disponer de un cierto margen de resistencia durante las operaciones sucesivas de montaje y desmontaje Utilizaremos, pues, unas viguetas de 5,08 por 15,24 cm de escuadría, con una separación entre ejes de 60 cm Tomando momentos con respecto a A deduciremos el valor de la fuerza P transmitida por las viguetas a los largueros. 0,86 P = 0,25 x 0,60 x 0,20 x 2,400 x 0,125 + 0,76 x 0,60 x 0,30 x 2,400 x 0,63 = 216 m/kg P = 251 kg Si suponemos que esta fuerza actúa como si fuera una carga uniformemente repartida de 251/60 = 4,18 kg/cm, y calculamos los largueros como si fueran vigas simplemente apoyadas, ambas hipótesis se compensarán con bastante aproximación y tendremos un coeficiente de seguridad apropiado. El momento flector máximo que solicita a los largueros será.

wl2 8 M  S M 

y como

deduciremos

wl 2   S 8 l2 

8 S 8 x 125 x 313,32   74,900 w 4,18

l  274 cm Colocaremos las vigas transversales y los gatos con una separación de 240 cm. La carga que solicitará dicha viga transversal será la correspondiente a cuatro viguetas P = 4 x 251 = 1.004 kg Tomando momentos con respecto a B M = 86 x 1.004 = 86.344 cm/kg La viga transversal estará sometida a la acción de este momento. Suponiendo una tensión admisible 2 a flexión de 1.400 kg/cm , tendermos

M   S

S 

86.344  61,6 cm 3 1.400

Será suficiente un perfil laminado I de 3 por 5 pulg (7,62 por 12,70 cm) que con un peso de 10 libras 2 2 por pie (14,88 kg/m) proporciona un momento resistente de 4,8 pulg (78,66 cm ). El exceso de resistencia de la viga será suficiente para soportar el peso propio de la viga, el gato y del larguero, que no se habrían incluido en los cálculos anteriores. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Encofrado de los voladizos construidos sobre vigas prefabricadas de hormigón. La figura 16-4 representa un sistema de montaje de los encofrados de un voladizo construido sobre vigas prefabricadas de hormigón. Los anclajes de los tirantes de acero de sujeción de dichos voladizos se colocarán en las vigas durante su hormigonado. Los diversos elementos del encofrado se calculan de forma similar a la indicada en el ejemplo anterior. Tableros de encofrado soportados por viguetas metálicas. Cuando las pilas de los puentes están relativamente próximas y se prevea un número de reempleos suficiente como para compensar el elevado coste inicial, puede ser interesante la utilización de celosías de viguetas metálicas de tipo de las representadas en la figura 16-5, como sistema de sustentación de los encofrados. Para emplear este sistema, se colocan unos anclajes en el interior de los dinteles de las pilas durante su hormigonado; estos anclajes sujetan unos pernos de fijación de los angulares de apoyo de las viguetas metálicas. Fig 16-4. Encofrado de un voladizo de tablero en vigas prefabricadas de hormigón Tabla 16-1. CARGA TOTAL ADMISIBLE SOBRE VIGUETAS METALICAS SERIE “H” * Viguetatipo Momentomáximo: Pulgadas –kilolibras Metros –kilogramos Reacciónmáxima: Libras–kilogramos Peso: Lb/pie–kg/m

18H5

18H7

18H8

Pie 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30

s 6,10 6,40 6,70 7,01 7,31 7,62 7,92 8,23 8,53 8,84 9,14

20H6

20H7

3.744

383

4.413

466

5.369

540

6.222

365

4.205

406

4.678

499

5.749

4.50 0

2.041

4.800

2.177

5.200

2.359

5.400

2.449

4.800

2.177

5.100

2.313

5.400

2.449

8.0

11.9

9,2

13,7

10,4

15,5

11,6

17,3

8,4

12,5

9,6

14,3

10,7

15,9

20H8

22H6

22H7

22H8

24H6

24H7

24H8

602

6.936

422

4.862

526

6.060

653

7.523

462

5.323

576

6.636

716

8.249

5.600

2.540

5.400

2.449

5.600

2.540

5.800

2.631

5.600

2.540

5.800

2.631

6.000

2.722

12,2

18,2

9,7

14,5

10,7

15,9

12,0

17,9

10,3

15,4

11,5

17,2

12,7

18,9

Luz del vano metro

20H5

325

Viguetatipo Momentomáximo: Pulgadas –kilolibras Metros –kilogramos Reacciónmáxima: Libras–kilogramos Peso: Lb/pie–kg/m

18H6

Carga total admisible

lb/p

kg/

lb/pie

kg/

lb/pie

kg/

lb/pie

kg/m

lb/pie

kg/m

lb/pie

kg/m

450 429 409 391 375 347 321 297 276 258 241

670 639 609 581 558 516 478 442 411 384 358

480 457 436 417 400 384 369 350 326 304 284

715 680 649 620 595 571 549 520 485 452 423

520 495 473 452 433 416 400 385 371 359 345

774 737 704 673 644 619 595 573 552 534 514

540 514 491 470 450 432 415 400 386 372 360

804 765 730 700 670 642 617 595 576 554 536

480 457 436 417 400 384 360 334 310 289 270

715 680 649 620 595 571 536 496 461 430 402

510 486 464 443 425 408 392 371 345 322 301

759 724 690 659 632 607 583 552 514 479 448


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Pies 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30

metros 6,10 6,40 6,70 7,01 7,31 7,62 7,92 8,23 8,53 8,84 9,14

lb/ pie 540 514 491 470 450 432 415 400 386 372 360

kg/m 804 765 730 700 670 642 617 595 576 554 536

ENCOFRADOS FIERRERÍA lb/ pie 560 533 509 487 467 448 431 415 400 386 373

kg/ m 834 794 757 725 695 666 641 617 595 576 555

lb/ pie

kg/ m

lb/ pie

kg/ m

lb/ pie

kg/ m

lb/ pie

kg/ m

491 470 450 432 415 386 359 335 313

730 700 670 642 617 576 534 499 466

509 487 467 448 431 415 400 386 373

757 725 695 666 641 617 595 565 555

527 504 483 464 446 430 414 400 387

785 750 719 690 664 640 616 595 575

467 448 431 415 393 366 342

695 666 641 617 585 545 509

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lb/ kg/ pie m

483 464 446 430 414 400 387

719 690 664 640 616 595 575

lb/ pie

kg/ m

500 480 462 444 429 414 400

745 715 687 661 639 616 595

2

* Estas cargas están deducidas para una tensión admisible a tracción de 2,100/kgcm , en viguetas de acero de alta resistencia serie “H” adoptadas por la Steel Joist Institute. Por cortesía de la Ceco Steel Products Corp. Si fuera necesario incrementar la rigidez y resistencia de estos angulares, se pueden soldar unos suplementos de chapa a las alas de los angulares. Sobre las viguetas metálicas se colocan unos listones; donde se clavan las viguetas de madera de sustentación del tablero de encofrado. Estas viguetas pueden ser de canto variable para poder dar la contraflecha necesaria al tablero, o bien para conseguir las variaciones de espesor de la losa del puente. Fig 16-5 Tableros de encofrados soportados por viguetas metálicas Como indica la figura, se deberán colocar unos arriostramientos entre las viguetas contiguas para impedir los movimientos laterales de los cordones inferiores de dichas viguetas, de acuerdo con las recomendaciones del Steel Joist Institute, que en líneas generales son las siguientes: Luces Número de filas de riostras Pies Metros 0-14 0-4,26 1 fila en el centro de la luz 14-21 4,26-6,40 2 filas en los tercios de la luz 21-32 6,40-9,75 3 filas en los cuartos de la luz Si las viguetas se van a emplear varias veces en la misma obra, resulta conveniente unir varias hileras de viguetas contiguas por medio de unos redondos de unos 3/4 de pulgada (19 cm) de diámetro, soldados diagonal y transversalmente a lo largo de los cordones inferiores y superiores. De esta forma, se puede descender sobre un camión el conjunto de viguetas como si fuera un elemento único y transportarlo a una nueva posición sin necesidad de desmontarlo, ya que el sistema de arriostramiento conseguido con los mencionados redondos impedirá la distorsión del conjunto durante su manipulación y transporte. Asimismo, si las condiciones del terreno situado bajo el puente permiten las maniobras de camiones equipados con unas plataformas de altura variable, se puede descender sobre dicha plataforma y transportar a unas nueva posición el conjunto completo de viguetas metálicas, viguetas de madera y tablero de encofrado; consiguiéndose generalmente un ahorro importante en el coste total de la obra. Si se sigue este procedimiento se deberán cortar las viguetas de madera con unas longitudes que estén de acuerdo con el ancho del conjunto a transportar completa la totalidad del encofrado de los vanos. Los diversos elementos componentes del encofrado pueden calcularse como indica el siguiente ejemplo. Ejemplo. Determinar las dimensiones, resistencia necesaria y separaciones admisibles entre las viguetas metálicas de sustentación de un tablero de puente, de acuerdo con los siguientes datos: TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: ENCOFRADOS PARA ESTRUCT. DE HORMIGÓN – R. L PEURIFOY – Mc GRAW HILL

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Distancia entre paramentos de las pilas del puente, 7,50 m Luz de vano de las viguetas metálicas, 7,30 m Canto de la losa de hormigón, 35 cm 2 Sobrecarga en la losa, 375 kg/m Tablero de contrachapado de 3/4 de pulgada (1,90 cm) Separación entre las viguetas de madera, 60 cm La carga uniforme sobre el tablero del encofrado será Hormigón: 0,35 x 2,400… Sobrecarga…. Carga total….

2

840 kg/m 2 375 kg/m 2 1,215 kg/m

La escuadría de las viguetas de madera dependerá del peso del hormigón a soportar y de la resistencia entre las viguetas metálicas. En la tabla 16-1 vemos que para una luz de 7,30 m la carga admisible sobre las viguetas, incluídos el peso del hormigón y el de los encofrados, varía entre 558 y 745 kg/m, según predomine el esfuerzo cortante o el momento flector. Consideremos una vigueta 24H7 con carga admisible de 719 kg/m y peso de 17,2 kg/m. Suponiendo que el peso del conjunto de tablero, viguetas de madera y arriostramiento entre viguetas metálicas sea de unos 15 kg/m, tendremos una carga total de 1,230 kg/m. La carga admisible neta sobre las viguetas metálicas será de 719 – 17,2 = 701,8 kg/m y su separación 701,8/1.230 = 0,57 m. Las colocaremos, por tanto, con una separación de 50 cm, para la que será suficiente una escuadría de 5,08 por 10,16 cm. Tableros de encofrado soportados por andamios tubulares. Este sistema representado en la figura 16-6 puede resultar bastante económico y satisfactorio, siempre que las condiciones del terreno situado bajo el puente permitan la utilización de los andamios tubulares.

Fig 16-6 Tableros de encofrado soportados por andamios tubulares metálicos (The Patent Scaffolding Company, Inc.)


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LOS ENCOFRADOS DESLIZANTES TÉCNICA Y UTILIZACIÓN PROLOGO El ritmo de crecimiento de los centros urbanos y el desarrollo industrial, exigen poner en condiciones de aplicación procedimientos tecnológicos complejos que sólo pueden ser resueltos adoptando métodos industriales de construcción. Estos métodos deben asegurar velocidad de ejecución, productividad elevada y reducción de costos. Una de las directivas para la industrialización, debe ser la preocupación por la introducción y ampliación de la puesta en obra del concreto en gran cantidad o en lugares de difícil colocación. Así se inicia, en nuestro medio, en el año 1954, la ejecución de obras con la ayuda de Encofrados Deslizantes, proceso de construcción que mayormente se ha utilizado en Torres, Tanques Elevados, Silos y Estructuras Industriales, aunque también se ha empleado ocasionalmente para la construcción de edificios urbanos. El Ingeniero JAVIER GALLEGOSC. Ha presentado este trabajo técnico que ha denominado “Los Encofrados Deslizantes”, Técnica y Utilización. Dicho profesional es Ingeniero Civil, graduado en la Universidad Nacional de Ingeniería, Lima-Perú, ex-alumno de la Universidad Católica de Santiago de Chile, Facultad de Ingeniería Mecánica. Destacado profesional que ha transitado con éxito por los diferentes campos de Ingeniería. Ha trabajado en la construcción desde 1954 a 1968, en el campo del Diseño de Ingeniería, a partir del año 1969 en la Compañía Motors Columbus, consultora Suiza y luego como profesional independiente en ambos campos. Hace algunos años ejerció su labor como profesional independiente en ambos campos. Hace algunos años ejerció su labor profesional en Cementos Lima S.A. – Lima, Perú, como Jefe de la Div. De Ingeniería. Se trata de un Ingeniero con trayectoria profesional de alta calidad técnica; tiene sus primeros contactos directos con los Encofrados Deslizantes por el año 1956, en la fábrica de Cementos Pacasmayo S.A., en el Norte del Perú, sigue en contacto directo o indirectamente con este sistema en varias obras, entre otras la reparación de Silos Fisurados en Cementos Lima y la ejecución de nuevos Silos. Se trata de un profesional con experiencia muy singular en el campo del diseño de la construcción y también de la supervisión. Por sus conocimientos técnicos y su experiencia en el campo de la ejecución es el profesional que con más autoridad puede tratar este sistema constructivo, en todos sus aspectos. El trabajo presentado en el presente texto técnico constituye un verdadero aporte para la ejecución de obras con la ayuda de Encofrados Deslizantes y debe ser considerado una buena guía para el Ing. Proyectista y apoyo efectivo para el Ing. Ejecutor de la obra y tiene carácter de Manual de Construcción para los profesionales y técnicos que tienen a su cargo el proceso constructivo. Toda la cadena tecnológica a que da lugar este sistema en su desarrollo ha sido contemplada en forma ordenada. Cada etapa ha sido objeto de las explicaciones correspondientes con los esquemas aclaratorios adecuados. Se considera desde la preparación del encofrado que incluye plataforma, yugos, gatos hidráulicos, barras de apoyo y tubería de presión; ejecución: llenado del concreto, colocación de la armadura, calidad del concreto, rotación y nivelación del encofrado, Recomendaciones Generales relacionadas con la cimentación, el concreto y control de fragua y las relaciones entre los profesionales que intervienen en la obra; cuestionario de verificaciones referentes a los diferentes elementos, encofrados, equipos, procedimientos de llenado, suministros, Normas para chequeo en las diferentes etapas; entre otros. Se trata de un trabajo Técnico completo que puede ser aplicado a cualquier tipo de edificación en la que se utilice Encofrados Deslizantes. Este trabajo llena el vacío que queda entre el desarrollo teórico de un sistema de edificación y su utilización práctica en la ejecución de la obra que en casos no convencionales como el de Encofrados Deslizantes, requiere especial atención. Es el primer trabajo hecho en nuestro medio, por un Profesional casi pionero en la construcción de obras con este sistema, y puede servir de base a normas reglamentarias para la ejecución de obras con Encofrados Deslizantes, normas que necesariamente deberán darse, anexándolas al Reglamento Nacional de Construcciones.

JOSÉ TOLA PASQUEL Y ABEL FERNÁNDEZ L. - INGENIEROS CONSULTORES

TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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BANCO TEMÁTICO ENCOFRADOS FIERRERÍA PREFACIO DEL AUTOR

Este libro va dirigido a los Ingenieros y Técnicos, como un resumen de recomendaciones de carácter constructivo y pretende dar una información práctica sobre la manera de ejecutar los Encofrados Deslizantes. El propósito es hacer una guía para el proyecto, y sobre todo par la puesta en ejecución. Venimos participando en trabajos de esta naturaleza desde 1956 en la construcción de la Fábrica de Cementos Pacasmayo, en el Norte del Perú hasta 1968, como ejecutores de Obra; desde 1969, en diseño de Ingeniería en Motor Columbus, Cía. Consultora Suiza, y como ejercicio profesional independiente tuvimos la oportunidad de trabajar con diferentes patentes como la Siemens Baunnion. B.M. Heede y Hoschtief. Con la idea de contribuir y dar la realización práctica de algunas cosas que siempre llevan al quehacer del Encofrado Deslizante, hemos tratado de hacer el resumen de experiencias, de consejos prácticos a nivel de ejecución de campo; muchas de ellas, por qué no decirlo, producto de las fallas, malas decisiones y decisiones equivocadas, que algunas veces, son las que más enseñan. También ha servido el caso muy peculiar, de los Silos Fisurados de una Fábrica de Cemento, sobre el que estudiamos sus causas, ayudados por una Computadora Analógica, que reprodujo, a base de premisas matriciales, de elementos finitos, una analogía de los esfuerzos con el equipo de la Universidad de Northridge, California. La reparación la hicimos diseñando un deslizante, de tipo, de “ Pique de Minas” para forrar interiormente estos Silos malogrados; esa fue una experiencia un poco diferente a las demás. Colaboró desde el país del Norte, el Sr. Roger M. Di Julio, PhD en Sismología. En diseño de este especialidad, hemos intervenido posteriormente en los realizados para las fábricas de Cemento en todo el país, en las que en los últimos diez años han hecho diversas ampliaciones; además para la Siderúrgica de Chimbote, que también ha requerido estos tipos de edificaciones industriales. Por otra parte, quisiera mencionar que estos apuntes se iniciaron como una monografía para los asistentes a los cursos de SENCICO. En el transcurso del tiempo trataremos de mejorarlos para que se conviertan en un texto peruano sobre este tópico. Es nuestro deseo que sirva a los técnicos que en este momento están trabajando en deslizantes, que lo usen como un manual y poder finalmente, algún día, tener un texto sobre “deslizantes” netamente nacional. He encontrado conveniente, para una mejor comprensión del tema, dividirlo en las siguientes partes: Los Capítulos I, II, son explicaciones graduales y cada vez más complejas de funcionamiento, ya que la aparente complejidad del procedimiento no necesita de mucho esfuerzo para su comprensión. Los Capítulos III y IV, en conocimiento de que se ha entendido el procedimiento, se hace recomendaciones de sus aplicaciones y de adecuación a la decisión del Ingeniero Proyectista, para su diseño. Los Capítulos V, VI y VII, se refieren a la fabricación del molde y su uso adecuado en la ejecución de la Obra. El Capítulo VIII, es íntegramente de costos y se emplea el método de comprensión gradual, igual que en los Capítulos I y II. Los Capítulos V, VI y VII, se refieren a la fabricación del molde y su uso adecuado en la ejecución de la Obra. El Capítulo VIII, es íntegramente de costos y se emplea el método de comprensión gradual, igual que en los Capítulos I y II. Los Capítulos IX y X, son “ayudas – memorias”, para usar como cuestionario o chequeo de bolsillo y de ejecución en el campo. No hemos entrado en detalles de protecciones y seguridad en tiempo de frío, o medidas de protección contra incendios, etc., por que sería material de otro texto, sin dejar nunca de recomendar, que en cada turno haya un responsable para la seguridad en general y contra incendios. Todas las observaciones y precauciones por la seguridad, nunca estarán demás y los consejos y la disciplina ejemplar de todo el personal, asegurarán la construcción de obras con Encofrados Deslizantes, en buenas condiciones desde todo punto de vista, es decir de la seguridad, de la calidad de trabajo y de la previsión contra incendios. Tampoco hemos tratado las características de los principales materiales, como son el cemento, los aceros y los hormigones puesto que no entran como tema en el presente texto. Lo que sí estoy convencido y es también lo que nos ha animado a publicarla, es que extrañamente en la situación actual hay carencia de literatura técnica de este tipo en nuestro medio y espero que esta contribución llegue a ser una auxiliar par todos aquellos que tengan que servirse de esta técnica. Agradezco la crítica de los colegas J. Arana, y P. Pineda y la crítica y estímulo del Profesor Abel Fernández, Maestro entre Ingenieros.

JAVIER GALLEGOS C.


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COMENTARIO A LA TERCERA EDICIÓN En los últimos 7 años transcurridos desde su aparición inicial, generado como un aporte a SENCICO, se ha hecho una segunda edición, también ya agotada. El significado de esto, puede interpretarse como la gran importancia que tiene el Concreto como Material Estructural, el alto interés por su estudio, y por Procedimientos de Construcción NO RUTINARIOS y eficientes. Esto lo he detectado también en más de 100 conferencias sustentadas en los últimos años. Pero los conocimientos avanzan, y preocupado que esta edición, sea ampliada con nuevos Capítulos sobre Diseño, a nivel de Ingeniería de Consulta. Confieso, que también animado a impulsarla, el ver antiguos textos en venta informal en las vecindades a nuestras Universidades y sobre todo, en la visita a Santiago de Chile, y a Bs. Aires – Argentina, no encontré, como ratón de biblioteca que soy, ningún texto sobre el tema, y el interés que demostró Editorial ATENEO, (Florida 340), en la persona del Sr. Calace, (Patagones 2463, Capital Federal), en contactarse con el autor de un libro sobre esta materia, escrito en Español. En los frondosos catálogos de Mc Graw Hill, no he tenido la suerte de encontrar, libros específicos, pos supuesto, en la lengua de Jefferson y de John Lennon. No abandono la esperanza que, como expresé en la primera edición, técnicos con más valía, puedan efectuar sus aportes y que el presente les pueda servir para verter sus conocimientos y experiencias. J.G.C. Enero, 1992




INDICE

PROLOGO PREFACIO DEL AUTOR COMENTARIO A LA TERCERA EDICIÓN CAPÍTULO I. INTRODUCCIÓN 1.1 Descripción 1.2 Partes CAPÍTULO II. BREVE HISTORIA 2.1 Orígenes 2.2 Evolución 2.3 Conformación 2.4 Tipos CAPÍTULO III. APLICACIONES Y USOS 3.1 Verticales 3.1.1 Silos y Bunkers 3.1.2 Reservorios 3.1.3 Edificios, Vivienda 3.1.(4/11) Otros: Chimeneas, etc. 3.2 Horizontales CAPÍTULO IV. DISEÑO Y PRINCIPIOS SOBRE EL PROYECTO 4.1 Recomendaciones 4.2 Previsiones y Ejecución 4.3 Personal 4.4 La presión y la fricción en los Encofrados Deslizantes 4.4.2 Estado del Problema 4.4.3 Investigaciones Previas 4.4.3.1. Presión en Encofrados 4.4.3.1.1. Presión de acuerdo a Bohm 4.4.3.1.2. Presión de acuerdo a Drechsel 4.4.3.1.3. Presiones de acuerdo a Nening 4.4.3.1.4. Regulaciones Americanas 4.4.3.2. Fricciones del Encofrado 4.4.4 Objeto de las pruebas 4.4.5 Prueba de Ajuste 4.4.5.1 Características Generales 4.4.5.2 Encofrados 4.4.5.3 Refuerzo 4.4.5.4 Andamios 4.4.5.5. Equipo Hidráulico 4.4.6 Equipo de Medida 4.4.6.1. Fuerzas transmitidas por las cerchas 4.4.7 Procedimiento de las pruebas 4.4.8 Resultados de las medidas 4.4.9 Evaluación de los resultados de las pruebas 4.4.9.1. Presiones del Encofrado 4.4.9.2. Fricción del Encofrado 4.4.9.3. Acabado de la Superficie del Concreto

4.5

4.4.9.4. Deformación y maltrato del Encofrado 4.4.9.10 Sumario Previsiones en el cálculo estructural 4.5.1 Edificaciones Generales 4.5.2 Grandes depósitos cilíndricos: Silos 4.5.3 Factores de Reducción Normal 4.5.4 La forma Real del Silo


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4.5.5

Ejemplo 4.5.5.1. Resultados 4.5.6 Conclusión CAPÍTULO V. PREPARACIÓN DEL ENCOFRADO 5.1 Tipo de Materiales 5.2 Preparación de la Madera 5.3 Armado del Molde 5.4 Los Yugos 5.5 La Plataforma 5.6 Acero de refuerzo 5.7 Colocación de Vanos 5.8 Gatos 5.9 Barras de Trepar 5.10 Tuberías de Presión CAPÍTULO VI. RECOMENDACIONES GENERALES 6.1. Cimentación 6.2. Concreto y Control de Fragua 6.3. Comunicación – Contratista - Supervisión CAPÍTULO VII. EJECUCIÓN 7.1 Llenado Inicial de Molde 7.2 Arranque de Molde 7.3 Control de Niveles 7.4 Colocación de la Armadura 7.5 Rotación del Molde 7.6 Calidad del Concreto 7.7 Otras Consideraciones 7.8 Nivelación Final del Molde 7.9 Desmontaje del Equipo Deslizante 7.10 Obras – Muestra Gráfica CAPÍTULO VIII. COSTOS 8.1 Generales 8.2 Puntos de equilibrio 8.3 Concepto inicial de un Costo. Ejemplo 1 8.4 Costo Analítico. Ejemplo 2 8.5 Edificación – Indices de Comparación 8.6 Pautas adicionales 8.7 Rendimientos y Parámetros Generales 8.8 Gráfica de Equilibrio 8.9 Corolario final: Ventajas Desventajas CAPÍTULO IX. CUESTIONARIO PARA VERIFICACION DE DETALLES 9.1 Molde 9.2 Concreto y Control de Fragua 9.3 Llenado y procedimiento a seguir 9.4 Suministros 9.5 Organización CAPÍTULO X CHEQUEO DE CONTROL – MANUAL DE OBRA 10.1 Antes de llenar 10.2 Llenado 10.3 Durante la Ejecución


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CAPÍTULO 1: INTRODUCCIÓN 1.1.

DESCRIPCIÓN GENERAL

Damos a continuación, una descripción general, de lo que en síntesis es el equipo y el funcionamiento de los ENCOFRADOS DESLIZANTES, esta descripción la ampliaremos detalladamente, a lo largo del presente texto. LA CONSTRUCCIÓN CON FORMAS DESLIZANES, se hace efectiva básicamente al emplear como encofrados, solo una pequeña franja de él, estamos refiriéndonos a la altura del encofrado; esta altura será solamente de 0.95 a 1.50 m.máx. Este encofrado es levantado cada cierto tiempo, ( que no pasa de ¼ de h en un trabajo continuado y sin contratiempos), en forma uniforme, juzgando que el concreto esté dentro del proceso de fragua normal, y con una resistencia o inicio de consolidación suficiente, como para soportar su propio peso. (ver fig.1.1). Estos encofrados, de poca altura, son levantados por medios mecánicos diversos. Siendo este un resumen inicial nos adelantamos a explicar que estos medios mecánicos son básicamente “gatos ”, que se sujetan en barras o tuberías de metal, las Fig.1.1 que provisionalmente van quedando dentro del concreto, que se está vaciando. El extremo inferior de dichas barras, esta apoyando en la cimentación de la estructura o zona de la obra ya ejecutada, por los medios convencionales de la Construcción Civil. Estos Gatos o “elementos mecánicos”, transmiten su carga vertical de ascensión al encofrado anteriormente descrito, por medio de un marco rígido, en donde van anclados. Este marco o “Yugo”, está sujetando también a los encofrados, posicionándolos de tal manera que se cumple los requerimientos del los planos estructurales, que hace también las veces, de la s tornapuntas, soleras, etc., que tiene el encofrado común en esta forma se respetará el espesor prescrito por los documentos de diseño, los planos estructurales y arquitectónicos, o si se trata de una edificación básicamente industrial, los planos de Estructuración. Estas formas o FORMAS MOVILES, están compuestas por : 1. ENTABLADO .- La superficie que estará en contacto con el concreto por vaciar. 2. VIGAS O CERCHAS.- Que hacen solidario el “entablado” conformado así un cuerpo sólido y rígido, susceptible también a servir de apoyo a elementos secundarios, útiles en la ejecución de la labor, nos referimos a los; 3. “ANDAMIOS COLGANTES “.- Donde los operarios, albañiles, efectúan el remate o acabado final de la superficie del concreto. 4. PLATAFORMA SUPERIOR.- Donde se desplaza todo el personal que ejecuta las labores de llenado de concreto en la forma deslizante, los fierreros, que van colocando paulatinamente la armadura, el personal de Supervisión, etc, Esta “plataforma superior”, muchas veces es, el encofrado superior de la obra por construir, significando, en estos casos, un ahorro considerable de esfuerzo y de tiempo. Después de esta somera descripción, hacemos una presentación detallada.

PARTES PRINCIPALES DEL ENCOFRADO DESLIZANTE: Es sistema de Encofrados Deslizantes, es una compleja instalación, en la que está previsto todo lo necesario para poder realizar la cadena tecnológica descrita arriba. Describiremos los tipos patentados mas usuales, combinación de madera y metal y que son, los mas utilizados actualmente. Podemos resumir y dividir, para facilitar su estudio en : 1.2.1.-Encofrados propiamente dichos (paneles y cercha). 1.2.2.-Elementos Mecánicos de movimiento. 1. -Yugos o caballetes 2. -Gatos. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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3. -Barras de apoyo metálicas. 1.2.3.-Plataforma de trabajo. 1.2.4.-Andamios colgantes. 1.2.5.-Caballetes auxiliares. 1.2.6.-Redes de dif. Instalaciones 1.2.7.-Marcos y moldes. 1.2.8.-Diversos elementos secundarios.

CAPÍTULO II. BREVE HISTORIA 2.1. ORÍGENES.El inglés J. APSDIN, nunca imaginó que el “Aglomerante hidráulico”, que tan prosaicamente patentaba, por la remota fecha de Oct. 12. 1824, y que le llamó CEMENTO PORTLAND, la primera palabra, en honor de el “Opus Calmentitium” de los romanos y la segunda por hacer alusión a la isla de Portland, en la costa del Sur de Inglaterra, de donde sacaba la materia prima para hacer su producto, iba a tener, en el correr de los años, una trascendencia enorme en la historia Contemporánea. Este nuevo Aglomerante hidráulico, no se hubiese desarrollado tanto, sino es porque la mente inquisitiva del hombre, descubrió que, cuando un elemento metálico, inmerso en el concreto fresco, al fraguar, quedaba adherido a él, era imposible sacarlo merced a la alta adherencia entre el concreto ya fraguado y el elemento metálico. Por otra parte, el concreto ciclópeo, como actualmente lo llamamos, al concreto sin armadura, no tenía casi ninguna resistencia a las solicitaciones de tracción y tampoco consecuentemente, a la flexión. La comunión entre el acero y el concreto abren un inesperado campo a la que llamamos ahora, y que es tan común, EL CONCRETO ARMADO. Este nuevo material de construcción, con todas sus propiedades: gran resistencia a la abrasión, gran estabilidad de volumen ( no se oxida), puede tener las formas más caprichosas, etc., no solamente es resistente a la compresión sino también a la flexión. Se expresa del Concreto Armado, un conocido intelectual contemporáneo, nuestro ilustre profesor, Arqto. Héctor Velarde; diciendo: “El concreto nace AMORTAJADO”. Una de las cualidades del Arquitecto, y dentro del quehacer de la construcción, es el ser muy libre (por algo crea y diseña), al sentir, que el encofrado le quita libertad e iniciativa, por eso, “LA MORTAJA”. LAS FORMAS, son una “atadura”, de la que el Arquitecto, quiere sacudirse. Lamentablemente el concreto nace dentro de un ENCOFRADO.

2.2.

EL ENCOFRADO.- Su evolución

Naturalmente, las formas o encofrados iniciales, no pasaron de ser fijos, y posiblemente cúbicos o rectangulares, seguidamente, más complejos t grandes; en efecto, estas se fueron complicando a medida que las exigencias arquitectónicas, por una parte, llevaron a lo que comúnmente estamos acostumbrados a ver, en las edificaciones; ese bosque de maderas, postes de acero, etc., que inicialmente no nos dejan percibir la forma definitiva de la obra por e ejecutar. Con el avance del Concreto Armado, la posición crecientemente complicada de las armaduras, su alta densidad, etc., han paulatinamente dificultado el vertido y llenado del concreto, provocando muy frecuentemente, inevitables zonas mal llenadas o con segregaciones, disgregando los inertes o agregados (grava y arena), o separaciones de los componentes*, que no solamente presentan mal acabado; sino que muchas veces, son estructuralmente rechazables, debido que ellas conllevan falta de adherencia y discontinuidad en la premisa estructural. Fig.2.2


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La complejidad del encofrado, su mayor altura, ha llevado a la necesidad de ser imperativamente normadas; por Reglamentos y Recomendaciones de prácticas constructivas imperantes en el medio técnico (Especificaciones ACI, Reglamento DIN 1045, etc.) Por otra parte, para estructuras altas, como torres pilares, chimeneas, etc., en las que básicamente la geometría general es muy uniforme, hacen costosos el encofrado convencional fijo, y compleja su erección, debido a los andamios auxiliares que lo acompañan, y quedan prisioneros y ociosos, hasta la terminación de toda la obra, con gran derroche de materiales sin reciclar o utilizar. Todo lo anterior llevó gradualmente a usar FORMAS DE POCA ALTURA, de 1.00 a 1.50 mts. o las “FORMAS INTERMITENTES” de la construcción civil de las represas de arco de concreto. Ellas son básicamente una labor muy tecnificada de las que modestamente se ejecutan en nuestro país, y en nuestro agro, al ejecutar “tapialeras” forman constructiva regional de vaciado INTERMITENTE. Otra de las formas de solucionar y para gran parte de las edificaciones, que hemos hecho alusión, es hacerlo con formas que constantemente se estén DESLIZANDO y a las que constante y paulatinamente vamos llenando y colocando la armadura, ventanas o vanos, insertos, etc., igual que en las construcciones convencionales. ESTE PROCEDIMIENTO DE CONSTRUCCION SE LLAMA: “ENCOFRADOS DESLIZANTES” Debido a que una de las premisas, para que se pueda desarrollar y planear este tipo de actividad, es que, “el tiempo de fragua del cemento” sea uniforme. Es explicable que recién en la 2da. Década del presente siglo se inicia y desarrolla los ENCOFRADOS DESLIZANTES, debido a que recién y consecuentemente, se inicia la NORMALIZACION DE LOS CEMENTOS.

2.3 PARTES QUE LO CONFORMAN: DISPOSITIVOS DE ELEVACIÓN: Los primeros gatos fueron de Tornillo, es decir mecánicos. Se disponía de una “barra de trepar”, (Elemento anteriormente descrito), a ésta barra se sujetaba el elemento a trepar o “GATO”, por medio de mordazas, las que actuaban alternativamente sobre la barra. El gato, simplemente era un tornillo de hilo cuadrado de doble entrada, para su mejor deslizamiento, similares a los gatos de auxilio para levantar vehículos. Este gusano ejercía su desplazamiento sobre una “brida/tuerca”, que fijaba a la cabeza del yugo, mediante un plato de acero; en la parte superior, este gusano tenía una manivela, a la cual se podía insertar una barra para accionar la palanca.

Fig. 2.3 El primer grupo de silos, que edificó Maltería Lima, cerca de Chaclacayo, Provincia de Lima, Perú, fueron ejecutados con este sistema y equipos; lo mismo que los silos de 2000 ton. c/u, que en 2 grupos de cuatro, tiene actualmente Cementos Lima, en Atocongo, Lima (16,000 ton. en total), que fueron efectuados por la firma Christiani & Nielsen (Empresa Danesa) por el año 1940 y que están actualmente en pleno uso. Este “gato de tornillo” era accionado manualmente, insertando la barra o palanca, antes nombrada en la manivela; un operario, no podía controlar más de 5 ó 7 gatos, en forma sucesiva girando o accionando la palanca, en el sentido horario, un arco de 180 grados, c/u. Evidentemente no podía hacer todos a la vez. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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En estructuras grandes, en donde se requería más de 100 a 200 “gatos”, se necesitaba, solamente, para accionar los gatos, un numeroso personal entrenado, el cual congestionaba la plataforma de trabajo, dificultando sobre todo a la Supervisión de esta actividad, la que tenía que ser uniforme y delicada. El sistema manual tenía inconvenientes de gran congestión, alto costo de jornales, y lo que era más importante, que el levantamiento no era uniforme ya que se efectuaba en forma escalonada, originando movimientos bruscos y esfuerzos imprevisibles en el encofrado. Para suplirlos, se tenía que hacer éste más resistente y por ende más costoso, y lo que es más importante, que esas deformaciones en el encofrado, repercutían en la calidad de un buen acabado monolítico y estructural.

2.3.

OTROS TIPOS IMPERANTES DE EQUIPO. Se han abandonado definitivamente el sistema anterior, a la fecha, todos los sistemas son equipos constantemente perfeccionados, de tal forma que hoy se dispone de una gran diversidad de patentes, cuyos principios de funcionamiento son muy variados. No nos ocuparemos de la historia de estas mejoras sucesivas, sino solamente se describirá los tipos de dispositivos deslizantes, los dividimos en: 2.4.1. Hidráulicos. 2.4.2. Neumáticos. 2.4.3. Eléctricos Principio del Funcionamiento. (ver fig 2.4) Los patentes o sistemas que se han desarrollado, giran sobre el siguiente principio general. El gato o elemento de izaje, es accionado por presión hidráulica, aire comprimido o eléctricamente. El gato tiene “mordazas” cónicas concéntricas alrededor de la barra de trepar, en forma de mandíbulas dentadas de acero al alto carbono aleado, para gran dureza. Estas barras pueden ser macizas o tubulares, en donde se agarran, firmes y seguras las Fig. 2.4 “mandíbulas” del gato, para evitar el corrimiento o deslizamiento hacia abajo, debido a los pesos que se están levantando. Todos los “gatos”, están unidos o comandados por una tubería de aceite o circuito de aceite o ínea conductora. (Ver fig. 2.5) Estas tuberías, mangueras o líneas conductoras, están a su vez conectadas a la central de fuerza, de modo que al ser accionada esta central todos los gatos son movidos hacia arriba, en forma simultánea, hasta completar su carrera (stroke), longitud del corrimiento, que depende del sistema usado. Fig. 2.5 Actualmente, debido a los circuitos integrados y enclavamientos lógicos, se ha llegado a automatizar en tal forma que un solo comando es suficiente para mover el sistema, independiente del número de gatos a controlar. Así el Técnico, que comanda el sistema, se limita a programar un “timer”, que periódicamente arranca la central de fuerzas; tiene además, un control de niveles, colocados en las barras de trepar, que automáticamente desconecta los gastos, cada 30 cm. A 40 cm. de levantamiento, y sigue accionando los atrasados, a efecto de nivelar TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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todo el encofrado cada 30 cm. o 40 cm. Así se efectúa un levantamiento uniforme, con plataforma de trabajo horizontal, y sin desplomes; y lo que es muy importante, sin esfuerzos adicionales al encofrado. Cuando se hacen obras en donde se están operando más de 300 gatos, en un conjunto de edificaciones unidas o vecinas, como por ejemplo una batería o conjunto de 25 a 40 silos, para depósitos industriales, estructuras, muchas veces de gran altura y esbeltez; sin estos elementos automáticos sería materialmente imposible el control, porque las estructuras que se construyen, pueden inclinarse, con desplomes fuera de lo técnicamente aceptables, causados o debidos a inclinación de las barras de trepar, éstas pueden deformarse, porque (no nos olvidemos), estamos fabricando y vaciando constantemente sobre un concreto plástico, luego las estructuras pueden llegar a tener tales deformaciones sobre todo de ROTACION, que las hagan no estructural y estéticamente inaceptables. Esta es la razón por la que se emplea actualmente instrumentos electrónicos y ópticos; telurómetros, plomadas ópticas y láser, para un control automático y que puede ser comandado desde un tablero de simulación, similar al que existe en los Tableros de Control de las fábricas de transformación de procesos, o los “CONTROL ROOM” de las hidroeléctricas y Siderúrgicas. Todo esto con un enclavamiento electrónico, circuitos lógico/integrados y manejados por computadores. Operando con Programas Generales de control y funcionamiento, y monitoreo de decisión programada, presentación automática en pantalla de zonas en donde el Técnico Operador pueda cancelar o corregir manualmente, decidiendo, por su experiencia y recursos, un mal funcionamiento de la automatización.

2.4.1. GATOS HIDRAULICOS.Los equipos de elevación mas extendidos en las obras, son los que utilizan gatos hidráulicos, comprenden no solamente las “gatos hidráulicos” accionados por aceite de transmisión, sino también los conductos de presión (de tubería de bronce, o las modernas de mangueras de neopreno de alta presión con empalmes universales), que unen un grupo de gatos a la bomba o a su manifold. Las bombas accionadas eléctricamente, son de alta presión y consecuentemente, de 4 o más etapas. El funcionamiento de este tipo de gatos, giran sobre el siguiente concepto. La bomba eléctrica, eleva la presión del aceite, transmitiendo esta presión por los conductos a los gatos, merced a ello, estos últimos suben por las “barras de trepar” y arrastran con ellos al Encofrado Deslizante entero. Cuando se ha hecho el montaje de todo el equipo, la instalación de tubería y gatos debe quedar completamente “purgada” y tener la seguridad de que, en el sistema no quede nada de aire atrapado, que dificultaría el funcionamiento de los gatos comprometidos; si hubiese aire en la tubería, los gatos afectados, recibirían una presión diferente que los demás y consecuentemente funcionarían mal. El sistema tiene que purgarse, igual que el de un sistema de frenos de vehículos o sistemas de mando de equipos similares, muy comunes en tractores, grúas, etc. Debido a características propias del mando hidráulico los gatos, no tiene gran diámetro, y el sistema en general trabaja con presiones de 80 a 100 Kg/cm2. (1,200 psi). Una bomba puede comandar de 80 a 90 gatos; debido a que para poder alimentar a más número, éstas tendrían que ser más grandes, más cantidad de equipo, dependería de una bomba, con el consiguiente peligro de que, al cambiarla por desperfecto, comprometería una gran zona o conjunto de gatos, los que, hasta su reemplazo el encofrado quedaría momentáneamente paralizado. Por otra parte, el tener que servir un gran número de gatos, el flujo de aceite tardaría en los conductos, el funcionamiento de ellos sería más lento y no simultáneamente, no habría uniformidad en el levantamiento de los gatos; y lo que es más complicado e importante, la Pérdida de Carga (h), en los conductos, complicaría hidráulicamente el sistema, es recomendable también que, si estudiando la distribución, se sospeche que al haber desigual alimentación a los gatos, se haga un cheque de Pérdida de Carga, por el Sistema Cross, tomando como coeficiente de Kutter o Manning, los usuales, para tubería o mangueras y para aceite. La ejecución de la instalación de tubería es recomendable que sea en concordancia a un diagrama proyectado y diseñado por un Ingeniero experimentado. La duración del ciclo de elevación no llega generalmente a 60 segundos. Cuando se tenga duraciones de elevación de 100 a 200 segundos, se deberá disminuir el número de gatos servidos por cada bomba, esto hace también que haya mejor uniformidad en el levantamiento.


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Las carreras de los gatos hidráulicos fluctúan entre 20 y 30 mm. La carrera efectiva es un poco menor, en 2 o 3 mm., a causa de que al fijarse las uñas a las barras de trepar, existe un ligero corrimiento, o retorno del encofrado hacia abajo. Las Patentes o gatos más conocidos (en lado o ámbito occidental), son las siguientes: INTERCONSULT, HOCHTIEFF, B.M.HEEDE o CONCRETO – PROMETOR, AHL + Co., BIGGING, SIEMENS BAUNNION o SIEMCRETE (in), etc. Las enumeradas son las que el autor, ha tenido ocasión de conocer, y algunas de ellas, de trabajar: (B.M. Heede, Hochtief y Siemes).

2.4.2. GATOS NEUMATICOS Se han generado otras patentes, no muy difundidas en nuestro medio, accionadas por aire comprimido y con bastante éxito con este tipo de gatos. 2 El aire comprimido es suministrado por una compresora de 5 a 7 Kg./cm 70 a 100 psi). Su funcionamiento es suave y bastante uniforme, debido a que el flujo de un gas tiene menos pérdidas de carga que el de un líquido viscoso, y el booster que energiza a cada gato tiene un funcionamiento suave, uniforme y regular. Las uniones deben ser herméticas debido a que no se detecta las fugas en un gas, tan fácilmente como un líquido. El trabajo con este sistema es muy limpio y sólo tiene el inconveniente de que se tiene que, trabajar con aire seco; esto se consigue colocando frecuentes y estratégicas trampas de condensado, en las líneas o mangueras de presión, para tener los gatos lo más secos posibles. Este sistema ha demostrado ser bastante simple y rápido y sobre todo exacto. Parece ser que constituyen una importante mejora cualitativa.

2.4.3. GATOS ELÉCTRICOS El autor los conoce sólo por bauchers, literatura y por opiniones de técnicos, que nos han visitado, parecen ser poco difundidos por lo poco exacto de su carrera, ya que básicamente son gatos mecánicos, accionados eléctricamente. 2.4.4. GENERALES Para terminar con los elementos de traslación, añadiremos que también se pueden dividir, para su descripción, en dos grandes grupos: 1. Verticales. 2. Horizontales. ESTE TEXTO SE OCUPARA SOLAMENTE DE LOS VERTICALES Tiene una velocidad promedio de trabajo recomendada de 25 a 40 cm./ hora. Esta velocidad depende de : 1. Fragua del concreto. 2. Altura del encofrado (según patente) 3. Capacidad del gato. 4. Llenado del molde. 5. Colocación del fierro estructural 6. Colocación de vanos, insertos, etc. Evidentemente prevalecen las tres primeras razones, ya que las otras son secundarias.

DEFINICION DE ENCOFRADO DESLIZANTE VERTICAL: “METODO ECONOMICO EN LA CONSTRUCCION PARA PRODUCCION CONTINUA, PARA ESTRUCTURAS ALTAS DE CONCRETO ARMADO O PARA LAS QUE SE REPITAN UN NUMERO CONSIDERABLE DE VECES, INDEPENDIENTE DE LA ALTURA”. Silos terminal elevador de granos del callao


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CAPITULO III. APLICACIONES Y USOS 3.1. 3.1.1. 3.1.2. 3.1.3. 3.1.4. 3.1.5. 3.1.6. 3.1.7. 3.1.8. 3.1.9. 3.1.10. 3.1.11. 3.2 3.2.1 3.2.2 3.2.3 3.1.

Para los VERTICALES, las más usuales son: Silos o Bunker Tanques para agua Viviendas populares Torres (Televisión, etc.) Pilares de puentes Chimeneas Piques de minas (revestimiento) Cámaras de compensación en hidroeléctricas Chimeneas de equilibrio en hidroeléctricas Tanques para combustible (doble pared) Casas de Interés Social iguales y en gran número Para los HORIZONTALES, las enumeramos solamente: Revestimiento de canales. Ejecución de zardineles o bordillos para tráfico. Túneles, etc. Encofrados Deslizantes Verticales.

3.1.1. SILOS O BUNKERS Se caracteriza por su gran altura, en relación a sus medidas en planta. Por ser depósitos de materiales a granel (desde inertes hasta granos de cereales), ver Fig. 3.1.a), sus paredes deben resistir los empujes de ellos, empujes estudiados por Janssen, Reimbert y recientemente por Jenike, que ha estudiado el comportamiento de los materiales ensilados en función de su diámetro, coeficiente interno de rozamientos, etc. Para que un silo funcione eficientemente, como una máquina. Estos empujes son tomados por la armadura del fuste, por lo que es frecuentemente que ésta armadura sea de gran densidad y espesor e incluso pre o postensados para evitar daños como los que vemos en la Fig. 3.1.b. Los materiales que se almacenan en los silos son introducidos por la parte superior y extraídos por la inferior. Esto da ciertas características de diseño geométrico, como las tolvas de salida, e instalaciones mecánicas o neumáticos para el fácil deslizamiento de los materiales ensilados; existen innumerables soluciones, que escapan a los alcances del presente texto. Fig. 3.1.a

Fig. 3.1.b


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El “deslizamiento”, debe comenzar en donde las paredes o fuste es uniforme; generalmente estas arrancan desde la cimentación y los elementos de evacuación del silo, se apoyan en columnas independientes o columnas solidarias a los primeros metros de elevación o cambios de espesor del fuste. Las únicas distinciones entre ellos, es que pueden no ser solamente circulares sino de paredes conformando poliedros regulares. Por la cantidad, pueden ser unicelulares o multicelulares, según estén compuestos por una célula o compuesto por varias. Generalmente los unicelelulares son de gran diámetro; en los multicelulares se usa también los “intersticios” como almacenamiento adicional (Ver fig. 5.15) Las capacidades de estos silos pueden llegar hasta 20,000 ton. Métricas. Los emplea la industria en general: fábricas de cerveza, cemento, minería, para harina de cereales, etc. También estarían comprendidos, dentro de este grupo, las TORRES ELEVADORAS, que siempre acompañan a los grandes conjuntos de silos, éstas son lógicamente más altas que los silos, para que por gravedad, puedan llegar a los respectivos silos de almacenamiento, principalmente los granos. Estas TORRES ELEVADORAS, se levantan simultáneamente con el grupo de silos. No podríamos dejar de anotar que, cuando el material a depositar son harinas, las provenientes del proceso, minero, metálicos y no metálicos no se emplean actualmente torres elevadoras, y el transporte o elevación de ellas, se hacen por medios neumáticos. Soluciones que necesitan menos instalaciones, ya que son solamente tuberías, y los costos de operación son menores; su capacidad de transporte es mucho mayor. Es usual, en estas industrias el “bombeo de Harinas”.

3.1.2

RESERVORIOS PARA AGUA

No es frecuente, en nuestro medio, la generación de nuevas Industrias o la ampliación de las existentes; luego la ocupación de los equipos de Encofrados Deslizantes y su personal especializado, quedaría paralizado, bien podría suponerse que sus representación no sería económicamente atractiva. En donde constantemente se tiene ocupado a esta especialización, dentro de la Construcción Civil, es que hay frecuentemente construcciones de RESERVORIOS PARA AGUA, debido al constante y rápido crecimiento y expansión de Urbanizaciones y Abastecimientos de barrios marginales, que nacen como Pueblos jóvenes. Las Entidades Públicas que tienen a su cargo EL ABASTECIMIENTO DE AGUA, son las que más frecuentemente ocupan a la Industria de la Construcción para hacer RESERVORIOS PARA AGUA. Las alternativas son: 3.1.2.1. Tanques elevados, y 3.1.2.2. Reservorios apoyados 3.1.2.1. Los tanques elevados, se construyen, para la topografía de las zonas en donde el abastecimiento, almacenamiento y regulación del servicio, a la población, es muy plano, y se requiere elevar el depósito de agua para que, por gravedad, tenga la presión necesaria de servicio. Lógicamente la cuba o depósito propiamente dicho está en la parte más alta, (ver fig. 3.1.2.a.) Para pequeñas capacidades, el fondo de la cuba se 3 hace plano, en los depósitos de más de 200 m el fondo, es una cúpula esférica. Los más comunes son los tipos INTZE, en donde el fondo del tanque es una cúpula, de ella nace, una pared cónica, con lo cual en el, anillo de fondo pueden anularse los empujes, actuando solamente, reacciones verticales. El empuje tiende a abrir el anillo del fondo mientras que el peso de la parte cónica en voladizo, somete a dicho anillo a compresión, y si estos esfuerzos llegan a equilibrarse, sobre el anillo de apoyo solamente actuarán fuerzas verticales. 3 En los grandes depósitos (2,000 m ), el fondo se halla constituido por un casquete estérico, rodeado por superficies tóricas (ver fig. 3.1.2.a.).


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Las partes principales de este tipo de DEPOSITOS INTZE, son: a). La cubierta plana, o cúpula esférica de techo, con o sin linterna. b). Un anillo circular superior, que soporta el empuje de la cúpula. c). La pared cilíndrica de la cuba. d). Anillo medio, para unión de la pared cilíndrica, con la pared cónica del voladizo. e). Una pared cónica en voladizo, de unión entre el fondo y la pared cilíndrica. f). La cúpula esférica de fondo, en donde puede o no apoyarse una chimenea central, de acceso a la parte superior del reservorio Intze. g). Una viga circular, sobre la que se apoya el fondo de la cuba. h). El fuste de soporte. i). La cimentación. Con excepción de a) cúpula sup., e pared cónica, f) cúpula de fondo y i) cimentación; todo lo demás, se hace en una operación programada, ejecutada con Encofrados Deslizantes, llevando, desde el inicio del fuste inferior, es decir desde el nivel de cimentación, el encofrado convencional de la pared cónica (“e” en la numeración de arriba).

3.1.2.2.

RESERVORIOS APOYADOS.-

En nuestras ciudades, que están generalmente circunscritas por cerros, se consigue un considerable ahorro edificando en ellos, los tanques, éstos lógicamente no necesitan el fuste inferior y la tasa va directamente apoyada sobre su cimentación. En épocas pasadas estuvieron en boga estos tanques de fuste sencillo, con mínima armadura radial, la pared estaba apoyada sobre láminas de neopreno. El tanque se postensionaba o zunchaba con alambre de alta resistencia, colocado con una máquina de postensión alrededor de la pared, ésta corría con fuerza propia alrededor y sobre la pared circular del tanque. La tensión se obtiene hilando el alambre a través Reservorio Elevado para agua Durante su construcción (izq.) de un dado de acero y reduciendo y acabado final (der.) su diámetro original, proceso similar al que se usa en las fábricas de alambres. Las tensiones uniformes son obtenidas en el alambre y comprensión en el concreto, desde que no hay resbalamiento de aquel sobre la pared, una vez tensado o zunchado el fuste. El revestimiento final de protección al alambre, se obtenía por medio de un gunitado controlado, o Cement Gunt.

3.1.3.

VIVIENDAS MULTIFAMILIARES.- (ver fig. 3.1.3.a)

La arquitectura moderna ha hecho posible la ejecución con Encofrados Deslizantes, debido a la sencillez exterior de sus acabados, con el cambio paulatino de los estilos arquitectónicos pasados. Han desaparecido las molduras adornos, derrames, etc. que le dieron fisonomía y estilos arquitectónicos a las urbes. Las actuales exigencias de resolver problemas masivos de habitación, y la solución de ejecutar, grandes blocks verticales para aprovechar mejor el terreno (rascacielos), o el hacer grandes conjuntos habitacionales IGUALES, ha abierto un nuevo campo a los Encofrados Deslizantes, hasta hace poco sólo solucionados por la albañilería. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Se ha acentuado también el acercamiento de costos entre ésta y los muros de concreto armado, debido al costo creciente de la mano de obra. En muchos casos, como solución estructural en concordancia a los diseños arquitectónicos, se prefiere efectuar muros de concreto armado, solucionando los problemas de solicitación sísmica. Se soluciona así este problema construyendo todo el casco, con concreto armado. Los encofrados Deslizantes, para solucionar las edificaciones de viviendas en torres habitacionales “y en gran cantidad, constituyendo grandes Unidades, se emplea mucho en los Países Socialistas, extendiéndolo, dentro de la unidad arquitectónica de la Unida, a las Oficinas Cívicas y de espectáculos. Fig. 3.1.3ª : Condominio ROYAL IOLANI , Honolulu, Hawai. Véanse los Encofrados Deslizantes en plena ejecución Refuerza las ventajas del método, definitivamente, si se van a hacer edificios de vivienda de 7 pisos y varios iguales, lo que asegura la continuidad del trabajo, sobre todo en zonas sísmicas. Se tiene que tener en cuenta, sin embargo, la solución de problemas específicos, los que enumeramos a continuación. Las paredes, en la edificación, no son sino parte de las actividades a desarrollar paralelamente, por eso el método de los Encofrados Deslizantes ha debido de ser adaptado y complementado, de tal forma que permita también la ejecución de otros trabajos: Instalaciones Eléctricas, Instalaciones de Agua, desagüe, ductos de ventilación, montantes de comunicación, acabados especiales y necesarios, para no hacer tan monótona y uniforme las fachadas, producto muchas veces de necesidad arquitectónica, aditamentos e insertos par apoyar y fijar estructuralmente, a los diferentes pisos y niveles. Si es que no se ha proyectado, desde el inicio, para hacerlo con Encofrados Deslizantes, es recomendable que el mismo Ing. Estructural, la modifique, con la asistencia y asesoramiento del Ingeniero experimentado en Encofrados Deslizantes. as paredes longitudinales y transversales, serán la estructura portante, es decir que es probable que se opte por hacer que éstas sean la estructura del edificio, y no la estructura aporticada, del primer diseño. En este sentido, es posible que se reduzca la armadura, y que sea más sencilla que el de columnas y vigas corrientes. El calculista estructural tendrá el cuidado de diferenciar y construir los muros pantallas longitudinales y transversales y tabiques no portantes, que serían, en la mayoría de los casos, los de cuartos de baño, vestíbulos mamparos en general. Esto no ocurriría, en el caso de adoptar un diseño inicial de oficinas, ya que en estas, generalmente, no se ejecutan los muros interiores y/o secundarios, y se dejan a los futuros usuarios del piso o propiedad horizontal, su posterior ejecución. 2. En líneas generales, las paredes portantes se harían con un concreto de calidad f 'c= 210 Kg../cm O MAYOR. Las armaduras en más de un 50% ó más, de los muros, serán de acero mínimo o menor, en concordancia con la interpretación del Reglamento. Las paredes exteriores o perimetrales del edificio, si se edifica en climas muy calurosos o demasiados fríos, deberán tener el tratamiento especial debido a que el concreto no tiene las bondades térmicas y de aislamiento que tiene el ladrillo. En estos climas, se deberá disponer de placas termo aislantes (transist – stop), colocando por ej. Paneles de poliuretano expandido (tecnoport), paneles previamente hechos o fabricados de fibras o viruta de madera tratada y prensada (fibra block), o tejas planas de ladrillo delgado (pastelero), placas de lana mineral (se ejecutan muy bien con la escoria de altos hornos); en general, elementos que tengan las dos siguientes características:


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SENCICO

BANCO TEMÁTICO

NOVIEMBRE 2001


Peso unitarios de 800 Kg./m . Conductibilidad términa < 0.25 Kcal./mt x hr x °C. Estas placas deben prepararse para que sean puestas con comodidad durante la ejecución del llenado, no puede ser más grande, en una de sus dimensiones, que la altura plataforma de Encofrado / cabezal del yugo. Estos aislamientos término, también podrían ser una suerte de enchape exterior, de manera que cumplan también propósitos de enchapes decorativos. No es recomendable la colocación en interiores, debido a que detrás de ellas se acumularía la condensación de la humedad exterior creando a las postres, manchas de hongos y ambientes húmedos. Lo recomendable aunque desgraciadamente, lo más laborioso es colocarlos en el seno de los muros simultáneamente con el vaciado. Para los vanos de puertas o ventanas, se tendrán que disponer de marcos, que se dejarán al paso del encofrado deslizante, se cuidará en lo posible que en estos sitios, no vayan los gatos y sus elementos complementarios de izaje, porque traería muchos problemas de operación, hemos expresado ya, más arriba, de que el Ing. Experimentado en E.D., trabaje en coordinación con el arquitecto para que en lo posible todos los niveles de la edificación sea exactamente iguales en distribución ambiental, de tal modo que los vanos, en cada nivel estén ubicados en el mismo lugar, que en el nivel inferior. Es posible, en estos casos, que se pueda colocar de una vez los marcos definitivos de las puertas é íntegramente las ventanas definitivas, lo que significaría un gran ahorro de tiempo y un menor costo. Para las paredes interiores o mamparos, y los pisos o forjados, se dejarán cajuelas estructurales y armaduras o dowels de diseño, que garanticen, en el caso de mamparos, su fijación segura; y en el caso de pisos o forjados, la integración a la premisa estructural. Las armaduras que se proyectan perpendiculares a la forma movible, se colocaran provisionalmente dobladas, de modo que permitan el paso del molde deslizante, ellas irán alojadas en las cajuelas o huecos de apoyo. (Ver fig. 3.1.3.b).

Fig.3.1.3.b Todo lo anterior, hace ver, que se tiene que llevar un control muy severo de niveles, a lo largo de la operación contínua de llenados a efectos de colocar exactamente, y posteriormente, todos los elementos horizontales, respetando los planos. Se tendrá que ir colocando simultáneamente las instalaciones eléctricas, los ductos y salidas o “puntos” (tomacorrientes, interruptores, etc.) esta labor no es difícil, toda vez que, para estos fines, ahora se usa preferentemente el ducto plástico (PVC); sin embargo hay que cuidar que las salidas, para las conexiones con los forjados o techos, queden geométricamente coincidentes. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Las recomendaciones para las instalaciones sanitarias, agua y desagüe, son muy similares a las anteriores, pero solamente con dos variantes: Primera; hay que extremar la exactitud con las conexiones o empalmes con los pisos y forjados, ya que estos no pueden ser alterados, (por ejemplo, no puede ser corrido de lugar un inodoro, ni un lavadero de cocina). Segunda; que deben ser probadas y completamente estancas las uniones. Por experiencia recomendamos, en esta época que se emplea casi únicamente las tuberías plásticas, no emplear las uniones espiga/campana, las roscadas son mas estancas; no unir solamente, roscando las uniones, sino también colocándoles el pegamento prescrito o recomendado para uniones de PVC. Para el Edificio Central del Aeropuerto Jorge Chávez, en el Callao, se hicieron algunos arreglos estructurales, de los que se ocupó el mismo calculista inicial. Se ejecutaron y pusieron: los vanos de cada nivel de la caja de ascensores, montantes de comunicaciones de recepción como de emisión, montantes de agua incluyendo las de incendio, desagües generales, puertas laterales para los diferentes pisos, cajuelas y armadura de los sucesivos niveles; se dejaron hormacinas, para alojar los tableros eléctricos y de mangueras de incendio en cada nivel, cajuelas y armaduras en forma de dowels, para las escaleras de servicio y de emergencia, los insertos metálicos para los rieles de contrapesos y de cajas de ascensores. Fue de gran precisión, la colocación de los arranques de las vigas postensadas; se dejaron blocks de “concreto espuma” para alojar futuros apoyos de vigas secundarias, y las cabezas de las vigas postensadas patente BBRV. Para que queden perfectamente a su nivel, se llevaba, vecino a cada una de las cabezas, una varilla de nivel, que arrastraba y traía, desde la cota de la base o cota cero, como si fuese una wincha extendida verticalmente de control, el nivel preciso, a fin de que queden perfectamente a su nivel de piso. Para que queden alineadas, se puso en ellas, cuando se les prefabricó, un nivel de burbuja que quedó dentro del concreto. No se tuvo ningún contratiempo cuando se fue acoplando las diferentes partes del edificio circundante, cuando posteriormente se edificó, por los sistemas convencionales, el resto del edificio. Los acabados exteriores, si ellos tienen alguna particularidad arquitectónica, se puede colocarlos simultáneamente, usando el andamio colgante exterior y la seguridad e que en esta forma, quedarán más firmemente adheridos y monolíticos con el edificio, ya que estarían siendo colocados sobre un concreto en inicio de fragua y serían solidarios con él. De igual manera, los acabados interiores, si son solamente tarrajeos, son ejecutados simultáneamente por los albañiles que van haciendo los resanes, reforzando el número de ellos o mano de obra suplementaria, y el interior quedaría enlucido, listo para la pintura. Esto aportaría no solamente un inigualable monolitismo del tarrajeo, sino también, economía muy sensible de materiales y mano de obra. CONDICIONES PARA EL EMPLEO DE ENCOFRADOS DESLIZANTES EN OBRAS DE EDIFICACIÓN, se podrían resumir: I.- La estructura deberá ser celular de paredes portantes. II.- Que arquitectónicamente se pueda adaptar o que desde inicio, se haya proyectado para este tipo de procedimiento de construcción. III.- Los muros, en lo posible, sean verticalmente de espesor constante. IV.- Que tengan un número de pisos, suficiente como para que el sistema constructivo sea competitivo. V.- Que las plantas, en lo posible, sean iguales. VI.- Que el número de edificaciones, si son de poca altura, sea grande, de modo de suplir, la altura con el número. El estudio del costo, (ver Capítulo VIII), determinará su utilización desde un punto de vista técnico – económico. Para esta comparación, hay que tener en cuenta que la rapidez de la ejecución, hace que cambie el punto de vista de flujo de caja y retorno de inversión. La ausencia de penalidades por incumplimiento de contrato y el premio por entrega anticipada y reducción del plazo de ejecución. Un edificio de


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vivienda de 10 niveles o planta, con las “condiciones “ arriba anotadas podría tener una entrega anticipada de 40%. En el Perú, se han efectuado muchas edificaciones con este sistema; enumeraremos algunas.  El núcleo del edifico central del Aeropuerto Jorge Chávez: 25 días de ejecución.  El edificio Vita Ovo, para la Fca. De galletas Victoria en Arequipa: 18 días de ejecución.  Conjunto habitacional Ferroviarios, en María Isabel en Arequipa.  Ciudad Satélite, en la Apacheta, Arequipa. Son casas unifamiliares en duplex de 3 dormitorios y de un solo piso. Se comenzaba el levantamiento en la mañana y a las 4 pm. estaba terminada con ventanas y marcos de puestas, completamente enlucida las paredes lista para pintura. Fuera del país, está muy desarrollado este sistema constructivo, presentamos algunas fotos de ejecuciones de muy buen aspecto y variedad, Fig.s. 3.1.3 (c, d, e ) Sistema de Encofrado deslizante operando en un edificio de 45 pisos. Fig.3.13.c


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3.1.4.- CHIMENEAS.La de la fca. Cemento Norte de Pacasmayo; ejecutada en 15 días, para la primera etapa de la obra, en el año 1955. 3.1.(5,6).- PILARES Y ESTRIBOS DE PUENTES, MUROS DE CONTENCIÓN, TORRES DE TELEVISIÓN, son edificaciones que por altura creemos que es la única forma de efectuarlas económica y rápidamente. 3.1.(7,8,9).- DESLIZAMIENTOS EMPLEANDO SOLO UN LADO DEL MOLDE. REVESTIMIENTO DE PIQUES DE MINAS, debido a la meteorización de la roca, no es seguro su gunitado. Fig.3.1.7

Fig.3.1.7 CHIMENEAS DE EQUILIBRIO Y CÁMARAS DE COMPENSACIÓN en las obras hidroeléctricas. En el lado occidental del país, debido a la característica de topografía y caudal de nuestros ríos, el aprovechamiento hidroeléctrico se hace a base de grandes caídas y poco gasto, la velocidad del flujo, es decir, la energía cinética del flujo es muy grande, que es la que se transforma en el potencial de la hidroeléctrica. Al interrumpir el flujo, para sacar la planta de servicio, el reflujo, debido al gotor de ariete, se disipa la energía en Chimeneas de equilibrio. Para terminar con las aplicaciones más comunes, mencionaremos solamente, que los:

3.1.1..- TANQUES DE DOBLE PARED .- (ver fig. 3.1.10) Es particularmente destacable, la utilización de este método, para ejecutar reservorios o depósitos para líquidos, diferentes que el agua, para los cuales la propiedad secundaria de estanqueidad de las paredes de concreto o fustes, son completamente ineficaces. Es conocido que los derivados del petróleo (petróleo diesel, gasolinas poco aromáticas, kerosenes, petróleos líquidos, etc.), no se pueden almacenar en recipientes hechos con paredes de concreto. Es conocido también que estos líquidos, no son miscibles con el agua; apoyándose en esta propiedad, se hacen depósitos, para estos fines, ejecutando su construcción con dos paredes paralelas, muy cercanas y depositando agua entre ellas, en el espacio vacío que queda entre las dos paredes, de modo que este líquido, impide la salida de los combustibles almacenados. Fig. 3.1.10 Es fácilmente comprensible, que el sistema de Encofrados Deslizantes, es inmejorable y muy ventajoso, para la ejecución de estas obras civiles, como se ve en la Fig. 3.1.10. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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3.2.0.0.- ENCOFRADOS DESLIZANTES HORIZONTALES, su mayor empleo es en:    

Revestimiento de canales. Sardineles o bordillos altos para controlar el tráfico vehicular. Pavimentos de concreto. Túneles, en donde se reviste solamente las paredes más no la bóveda o “CALOTA”.

Fig. 3.2.0.0 Se muestra una aplicación de los Encofrados Deslizantes Horizontales para pavimentos de concreto.

CAPITULO IV. DISEÑO Y PRINCIPIOS SOBRE EL PROYECTO.4.1.

Recomendaciones Generales.

El empleo de estos tipos de encofrado, no limita la libertad del Arquitecto, el cual necesita un mínimo de conocimientos sobre el sistema. Al Ing. Estructural, no le plantea ningún problema adicional a los que está acostumbrado a resolver. Sin embargo, cuando se requiere adaptar un proyecto sin haber tenido en cuenta que se podía realizar con E.D. ambos Proyectistas, deben estar asesorados por un Profesional experimentado, y que haya trabajado en levantamientos, porque generalmente las soluciones están influidos por los métodos generales de construcción. El Profesional experimentado tendrá en mente, para su asesoramiento, las futuras dificultades, que no se presentan en la edificación convencional, como uniformidad de ubicación de vanos, colocación de los marcos metálicos de los gatos, la mejor ubicación y diseño de la plataforma de trabajo. Cuando el Propietario, está asesorado por un Consultor Jefe de Proyecto, y este prevé, que la obra va a tener que ser ejecutada con Encofrados Deslizantes, por ejemplo, silos, torres altas y uniformes, etc. están dentro de sus obligaciones la redacción de las Bases, Términos de referencia y Especificaciones Técnicas, indicando, el emplazamiento de los yugos, plataformas de trabajo, instalaciones y exigencias de control de horizontalidad, verticalidad, etc. Los Planos Generales, en relación directa con el proyecto de la estructura ya adecuada, deberán ser integrantes de los documentos emitidos, redactados o diseñados por el Consultor. Como resumen y ejemplo, para citar algunas de las notas o características que se debe tener, en el diseño: Que el acero sea del mayor diámetro que permitan las normas, para tenerlo lo más espaciado y reducir la labor de colocación, siempre que por otras razones, este tenga que ser diámetros menores y más junto. Que no se pongan en lo posible armaduras inclinadas y que estas sean solucionadas, en base a posiciones horizontales y verticales alternadas. No tener cambios de espesor de muros, si eso es inevitable, reducir al mínimo estos cambios. 3 3. Emplear concretos con más de 200 Kg./m de cemento y/o f > 210 Kg./m Que los muros principales a ejecutar, con este método, no tengan menos de 10cm. de espesor, para no tener “arrastre” y “desgarraduras”. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Evitar al efectuar el diseño, ángulos agudos, en el encuentro de dos muros, o evitarlos, en la ejecución.

4.2.0.0. EJECUCIÓN Y PREVISIONES DE DISEÑO.En el Capítulo V, se tratará la fabricación del molde, con todo detalle, en esta parte nos ocuparemos solamente, del orden formal y aspectos generales propios de la postura del Profesional. 4.2.1. Ejecución del Molde.- Este podrá ser de madera o de metal, dependiendo de: 4.2.1.1. Número de usos. 4.2.1.2. Elevación o longitud de la edificación. 4.2.1.3. Tipo de edificación. 4.2.1.4. Movimiento de ella a lo largo de la ejecución. (Cambio de Sección). Todos estos parámetros de decisión son, como todo en Ingeniería, un compromiso técnico – económico. El ejecutante (Contratista), conociendo sus costos fijos e incidentes, podrá determinar la calidad o material con que confeccionará la forma Deslizante. En general, para el caso de un silo o reservorio aislado, la Forma seguramente tendrá que ser de madera, en cambio, para el caso de muchos usos, gran altura de la edificación, o que ella va a tener cambios de dimensiones que requieran que el molde a lo largo de su movimiento, tenga que cambiar de geometría, es indudablemente que será de metal. En el caso de lo descrito anteriormente, al referirnos a casas de poca altura, que en el curso del día se terminaba la labor, no se trabajaba continuado; en todos los demás casos, el trabajo será de 24 hrs. Continuadas, no se podrá parar desde el momento en que se inicia la obra con E.D. 4.2.2. Esta particularidad o exigencia de este procedimiento de construcción, conlleva a una serie adicional de considerándoos: 4.2.2.1. Todo el material, para la obra, debe estar listo, desde antes del inicio de ella. 4.2.2.2. Todo el fierro estructural, habilitado: etiquetado y fácil de ubicar o localizar. En la etiqueta deberá señalar nivel de empleo o utilización, plano al que corresponde, marca o nomenclatura acorde con la planilla de doblado o planilla del plano, acorde con la costumbre americana, de traerlo en él. 4.2.2.3. Todos los vanos de puertas, ventanas, que tengan que quedar en forma de marcos de madera o de metal sean temporales o definitivos. Es costumbre que los marcos de metal se puedan poner en forma definitiva, ya que este material, por su nobleza y característica resiste sin deteriorarse hasta la terminación de la obra; en cambio los marcos de madera generalmente son provisionales y quedan solamente a manera de Encofrados de derrame, para ser sustituidos posteriormente por los definitivos de planos. 4.2.2.4. Se tendrá también, desde el principio, todos los insertados metálicos y hornacinas, perfectamente catalogados y etiquetados, para que su elección sea unívoca y clara, indicando tipo, nivel de ubicación y NOMBRE, No. Del plano de ejecución, al que se han ceñido. 4.2.2.5. En obras industriales, las edificaciones de concreto forman una “infraestructura” de las restantes que usualmente, son de metal, ahí la importancia de los “INSERTOS METALICOS” ellos se van a soldar, fijar y apoyar las estructuras metálicas, que complementan la edificación y obra industrial. Es importante que queden exactamente en su sitio, al momento de colocarlos durante el “deslizamiento”. 4.2.2.6. También, desde el principio, estarán previstos los “DUCTOS” que quedarán empotrados en el concreto, sobre todo si ellos no son simples pases si son niples, fittings de tubería del proceso industrial. En estos casos, no solamente hay que tener en cuenta su ubicación conlleva estanqueidad y soporte, o capacidad de anclaje estructural. En estos casos, se les provee de laberintos o “water stop” y anclajes adicionales, concordantes con los diseños de los planos de detalle. 4.2.2.7. Desde el principio se tendrá habilitados los encofrados de cajuelas o huecos en donde se alojarán forjados o losas de pisos futuros por construir. Estos también podrán ser hechos con espuma de poliuretano expandido (tecnoport), si son de dimensiones pequeñas, o si son más grandes, de marcos de madera, de modo tal que en ellos pueden provisionalmente ser colocados los arranques o dowels de las armaduras de las losas en cuestión. 4.2.2.8. También, desde el principio, se tendrá que disponer el PERSONAL DE TRABAJADORES, de cada uno de los dos turnos de 12 hrs. Teniendo en cuenta que se tendrá, de los operarios de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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alta especialización, por lo menos uno adicional en stand – by (los titulares pueden defeccionar por inasistencia, accidente o quebranto de salud); esto aunque no lo parezca, es muy importante. Con el personal en general, se debe tener la seguridad de que comprenden perfectamente la exigencia del nuevo horario, que estén de acuerdo con su compensación económica adicional, y que se asegura su asistencia previendo y suministrando, en muchos casos movilidad hasta la obra. 4.2.2.9. Desde antes del inicio, se tendrá además de los gatos y grupos electrógenos, equipos adicionales en stand-by. Definitivamente hay que tener GATOS de reserva, porque es muy frecuente que en el curso del deslizamiento se tenga que cambiar algunos. Por ser la energía eléctrica, la que hace funcionar la gran mayoría de los equipos (bomba de los gatos, winches de elevación de materiales, iluminación, etc.), es imprescindible que se tenga un GRUPO ELECTRÓGENO, que tenga un 25% más de capacidad que la demanda total de noche o máxima. Deberá probarse, antes del inicio de la operación, para estar seguro que: a) cubre esa demanda, b) que su tensión y frecuencia sea igual a la del Servicio Público, c) su conexión, no esté con la polaridad invertida, d) que esté enclavado, es decir que unívocamente, no podrá ser conectado sin la premisa de la desconexión del abastecimiento del Servicio Público; es altamente improbable que estén en fase ambos suministros, con el consecuente daño e inutilización de la instalación general y de los equipos en funcionamiento. Este grupo electrógeno debe ser arrancado frecuentemente, sobre todo, momentos antes de la mínima temperatura diaria, para asegurar que su arranque sea rápido, en el momento de su utilización. Esto se ha agudizado más en estos últimos tiempos, debido a las frecuentes interrupciones intempestivas de la energía eléctrica, por motivos ajenos al servicio.

4.3.0.0. PERSONAL La industria de la construcción, recoge de la fuerza laboral de un pueblo, dos clases de trabajadores, los que no tiene ocupación fija o no está preparada para una específica labor, los emplea para peones o ayudantes. Un estrato superior, que tiene ya una ocupación, son los que la legislación de la construcción civil los nomina, Oficiales y Operarios, se distinguen en albañiles, carpinteros, plomeros, etc. estas nominaciones constituyen una ocupación permanente dentro de la edificación. De ellos emergen los capataces y Maestros de Obra. La legislación vigente para la industria de la construcción, reconoce estos estratos o categorías, incluso normando sus salarios básicos y sus beneficios sociales. Para la especialización de los Encofrados Deslizantes, se extrae, de estos últimos, los maestros de Obra especializados y que constituyen el Mando Intermedio que son los que, ejecutando su específica labor, dirigen todo el personal antes enumerado. Los problemas siempre cambiantes y exentos de rutina, hace que este tipo de especialistas sean valiosos elementos con muchos recursos y eficaz decisión. En otras industrias existen Mandos Intermedios muy especializados y de gran experiencia y preparación en su específica y rutinaria labor diaria, pero muy diferente a la anteriormente descrita. Apoyando esta labor y supervisándola, están los Ingenieros de campo, que se van formando, al haberse iniciado al lado de ingenieros más antiguos. Por esta razón, el presente texto, no toca temas analítico sofisticados, va dirigido a estos Profesionales y Supervisores. La labor del Profesional Experimentado, está principalmente en las coordinaciones de Ingeniería Básica, Ingeniería de detalle a nivel de diseño, disposiciones finales de ubicación de gatos, decisiones técnicas importantes, administración general de la obra, apoyo oportuno y anticipado de materiales, aquí acaba la labor de los Ingenieros Experimentados, con esto no queremos decir que después se alejen de la obra, al contrario ellos son un apoyo, un consejo constante al Mando Intermedio y con los Ingenieros de Campo. La confección cuidadosa del encofrado será paralelamente supervisado por el Maestro General y por el ingeniero de campo. La calidad de su ejecución depende gran parte del éxito y calidad de la obra por hacer.


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No olvidar, que la confección del encofrado es una “carpintería de banco” además debe ser más resistente que confeccionar un mueble, ya que debe ser desarmado por partes y nuevamente armado en el lugar de su utilización. Secundado a este mando intermedio, están los técnicos que manejan los gatos y bombas, los maestros de llenado, fierreros, topógrafos y técnico a cargo de la supervisón de desplomes, giros, etc. Los “desplomes” son muy frecuentes en este tipo de obras debido a el carácter plástico de su constante ejecución, ellos se generan por la falta de verticalidad de las barras de trepar, la leve inclinación de ellas, genera una componente horizontal en el encofrado. Las barras de trepar se inclinan también, debido al manipuleo constante y sistemático de algunas de las operaciones sobre el molde, también al empuje del viento, etc. todo esto se conjuga para sacar de plomo al molde. El personal técnico debe estar preparado y debe tener recursos para corregir estos defectos a tiempo y seguir siendo controlados por el topógrafo, decidirán cuanto y cuando adelantan los gatos de una zona determinada, para corregir el desplome, o con otros recursos que los discutiremos más adelante. Los “giros”, también provienen de esfuerzos sistemáticos, inclinaciones tangenciales de un conjunto de barras de trepar, falta de verticalidad de cada una de las tablas que conforman la superficie de deslizamiento, etc. esto hace que el molde gire. Se afirma también que los moldes tienen una tendencia a girar siempre en el mismo sentido, en cada Hemisferio. (CORIOLIS). Los giros deben ser prontamente controlados cuando se acentúan, pueden hacer que se tenga que perder barras de trepar, al quedar atrapadas dentro del concreto debido a la forma Helicoidal o de hilo de tornillo, que es la forma que se deforma, dentro del concreto; el rozamiento que genera al ser cobradas hacia arriba, para su posterior recuperación, es tan alto, que no es posible recuperarlas. Como se puede intuir, los giros son patrimonio de los levantamientos unicelulares, los levantamientos de varios elementos formando un solo bloque, hace menos frecuente estas dificultades y se producen menos giros y deformaciones.

ADEMDUM (A acápites 4.2. y 4.3) PANDEO.- En el tópico de DISEÑO no podríamos dejar sin tocar el tema de este fenómeno, ya que está íntimamente ligado a las barras de trepar. Recordemos inicialmente los conceptos de “Mecánica de los Sólidos”. El “pandeo” en la forma más simple se da en columnas articuladas en ambos extremos, está sujeto a la siguiente igualdad. (1)

Pcr 

X2 x F x 1

L2 En donde: Pcr ........................ Carga crítica de pandeo. E ........................... Módulo de Young I............................. Mto. Inercia de la sección recta. L............................ Long. Libre de la columna. Para nuestro particular caso, podríamos asumir que: LA BARRA DE TREPAR, de un acero (A36, Aa60, etc.), para esta gran variedad de acero, el valor del MODULO DE ELASTICIDAD, es: 6 2 E = 2 x 10 Kg/cm Por otra parte, el MOMENTO DE INERCIA de una barra redonda, es:

I

1 ( X )d 4 64

en donde “d” diámetro de la barra. Despejando de la ecuación (1), el valor de “L”, para los valores arriba recordados, tendríamos en valor de la “long. Crítica”, en función de una carga supuesta y un diámetro de barra fijado por el tipo de gato, por su capacidad, o patente usada. Esta long. Sería la máxima que podría quedar libre, entre el “GATO” a donde tendría la articulación superior; y la zona en donde juzguemos que está suficientemente “confinada” dentro del concreto (ver fig. 4.1.). (2)

Lcr 

(X 2 ) x(E x 1) 1/2 P


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Fig. 4.1

Para los valores más comunes, de los equipos más usados: Capacidad del GATO: p = 3,000 Kg. Diámetro de BARRA DE TREPAR : D = 2.54 CM. = (1”)

Lcr  {

(X 2 ) x(2x106 kg/cm 2 ) x (1/64) x (x) x (2.54)4 cm 4 } 3 000kg

Lcr. = 116 cm. aprox.= 1.00 mts. Hay que tener en cuenta que esta “longitud critica” sería una longitud ideal, sin cargas horizontales, ni excentricidades de ella, la carga crítica segura y práctica, no pasaría de un 60% de “Lcr”. Si tendríamos, una BARRA DE TREPAR, de un diámetro mayor, y sólo para aclarar este concepto: d = 1 ½” correspondería: Lcr = 260 cm. es decir una long. 2.2 veces mayor. NO hay mejor diseño, con una barra de mayor diámetro, es mejor aprovechar esta propiedad, en diseñar, para casos especiales, un gato de mayor capacidad. Por otro lado, no hay mayor variación, al hacer huecas las barras, por ejemplo, de tubo mecánico sch. 40 o mayor, ya que, para estos diámetros pequeños, el Mto. De Inercia, no se altera sustancialmente. La única ventaja de usar tubos estructurales de un schedule 40 o mayor, es que baja su peso, a efectos de manipulación, en el trabajo de empalme.

4.3.

LA PRESION Y LA FRICCION EN LOS ENCOFRADOS DESLIZANTES.

INTRODUCCIÓN El diseño estructural correcto y el detalle de los Encofrados Deslizantes (E.D.), son requisitos básicos para mejorar la exactitud, dimensionamiento y la calidad de las estructuras ejecutadas con ellos y también, para bajar sus costos. Para esto es esencial que su diseño dependa de las cargas asumidas. Es importante la determinación del correcto valor de cargas con relación a la presión ocasionada por el concreto sobre el Encofrado, y la fricción ejercida por este último durante el deslizamiento. 4.4.1. CONSIDERACIONES FUNDAMENTALES En los últimos años, se ha llevado a cabo investigaciones de carácter teórico y experimental, conducentes a encontrar las presiones laterales sobre Encofrados Estacionarios, provocados por el concreto fresco recién colado, en ánimo de lograr el mejor diseño de ellos. En cambio por el gran número y la variedad de factores involucrados (consistencia del concreto, presión inicial, tipo de superficie del encofrado, espesor de la pared, velocidad del vaciado, temperatura del concreto, slump, etc.), no se ha podido obtener resultados consistentes, de las magnitudes de las fuerzas que realmente ocurren en la realidad sobre los Encofrados Deslizantes (E.D).


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4.4.2. ESTADO DEL PROBLEMA La presión ejercida por el concreto sobre el E.D., y consecuentemente la fricción son principalmente dependiente de diversos factores, que se pueden dividir en dos grupos: I. Factores que son determinados por el diseño y por las características tecnológicas del esquema, o las que usualmente pueden cambiar durante la operación del deslizado; por ejemplo: El grosor de la pared, la naturaleza del trabajo de la cara del Encofrado, velocidad del deslizamiento, tiempo inicial de fragua del concreto, tipo de compactación, consistencia del concreto (slump), etc. II. Factores externos que afectan el trabajo del Encofrado: Como Cargas vivas actuantes sobre la plataforma de trabajo, presión del viento sobre el Encofrado, presión de los Andamios Colgantes sobre él, y algo que siempre va a existir, la diferencial en los esfuerzos de los recursos de levante, etc. Esto último se refiere, a que nunca se va a poder diseñar la posición de las gatas, para conseguir que todas ellas hagan un esfuerzo idéntico, en el momento del levante. Los factores del grupo I, son generalmente muy variables, sin embargo, ellos son conocidos (antes que inicie el deslizamiento), o pueden ser controlados durante el deslizamiento. Si la velocidad del Deslizado es baja o si el concreto fragua rápidamente, el desplome dado al Encofrado Deslizante indicará el punto o distancia de la superficie superior, h1 a la que el concreto se desprenderá del encofrado Deslizante. Por otra parte, si el deslizado o la velocidad del molde es más rápido o si el concreto es de fragua lenta, el Encofrado se desprenderá del Encofrado Deslizante. Por otra parte, si el deslizado o la velocidad del molde es más rápido o si el concreto es de fragua lenta, el Encofrado se desprenderá por si mismo a una distancia h2, evidentemente la cual es mayor que h1 (Ver fig. 4.4.1), en donde h1 ó h2, es la distancia o la altura de pleno contacto con el Encofrado y determina la presión que ejerce este sobre el Encofrado. El ligero aumento sobre el grosor de la pared, debido a este desprendimiento. ( ) no es relevante, ya que es muy pequeño el desplome de las caras del encofrado. En el CAPITULO V – ACAPITE 5.3.- indicamos que el desplome máximo de todo el Encofrado no pasa de 15 mm. entre la parte superior e inferior. Sin embargo, si se excede en el desplome como por ejemplo, por presicón excesiva de sobrecarga, puede provocar que el E.D. tenga un desplome mayor que el diseñado, entonces, será excesivo el incremento de grosor de la pared. Es lógico entender que la altura de contacto entre el INCLINACIÓN DEL ENCOFRADO Encofrado y el concreto es el factor determinante, con (SIN ESCALA) relación a la presión ejecutada en el Encofrado y variará FIG. 4.4.1 también, la fricción ocasionada por el Encofrado. Por otra parte la naturaleza de la cara del Encofrado afecta significativamente, tanto la presión como la fricción, y está relacionada también a la impermeabilidad del Encofrado y a las condiciones de superficie de la cara. En acápites declarábamos que los Encofrados más usuales, son los de madera machihembrada, de 3.5” a 4” de ancho, clavadas a las cerchas, previendo cierta separación entre las tablitas, para permitir la hinchazón diferida, debido a la humedad. Asegurándose de que, por más que se hinche la madera, no habrá una unión completa durante todo el deslizaje. Se puede permitir incluso que parte del mortero del concreto puede escapar a través de estas uniones, magnificándose durante la vibración del concreto. Sin embargo, esta pérdida de mortero da como resultado benéfico una disminución de la presión lateral, ya que actúa como un lubricante. Sin embargo, la superficie del Encofrado que no es liso completamente, debido a que las grietas nunca se cierran y magnifican algo de fricción. El cemento y la arena fina que se alojan en estas grietas coadyuvan al mejor deslizamiento del Encofrado. El aceitar la madera y tener las maderas más lizas y mejor cepilladas, tiene un efecto favorable, pero solamente en los primeros metros de altura de deslizamiento, ya que durante el deslizado de la cara del Encofrado es sometida a una abrasión mecánica severa, y las superficies lisas, se vuelven ásperas. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Últimamente, debido a que los vibradores tienen mazos más finos, se han empleado con éxito en el acomodo del concreto dentro de los Encofrados Deslizantes. Pero también este método produce presiones más altas en el Encofrado que los métodos de compactación por varillado (chuceo), a que estábamos antes acostumbrados. El concreto usado, tiene generalmente una consistencia plástica, con una relación de a/c entre 0.5 y 0.6. Los cambios de consistensia o de slump, dentro de estas relaciones agua/cemento, no son significantes y no cambian mucho los factores de fricción que estamos investigando. Los factores del grupo (II), pueden tener un efecto muy considerable, pero la realidad es que su magnitud es difícil de evaluarla numéricamente. La realidad es que estos efectos pueden ser verificados sólo en la misma estructura, cuando los factores del grupo (I) son conocidos. El gran número de problemas envueltos ha llevado al desarrollo de varios métodos de cálculo, logrando diferentes resultados. 4.4.3. INVESTIGACIONES PREVIAS Tenemos que partir de la premisa que, las cargas normalmente asumidas, para los Encofrados comunes y estacionarios no son las adecuadas y no son las correctas para Encofrados Deslizantes. Como veremos más adelante, la razón de esta diferente solicitud está en la naturaleza de los tipos de Encofrados. En adelante sólo nos referiremos a las cargas de diseño para Encofrados Deslizantes, cuando toquemos este punto (1). 4.4.3.1. PRESION EN ENCOFRADOS 4.4.3.1.1. Presión de acuerdo a Bohm (2). F. Bohm señala en su libro “Das Arbeiten mit Gleischalungen” (Los trabajos con Encofrados Deslizantes), página 52” que la presión ejercida en el encofrado es mayor para bajas velocidades del deslizamiento”. En base a estas hipótesis, la presión del Encofrado, para una velocidad de deslizamiento de 10cm/hora, es calculado en la suposición que: El Encofrado se desprenda por sí solo del concreto a una distancia de 60 cm. medido desde la parte superior del concreto fresco,; que el concreto no endurece durante la primera DISTRIBUCION DE LA PRESION hora, después de colocarlo S/g BOHM (distribución de presión FIG. No. 4.4.2. hidrostática) (ver figura 4.4.2). Para estos casos Bahm calcula una fuerza resultante de D = 280 kg./ml. sobre el encofrado y actuando a una distancia de 35.5 cm., desde la parte superior del concreto recién colocado. Bohm no generaliza otro tipo de presiones porque no ha probado con otro tipo velocidades de deslizado. 4.4.3.1.2. Presión de acuerdo a Drechsel (3). Drechsel adopta la teoría del empuje de tierras, es decir el comportamiento del empuje de áridos dentro de un silo, pero introduciendo una distribución de presiones hidrostáticas reducidas, escogiendo coeficientes específicos que dependen de la fricción interna del concreto recién colocado. Para paredes gruesas (F/U <0.5 mts.), adopta una distribución de presiones similares al silo, DISTRIBUCION DE LA PRESION S/G DRECHSEL asumiendo y teniendo en cuenta H = ALTURA EFECTIVA (“CABEZA”) DEL CONCRETO fricciones de la pared. (Ver Figra FRESCO 4.4.3.) Fig. 4.4.3. 2 F = Area de la sección recta (m ). TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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U = Perímetro de la sección recta (m) d Para paredes: U = 2L y F/U = /2 (Donde L es la longitud de pared, y “d” es el espesor de ella). La presión sobre el Encofrado, es calculada con la ayuda de las ecuaciones del 1 al 5 aquí señaladas. Para este propósito, Drechsel asume máximo valor de presión a 70 cm. de la colocación del concreto recién mezclado (esto es lo que se pone en la Fig. 4.4.3. como = h). (a) Distribución hidrostática reducida (pared gruesa) Ph = y K1 Z ....(1) Ph, max = y K1 h ...(2) Donde K1 = coeficiente de reducción debido a la fricción interna. (0.3 < K1 < 1). Y = peso específico. Ph = presión horizontal (hidrostática) b). Distribución de presión en el silo (pared delgada). z/R Ps = y K1 R (1 – e – ) ....(3) Para z = h: –h r Psmax = K1 R (1-e ) .....(4) Donde Ps = presión horizontal (presión de silo) R = ( F/U) (1/u K1) .....Donde u' es el coeficiente de la fricción con la pared. Si tomamos en cuenta el efecto de vibración, la fricción interna es destruida, y el coeficiente K1, se convierte en Kr en donde (K1 < Kr < 1) En este caso, la distribución de la presión de silo no se aplicaría más a paredes delgadas y para esto, la distribución de presión hidrostática reducida ahora sería usada (obtenido c con Kr) Si se aplica vibración, las ecuaciones 2 y e, se convierten en: Pmax = yh Kr ....(5) 3 Para un concreto plástico (y= 2,400 Kg/m y Kr = 0.75) y con la máxima presión preconizada por 2 Drechsel, de 70 cm. de altura, tenemos: Pmax = 1,310 Kg/m . La presión horizontal resultante, por metro lineal de Encofrado, sería de 485 Kg. Además Dreschel advierte que es tomado en cuenta el efecto de endurecimiento del concreto en estas ecuaciones, sin embargo, no recomienda el uso de ellas (2). 4.4.3.1.3.Presiones de acuerdo a Nennig (4) Nennig adopta presiones de distribución parabólicas, a lo largo de la profundidad de la sección recta efectiva en toda la altura del Encofrado Deslizante (Ver Fig. 4.4.4). La profundidad efectiva, es determinada como sigue: H = 2a = 2VB tV .....(6) Donde: tB = velocidad de elevación del concreto o velocidad de deslizamiento. DISTRIBUCION DE LA PRESION S/G En esta forma los resultados de las NENNING fuerzas horizontales por metro lineal de FIG. No. 4.4.4. Encofrado, son:

PH 

2 2 ya 3

=

PH 

2 y(aVtv)2 3

…….(7)

La fuerza horizontal resultante por metro lineal de Encofrado, viene a ser en esta circunstancia de 375 Kg/ml., para una máxima altura de 1mt. Sin embargo, debe notarse que la ecuación (6) es aplicable solamente cuando VB tv < 60cm. (para una altura de encofrado de 1.20 mts.). Sin embargo los rangos TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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de aplicación de la fórmula son limitados para velocidades de deslizamiento (que es lo normal en los concretos efectuados con cementos nacionales). 4.4.3.1.4. Regulaciones Americanas (5) Ek ACI, Comité 347-88, recomienda una serie de fórmulas empíricas de regulación de presión, par las formas deslizantes. (Acápite 7,3,2,4,): P = C1 + 6,000R/T Donde : C1 = 100 (Coeficiente) (150 para cuando se usa vibradores). R = Velocidad de izaje de la superficie del concreto en pie/hora T = Temperatura del concreto dentro del encofrado en °F 2 p = presión lateral en lb/pie . 4.4.3.2. Fricciones del Encofrado. Tomado en consideración los estudios de Bohm (2), finalmente se llega a que la fricción es aproximadamente de 45 Kg/ml en Formas Deslizantes. Y correspondería a un peso de 25cm. de altura o de capa de concreto fresco y de un espesor de pared de 15 cm. De acuerdo con Drechsel (3), la fricción del concreto fresco colocado en contacto con el Encofrado, será siempre menor que el peso muerto del concreto. Para una presión del Encofrado de 375 Kg/ml (Ver 4.4.3.1.2.) y una altura efectiva de carga de 1.00mt., Nennig (4), da un valor de 75 Kg/ml. para la fricción con el Encofrado Deslizante. Este valor es triplicado en el momento que, recién se “despega” el Encofrado en la primera levantada, para iniciar el movimiento de construcción. 4.4.4. OBJETO DE LAS PRUEBAS. Para conciliar conceptos, se han efectuado pruebas experimentales. Las pruebas, fueron hechas para investigar los efectos de factores del grupo (I) (Ver estado del problema) Item (4.4.2.), sobre las magnitudes de la presión del Encofrado, mientras que los factores del grupo II, fueron mantenidos aproximadamente constantes. Estos últimos factores fueron investigados, y llevados a cabo, en la ejecución del concreto en una Torre de Enfriamiento. 4.4.5. PRUEBA DE AJUSTE 4.4.5.1. Características Generales. Para obtener condiciones climáticas constantes, en la citada Torre de Enfriamiento, las pruebas fueron llevadas a cabo dentro del edificio, el ajuste de la prueba y el equipo, estuvieron de acuerdo a los principios aplicables a las actuales construcciones de edificación. La prueba fue ejecutada en una pared de 4mt. de largo por 4mt. de alto. 4.4.5.2. Encofrados.En el mismo ensayo, fueron probados dos tipos de superficies: 4.4.5.2.1. El encofrado normal de madera consistente en tablas planas (1.2 mts x 4” x 11/4”) clavadas a las cerchas, con una ligera luz entre ellas (teniendo en cuenta la futura hinchazón de las tablas). 4.4.5.2.2. Tableros experimentales impermeabilizados contra la humedad (1.20 mt. x 70 cm. de ancho x 1” de espesor). El Encofrado fue armado verticalmente (Ver figura 4.4.5), todo el elemento del Encofrado, puesto en sitio, fue fijado con tornapuntas, para evitar su caída y colocando escantillones, en la parte superior y en el fondo, para conservar su desplome. Las fijaciones y las tornapuntas, fueron desatadas antes de empezar el deslizado. Los extremos del Encofrado, fueron Fig 4.4.5. cerrados con Encofrados Estacionarios ancladas al refuerzo. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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4.4.5.3. Refuerzo. Fue puesta una armadura convencional, compuesto de malla de  = 3/8” de diámetro espaciado a 20 cm. 4.4.5.4. Andamios Para evitar los efectos de carga viva, los andamios auxiliares, se instalaron en forma independiente, para no transmitir la carga de ellos al Encofrado. Luego los andamios necesarios para llevar a cabo la prueba fueron levantados paulatinamente a los lados del Encofrado, y nunca fueron conectados a él. 4.4.5.5. Equipo Hidráulico. Fueron usados 4 yuyos completos con sus correspondientes gatas (tipo KGII), estos gatos fueron conectados a la bomba hidráulica por medio de un manifold principal.

4.4.6. EQUIPO DE MEDIDA 4.4.6.1. Fuerzas transmitidas por las cerchas. Las fuerzas transmitidas por las cerchas a la estructura, fueron determinadas mediante elementos que fueron, en tal forma puestos, que se independizó completamente las fuerzas verticales de las horizontales, y las únicas fuerzas controladas, fueron las fuerzas de tensión vertical. Ellas fueron determinadas por medio de tensores o transductores de resistencias eléctricas, del tipo WG 31/4. (Ver figura 4.4.6.). Las medidas de la tensión, fueron hechas a través de instrumentos tipo 4DR y oscilógrafos de 3 a 8 vueltos para mayor sensibilidad. Fueron continuamente chequeadas las posiciones verticales y horizontales del Encofrado; y con instrumentos grabación continua, se registró la humedad atmosférica y la temperatura del aire.

DISPOSICIÓN DE LOS PUNTOS DE MEDICIÓN FIG. N° 4.4.6.

4.4.7. PROCEDIMIENTO DE LA PRUEBA. Según un detallado programa, fueron llevados a cabo las pruebas de medida. La serie de pruebas comprendían, pruebas individuales en las cuales las velocidades de deslizamiento y grosor de la pared fueron variados (Tabla 4.4.I). Se usó de consistencia plástica, con la siguiente composición: Partículas de 0 a 0.2 8% Arena de 0.2 a 3 35% Arena de 3 a 7 17% Grava de 7 a 15 22% Piedra chancada de 15 a 30 18% 3. Cemento PZ 375 350 Kg/m (Portland o puzolánico ASTM 1) RESULTADOS DE LAS MEDIDAS DE PRESIÓN DEL ENCOFRADO Y LA FRICCIÓN POR METRO LINEAL DE ENCOFRADO DESLIZANTE - TABLA 4.4.I


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RANGOS DE MEDIDAS FIG. N° 4.4.7

La carencia de partículas muy finas en la arena fue solucionada agregándole polvo de la piedra chancada. El valor promedio de a/c fue 0.55. El deslizamiento comenzó a la 3 horas después de haber iniciado el llenado del Encofrado. Durante el deslizamiento se fue colocando capas de 20 cm. El concreto, fue acomodado por medio de vibradores internos de inmersión. No se tomó ninguna medida mientras se llenó el Encofrado ni mientras el Encofrado estaba estacionario. Ellas se tomaron solamente después de iniciar el primer stroke. Se fueron llevando todos los controles y se fueron anotando los resultados de las medidas hasta llegar a una altura de 2.15 mt., a esta altura, hubo una repetición cíclica de las operaciones, a intervalos de 200 mm.

Ver figura 4.4.7.). Y ese fue el desarrollo de las medidas. Fueron tomadas medidas de las fuerzas horizontales y verticales en las etapas principales de trabajo y en el proceso de deslizado, estas etapas fueron: Después de colocar el concreto. Después de la vibración. Durante el levantamiento del Encofrado.

4.4.8. RESULTADOS DE LA MEDIDAS En conformidad con el programa de medidas, estas fueron hechas a intervalos de altura de relleno de 200 mm. Las características del comportamiento de las fuerzas, durante el levantamiento, estaba representado por la figura 4.4.8. Comentarios a los resultados de la figura: 4.4.8.: Al operar la bomba hidráulica de izamiento de gatos, las fuerzas verticales se elevaron rápidamente del valor “A” al valor “B” hasta que se normalizó la fricción del Encofrado. (tramo a´).

CARACTERÍSTICAS DE COMPORTAMIENTO DE LAS FUERZAS HORIZONTALES Y VERTICALES DURANTE LA SECUENCIAS DE MEDIDAS (OSCILOGRAMA). FIG. N° 4.4.8

Durante el deslizamiento, la fuerza vertical declina, de un máximo valor decreciendo al valor. “C” (rango “b”) cuando la presión del aceite se interrumpe, fricción decrece abruptamente (punto “D”), es decir al valor como resultado de la falta de movimiento de la parte superior del Encofrado. La fuerza remanente vertical que se nota en el gráfico, correspondiente sustancialmente al peso muerto del Encofrado (rango “c”). TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Las fuerzas horizontales decaen algo durante el levantamiento, esto se puede atribuir a que las caras del Encofrado se van acomodando, a media que van subiendo: Como el resultado de este reacomodo del concreto, la distancia entre las dos caras se vuelve ligeramente mayor, a medida que el Encofrado se va elevando.

FUERZAS VERTICALES POR m.l. DE ENCOFRADO DE MADERA (LINEAS LLENA Y QUEBRADA) Y ENCOFRADO IMPERMEABLE (LINEAS PUNTO-RAYA) FIG. N° 4.4.9

Durante la vibración, las fuerzas horizontales se incrementan, tanto en la cercha superior como en la inferior, este incremento es debido al corte de la fricción interna del concreto. La magnitud del incremento, es principalmente dependiente de la profundidad de acción del vibrador. En las figuras 4.4.9. y 4.4.10, se grafican los máximos valores de las fuerzas ploteadas, en función de la alturas de deslizamiento. Son indicados los máximos valores y valores medios para las tres pruebas, con relación a la velocidad del deslizamiento del espesor de la pared y el material del Encofrado de la Tabla 1. Las fuerzas de fricción verticales han sido anotadas y descontado el peso muerto del Encofrado. (Ver figura 4.4.9.).

4.4.9. EVALUACIÓN DE LOS RESULTADOS DE LAS PRUEBAS

FUERZAS HORIZONTALES /ml DE ENCOFRADO DE MADERA (LÍNEA LLENA Y QUEBRADA) Y DEL ENCOFRADO IMPERMEABLE (LÍNEAS PUNTO – RAYA) FIG. N° 4. 4. 10

En la Tabla 4.4.II, se dan los máximos valores obtenidos en la presión del Encofrado y la fricción del Encofrado, en conformidad a los valores y los cálculos indicados en la sección 4.4.3, comparados con los máximos valores determinados en el experimento. En las prueba, los máximos valores para la presión del Encofrado, fueron obtenidos con el encofrado hermético y el máximo valor para la fricción del Encofrado fue obtenido con el Encofrado de tablas de madera, en el caso de la pared más larga y grosor y altura de velocidad de deslizado. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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De la comparación de los máximos valores de la Tabla. 4.4.II, se obtiene que, son inadecuados aparentemente las cargas de diseño asumida para las presiones del Encofrado y los valores de fricción publicadas en esta literatura. (Ver sección 4.4.3.). En general, son demasiados bajos los valores expresados por la fricción del Encofrado y especialmente por la fricción. Con el progreso de la tecnología, con los logros de altas velocidades de deslizamiento, se incrementará la presión y la fricción del Encofrado. COMPARACIÓN DE LAS PRESIONES Y FRICCIONES /ml. DE ENCOFRADO ENTRE LAS CALCULADAS Y LAS EXPERIMENTALES - TABLA 4.4 II BÖHM

DRECHSEL

NENNIG

REGULACIÓN AMERICANA (Acl) (kg/m)

RESULTADOS EXPERIMENTALES (kg/m)

Presión Encofrados

280

458

375

1,100

748

Fricción Encofrados

45

----

75

----

600

Seguidamente, son analizados los factores que influencian los valores de la presión del Encofrado y la fricción correspondiente; son analizados a la luz de los resultados de las pruebas y contemplados los máximos valores posibles de las cargas en los Encofrados Deslizantes. 4.4.9.1. Presiones del Encofrado. La diferencia que tienen las presiones del Encofrado Deslizante, vs. las presiones de los Encofrados comunes, es que en estos últimos, la máxima presión es cuando recién se llenan con el concreto, y alcanzada su máxima presión es cuando recién se llenan con el concreto, y alcanzada su máxima temperatura de fragua, que es el momento de máxima presión, la presión definitivamente decrece a medida que el concreto va fraguando. La magnitud de la presión ejercida en los Encofrados Deslizantes se determina por la calidad efectiva de concreto recién colocado; a más altura, más fuerte es la presión. Los factores de importancia y que afectan la altura efectiva, son la profundidad de acción del vibrador, el tiempo inicial de fraguado del concreto, la velocidad de movimiento del Encofrado, y finalmente la estanqueidad de la cara de trabajo del Encofrado Deslizante. En las construcciones con Encofrados Deslizantes, el concreto es acomodado con vibradores externos o por varillado. La profundidad de acción o el radio de acción de un vibrado interno es mayor al ser más ancha la pared; el pequeño ángulo de fricción entre el concreto fresco recién colocado y la pared y el retardo en la fragua inicial del concreto (presuponiendo iguales propiedades de inmersión de cerca de 300 mm. para el cabezote del vibrador). El espesor de la pared y la fricción son predeterminados por el diseño estructural y por la selección del material de Encofrado respectivamente. La fragua inicial es, sin embargo, altamente variable y depende de numerosos factores (tipo de cemento, cantidad de cemento, relación a/c, temperatura ambiental, temperatura de los ártidos, temperatura del concreto, tiempo de haber molido el clinker, etc.) Si el concreto no es compacto por vibración, y solamente por ligero varillado, él se despegará sólo cuando la fuerza de trabajo (adquirida como resultado del proceso de endurecimiento) se vuelve tan alta que puede levantar su propio peso y el peso de las capas sobrepuestas de concreto. La magnitud de la carga efectiva es, en este caso, determinada por la fragua inicial. La compactación es hecha o aplicada con un intensivo vibrado, la energía de compactación van a afectar también a capas interiores que están ya endurecidas. Como las aún pequeñas fuerzas de endurecimiento en el concreto, son destruidas parcialmente, así la presión del concreto también se vuelve operativa a grandes profundidades. Esto es probado por los resultados de las medidas de fuerzas horizontales ante y después de la vibración (Ver Tabla 4.1.I.). El rápido endurecimiento del concreto, o una velocidad lenta de deslizamiento, van a prevenir a las capas bajas que sean afectadas por el vibrado. Hemos tratado más arriba del hermetismo en la cara trabajada del Encofrado; el hermetismo del Encofrado indirectamente afecta la carga efectiva : Encofrado hermético adjunto, hace que el agua no pueda escapar y funcionará como un medio de transmisión de presiones al Encofrado, además reduce las resistencias iniciales del concreto. Las consideraciones arriba mencionadas y de los principios que involucra, fueron confirmados sustancialmente por el resultado obtenido de las pruebas llevadas a cabo (Ver sección 4.4.8.) TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Las más probable distribución de las presiones laterales en el concreto en función a la altura del Encofrado, podrá ser determinado por los valores medidos de las fuerzas horizontales de la tercera prueba, en la cual, fue medida la más alta presión del Encofrado (Ver Tabla 4.4.), esto es mostrado en la figura 4.4.11. Considera una tabla de 1mt. de ancho en la dirección longitudinal del Encofrado Deslizante, esto podrá ser asumido como las presiones del Encofrado, y no cambiarán significativamente en esta dirección.

DISTRIBUCIÓN DE LA PRESIÓN EN FUNCIÓN DE PROFUNDIDAD DEL ENCOFRADO. (FIG. N° 4.4.II)

Las distribuciones de las presiones del concreto p(z) sobre la altura del Encofrado pueden ser entonces concebidas como una carga lineal. La curva es definida por los tres siguientes valores límites: El punto “A”, correspondiente a la parte superior del concreto fresco : p(z=0)=0; La distribución de la presión hidrostática, por la densidad p del concreto fresco colocado: p(z) = p.z; El punto “B”, donde el concreto se desprende por sí solo, del Encofrado. Por compactación vibratoria puede ser asumido que actuará, una distribución hidrostática dentro de la profundidad de la caja de concreto, la cual es vibrado poco después de ser colocado este en el Encofrado, de acuerdo a la línea AC. Entre los puntos “C” y “B”, la presión lateral ejercida por el concreto decrecerá a cero en una proporción correspondiente al proceso endurecimiento del concreto o a la velocidad de deslizamiento del Encofrado. La pendiente de la curva puede ser determinada por medio de aproximaciones paso por paso (ensayo y error), producto del resultado de las medidas. Los valores Ho y Hu de las fuerzas actuando en la parte superior e inferior de las cerchas, son valores medidos y conocidos. La magnitud de la resultante Po y su posición (distancia Zo desde la parte superior del concreto fresco recién colocado) Po = Ho + Hu

Zo 

0.11 Ho  0.735Hu Ho  Hu

...(9)

….(10)

Como una primera aproximación de la distribución actual de la presión lateral del concreto sobre la altura total del Encofrado, asumiremos la distribución de presión hidrostática (AC1 B1), con una resultante de presión horizontal P1. Asumiendo que P1= P0, obtendríamos para la posición de la resultante: Z1 =  (2P0 / 2.25 p) …(11) 3 Donde p es la densidad del concreto fresco colocado; p = 2,400 Kg/m .


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Determinando los valores de Z0 y Z1, para todos los valores medidos H0 y Hu encontraremos que siempre Z0  Z1. De aquí que la presión horizontal no es hidrostáticamente destruida sobre la altura total AB1. La segunda aproximación es hecha, asumiendo que P2 = Po = P1 y Z2 = Zo. En la figura 4.4.11 esta aproximación es indicada por la línea AC2CD2B. La distancia en la línea C2D2 para el Encofrado y la línea D2B2 en la parte superior del concreto fresco recién colocado, es determinada por la siguiente relación de equilibrio. F1 = C2C1E2 = F2 = B1E2D2B2 = F y P1  z = F a , Donde P1 = Po Z = Zo - Z1 F = F1 = F2 = fuerzas actuando en el área del centroide. a = distancia entre centroides de área F1 y F2. Las presiones laterales no cambiarán abruptamente (segunda aproximación), pero presentarán una curva de distribución en función a la altura del Encofrado. Es posible una curva de esta clase, en la tercera aproximación, notase que está conectando el punto “C” con el “B” situado cerca al “B” (Ver figura 11). La pendiente de esta curva, debe adecuarse a las siguientes condiciones: La suma de las fuerzas F4 y F5 deben ser iguales a F3; El momento resultante, de las fuerzas F3, F4 y F5, debe ser cero con respecto a cualquier punto, en el plano del diagrama. Una buena aproximación de la forma de la curva, bajo estas consideraciones puede ser obtenida por un particular par de valores medidos. En la figura 4.4.12, tenemos la primera aproximación (líneas AD 1B1), la segunda aproximación (líneas AD2E2B2) y la probable curva de distribución de las presiones sobre Encofrado, ploteando una cantidad de 28 valores medidos obtenidos con la tercera prueba, y con el Encofrado Estanco de la tabla ancha. Los valores medios, para las cantidades z1, P1 y P1  z, están indicados en la Tabla 4.4.III.

MÁXIMA HORIZONTAL SOBRE EL DESLIZANTE FIG. N° 4.4.12

PRESIÓN ENCOFRADO

De acuerdo a la curva de distribución, el concreto se desprende por sí solo del Encofrado, en el punto B2, que está localizado más o menos a 900 mm. de la parte superior del Encofrado. Este valor está en relación con las observaciones hechas durante las pruebas. PROMEDIO DE 28 LECTURAS - TABLA 4.4.III Z1 P1 P1 z (mm) (kg) (kg m) Tablero Laminado

450

544

47

Tablero de Madera

420

489

51


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Aquí puede inferirse que, con las condiciones existentes en la prueba, y el tipo de cemento usado, hubiese sido posible una mayor velocidad de deslizamiento. Una mayor velocidad, tendría el efecto de incrementar las presiones sobre el Encofrado. El mismo efecto se obtiene con un concreto de fragua lenta. Lógicamente el valor límite es obtenido cuando el punto “B” coincide con la parte inferior del Encofrado. El principio de diseño del Encofrado Deslizante, es universa, tanto para paredes gruesas como delgadas, par concretos de diferentes tiempos de inicio de fragua, como para diferentes velocidades de deslizamiento, etc. Por esta razón, es recomendable que las cargas de diseño que van a ser adoptadas para Encofrados Deslizante, deben tener la presión del Encofrado correspondiente con las antes mencionadas posiciones límite del punto “B”. No se justifica, en vista de los resultados, la asunción de una distribución hidrostática y no será económico ya que hará fabricar innecesariamente Encofrados más robustos. La distribución de la presión trapezoidal, da una buena aproximación a la probable distribución actual de la presión horizontal y la posición de la presión resultante; esto es de importancia para el diseño de la cara del trabajo y la posición de la cercha inferior y correspondiente yugo de sujeción e izaje. Por la disposición límite del punto “B”, la distribución de presiones trapezoidales es razonablemente propuesta, como se muestra en la figura 4.4.12 (trapecio ADEB). La línea limítrofe inferior horizontal, es determinada por el fondo del Encofrado. Para la línea limítrofe vertical, la distancia desde la cara del Encofrado, corresponde a la mitad de la presión ordinaria de la distribución hidrostática, y colocada más o menos a 800 mm. bajo la línea de presiones de concreto fresco o recién colocado. La magnitud de la presión resultante, en estos casos, es P = 900 Kg/m, actuando a una distancia de 670 mm. desde la parte superior del concreto recién colocado (Cabe señalar que no hay que referirse a la parte superior del Encofrado, sino a la parte superior del concreto recién colocado), esto quiere decir pues, que la posición de la resultante, fluctúa con el nivel superior del concreto fresco, que generalmente no es la parte superior del Encofrado. Ha sido también trazado en la figura 4.4.12, la curva representando la probable distribución actual de la presión horizontal sobre la altura del Encofrado. Estamos hablando de la aproximación trapezoidal. Esta aproximación de la máxima posible del Encofrado; pasamos a demostrarlo: Si un concreto es de fragua lenta el punto “B” va a cambiar hasta abajo. Esto no es posible desde un punto de vista práctico y real, por que en este caso, el Ingeniero ordenará entonces reducir la velocidad, así el punto “B” será una vez mas reubicado y regresará al punto dentro de la altura del Encofrado. De este modo las altas presiones sobre el Encofrado serán reducidas nuevamente. 4.4.9.2. Fricción del Encofrado La fricción con el Encofrado, depende de la altura del concreto fresco sobre él, vale decir de la presión sobre el Encofrado (Ver figura 4.4.9.1) y también de la duración entre 2 sucesivos levantamientos o strokes. En el caso de Encofrados Impermeables (por ejem. Metálicos) se forman una capa de lubricación que consiste en una mezcla de agua y cemento, y sustancialmente, se reduce la fricción. Con encofrados comunes de madera machihembrada esta capa no puede desarrollarse (lechada) y escaparía por las uniones. La reducción en la fricción del Encofrado impermeable en comparación con el Encofrado de madera es particularmente notorio en altas velocidades de deslizado (Ver Tabla 4.4.1.), en el caso de Encofrados de madera, la gran aspereza de la cara del Encofrado, después de varios usos da un incremento en la fricción. La fricción también puede incrementarse como el resultado de la adhesión del concreto al Encofrado, si es que hay largos intervalos entre dos levantamientos sucesivos o lo que sucede en el inicio de vaciar el concreto y en el primer levantamiento. Los autores mencionados en la sec. 4.4.3.2 se basan en el peso muerto del concreto fresco colocado en el Encofrado, para establecer la magnitud de la fricción del Encofrado. Los valores correspondientes están dados en la Tabla 4.4.11. De ellas Drechsel infiere que la pared no puede bajar de un mínimo de 10 a 12 cm. de espesor, sin embargo, estas aseveraciones no son confirmadas por la experimentación. Las fuerzas de fricción asociadas al Encofrado Deslizante, son sustancialmente mayores que las que se han supuesto (Ver Tabla 4.4.1.). Para propósitos prácticos, el valor medio del espesor de la pared debería incrementarse, esto también se experimenta para concretos ciclópeos; para muros de concretos sin refuerzo esto es indudablemente cierto, ya que en estos casos, el peso de la capa de concreto en contacto con la cara del Encofrado no debería ser menor que la fricción, o quedará peligrosamente pegado en el Encofrado. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Si la pared tiene una malla de refuerzo doble, las barras horizontales colocadas cerca de la cara del Encofrado y amarradas a las barras verticales, van a salvaguardar el desprendimiento de la cara del concreto. Las partículas gruesas, cuyo diámetro es mayor que el recubrimiento del fierro facilitarán esta acción entre el Encofrado y las barras horizontales. Las fuerzas son transmitidas a través de las barras verticales de refuerzo, ya que el concreto fresco no puede resistir ninguna tracción. Si es que ocurriese el rápido endurecimiento o alta velocidad de deslizado se producirían grietas horizontales en el concreto cerca de las barras horizontales y el ancho de estas grietas se incrementarán en relación a la disminución de la fuerza de con conexión de las barras horizontales y las verticales. Es por esto que en este tipo de procedimiento de construcción el “tortol” o amarre, debe ser de lo más eficiente. Seguidamente y subsecuentemente, las grietas se cerrarán completa o parcialmente como resultado del peso o sobrecarga debido a las cargas superpuestas de concreto; con Encofrado impermeable, las grietas se rellenarán de pasta mientras el Encofrado está aún en contacto con el concreto. En la figura 4.4.13, las grietas finas horizontales son visibles en la izquierda; en este caso fueron usados Encofrados de madera machihembrada. Si es muy prolongado el tiempo que media entre dos bombeos sucesivos o dos levantamientos sucesivos, la adhesión entre el concreto y el Encofrado se incrementa, y podría llegar a ser tan grande, que la textura del concreto será completamente destruida, especialmente en las zonas de las barras horizontales de refuerzo y en las partes inferiores del Encofrado, es decir en el concreto que ya está en proceso de fragua. Esto fue demostrado en la primera prueba. El Encofrado Deslizante fue mantenido estacionario durante 45 minutos. Cuando fue levantado, una gran grieta se formó en el concreto sobre la barra horizontal (Encofrado de madera) (Ver figura 5.22, Cap. V) ; fue destruida la textura del Encofrado, la cual estaba ya endurecida.

FIG. 4.4.13 Por otro lado, en el Encofrado estanco de maderas anchas, sólo hubo un parcial agrietado, el cual es atribuida a la caída del concreto del Encofrado de madera adyacente, es conveniente pues tener en cuenta que si la cara trabajada es impermeable y se usa con un relativo pequeño refuerzo, es posible lograr los requerimientos del diseñador, y construir paredes más delgadas con reforzamiento deslizante incluso de las que se han hecho hasta la fecha. Una de las conclusiones de los experimentos fue que los paneles impermeables (tablas anchas), fueron más convenientes para investigaciones fundamentales de las caras impermeables trabajadas, sin embargo, para el uso frecuente y el reuso en construcción actual, es necesario tener un material de alta resistencia abrasiva. La conclusión de estos resultados de las pruebas es; Para una presión máxima resultante de 900 Kg/mt. la máxima fricción del Encofrado (por metro lineal de Encofrado) es de 700 Kgm./mt. para encofrados de madera y 400 Kgm/mt. para la cara impermeable de encofrado.


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4.4.9.3 Acabado de la Superficie de Concreto El Encofrado, impermeable ofrece ventajas sobre el Encofrado de madera machihembrada. Este último produce una superficie gruesa y muestra unas uniones entre las maderas, el Encofrado impermeable produce una superficie suave y cubierta por numerosas líneas de mezcla y de argamasa, (arena fina, cemento), lo cual es bueno para el curado del concreto (Ver figura 5.23, Cap.V). 4.4.9.4. Deformación y maltrato del Encofrado Siempre se presenta una deformación que se traduce en un maltrato del molde en los Encofrados Deslizantes, aún si el molde es construido para empezar con caras verticales. Esto se debe al efecto de la presión sobre él y el “Momento Friccional”, que se produce cuando el Encofrado es levantado. La magnitud del maltrato depende del monto de deslices entre miembros atravesadas y los miembros verticales de la estructura de levantamiento, es decir las cerchas y los yugos, la flexibilidad de la estructura, la magnitud de la presión y la magnitud de la fricción del Encofrado, esto nos lleva a la conclusión que si trabajamos con gatos muy poderosos el concreto se maltrata más, a pesar que con gatos de mayor capacidad el Encofrado trabajaría mejor. 4.4.10 SUMARIO Las cargas hasta aquí asumidas para la fricción y la presión del diseño del Encofrado Deslizante son basadas en valores empíricos. Ella se aplica solamente a ciertos casos especiales y rinden mutuamente valores máximos inconsistentes para la carga ejercida sobre el Encofrado. Estas pruebas llevadas a cabo fueron para establecer experimentalmente la presión y la fricción del Encofrado. Los resultados en algunos casos difieren sustancialmente de las suposiciones aquí hechas. Se han hecho en base a las pruebas recomendaciones para dar los máximos valores para presión y la fricción. Los resultados de las pruebas, conducen a importantes conclusiones como las condiciones de la superficie del concreto, del Encofrado y la densidad del reforzamiento y lo que hemos visto más arriba el momento friccionante y enriquecen el conocimiento sobre la operación de los Encofrados. REFERENCIAS 1. STEINECKE, M. PROKOWICS, J. Y BACA W. Literatura de Información – Leipzig – Instituto de Ingeniería 1963. 2. BOHM, F. Los trabajos con Encofrados Deslizantes, Berlín, 1958. 3. DRECHSEL, W.- Los Encofrados Deslizantes. Anales del Instituto Técnico de Trabajos Públicos. Marzo/Abril 1957. 4. ACI COMITÉ 347 R-88 MCP Vol2. p.p.993-1044

4.5. PREVISIONES EN EL CÁLCULO ESTRUCTURAL EN SILOS EFECTUADOS CON ENCOFRADOS DESLIZANTES La experiencia nos ha demostrado que al ejecutar con Encofrados Deslizantes, un silo circular de gran diámetro, la circunferencia teórica inicial, sufre deformaciones en el curso de la construcción, debido principalmente a desplomes que deforman la circunferencia inicial del silo. Para diámetros considerables, el encofrado anular va siendo más elástico y deformable que un encofrado de pequeño diámetro, en donde la plataforma superior, cubre toda el área del círculo, confiriéndole tácitamente, mayor rigidez. En los silos de gran diámetro, estas deformaciones lógicamente hacen que el silo no mantenga su circunferencia teórica inicial, diferente a la empleada por el Ingeniero, en su cálculo estructural; y se tiene radios diferentes y variables, por sectores en toda la circunferencia. (Ver. Fig. 4.5.5.). Evidentemente, el cambio de long. Del radio es gradual, obedece a una función continua, no a una discreta, la cual ocurriría solamente cuando, el encofrado haya sufrido una grave deformación irreparable. Para efectos de dibujo, la Fig. 4.5.5, se ha hecho, cambiando bruscamente el radio, lo que evidentemente, no es real. Los radios mayores que los teóricos, podrían llegar a ser peligrosos, ya que podrían tener tales valores que incrementen significativamente los esfuerzos considerados, en su diseño, por el Ing. Calculista Estructural. A continuación, para fundamentar este tema, previamente revisamos las premisas usadas en las regulaciones imperantes en nuestro medio, del cálculo estructural convencional.


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4.5.1. EDIFICACIONES GENERALES Las Normas o Reglamentaciones del American Concrete Institute: ACI tiene limitaciones o tolerancias a las máximas desviaciones que pueden ocurrir en la ejecución de la construcción. EL ACI, en la Especificación 347, Cap. 2, Acápite 203.1, norma las tolerancias par edificaciones de Concreto Reforzado; el capítulo 5, acápite 502, las precisa para E.D. El “Reglamento para Diseños Estructurales”: ACI 318.89, guarda armonía con la Especificación 347, más arriba nombrada, y con la norma ACI 313.77 – Rev.83.” Recomendaciones prácticas para diseño y construcción de silos: Bunkers de concreto, para depósitos de granos y de materiales en general. Creemos que son muy generales, las normas ACI 347 y la ACI 117 – 81: “ Estándar Tolerances for concrete construction”. Las tolerancias específicas para las edificaciones hechas con Encofrados Deslizantes, están en el Cap.3. Acápite 3.5. Sin embargo, se deben tener en cuenta, que no son lo suficiente puntuales para depósitos cilíndricos aislados. El presente acápite trata de tolerancias y controles adicionales a las deformaciones en estos depósitos cilíndricos. 4.5.2.- Grandes depósitos cilíndricos: Silos.Cuando los silos, son hechos en forma aislada, las consideraciones que más adelante expondremos, no son importante ni relevantes, si estos son de diámetros pequeños (hasta Ø= 7 u 8 mts). En el caso de silos de mayores diámetros, en los cuales, el E.D., por la misma forma de ejecución ya no es confeccionado con plataforma completa, cubriendo toda el área superior, y solamente es un anillo, o pasarela anular, para circulación, vaciado del concreto, colocación de fierro, atención y control de gatos, etc. (incluso, para estos diámetros, a este anillo circular, se le colocan radios de cables a modo de los que tienen las ruedas de una bicicleta, con la finalidad de rigidizar y conservar la forma a geométrica inicial). Sin embargo, lo efectivo y real, es que el Ingeniero Estructural, debe tener en cuenta, no solo las premisas que seguidamente enumeraremos, como factores de reducción, sino otras adicionales. 4.5.3. Factores de Reducción Normal El factor de reducción de capacidad, Ø del Reglamento ACI 318,89, Cap. 9., debe ser reducido aún más, por un factor adicional “ ψ “ = 0.95, estipulado en el 313.77, Rev.83, Cap. 4 – 4.2.4.2. A continuación explicamos la razón de estar **** seguridad. El Factor “Ø” de reducción de capacidad, según el ACI 318.89, y para la flexo-co presión en silos, es: Ø = 0.90 (Ver 9.3.2.a), y para compresión: Ø = 0.70 **** dos factores de reducción, deberán ser reducidos en 95%, para cuando se hacer de E.D. ACI estipula: “El factor de disminución de resistencia, para E.D., con la premisa, no se tiene una inspección severa y continua, en los detalles del refuerzo, en la compacidad o densidad del concreto en, comparación del vaciado en un Encofrado convencional o de formas fijas”. Por esta razón se debe reducir en un 95%, de aquel comentado por el ACI 318-89. En estas condiciones, se podría eventualmente deducir, que no necesariamente las **obetas serían un fiel reflejo de la calidad del concreto en la Obra. Resumiendo: Factor de reducción de capacidad, en el caso de flexo – compresión Ø = 0.90x0.95 = 0.86 Factor de reducción de capacidad, en el caso de comprensión: Ø = 0.70 x 0.95 = 0.67 Terminado este tema de las restricciones, para obras ejecutadas con E.D., comenzamos marginalmente al tema, de conforme a norma ACI 313 – 77, Rev.83 Cap.3, *** 3.2 : “El concreto elaborado tendrá una relación Agua/Cemento no mayor de **55, cuando se ejecute con E.D., el “Slump”, no podrá ser menor de (4 1) plug”. SMT C-684, para concretos vaciados con E.D. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Sin embargo, el Reglamento 313 – 77. Rev.83 Cap.4, Item 4.4.2.2., incrementa significativamente los valores de las presiones horizontales y las verticales, con factores “Cd”, factor de sobrepresión y “Ci”, factor de impacto (algunos valores llegan *** del 75%). Factor “Cd”, cubre las sobrepresiones que se generan debido a la carga – descarga, ***céntrica, acciones de arco por bóvedas autogeneradas en los granos y fricción ***. Factor “Ci”, cubre los que se generan por impacto del material ensilado, cuando se rompe o colapsa las bóvedas internas de un flujo pulsante del material, o cuando se desliza abruptamente un talud inestable, del material ensilado. Ambos factores incrementan también, los valores teóricos de Janssen, por sobredescargas del silo, ya que está comprobado que, a medida que la descarga es mayor (mayor flujo de descarga), las sobrepresiones aumentan significativamente. Estos factores obedecen a observaciones empíricas y no a deducciones racionales. El mismo Reglamento, en el Item 4.4.3.- Señala que los factores “Cd” y “Ci”, son sólo debido al almacenado del material en el silo, no a la naturaleza misma de él. Los efectos de cargas muertas, nieve, térmicas, sísmicas y de viento, deberán ser consideradas en combinación con los factores arriba nombrados. Luego, los desplomes o deformaciones más allá de las tolerancias, y que generan sobrepresiones, no pueden ser considerados dentro de los que contemplan los factores de corrección “Cd” y “Ci”. Habiéndose comentado y revisado, los conceptos de las restricciones encomendadas por el ACI, pasamos al tema del presente acápite: Debe haber una restricción adicional, que proviene de las deformaciones mayores, que surgen en este tipo de ejecución y que también, debería prever el Ing. Estructural, en sus cálculos. Al ejecutar la obra, a medida que va subiendo el Encofrado, se deberá controlar periódicamente la verticalidad, el plomo, a lo largo de todo el perímetro, y en los mismos lugares, dividiendo la circunferencia en partes iguales de arco, no menores de 1.5 mts. y no mayores de 4 mts. Estos controles, repetimos, se deberán de hacer a las diferentes alturas y obtener un historial de cómo se ha ido “DEFORMADO” , en las diferentes alturas de llenado. Esta buena práctica se debería hacer incluso, cuado lo que se está ejecutando, en un conjunto de ellos. En esta forma se podría dibujar la forma real, que va teniendo el silo, a diferentes alturas. Por otra parte, recordemos que la presión que ejerce el material ensilado, sobre el fuste del silo, es función de la altura, y obedece a leyes físicas interpretadas por las expresiones matemáticas de Janssen y/o Reimbert. Estas fórmulas son parabólicas, y su geometría tiene una mayor curvatura, para las presiones cercanas a la superficie del material ensilado, y casi asintóticas para profundidades mayores del silo. La presión denota variaciones visibles, en le primer caso, pero a mayores profundidades, la taza de aumento de presión ó diferencial, es pequeña. (Ver FIG. 4.5.). 4.5.4.- Se debe encontrar previamente la forma REAL que tiene el silo, para esto hacemos uso del principio de que: “ El lugar geométrico de un círculo, es determinado por tres puntos”.

Fig. 4.5.3.


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Las ecuaciones para generar un círculo, en función de tres puntos son las siguientes:

K2 - K1 ; ......... (1) x° = K2 – N2 x y° ........... (2) N2 - N1 2 2 1/2 R = {(x3 – x°) + (y3 + y°) } ................ (3) Donde: Yo 

K1 

(X2 - X1) x (X2  X1)  (Y2  Y1) x (Y2  Y1) 2 x (X2 - X1)

K2 

(X3 - X1) x (X3  X1)  (Y3  Y1) x (Y2  Y1) 2 x (X3 - X1)

Y2 - Y1 Y3 - Y1 N2  X 2  X1 X 3  X1 Con los datos del trabajo de campo, se puede confeccionar una planilla de cálculos, tomando cada tres puntos consecutivos y así encontrar las zonas en donde ha habido las mayores diferencias, denominadas “delta”, comparando el RADIO REAL, con el RADIO TOTAL. Adjuntamos, para facilitar este cálculo repetitivo, un programa para computadoras, en programación QUATTRO-PRO, programa más avanzado que el Lotus, y facilitar la localización de los mayores desplomes, que darán las zonas de máximo esfuerzo, ayudados por una PC. (Ver anexo II). Para facilitar su uso, damos un ejemplo de proceso de cálculo. 4.5.5.- EJEMPLO: Se trata de un silo para cemento, (12,000 ton. de capacidad), con las sgtes. características: Diámetro interior: 20 mts. Espesor de fuste o pared 0.375 mts. 2 Resistencia concreto fć = 280 kg/cm 2 Acero: Fy = 4,200 kg/cm . (A 60) Altura: 36 mts. Se ejecutó con E.D., se trabajó con 51 gatos de la patente Heede ( 4 ton. cap. c/u) N1 

Fig. 4.5.5 El encofrado fue anular, se dispuso vigas metálicas, conformando un rectángulo irregular, para apoyo de la plataforma anular, que tenía 3 mts. de ancho. La concentración de las gatas (7, 8, 9 y 10), (17, 18, 19 y 20) , ( 27, 28, 29 y 30),(37, 38, 39 y 40) y (48, 49, 50 y 51), son las zonas de estas vigas “WF” se apoyaban en la cercha superior del encofrado y lógicamente se tenía que concentrar mayor capacidad de izaje. Se dan los desplomes medidos a la cota de elevación + 18.85, en la fig. N° 4.5.5, se ha magnificado los desplomes o deformaciones del molde, para percibirlos mejor. Usando el programa arriba nombrado, damos a continuación la corrida en QUATRO-PRO. (Anexo I). TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Expliquemos el contenido de cada columna: “PUNTO” Ubicación de cada uno de los puntos de control del plomo, tomado en el campo. “DESPLOME” El valor del desplome, tomado en el campo, en cada “punto”. “R” Radio total, en el “punto” que se tomó; por ejemplo: Punto 10 Radio externo + desplome 10.375 + 0.042 = 10.417 m. punto 26 10.375 + (-0.023) = 10.352 m. “n” Factor para multiplicar, o veces que se incrementa el ángulo en radianes. “n x u” Valor del ángulo total, en radianes, con un ángulo inicial (x° = 0.192771 rad., ejemplo: punto 10 n = 5 n x u = 5 x 0.192771 = 0.963857 “x” é “y” Coordenadas de cada punto de la circunferencia teórica de planos estructurales. s/g. fig. N° 4.5.5. “x” é “y” Coordenada del centro de cada 3 puntos consecutivos que conforman un círculo ( en este caso, círculo real). Calculadas con las fórmulas (1) y (2) del pte. Capítulo. “Radio Real” Conociendo los valores de “x” é “y”, se puede calcular el valor del RADIO MEDIO REAL, de tres puntos consecutivos, con la expresión (3). “Delta” ** Diferencia entre el Radio Total de cálculo y el Radio Real, cada tres puntos consecutivos; ejemplo: Punto 10 : Radio Total 10.417 m. Radio Real 10.553 m. “Delta” = -0.136 m. = 0.14 m. Damos la corrida completa (Ver anexo I), que se le ha puesto por nombre : “DESPLOME.WQ1” 4.5.5.1.- RESULTADOS: 1.Las diferencias más notables de tres puntos consecutivos, que determinan un círculo son (*) Punto 8 = - 0.49 (en el R. Teórico) Punto 42 = - 0.59 -“Punto 54 = + 0.69 -“Punto 60 = + 0.88 -“(Ver láminas de desplomes). 2.Las Tensiones tangenciales elementales son: F = (1/2) x p x Radio Real Para una supuesta presión: p = 100 Kg/cm2 F = (1/2) x 100 x 10.375 = 5.19 TN. Para el punto 60, con un Radio Real = 11.2515 m. F = (1/2) x 100 x 11.2515 = 5.63 TN % de incremento:

5.63 - 5.19 = 10.7% de sobre tensión en la armadura diseñada. 5.19

El Ingeniero estructural juzgará si está mayor presión está dentro de los límites tolerables de diseño.

4.5.6.- CONCLUSIONES.1.-

SE DEBE INDICAR, EN LOS PLANOS ESTRUCTURALES, PARA SILOS AISLADOS Y DE GRAN DIÁMETRO, QUE MÁXIMAS DEFORMACIONES DEBERÁ TENER LA ESTRUCTURA, SEÑALANDO BASTANTE NOTORIAMENTE LA ESPECIFICACIÓN O TOLERANCIA A NIVEL DE NORMA DEL AMERICAN CONCRETE INSTITUTE (ACI), U OTRA VIGENTE EN LA ZONA, COMO LAS DEUTSCH INSTITUT NORMENGUN (DIN), ETC. TAN IGAL COMO SE ESPECIFICA LA CALIDADES DEL CONCRETO Y DEL ACERO A EMPLEARSE.


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1


EN EL CASO DE QUE ESTA TOLERANCIA FUESE REBASADA, SE DEBERÁ HACER UN CHEQUEO, SIMILAR AL PRESENTADO MÁS ARRIBA, Y REPORTARLO AL INGENIERO ESTRUCTURAL. EN ESTOS CASOS EXTREMOS, SOBRE TODO, SI EL SILO VA A TENER IMPACTOS INTERNOS POR MAL FUNCIONAMIENTO, (VER DISEÑO DE SILOS PARA FLUJOS DE SÓLIDOS), EL INGENIERO ESTRUCTURAL PODRÁ INDICAR EL TIPO DE SOLUCIÓN, A BASE DE UN REFUERZO ADICIONAL, COMO UN POSTENZADO PERIMETRAL POR SECTORES, CON GATOS DE AGUJERO CENTRAL, Y GUNITADO FINAL DE PROTECCIÓN.

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CAPITULO V PREPARACION DEL ENCOFRADO Se hacen de madera y también de metal, dependiendo de su uso, las veces que se va a usar el mismo molde, calidad del acabado, es decir las variables económicas y técnicas determinan el material a emplear.

5.1. Tipo de Materiales; Madera y Planchas de Acero. La madera, es la más difundida entre nosotros, y como repetimos solamente la cantidad de veces que se va a repetir o usar el encofrado, determina el punto de equilibrio para pasar a fabricarlo de metal.

5.2. Preparación de la Madera: Generalmente se usa la madera machihembrada, y el material más comúnmente usado es el pino oregón, debido a que con los cambios de humedad, no se deforma. En la Fig. 5.1. se muestra como se prepara la madera; es preferible que sea machihembrada, de más o menos ¾” de espesor, cepillada en las cuatro caras, de 4 ó 5 pulgadas de ancho. Esto es los que va a formar la superficie de rozamiento o la cara expuesta al concreto. Las tablas no serán de más de 1.50 m. de longitud.

FIG: 5.1.


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Hemos encontrado también otras prácticas, sobre todo en el sistema Hoschtief en el que se pone madera sin machihembrar de 1” y de cualquier calidad, pero bastante tratada para que no se deforme con la humedad; esto lo podemos ver en la Fig. 5.2

Fig. 5.2.

En donde se han clavado las maderas del encofrado, una a continuación de otra, dejando cierto espacio entre ellas sobre la cercha.

Fig. 5.3

Cuando el deslizante es de gran altura y/o se va hacer repetitivamente uso de él, se le pone una plancha metálica encima. Cualquiera que sea la forma o los tipos de madera, ésta tiene que tratarse para mejorar su comportamiento y calidad. Para este efecto se hacen paquetes y se les sumerge en aceites de linaza, o similar, calentándolas por el proceso de baño maría; en esta forma este producto puede penetrar dentro de la madera y darle mejor calidad. Figs. 5.3 y 5.4. Los paquetes se hacen amarrando un grupo de tablas una encima de otra y dejando un espacio entre ellas a base de una maderita transversal, para que al sumergirla dentro del aceite de linaza, pueda penetrar por todas las caras de todas las tablitas machihembradas. Este paquete se puede amarrar con alambre No. 14 ó 16 antes de sumergirlo dentro de la tina, como se ve en la fig. 5..4. Esta disposición es aconsejable para evitar una eventual o probable deformación. El modus operandi es: En un gran recipiente con agua, puesto al fuego directo, el recipiente que contiene el aceite de linaza, se sumerge en baño maría: en él se “abogan” los paquetes dejando un tiempo prudencial para que penetre el aceite en las maderas machihembradas. Después se colocan los paquetes encima de un andamio que se encuentra directamente en la parte superior del recipiente de baño maría (ver. Fig. 5.4), para recuperar el aceite por escurrimiento y evitar el desperdicio del que está goteando, haciendo que caiga nuevamente dentro de él. FIG. 5.4 Llega un momento, en el que el aceite se ponga muy espeso, y no penetre adentro de la madera, a pesar del calor. Esto se controla con un formón, dando un corte o devastando un pedazo; de esta TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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manera se puede ver el grado de penetración de aceite si no ha penetrado profundamente debido a su densidad o por la compacidad inherente a la madera, es recomendable añadirle al aceite de linaza, un poco de petróleo diesel; éste se adelgaza el aceite haciéndolo más penetrante, y más económica la operación ya que el costo del aceite de linaza es mayor que el diesel.

5.3. Armado del Molde Para colocar la madera machihembrada clavada de la cercha (Fig. 5.5.), hay que preparar previamente un “escantillón” hecho de una regla de 4” de ancho y que tenga un desplome de 1/8” de pulgada, en la altura total del molde a construir, que puede variar de 1m. a 1.50 m de altura.

Fig. 5.5.

Dispositivos Auxiliares para la fabricación y montaje.- “C” y “D” soporte de fijación de las cerchas para clavar el entablado de los paneles en posición vertical (Vista lateral y elevación posterior) Los moldes normales, de las patentes que se usan en el Perú, son de 1.10m. de altura. Este escantillón, tendrá cepillada una de sus caras, de tal forma que tenga en la parte superior, solamente 3 7/8” de espesor y en la parte inferior, las 4”. Se da una explicación gráfica de todo esto en la fig. 5.5. donde se ve la función del escantillón, la fig. 5.6, obtención de la inclinación y finalmente la fig,. 5.7. La siguiente operación es clavar las tablas machihembradas a las dos cerchas que deben estar a una distancia entre sí en relación con el futuro yugo metálico que va a sostenerlas. Fig. 5.6.- Obtención de la Inclinación del Encofrado Deslizante Estas cerchas se colocarán previamente a su altura definitiva, con palos o pericos temporales. En igual forma se pone la otra cara del encofrado, dándole el espesor del diseño de la pared a la mitad de la altura del encofrado, que será el sitio donde más o menos el concreto pierda su características de plasticidad. Ver Fig. 5.6. a, espesor de la pared = P. a) Esquema de la Inclinación de dos paneles b) Realización de la Inclinación dando a las tablas forma de cuña (normalmente en paneles curvos). (Poco práctico) c) Obtención de la Inclinación por propia Inclinación de los paneles respecto a la vertical (en paneles y avances en paneles curvos) Fig. 5.7 Sentido de la Inclinación del encofrado deslizante TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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a) Inclinación en el sentido del deslizamiento (bien) b) Inclinación nula de uno de los paneles. (mal) c) Inclinación nula de los paneles (mal). d) Inclinación en el sentido contrario al deslizamiento (mal) Cuando se llena excesivamente el molde, se produce la rotura del borde del hormigón como se muestra en la Fig. 5,8., 5.9 y 5.10. a) b) 1) 2) 3) 4) 5) 6)

5.8.- Rotura del borde del Hormigón. Relleno excesivo del Hormigón Rotura del borde y aparición de zonas de separación Plataforma superior. Panel del Encofrado Hormigón en exceso Zona del hormigón no comprimido Hormigón roto al elevar el encofrado Pared del Hormigón.

Fig. 5.9.- Escalones Horizontales.- Debido al relleno excesivo y a la inclinación demasiado grande de los paneles del encofrado, y hormigón no compactado.


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Fig. 5.10.- Escalones horizontales, segregaciones y hormigón poroso, debido a las mismas causas de la fig. 5.9.

1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9. 10.

MONTANTE DEL YUGO. VIGA DE SOPORTE. GATO HIDRÁULICO. TORNILLO ASEGURADOR. TABLAS DE PLATAFORMA SUPERIOR. VIGUETAS DE PLATAFORMA SUPERIOR. COSTILLA SUPERIOR. PANEL DEL ENCOFRADO. ESPACIO LIBRE ENTRE MONTANTE Y PANEL. MONTANTE DE REFUERZO DE COSTILLAS

5.4.- Los Yugos o Elementos Metálicos de Izaje. (ver fig. 5.11)

1. Empalme de viga 2. Tornillos de 5/8” que aseguran vigas y montantes 3. Tubo de trepa 4. Gato hidráulico 5. Panel del encofrado 6. Entablado de plataforma superior 7. Viga de plataforma superior

SECCION A-A Para mejor compresión nos remitimos a la fig. 5.12, en ella se puede notar: En la posición “a” Está hecho el cimiento o el arranque de los futuros muros en la cual solamente se ve el fierro vertical y la colocación del Encofrado Deslizante interior. En la posición “b” Se pone el fierro completo para el arranque de los muros, incluso los estribos antes de colocar el Encofrado Exterior y cerrar el molde. En la posición “c” Se ve la colocación de las piernas de los yugos interiores colocados sobre las cerchas, unidas al machihembrado del Encofrado Deslizante. Finalmente en la posición “d” TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Se puede observar colocado ya todo el yugo amarrado a las cerchas del Encofrado Deslizante y colocada la plataforma superior de trabajo; los yugos pueden ser metálicos como en el caso de lo mostrado en la Fig. 5.12 ó también la madera cuando se trata de trabajos más modestos. Los trabajos con yugos de madera han sido prácticamente abandonados. En general la forma del yugo, su robustez, el diseño del mismo corresponde a los diferentes tipos de patentes; igual que los gatos sirven de izaje del molde; cada firma tiene sus yugos patentados. Los yugos más conocidos y utilizados en el Perú son los de B.M. Heede o sea el Sistema Prometor; dlos de la Hoschtief, los de patente de Siemens Baunion GMBH, ambos alemanes; Simons Americana y otras que operan mucho en países como Hungría, Austria, Bulgaria y en Rusia, donde se usan mucho los Encofrados Deslizantes. Empresas como la Christiani Nielsen, tenían yugos confeccionados de madera convencional y gatos de tornillo ya en desuso. El sistema de Heede, es el sistema Concretor – Prometor, el sistema sueco, es el Interconsult. También existen los sistemas manuales, de gatos de manivela o gatos de palanca como el sistema Mac – Donald Klotz; el sistema Dicker Hoffwitmann, que son gatos neumáticos.

Fig. 5.12.- Montaje de los Paneles y Caballetes del Encofrado Deslizante. a). Montaje de los paneles interiores. b). Montaje del resto de los paneles. c). Montaje del resto de los paneles y fijación de los yugos y los caballetes. d). Montaje de los Yugos completos y de la plataforma superior.

Fig. 5.13. Disposición de Yugos sobre diferentes formas de paredes. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Paredes en forma de L con yugos simples. Paredes en forma de L con yugos en Y. Paredes en forma de T con yugos simples. Paredes en cruz con yugos simples. Paredes en cruz con yugos en x.

5.5. La Plataforma En la parte superior del Encofrado Deslizante, tiene que haber una plataforma por donde circulan los trabajadores que van llenando paulatinamente los moldes, los que van operando los gatos y los que van colocando la armadura de fierro, insertos, ventanas, etc. que se tendrán que dejar dentro del concreto armado. Las plataformas permiten que se puedan colocar dichos elementos para su mejor anclaje o fijación a medida que va progresando hacia arriba el Encofrado Deslizante. Esta plataforma puede estar diseñada también para recibir la losa superior o techo, en el caso de un silo o un anillo superior, en el caso por ejemplo de una Torre de Enfriamiento. En las Figs. 5.14.a. y 5.14.b. se ven las plataformas de trabajo, en el sistema contínuo para el Encofrado Deslizante de un Edificio de Viviendas.

Fig. 5.14.a.

Fig. 5.14.b Fig. 5.14.1., Fig. 5.14.b. Plataforma de Trabajo 1. Paredes del Edificio. 2. Barras de Apoyo. 3. Gatos 4. Yugo 5. Encofrado 6. Plataformas superiores interiores. 7. Plataformas superiores exteriores. CONSTITUCIÓN DE LAS PLATAFORMAS DE TRABAJO EN 8. Plataformas inferiores interiores. EL SISTEMA CONTINUO PARA EL ENCOFRADO 9. Plataformas interiores exteriores. DESLIZANTE DE UN EDIFICIO DE VIVIENDA 10. Vigas de soporte de las plataformas. 11. Tirantes verticales para colgar las plataformas. 12. (Manhole) entrada de hombre. 13. Escalera de acceso. 14. Huecos de las puertas. 15. Huecos de las ventanas. 16. Aberturas para apoyo de los techos o pisos. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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En la Fig. 5.15. Podemos ver la disposición de los gatos y de las cerchas perimetrales, que están indicadas con el número “2”. En la cercha superior es donde se debería apoyar una plataforma como la que se ve también en la Fig. 5.12. Fig. 5.15. Unión de Paneles Curvos: a) Cercha corriente de encofrado exterior. b) Cercha corriente de encofrado interior. c) Cercha de intersección interior, en la célula rómbica. 1) Pared de los paneles 2) Tablas de los paneles. 3) Cubre – juntas de esquina de los paneles de intersección. 4) Angulares para solidarizar los paneles de intersección. 5) Barras de apoyo – barras de trepar. 6) Caballetes o yugos. En la Fig. 5.16 se indica como es la plataforma anular para silos que no van a tener techo o que su diámetro es tan grande que hace impracticable llevar una plataforma completa desde el inicio. Es este caso si es que se quiere techar se tendría que construir y montar, al final del trabajo de construcción del silo.

Fig. 5.16Constitución de las Plataformas de Trabajo en el Sistema anular para el Encofrado Deslizante de un silo de varias células. 1) 2) 3) 4) 5) 6) 6c) 6b) 7) 8) 9)

Paredes de Silo. Barras de apoyo – Barras de trepar. Gatos Yugos. Paneles de endurecedor. Paneles entarimados. Superiores interiores. Superiores exteriores. Inferiores para las células rómbicas. Tirantes horizontales. Entramados soportes de las instalaciones y armaduras.


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5.6.-Acero de Refuerzo. (Consideraciones Especiales) Generalmente en la armadura de una construcción convencional, se debe tener la mínima longitud de empalmes, para ahorrar fierro, el fierro que se pondrá en las paredes, tendrá que ser, lógicamente el diseñado por el Ingeniero Estructural. La diferencia en este caso, es que las longitudes tendrán que ser variables. En los deslizantes, se tiene que disponer el fierro vertical en dos, tres hasta cuatro longitudes que sean múltiplos de una varilla (30'), ½ Varilla, o hasta ¼ de varilla para tener intercalados los empalmes y así evitar empalmar todas las varillas en el mismo punto al momento que llegue el molde a una altura determinada. De esta forma tendremos así 4 posibilidades de poder ir empalmando las varillas a diferentes alturas y que la progresión del molde no gane en tiempo a los fierreros. El fierro horizontal tendrá que irse colocando a medida que el molde vaya subiendo y poniéndose por debajo del cabezal del yugo. La labor del fierrero es pues constante, las 24 horas. Fig. 5.17.a.-Disposición de Plataformas Una Grúa-Torre deposita el concreto y el acero sobre la plataforma superior. Luego los trabajadores instalan el refuerzo vertical y vacían el concreto dentro de una tolva. De la tolva, el concreto cae por medio de una manguera hasta la plataforma media, donde los trabajadores lo distribuyen con buggies a las paredes del encofrado. De la plataforma media, los trabajadores también instalan el refuerzo horizontal é insertor. De los andamios colgantes (2.10 mts. debajo de la plataforma media) los obreros le dan el acabado final y aplican el curado. El control de los gatos se realiza sobre la plataforma superior.

ENCOFRADO DESLIZANTE PARA EDIFICIOS Fig. 5.17.b

Algunos detalles adicionales para la colocación de la armadura. En la Fig. 5.18 se puedan ver pequeñas platinas inclinadas que permiten hacer entrar paulatina y suavemente el fierro horizontal a medida que el molde va subiendo. Puede ser el caso que el fierro comience a chocar contra el molde interior y pueda romper incluso el molde y desgarrar el concreto; estas platinas guían al fierro horizontal dentro del concreto del muro que está ejecutando.3.


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SEPARADORES PARA MANTENER LA POSICION DE LA ARMADURA

Fig. 5.18

5.7. Colocación de Vanos Aberturas de Ventanas: En este sistema constructivo es posible dejar ventanas, insertos, etc., dentro de los vaciados, en igual forma que en un vaciado convencional. Por lo tanto hay que prever controles de nivel en la plataforma. Para colocar en su lugar exacto las ventanas, insertos o anclajes. Para ello, en varios sitios estratégicos a lo largo de todo el molde, se deberán colocar varillas, que se irán a perder en el concreto, en donde se pintarán previamente los niveles cada 10cm. o menos, según el grado de precisión en el cual se van a colocar algunos insertos, ventanas, vanos, cabezas de vigas. Estas varillas de control nos indicarán el momento en que debemos comenzar a colocar cualquiera de estos elementos dentro del concreto. Después iran apareciendo por debajo del molde (Fig. 5.19). Fig. 5.19. Marcos de Chapa de Acero para encofrar los marcos de las puertas. 1) Marco; 2) Rigidizador de esquina; 3) Agujeros para unión de dos muros superpuestos; 4) Pieza triangular maciza de madera. Cuando se ejecutó con Encofrados Deslizantes, el Edificio Central del Aeropuerto de Lima – Callao de 60 cm. de altura, se tenía que dejar a lo largo de toda la operación de llenado, que consistía en: caja central para la escalera, ascensores, montantes de comunicaciones, montantes de incendio, de TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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agua y desagüe. En las esquinas de este block rectangular, teníamos que ir dejando las cabezas de las vigas de pretensar. Estas cabezas se vaciaron anteladamente, dejándose anclado en ellas un pequeño nivel de burbujas para el control de una buena colocación y se les fue introduciendo dentro del concreto, para que aparecieran en su nivel previsto. Esto da una idea, de que en estos casos el control de nivel en la varilla antes indicada debe estar muy cerca de cada una de estas cabezas, para llevar un control muy preciso en su colocación, su ubicación, su nivelación y posición en el concreto.

5.8. Gatos: Como habíamos indicado cuando nos ocupábamos de los yugos, hay diferentes tipos de gatos: Hidráulicos, neumáticos, de tornillo, mecánicos, etc. Los mejores en definitiva son los gatos Hidráulicos, que son los de mayor éxito y que presentan menos inconvenientes durante su operación (Fig. 5.20). En el caso de que falle algún gato a lo largo de la construcción entonces se presenta la operación de cambiar un gato en pleno proceso de llenado. Si un gato comienza a quedarse o atrasarse con respecto a los otros, lo normal es que en los primeros momentos de esta falla, se trate de nivelar con las demás gatos. Si persiste la falla del gato sabemos que tenemos que cambiarlo: Si sacamos el gato en un momento cualquiera de levantamiento del encofrado, esa parte del molde corre el peligro de deformarse. Lo que se hace normalmente, es poner vigas auxiliares entre los cabezales de los yugos de los gatos vecinos antes y después de gato por cambiar. Entonces hay que sostener el molde de estas vigas, y en esta forma provisionalmente sacar el gato que hay que restituir y colocar uno nuevo. Evidentemente, la forma de colocar el gato y de sacarlo es diferente según el tipo d gato o patente. Fig. 5.20. Gatos Hidráulicos tipo “Concretor – Prometo”: I,II y III fases funcionamiento del gato de mandíbulas de 3 toneladas de capacidad: 1 Cuerpo de bomba. 2 Pistón anular. 3 Agarradera superior. 4 Agarradera inferior. 5 Resorte de retorno de prisión a su posición inicial. 6 Conducto para la entrada y salida del aceite. 7 Tubo limitador de carrera. 8 Barra apoyo. 9 Carga debida al encofrado deslizante. 10 Paso del gato (Stroke).

5.9. Las Barras de Trepat. Los gatos se apoyan en las “Barras de Trepar”, que son los elementos que soportan todo el peso del Encofrado Deslizante y transmiten este peso directamente a la cimentación de la obra, sin cargar el de las paredes, impide que la barra se doble o pandee. En la fig. 5.21 se puede apreciar el empalme de las barras de apoyo. Las “Barras de Trepar” , que son los elementos que van quedando dentro del concreto generalmente se les deja un “huelgo” entre la “barra de trepar”, que es de acero y el concreto. Este “huelgo”, se consigue insertando en la parte inferior del gato, un tubo que sea levemente mayor en diámetro al de la barra de trepar (fig. 5.17.) Este tubo, al ser arrastrado por las gatos, va dejando un hueco (huelgo) dentro del concreto, en el cual se aloja la barra, y así ésta no se llega a adherir, al concreto fresco.


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Las “barras de trepar” tienen que tener uniones internas roscadas por lo que no deben tener ninguna saliente exterior, para que los “gatos” no encuentren ninguna obstrucción en su deslizamiento hacia arriba. El control de nivelación, de atraso, es decir el de control e general de los gatos, se hacen en las barras. Cada cierta distancia con un escantillón metálico, se pueden marcar en las barras una señal bastante visible como p.e. arandelas de jebe cada 30 cm., para que cuando lleguen todos los gatos a ese nivel se pueda ver cual de ellos ha quedado atrasado: ú observar cual de ellos (lo menos probable), se ha adelantado a los demás. Ultimamente hay dispositivos automáticos de control de nivel que van en los gatos. Hay que tener cuidado de que las “barras de trepar” siempre estén dentro del concreto. Un gato, que esté pasando por un vano, su barra de trepar tiene que ser suficientemente arriostrada, para que no “pandee” o se doble, porque llegaría a ser como una columna larga, muy esbelta en la cual se están apoyando 2 ó 3 toneladas, que es la carga sobre su correspondiente “barra de trepar”.

Fig. 5.21 Empalme de las Barras de Apoyo. a). b). c). 1) 2) 3)

Esquema de los empalmes. Sección vertical de una barra. Placa de apoyo de las barras en la cimentación. Cuerpo de la barra. Agujero Vástago roscado.

Fig. 5.22 Hormigón poroso y zonas de segregación horizontal entre las “tongadas”.

Fig. 5.22. Hormigón poroso y zonas de segregación horizontal entre la “tongadas” de hormigón, que son demasiado altas, y ranura vertical dejada por una pieza de separación demasiado larga. (Ver página sgte.) Fig. 5.23. Baras de apoyo pandeadas, hormigón arrastrado por el Encofrado Deslizante (abajo) y hormigón vertido en “tongadas” o capas demasiado altas, llenando en exceso el encofrado, no compactado y con zonas de separación entre las “tongadas” (Ver página sgte.)

Fig. 5.23 Barras de apoyo pandeadas, hormigón arrastrado por el encofrado Deslizante.


366



5.10 Tubería de Presión: Los gatos hidráulicos utilizados, que funcionan por medio de aceite tienen que estar interconectado y son alimentados intermitentemente a través de una red de tuberías por medio de una bomba central, en tal forma que no haya pérdida de presión en la línea. No está demás indicar, que desde la bomba debe repartir, a través de una “manifold”, varias ramas de tuberías para alimentar a toda la red por diferentes lugares para equilibrar la “pérdida de presión” de flujo, a la llegada a cada una de los gatos (Fig. 5.24). Cuando el sistema es complejo es aconsejable, hacer un “cross” de pérdidas de carga, similar al usual en el diseño de redes en abastecimiento poblacional de urbanizaciones para evitar un mal servicio a un determinado gato o sector del molde deslizante. Fig. 5.2.4 Esquema de la instalación Hidráulica de elevación de un Encofrado Deslizante para un Edificio de Viviendas. 1 Paredes de hormigón de la construcción. 2 Gatos 3 Circuitos de conexión de gatas y bombas. 4 Grifos de distribución. 5 Bombas de aceite. 6 Circuito de conexión directa entre las bombas (en caso de avería) Según las patentes y los sistemas, hay tuberías elásticas o tuberías rígidas, Se prefieren en estos últimos tiempos las tuberías elásticas como se puede deducir de la gran popularidad que han llegado a tener, debido a la alta resistencia de las mangueras de jebe para transmisión hidráulica. A continuación mostramos el tipo de bomba manual que está con el No. 5, en la fig. 5.24, y de la bomba Prometo Fig. 5.25.b.

Fig. 5.25.a Fig. 5.25.a Grupo de Bombeo: a). Esquema de funcionamiento; b). Bomba tipo “Concretor Prometo” 1) Motor 2) Bomba 3) Filtros 4) Depósito 5) Bloque de mando 6) Bomba manual 7) Distribuidor (manifold) 8) Salidas o universales para gatos.

Fig. 5.25.b


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CAPITULO VI RECOMENDACIONES GENERALES 6.1. CIMENTACIÓN La parte superior de las zapatas, debe ser de rugosidad de frotachado a la plancha y completamente horizontal. Hay que insistir con el Contratista, que tengan reglas bien fijas y completamente a nivel antes de iniciar el vaciado de la cimentación y preferentemente radiales, en el caso de un Silo Circular. El “escurrido” de los paquetes de madera para el encofrado debe hacerse en una sola posición y durar 30 minutos, con el fin de evitar la concentración de aceite en la cara y eventualmente torceduras en la madera. Se puede encontrar un rendimiento de 0.7 a 0.5 galones por metro lineal de molde. Se recomienda no dejar los paquetes al sol permanentemente. Se deben almacenar en un techo con bastante ventilación.

6.2. CONCRETO Y CONTROL DE FRAGUA 2

Creemos que debería trabajarse siempre con concretos de fc ≤ 210 Kg/cm o que tengan mínimo 3 . 300 Kgrs. De cemento/m Si el diseño estructural indica un concreto de una calidad más alta, lógicamente respetar este diseño. 6.2.1. Control Práctico de Comportamiento de fragua de Concreto. Debe hacerse en una columna que se está vaciando en la obra, preferentemente a medio día, y en días muy cercanos al vaciado del Encofrado Deslizante. Cuando se termine de vaciar la columna, se debe hacer el siguiente control: Con una varilla de media pulgada tratar de hundirla en el concreto, con un esfuerzo manual normal de un solo brazo. Anotar la longitud de la varilla, que ha penetrado en el concreto. Esta operación deberá hacerse repetidas veces en el tiempo, de modo que se tenga una serie de datos de longitud de penetración. Lógicamente el resultado que se obtendrá será que a medida que transcurre el tiempo habrá menor penetración de varilla; por eso se necesita que las observaciones se vayan espaciando menos, a medida que la penetración es menor. Esto va a dar una idea del proceso de fragua, de la calidad o del comportamiento del concreto influenciado por la calidad de arena, temperatura e piedra, temperatura y trazas de sustancias químicas en el agua, etc. que no se pueden evitar y de las características propias del cemento a usar.

6.3. Comunicación Contratista – Supervisión. Se le debe pedir al Contratista, y esto lo sabemos por experiencia, que haga un informe lo más detallado posible del modus operandi de: a) Cómo se empezará a vaciar el concreto, c) Qué medios de izaje dispone; d) Qué capacidad de izaje dispone; e) Cómo va disponer los turnos de personal; f) Cómo ha previsto los equipos de energía eléctrica y g) Sobre todo, la iluminación nocturna. Es necesario exigir que el Contratista prepare este informe pues así hace él un autoexamen de un trabajo que puede suponer que es sencillo, siendo sólo de esta manera como se le conoce, y en esta forma le permite analizar sus “tiempos y movimientos”. Debe pensarse en una capacidad de izaje en volumen, que salga de multiplicar la sección circular por 0.3 mts/hora y a una máxima altura de izaje, o sea al final del llenado del silo, o de la torre, etc., considerando también el izaje del fierro de la armadura. Si se tiene la cooperación y respuesta del Contratista, y se consigue que haga el informe, al hacer las observaciones a éste, o corregir o aumentar con algunas de las contribuciones propias del supervisor, hacerlo en tal forma, que el Contratista las tome como propias, pues así las va apoyar más y las ejecutará de todas maneras para el éxito de la operación. Es importante tener presente que cuando se tenga buena capacidad para el izaje del concreto, y el clima sea caluroso se deberá tratar de llenar con una mayor velocidad el encofrado principalmente TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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de día, para que el molde se mueva más rápidamente que de noche. También para este propósito se podría usar un aditivo o retardadro como Pozzolith., pero siempre con las reservas del caso y con la firme seguridad de que el Contratista va a poder controlarlo a cualquier hora, para así evitar el error humano, sobre todo en la madrugada.

“33 Años construyendo para el Perú con la más alta tecnología constructiva del momento”

Construyendo con encofrados deslizantes (Obra: Molino Trujillo; Prop.: Eugenio Cogorno Molino Trujillo S.A)

J y J CAMET INGENIEROS S.A Av. Rep de Chile N° 388 – 9 Piso Jesús María

CAPÍTULO VII EJECUCIÓN 7.1. Llenado inicial del Molde. Queremos iniciar esta parte del tema indicando que en los vaciados por Encofrados Deslizantes son ininterrumpidos, es decir, se tiene que trabajar las 24 horas, cambiando de turnos. Cuando se va a iniciar una “llenada” se deben tener listos todos los materiales y todos los insertos, ventanas, etc., que van a intervenir en el vaciado del concreto, hasta e final de él. El llenado inicial del molde, que se supone que es de una altura máxima de 1.50m. y con un espesor que no puede ser menos de 15 cm. y dada la longitud total de muros y columnas o lo que se va a llenar, da la magnitud del valor de la previsión y de cómo se tiene que llevar adelante el vaciado para poderlo hacer en menos de 3 horas que es el tiempo de fraguado inicial de concreto. Después de esto, el molde debe comenzar a subir, es decir que a las 3 horas el molde debe estar completamente lleno. Esto no es fácil, cuando se tienen que llenar 30 ó 40 silos de un cierto diámetro, es decir que se 3 tengan que vaciar más de 100m , en menos de 3 horas. Esto es muy importante porque el molde de todas maneras tiene que “despegar” en este tiempo. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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SENCICO

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Una práctica para el control de la fragua es que en los primeros vaciados se debe hacer una especie de probeta de concreto en un área vecina a la zona de la obra, pudiendo utilizar el cono de Abrams que se usa para la medición del asentamiento (slump) como patrón para ir probando el comportamiento del concreto, como se va endureciendo por razones de temperatura del ambiente, calidad del cemento, temperatura de los áridos, etc., puede ser que se acelere o se atrase el tiempo de fragua de un concreto y así nos determina el tiempo en el cual tendremos que arrancar y darle los primeros strokes a los gatos. 7.2. Arranque del molde. Como se mencionó, el molde en los primeros instantes tiene que “despegar” indefectiblemente” en el momento en que el concreto comience a endurecerse, para que este no se pueda adherir en ningún momento al molde; hay casos en los cuales se ha pegado, habiéndolo fisurado, es decir, desgarrado en el momento de desgarrado en el momento de desgarrado en el momento de levantarlo. Ver Figura 7.1. Fig. 7.1.

7.3.- Control de niveles Se lleva controles en diferentes zonas de toda la superficie o plano horizontal de llenado, con barras nivelantes o controlando con marcas puestas en un Edificio vecino. No podemos permitir que el molde se incline. El que se incline un molde, trae problemas de desgarramiento en el concreto, ya que uno de los dos lados va a quedar paralelo al vaciado de concreto y no cónico y, lo más grave, que toda la edificación en sí, se inclina o pierda plomo. Esto se consigue controlando constantemente que el nivel del vaciado, sea horizontal. En algunos sistemas se ponen frenos o unos topes a cada cierta distancia, digamos 1 pie, o cada 30cm. de altura en la barra de los gatos, para que las que llegue ahí no puedan seguir avanzando a pesar de que tengan presión de aceite que le permita seguir subiendo. En otros casos, lo que se hace es nivelar el molde con bombas manuales, para nivelar a su vez a los gatos atrasados. Fig. 7.2. Cuando el control de nivel se ha perdido, y el molde manifiestamente se está saliendo de plomo lo mejor en inclinar en sentido contrario todo el molde para conseguir por este medio restituir la verticalidad y y no salir de las tolerancias permitidas dentro de los canones que recomienda el ACI para edificaciones en este tipo de procedimiento constructivo (Tolerancias Standard para construcciones de concreto ACI-17 Item 2.1.1.3. etc.)

Fig. 7.2. Distribución de plomadas. a) En los silos. b) En los edificios viviendas. c)

las

de

7.2. Colocación de la Armadura Las armaduras deben estar inicialmente listas en paquetes y terminadas, conforme al diseño estructural. En lo posible hay que evitar las concentraciones de fierro, es decir, vigas con estribos, etc., porque posiblemente el tiempo que da el molde, a esa zona no permite hacer una buena colocación de armadura. En lo posible es necesario que el estructural reparta en la dirección que camina el molde, cualquier concentración de armadura. Antes de comenzar el llenado del molde, los fierros horizontales, y fierros verticales, deben estar en paquetes dispuestos muy ordenadamente en la superficie del terreno, para ser llevados por algunas de las grúas o elementos de izaje, hasta su lugar de uso, sin ninguna duda o vacilación de su utilización, en esa zona. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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7.5 Rotación del Molde. Cuando se usa un molde circular, y es solamente un elemento el que está levantando, este tiende a rotar, lo que va a ocasionar que las “barras de trepar” se inclinen tangencialmente en la dirección del círculo del elemento circular por vaciar. Esto no solamente trae la pérdida de plomo y control de todo el sistema, sino trae también la pérdida de las “n barras de trepar”. Imaginémonos una edificación como una obra civil de unos 40cm. de altura con “barras de trepar” de cada 3m. a toda la circunferencia; en este caso se perdería cerca de 5 a 8 Ton. de fierro de barra, dentro del concreto. Para evitar la rotación, no hay que dejar tampoco que las barras se inclinen en la dirección tangencial. Hay que contrarrestar y coadyuvar para que no rote el molde. Generalmente, en el hemisferio sur, rota en una dirección y en el hemisferio norte en la dirección opuesta. Sobre éste fenómeno, se ha sostenido correspondencia con los Consultores y Representantes de las mejores patentes, y no se ha podido establecer claramente si la rotación es igual en la misma dirección que la que suele tener el agua en el momento de salir por un sumidero: Es en un sentido en el Hemisferio Norte y en sentido opuesto, en el Hemisferio Sur. Es posible que ésta también sea la causa de la rotación del molde, pero no debemos olvidar que también se puede deber a la falta de control de plomo, de las barras de trepar.

7.6 Calidad del Concreto Al contrario de lo que podría creer, que el concreto debería ser de fragua rápida, se requiere siempre, como lo hemos descrito al tratar el llenado del molde; un concreto de fragua lenta, porque el concreto tiene que estar plástico cuando salga del molde, y como lo hemos indicado anteriormente, el concreto en la primera mitad del molde ya está formado. Por ésta razón se han usado concretos con agua caliente, en sitios de extremas condiciones de frío, como cuando se hizo Silos en Cerro de Pasco, el Edificio de Vita-ovo y en la fábrica de galletas Victoria en Arequipa, donde como buena práctica constructiva, después de las 12 de la noche se comenzaba gradualmente a elevar la temperatura del agua de mezclado. En Cerro de Pasco, se llegó a trabajar con agua hasta 70°C para que el concreto, debido al intenso frío, no paralice su fragua. Normalmente para las condiciones de clima imperante en el país, se desea siempre, que el concreto sea de fragua lenta. Los concretos que se usan generalmente son sin aditivos, debido que al tener que fabricar concretos a toda hora, es peligroso que por un descuido en la madrugada, cambie el tiempo de fragua de un concreto, debido al mal empleo de los aditivos; por eso preferimos usar un concreto puro. (Cuadro No. 7.3). La plasticidad es función del espesor de la pared, de la densidad de los aceros, aporte de los agregados y la densidad del concreto. La plasticidad del concreto debe ser normalmente un asentamiento de 4”. 2 Es recomendable usar concretos encima de f'c = 210 Kg/cm . Se ha trabajado muy eficientemente 2 con concretos de f'c = 280 Kg/cm ., que poseen gran plasticidad debido a que ellos tienen una mayor cantidad de cemento. CUADRO No. 7.3. RESISTENCIA EN Kg/cm TEMPERATURA DE CONSERVACIÓN

4h

2

HORAS DESPUÉS DE PREPARADO

6h

8h

10 h

CONCRETO f ć = 210 CON CTO ASTM C 150 +5

0,2

0,4

0,4

0,9

0,6

1,5

1,0

2,2

+ 10

0.,6

0,7

0,8

1,3

1,2

1,9

1,7

2,7

+ 15

0,8

1,0

1,2

1,8

1,8

2,7

2,5

4,2

+ 20

1,0

1,2

1,6

2,4

2,4

4,4

3,5

12 h

16 h

20 h

7,3 24 h

+5

1,5

3,0

2,5

6,0

4,0

10,0

7,0

16,5

+ 10

2,3

4,2

3,7

8,0

6,5

13,5

10,0

22,0

+ 15

3,3

6,5

6,5

12,0

9,0

20,0

16,5

33,0

+ 20

5,0

11,0

10,0

22,0

16,5

33,0

24,0

45,0




Particularmente, no tenemos experiencia con concretos de muy alta resistencia, encima de los f'c = 2 400 Kg/cm , en los cuales necesariamente se necesitaría aditivos para poder manejar dichos concretos que llevan grandes cantidades de cemento y desarrollan altas temperaturas de fragua. 3 El peso unitario del concreto normal es de 2,379 Kgr/m . El concreto hecho en Encofrados Deslizantes no llega a este valor, a pesar de que ahora se puede contar con vibradores delgados o de aguja. Debe indicarse que solo desde hace unos 12 años recién encontramos vibradores apropiados para vibrar el concreto, antes solamente se “chuceaba”, debido a que el mazo de los vibradores era tan grueso que podría disturbar el concreto, en proceso de fragua, más abajo del molde. Sin embargo estos concretos vibrados no llegan a ser tan compactos como un concreto convencional, vaciado dentro de un gran encofrado, vale decir de una columna o de un muro. Esto hemos notado también con los nuevos sistemas de probar la resistencia y de pruebas No Destructivas, Selerómetro Schmidt ó Penetrómetro Windsor. Una de las pruebas para confirmar lo anterior consiste en poner dentro del concreto una especie de perno, y después proceder a extraerlo. Tablas auxiliares dan la resistencia del concreto, con relación a la cantidad de fuerza (kilo-gramos-fuerza) que se necesitan para extraer el perno. En los concretos hecho con Encofrados Deslizantes las resistencias son menores que las de probeta. Otra forma de verificar que la resistencia es menor debido a la mayor compacidad de él es cuando se instalan insertos, disparando clavos hilti o pernos de expansión: ellos tienen menos resistencia de anclaje o adherencia en este tipo de concreto, que en el concreto convencional. Esto lo corroboraron las normas del ACI, al incluir un factor ( ) menor que la unidad, para el diseño estructural de Silos etc., que se hagan con Encofrados Deslizantes (ACI-318) (Factor de Reducción de Capacidad). La gran ventaja de los Encofrados Deslizantes es el monolitismo que tiene toda la estructura: eso es lo que más ha influenciado para que se hagan los Silos con este sistema sin mencionar la economía que se puede conseguir. Los tanques construidos con este sistema dan un monolitismo que favorece enormemente al diseño y se acerca mucho a las previsiones hechas por el Ingeniero Estructural. En los tanques elevados tipo Intze, el concreto con deslizante es ideal. Otra de las operaciones muy delicadas que hay que considerar con este tipo de concreto, es el curado que generalmente descuidamos mucho en el país, por cuestiones económicas.

7.7.

Otras Consideraciones

7.7.1. Lo que más frecuente últimamente, es usar curadores químicos, ya que no es práctica ni efectiva la forma de curar a base de humedad, debido a la velocidad con la cual va creciendo la estructura, y es mucho mejor revestir exteriormente con una “Pintura” o laca del tipo de los curadores químicos imperantes en nuestro medio. Se han hecho algunas experiencias, poniendo regaderas tipo flauta, a todo alrededor, pero tendría que ser muy abajo el flujo para que este no comience a herir el concreto semiplástico y generalmente, esta humedad no llega hasta la parte inferior de la construcción y se pierde por absorción o evaporación, sin curar el concreto que tiene pocos días de vaciado. 7.7.2. La ejecución con Encofrados Deslizantes permite cambiar los espesores de las paredes a medida que estos espesores no sean necesarios; ello se puede ver gráficamente en la fig. 7.4.

Fig. 7.4. Paneles para reducir el espesor de las paredes a). Fases de Trabajo b). Conjunto c) Detalle de panel.


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7.7.3. En los Encofrados Deslizantes se pueden dejar como lo habíamos dicho anteriormente, vamos suficientes para puertas, ventanas, etc. en la fig. 5.19 mostramos los marcos metálicos para encofrar. Los marcos de las puertas por ejemplo deben mantenerse en su posición correcta, por lo que se les pone elementos de ayuda – guía, para que, a medida que el molde vaya subiendo, los marcos vayan subiendo, los marcos vayan quedando en el lugar diseñado, como se muestra en la Fig. 7.5. Para que ellos, no sean arrastrados por rozamiento hacia arriba y queden fuera del sitio deseado se les amarra a la armadura vertical del muro o paramento.

Fig. 7.5 Guías par mantener en posición correcta los marcos de huecos durante el deslizamiento.

7.7.4. Propiedades Térmicas y aislante del concreto. Por la propiedad inherente del concreto de ser poco térmico y poco aislante desde un punto de vista acústico, muchas edificaciones necesitan “Sandwiches” de tipo aislante o lo que se llama “Transit Stop”, para conseguir darle estas propiedades a las paredes. Podemos observar claramente lo indicado en la Fig. 7.6. donde se ve la colocación de Tecnoport o Paneles de aislamiento permitiendo que se pueda dejar dentro del concreto. Específicamente esto se hizo en las Casetas de las Aduanas que se construyeron en la frontera con Bolivia en el Puente Internacional de Desaguadero en Puno. Fig. 7.6. Guías para las Placas Termoaislantes: 1) Guías 2) Tornillo de ajuste de las guías 3) Tubos para la fijación de las guías 4) Cordones de los paneles de encofrado deslizante 5) Plataforma superior exterior 6) Plataforma superior interior 7) Capa exterior del hormigón (de protección) 8) Capa interior de hormigón (resistente) 9) Placas termoaislantes.

7.7.5. Capacidad Portante de las Barras de apoyo. Algo que está vinculando últimamente con la resistencia y comportamiento del concreto es la CAPACIDAD PORTANTE DE LAS BARRAS DE APOYO. El peso del Encofrado Deslizante y todo lo que con él encuentra (hombres, hormigón, materiales), es soportado por las barras de apoyo, por lo que es absolutamente necesario que, durante el deslizamiento, uno no sobrepase su capacidad portante; esto depende en primer lugar del endurecimiento del concreto y de la rigidez de las barras. Hay que evitar que la capacidad portante sea sobrepasada ya que esto podría provocar un pandeo de las barras. De todas maneras, las barras están levemente pandeadas o apoyadas al concreto. Desde este punto de vista, el concreto debe ser suficiente fuerte como, para soportar este empuje lateral leve, pero empuje de todas maneras, de la barra. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

373



7.7.6. La determinación de la Velocidad de Deslizamiento: Normalmente, esta es del orden de 1” cada min. y/o de un pie por hora; los rendimientos normales son de 2.50 a 3.00 mts. por jornada de 12 horas. Depende también del tiempo de fragua del concreto, como lo comentamos a inicio del punto 7.6. 7.7.7. Debido al gran numero de operaciones simultáneas y sucesivas y a su estricta dependencia, la construcción de obras con Encofrados Deslizantes constituye una cadena tecnológica y necesita una preparación minuciosa y completa. Se debe tratar de garantizar la provisión de los materiales prefabricados, la mano de Obra y los útiles necesarios, tanto para los trabajos que preceden como los posteriores. La logística de colocación del concreto es sumamente importante a lo largo de toda la obra, como indicáramos en los párrafos iniciales de este trabajo. Como ejemplo, el Programa General de la Ejecución de los Trabajos en el Aeropuerto Jorge Chávez en Lima fue el siguiente: Confección del Encofrado: Aprox. 20 días. Terminación de colocar gatos y posición De yugos todos completos: 4 días Concreto de 40 m. de altura: 20 días. Desmontaje, revisión y transporte: 7 días. 7.7.8. Con relación a la Cantidad de Turnos: Se ha probado a veces hacerlo con 3 turnos de 8 horas, cada uno. El cambio entre turno y turno en estos casos es sumamente completo, por lo que sugerimos como una “buena práctica constructiva” hacer 2 jornales de 12 horas. Para este fin coordinar los trabajos sin parar, bajando a las personas por especialidades. Apenas termine la jornada, se baja la jornada, se baja la mitad de la de los albañiles y luego la mitad de los carpinteros. Mientras tanto la gente de movimiento general, como son los gateros, etc. deben estar coordinando entre ellos para transmitirse las eventualidades del caso, y dándose los desplomes e incidentes de turno. Es muy importante llevar un libro de obra, encima del molde (Bitácora). 7.7.9. Las instalaciones Eléctricas deben estar bien hechas y seguras: No permitir una instalación temporal sobre todo para los trabajos de noche y los trabajos a oscuras, dentro del molde. Debido a la humedad que va adquiriendo el molde en los sucesivos días de trabajo, es necesario que las instalaciones eléctricas sean sumamente aisladas, preferiblemente dentro de tubos con cables de doble forro, que normalmente llamamos “Endoplene” en nuestro medio, y líneas de tierra para todos los equipos, vibradores eléctricos y bombas hidráulicas de los gatos. Constantemente se debe controlar también cualquier parte para prever accidentes por este motivo.

7.8.

Nivelación Final del Molde cuando se llega al Término del Trabajo.

Cuando se llega al término del trabajo, hay dos posibilidades: que el molde se tenga que sacar. En los primeros casos, se lleve o no la plataforma completa, el molde deben asegurarse en los últimos tramos del concreto, cruzándole las barras o cruzándole alambre al concreto y una vez fraguado sobre este mismo molde y sacada los gatos y yugos, se procederá a hacer el encofrado de la parte superior, si es que no se lleva en la forma completa, el molde deben asegurarse en los últimos tramos del concreto, cruzándole las barras o cruzándole alambre al concreto y una vez fraguado sobre este mismo molde y sacada los gatos y yugos, se procederá a hacer el encofrado de la parte superior, si es que no se lleva en la forma completa. En el caso que se tenga que sacar el molde, se tiene que prever que hay que comenzar al aligerar el máximo de peso en él de todas las cosas que allí se encuentren como carretillas, personal, aceros sobrantes, etc. y que solamente Quede lo mínimo indispensable para que finalmente el molde salga de todo el concreto, debiendo apoyarse prácticamente en 1.50 m. de “barras de trepar” sin que estas sufran pandeo o doblez por efecto de su peso.

7.9.

Sacado del Equipo de Deslizante:

Como etapa final del trabajo, se tiene el sacar y desarmar todo el equipo y bajarlo (fig. 7.7.) Evidentemente, lo que queda hasta el final, son las barras de trepar, que han quedado dentro de los sistemas, que se tiene en el Perú, es poner los gastos en sentido inverso y apoyadas sobre el


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concreto final, y sobre ellas ejercer nuevamente la acción de la bomba. De esta forma se van sacando las barras, sin usar el equipo de izaje que no son tan usuales como el mencionado. Se terminaría el trabajo, si así lo requiere el diseñador, llenando los huecos con una mezcla fluida o con un grouting.

Fig. 7.7. Desmontaje manual del Encofrado Deslizante por fases de Trabajo: a)

Apoyo del Encofrado Deslizante sobre el extremo de la pared; b),c) Desmontaje de los andamios exteriores. c). Desmontaje de la plataforma inferior y construcción de una plataforma apoyada en las paredes; d). Desmontaje de los paneles del Encofrado de uno en uno.

7.10 Obras con Encofrados Deslizantes. A continuación queremos mostrar en forma muy ligera algunas particularidades y logros conseguidos con este sistema.

Fig. 7.9. Récord Mundial. La torre más alta (553 mts.) Es la estructura más alta lograda con la tecnología de los Encofrados Deslizantes. CN Tower, Toronto, Canadá

Fig. 7.8. ¡Récord Mundial! La obra con Encofrados Deslizantes más amplia, tiene 30 silos, cada uno de 25 mts. de diámetro. La plataforma cubre un área de 17,000 metros cuadrados. Plataforma de Oseberg, en el Mar del Norte, Noruega.


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Fig. 7.10. Silo para depósito de Cemento a granel en Conchán (fábrica Cementos Lima) Lima-Perú.

Fig. 7.11. Los gatos pueden utilizarse para elevar elementos. En la foto (zq), vemos la elevación de una viga principal pre-fabricada de 160 TN Y 21 Mts. de longitud para un Tren Eléctrico en Miami, E.U.

Fig. 7.12. Vemos los gatos izando la cuba de un Reservorio Elevado para Agua de 500 TN de peso y 45º m3 de almacenamiento.


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CAPITULO VIII COSTOS.- ASPECTOS TECNICO ECONOMICOS DE DECISION.GENERALES Sólo se puede abordar este tópico, como un estudio comparativo de formas deslizantes. No se puede hacer una comparación, o no se debe iniciar el planteamiento de una comparación racional, si no se puede evaluar en forma real los tiempos empleados en cada evento económico del desglosaje total. En estructuras complejas, por ejemplo, el tiempo y lógicamente el costo de la preparación del molde, es considerable. Cuando se preparo el encofrado para el “deslizamiento”, del núcleo de la torre del Aeropuerto Jorge Chávez del Callao, la demora inicial, debido a esta preparación y sus gastos, hicieron dudar de lo rentable de su ejecución. Con los planos generales de Arquitectura y de estructuras, se diseñó, dibujó y cuidadosamente se planeó las ubicaciones de gatos, winches, ventilación, etc. llevado todo a planos detallados, bien dibujados, mostrando cortes y detalles; se dibujó el diseño completo de ubicación de los winches de elevación del concreto, los que fueron instalados en el sótano de la infraestructura del edificio y sólo por comunicaciones de luces, el operador podía calcular el funcionamiento gradual y siempre variable del balde, del concreto. Los encofrados se prepararon cuidadosamente en taller, en donde contaba con sierras de cinta, monorrieles para el manipuleo de los materiales, etc., es decir comodidades propias del local. Se numeraron las partes y su unión por medio de planchas metálicas de unión, conforme planos, etc. Se estaba, confiado que todo estaba previsto, con la seguridad que se tenía una operación técnico – económica factible ya que estaban, todos estos gastos compensados con la eliminación de continuos armados y desarmados requeridos con el sistema convencional; los llenados continuos son más económicos debido a la acumulación de “tiempos muertos” que recarga una labor intermitente; el acabado simultáneo de las superficies sin confección de enormes y costosos andamios adicionales. Se llevó, como plataforma de trabajo el encofrado del techo superior de la torre. El planteamiento debe ser orgánico y real, porque la economía también está en función de la velocidad de deslizamiento, y de tener todos los materiales ordenadamente listos para ser usados, y prever que la continuidad se realice a la velocidad planeada. Se estudió nivel a nivel todos los pisos o niveles de forjados para prever los problemas que se puedan presentar; se tenía la ventaja de que por ser una estructura bastante alta era más económica. Por ser este un trabajo sobre ENCOFRADOS DESLIZANTES, no haremos una comparación con los ENCOFRADOS INTERMITENTES, que en muchos casos, son más convenientes usarlos tanto técnica como económicamente. Cuando en una obra es necesario que los niveles o forjados, sean perfectamente empotrados y solidarios a los muros, por exigencia de grandes sobrecargas, cargas importantes concentradas, altas vibraciones, etc. Cuando las exigencias de complejidad de disposición arquitectónica, haga sumamente complejo e imposible de solución, por medios provisionales (cajuelas, dowels, anclajes, insertos, etc.). En estos casos, el sistema de Encofrados Intermitentes, es más práctico, reemplaza y sustituye con ventaja y eficiencia a los E.D. La mayoría de grandes presas de arco y de concreto rodillado o ciclópeo se efectúan con Encofrados Intermitentes. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Esto plantea la pregunta de que debe haber una altura en que los costos totales sean iguales, después de los cuales, las Formas Deslizantes dan un mayor margen que los convencionales. 8.2.0. EL PUNTO DE EQUILIBRIO.La determinación del “Punto de Equilibrio”, está en función y sujeto a las siguientes variables. 8.2.1 Estructura de precios del Contratista (un Contratista chico debido a que sus Gastos Generales, son indudablemente menores que las Grandes Empresas, emplean más Mano de Obra y menos equipos, que tendrían que alquilarlos), etc., las Estructuras de Precios son pues diferentes según las EMPRESAS. 8.2.2. Valor de salvataje de las formas, ya que después se podrían usar en otras actividades. 8.2.3. Repetición de la obra o adaptación de las formas para obras con igual procedimiento constructivo. 8.2.4. Perspectiva de ejecución futura, de obras formas constructivas, tiene campañas de reservorios con diferente diámetro, espesor de paredes y en diferentes localidades, pero a la, postre, son obras similares. La repetición, si bien, puede decidir por usar este proceso constructivo, el número de usos o de veces, genera otra disyuntiva, cual es la calidad de los materiales a usar? Metal o madera. Si bien, con Formas Deslizantes, un encofrado de madera puede ser utilizado muchas veces, por experiencia aseguramos de que uno de metal se usara de 10 a 12 veces más. Si suponemos (dato extraído de la práctica), que el de madera se puede usar de 8 a 10 veces, hay la completa seguridad de que el metálico se podría usar de 60 a 100 veces. En ambos casos, siempre hay, en los elementos que conforman el encofrado unos más que otros, expuestos al desgaste, y en % variable, se tendrá que reponer, en el curso de sus sucesivos usos. Para este efecto, damos una idea general, como guía de LAS VECES DE REUSO QUE PUEDEN TENER LAS DIFERENTES PARTES O ELEMENTOS DEL ENCOFRADO. Se debe entender, que la expresión “damos una idea”, es solamente para que al Ingeniero experimentado, le sirva originalmente para decidir sobre la calidad de cada uno de los elementos a emplear, dentro de las diferentes partes que lo conforman; es solamente una “ayuda/memoria”, después se tiene que volcar su experiencia, imaginación y recursos personales y propios. 1. Pared del encofrado (madera machiembrada o no)………………..

14 a 20 veces

2. Madera forrada con plancha delgada............................................

20 a 30 veces

3. Paredes Metálicas.........................................................................

60 a 100 veces

4. Plataforma de circulación sup. de madera....................................

10 a 15 veces

5. Vigas de madera (cerchas o de soporte de la Plataforma)...........

40 a 70 veces.

6. Pernos, tuercas, tirantes metálicos................................................

20 a 30 veces.

El número de reutilizaciones, determinará también, la fijación de la Amortización de cada elemento y para cada obra y el número de usos en el año económico, que deberá tener en cuenta el Ejecutor, dentro del Marco Económico de su Empresa. Hacemos recordar también que la manera de desmontar, trasladar y rearmar el Encofrado Deslizante influye fuertemente en el número de reutilizaciones. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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En el caso de CIUDAD SATÉLITE, en Arequipa, el planeamiento con una grúa de gran pluma y capacidad, determinó la forma de reutilización, e influyó notablemente en el tipo de material a usar. En esa época (1960), todavía era rentable, el usar reiteradamente la madera, creo que ahora sería mucho más rentable usar el encofrado íntegramente de metal.

8.3.0. CONCEPTO INICIAL DE UN COSTO.- Ejemplo 1.El siguiente ejemplo ilustra los primeros tanteos, para conformar un costo. Se trata de un conjunto de silos, que se ejecutaron en Noviembre de 1987, en la ciudad de Trujillo, Perú. Para hacer un primer costo, se contemplaron los siguientes items: 8.3.1. Preparación encofrado. 8.3.2. Equipos. 8.3.3. Llenado. Dos grupos de 4 silos cada uno, de 6 mts. de diámetro y 31.15 mts. de altura, concreto de fc= 280 2 Kg/cm , para almacenamiento de trigo. 8.3.1. Preparación del encofrado.Materiales para la preparación del encofrado: 8.3.1.1. Madera Fig. 8.3.3. Madera machihembrada – selecta, cepilada 4 c/. 1” x 4” x 4” (1.10 m. Promedio de altura del molde). Unidades por metro lineal de encofrado:

1.00 m x 2(caras)  20 /ml 4" x 0.0254(m/incc)

20 / ml .x

1" x4" x 4"  26p2 /ml 12"

(p2 = pies cuadrados de madera). Perímetro total, fustes de silos: 2 x x 8 (No. de silos) = 151 mts. Cantidad total de madera machihembrada: 26p/ml. x 151 mts.= 3,921 p

2


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Se PEDIRA: 4,000 p de este tipo de madera. 8.3.1.2. CERCHAS Tablones de 1” (espesor), x 12” x 4' (largo) La cantidad de tablones será:

A  2 x arc Sen

4/2" 23.44830 R  3m

Cantidad de tablones/fila:

360º  15.4 Uº  16Uº a

16 U|/fila x 4 filas x 8 silos = 512 U. Total

512 U x

11/ 2" x 4" x 4"  1,024 p 2 12

PEDIDO: 1,100 (Tornillo selecto de a ½” x 12” x 4' ) 8.3.1.3.- Pericos y Diagonales.- Cuartones de 3” x 4” x 4´ (Pueden ser sobrantes de obras anteriores) cantidad:

2  Rº  24 unid x 2 (diagonal) 47 U . 0.80m

47 unid. X 2 caras x 8 silos = 760 unid.

760 x

3" x 4" x 2¨ 1,507 p 2 12

PEDIDO: 1,700 p

2

8.3.1.4.- Pernos de ½”.- (rosca corriente, 2 arandeles y dos tuercas, Long TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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0.90 m.)

2  Rº  24 U/ cara 0.80m 24 unid/.cara x 2 caras x 8 silos = 380 unid. 380 x 1kg./m.x0.9 m. = 340 Kg. Pedido: 400 pernos de  1” x.90 m.; 0, 400 kg.inc.: (2 arandelas + 2 tuercas)/perno. 8.3.1.5.- Aceite de Linaza o similar.Se usa, para el tratamiento de la madera machihembrada mezclado con petróleo blanco: Proporción 1:5 aceite: petróleo. Rendimiento : 0.0077 gal.U.S./p 2

2 2

Cantidad: 0.0077 gal./p x 4,000 p = 31 gal. Pedido: 35 galones de aceite de Linaza. 8.3.1.6.- Jabón para juntas.Las juntas entre tablas del machihembrado son aproximadamente de 0.5 cm. de ancho.

Volumen:

0.5cm x 20 U/ml x 1.20 m alt x 2 R x silos  2 m 3 de jabón 0.80m 3

Pedido: 2 m de jabón corriente de Pepa. 8.3.1.7.- MADERA.: Plataforma de Trabajo.Entablado : Espesor 1”

 x 62 4

 (m 2 ) x 10.764 ft 2 / m 2  304 ft 2

Vigas: madera de 4” x 8” a 1.00 mts. c/c.

4" x 8" x 3m x 3.28)¨x 7  184 p 2 12 2

2

2

Pedido total: 305 p . + 190 p . = 500 p . El primero de tabla de 1” x 8”, y El segundo de 4” x 8” x 18” Todo madera nacional. 8.3.1.8.- INSERTOS.- De los planes se saca lo que se requiere: pedido : 1,500 kg. en total. 8.3.1.9.- ILUMINACIÓN:

focos 

 x6m 4m

 (m 2 ) x 10.764 ft 2 / m 2  304 ft 2


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ALAMBRE INDOPRENE: (como se explicará más adelante, se requiere que la instalación eléctrica esté muy protegida con tubo y que sea de doble forro de neoprene, para evitar accidentes, POR ESO SE PONE LINEA DE TIERRA). LINEA DE TIERRA: Se deberá conectar a tierra, la iluminación, la carcaza de la bomba o bombas y los eventuales equipos que funcionan con energía eléctrica: grúas que vayan sobre el molde, etc. 2 x () x 8 U = 160 mts. Pedido : 100 focos corrientes. 95 sóquetes 350 mts. alambre indoprene N°. 14. 359 mts. tubo plástico de ¾”. 160 mts. conductor cobre cte. 2 escobillas de presión (“delgas”). Nota.-

1.- El factor 1.25 se aplica por experiencia, se tiene que reponer aprox. 25 % de luminarias.

2.- Las “delgas”, unidas a las líneas de tierra, se conectaran por arrastre a uno de lo fierros verticales de la armadura, chequeando que hacen de línea de tierra. 8.3.1.10.- ANDAMIOS COLGANTES.- Se colocarán aproximadamente a cada 2.50 mts.

Cantidad

2 x (  ) 3 m x (8 U) x 2 caras 0120.63  128 U 2.50 m

Metrado de madera : 6

1 ½” x 6” 3´x 4 U/12

=

18 p

1 ½” x 6” 2 ½´ x 2U/12 =

3.75 p

2”x 6” x 6´x 2 U/12

12 p . ..............45.75 ...........45p / andamio

=

p

2

1 ½” x 6” x 4´x2 U/12 =

2 2

2

2

2

Cantidad total: 130 U x 45p / and. = 5,850 p

2

2

Pedido: 6,000 p , de madera nacional, diferentes medidas. 8.3.1.11.- ANDAMIOS AUXILIARES SUPERIORES.- Estos se ponen encima de los yugos, para depositar, sobre ellos, barra de trepar armaduras, etc. 1 ½ x 6” x 4´x 2 U/12

= 6p

b) 1 ½ x 6” x 3´x 4 U/12 2

c) 15 p /U x 90 U

2

+

=9p

2

2

= 15p / andamio.

= 1,350 p

2

2

Pedido : 1,400 p de madera nacional, diferentes “escuadrias”. 8.3.2.- EQUIPOS: TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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8.3.2.1.- GATOS: Conforme la disposición de diseño, del plano 400-0-01, se requiere, en operación 98 unidades a 1.80 como promedio, una distancia máxima de 2.00 c/c, Unidades de 3 ton. métricas de capacidad. Tubería: 2 x (t) x 3m. x 8 U

= 151 mts.

Aceite: 100 gatos x 0.05 gal./g.

= 5.00 gal.

160 m. tub. x 0.0335 gal./ml.

= 5.35

Bomba

= 15.00 = 25 gal.

Pedido: 110 gatos de 3 ton. 200 m. tubería, o manguera para 85 at. = 1,250 psi. = 90 Kg/cm

2

150 uniones simples, además niples, codos, etc. 2 expansores. 50 galones Hidrolina SAE 30° W. (para el clima de trujillo). 8.3.2.2.- YUGOS.- Se necesitarán de dos tipos (s/g plano 400-0-01, los standard que serán radiales, (88 unid.). y 10 unid. De cabezal largo para zonas secantes, inter**** de los silos. Pedido: 100 unid. Completas: cabezal, 2 patas, 4 pines, 4 pernos, c.tuerca y huachas. 15 unid. de cabezal largo. 8.3.2.3.- CURADOR QUIMICO.- O una instalación de regadera circunferencia interior y exterior tipo flauta, que se instalará debajo del andamio colgante. Si se opta por el curado químico, que es muchas veces más económico, la cantidad estará en función del clima, rendimiento real del Curador y del comportamiento de fragua del concreto, en función de la temperatura ambiente y aire. NOTA.- Por ser éste un ejemplo, explicativo de cómo se tiene que analizar, para sacar todo el paquete de la inversión, no detallaremos los demás equipos, como Planta de concreto, transporte de él, camiones mezcladores, winches, vibradores, grúas, equipos electrógeno de emergencia, etc., el estudio de todo esto, será la sumatoria total de EQUIPO. 8.3.3.- LLENADO.Es sumamente aleatorio y variable el poder definir y dar datos concretos y definitivos los que serán diferentes según el tipo de trabajo a efectuar. Los datos que damos a continuación, es lo más práctico y usual, en la Industria de la Construcción : RECORDS O RENDIMIENTOS, de trabajos efectuados en el lapso de 10 años. La Unidad de Medida, en la mayoría de los casos, será: UN METRO DE LONGITUD DE MOLDE. 8.3.3.1.- ARMANDO DEL MOLDE: 8.3.3.1.1.- Materiales: Detalle Calvos de 2” Clavos de 3” Clavos de 4” Alambre N°.16 Petróleo blanco Hojas de sierra

U.M. kg. kg. kg. kg. Gal. N°.

8.3.3.1.2.- Mano de Obra : Operario Oficial Ayudante Gatero

h.h. h.h. h.h. h.h.

Rendimiento/ml. (consumo / ml.) 0.5900 0.5180 0.3240 0.5943 0.0387 0.0127 16.4730 2.6292 14.1602 7.0740


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NOVIEMBRE 2001 Electricista Mecánico

ENCOFRADOS FIERRERÍA h.h. h.h.

2.0051 4.9875

8.3.3.2.- LLENADO: (Llenado e izaje o levantamiento) 8.3.3.2.1.- Materiales : U.M. = m3. Cementos ASTM C – 150 Grava (1/2 “- ¾”) Arena (M.F. = 3.0) Agua Grasa Alambre N° 16 Pozzolith Clavos 2” Clavos de 3” Clavos de 4” Alambre N°8 Gasolina Aceite HD 40° Aceite Dio 55° (hidrolina)

bb (94 lb) 3 m. 3 m. 3 m. lbs. kg. lbs. kg. kg. kg. kg. gal. gal. gal.

8.3.3.2.2.- Mano de Obra : Operario Oficial Ayudante Gatero Ayudantes de Gatero Maestro de Turno

h.h. h.h. h.h. h.h. h.h. h.h.

8.3.3.2.3.- Equipo.(4) Winche h. Mezcladora h. Grupo electrógeno h. (1) Por reposición durante el llenado : pérdidas y fugas. (2) Incluye mecánicos, wincheros, etc.

9.4088 0.7882 0.6897 0.5911 0.0493 0.0483 1.7241 0.0148 0.0591 0.0148 0.1281 2.2167 0.0862 0.0394

(1)

8.8965 (2) (5) 1.0443 18.1675 1.1724 (3) 0.5862 0.83374 0.6695 0.6699 0.2956

(3) Jornal especial  = q´ mecánico de 1ª, o caldero. (4) Se pone como ej..- considerar Eq. Izaje (gatos, bombas, gatos de mano, yugos, etc.). Considerar 2 alquiler y royalty. Aprox.U.S. = 0.05$/Ft. de encofrado. (5) Considerados fierreros p. silos postensados, con poca armadura, recomendamos incrementar en un 30% este factor. 8.3.3.3.0.- DESENCOFRADO y varios: 8.3.3.3.1.- Materiales.Alambre N°. 16 kg. 0.5943 Alambre N°. 8 kg. 0.1033 Clavos 2” kg. 0.0129 Clavos 3” kg. 0.0581 Clavos 4” kg. 0.0321 Gasolina gal. 0.2842 Aceite HD 40C gal. 0.0355 Grasa amarilla gal. 0.0194 Jabón lbs. 0.2522 Petróleo lbs. 0.0258 Cinta aislante roll. 0.0129 8.3.3.3.2.- Mano de Obra.TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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NOVIEMBRE 2001 Operario Ayudante Oficial Gatero Maestro General

ENCOFRADOS FIERRERÍA h.h. .h. h.h. h.h. h.h.

16.5376 9.7029 1.7507 0.8014 1.5310

8.3.4.0.0.- OTROS Adicionalmente, tanto materiales, como el costo total, inc. Obra de Mano, y/o accesorios generales, debe considerar el presupuestador; ya que todo esto es común y de manejo diario al quehacer general de la Construcción Civil. Para este fin, solo damos una “ayuda/memoria” de algunos de ellos; porque pretender dar una lista completa sería irreal ya que según las circunstancias de cada obra, las que tendrá que encarar con experiencia e imaginación. 8.3.4.1.0.- INFRAESTRUCTURA TECNICA HUMANA Ingeniero especialista (honorarios.) Ingenieros de campo, con experiencia (honorarios). Topografía, etc. 8.3.4.2.0.- MATERIALES : (Ayuda/memoria) Bomba para llenar inicialmente el molde.Grúas de izaje del cocreto. Grúa para el fierro. Ascensores para el personal o Acrow. Mezcladora Stand-by Bomba de mano p. gatos y escantillón Plomadas ópticas y/o similares. Aparatos topográficos. Intercomunicadores (radio portátiles) Tirfors o tragacables. Aditivos para el concreto. Tableros disyuntores, etc. 8.3.5.0.0.- NOTAS FINALES : 8.3.5.1.0.- Para completar esta parte del ejemplo, no se podría hacer la evaluación económica si no se trabaja dentro del marco del plazo o tiempo de ejecución de la obra. Adjuntamos un Cronograma Gantt, subdividido en : Confección Ecofrado. Montaje Encofrado. Llenado silos. Desmontajes. 8.3.6.1.0.- Finalmente resumiendo, con la relación de : Materiales : ....... Cargar al costo de la Obra. Prorratear en varias obras. A partir del rendimiento, calcular su consumo específico. Maquinaria : ..... A colocar por alquiler. A considerar un Royalty. Mano de Obra : .. Cargar a la obra, en función de los rendimientos arriba recomendados. A cargar los Honorarios de los Profesionales. Se estructura el costo total de la Propuesta, el que se compararía con la de una ejecución con los procedimientos convencionales. Se ha dado forma típica y práctica de encontrar una ESTRUCTURA INICIAL de costo. CONFECCIÓN DEL ENCOFRADO 8 SILOS TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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DÍAS CALENDARIOS 5 REVISIÓN DE MACHIEMBRADO 12 CORTE DE CERCHAS 20 PRESENTACIÓN CERCHAS Y CLAVADO DE MACHIEMBRADO 30 MONTAJE ENCOFRADO PRESENTACIÓN DE AMBAS CARAS 5 COLOCACIÓN DE YUGOS 10 COLOCACIÓN DE GATOS 12 PLATAFORMA SUPERIOR 15 CABALLETES DE FIERRO 8 ANDAMIOS COLGANTES (CONFECCIÓN) 12 25 DÍAS LLENADO SILOS: 2.40  2.70 / 12 hrs Un turno DESMONTAJE: TODO 15 DÍAS RECOMENDAMOS PONER 1 ó 2 GRÚAS DE POCA CAPACIDAD SOBRE LOS SILOS PARA EJECUCIÓN Y VACEADO. 8.4..- ESTUDIO ANALÍTICO TÉCNICO ECONÓMICO CON LAS FORMAS FIJAS: Ejemplo 2 Al ejemplo anterior se asimilaría, y se puede resumir en un análisis académico o proceso al que el Ingeniero está acostumbrado y su formación académica lo hace teorizar positivamente, de la siguiente forma. Enfocado desde otro punto de vista, las comparaciones económicas de decisión para encontrar, que procedimientos es más conveniente desde un punto de vista técnico-económico, ser resumen en: Un mayor costo inicial, que se repartiría a todo lo alto de la estructura, adicionado a gastos de ejecución y supervisión para ser equiparable o equivalente que lleven a decidir que es más factible el empleo de formas usuales o fijas. 8.4.1.0.0.- Para poder decidir el nivel o altura de COMPROMISO TÉCNICO - ECONÓMICO para que el sistema convencional sea igual al sistema deslizante, tomamos la siguiente premisa. “Los costos totales deben ser iguales” Si llamamos “D” al costo total de ejecución de la obrar con Encofrados Deslizantes : D = Costo total con Deslizantes. Si llamamos, “F” = al costo total de ejecución de la obra con Encofrados Fijos. F = Costo total con Enc. Fijos. Asumimos que: D = F (1) Si llamamos “D1”, al costo total de ejecución o fabricación del Encofrado Deslizante. D1 = Costo fab. Encofrado Deslizante. Y, “F1”, al costo de ejecución total y repetido, vale decir, de todas las veces que se tiene que encofrar y desencofrado, con el encofrado convencional Fijo : F1 = Costo total Encofrado Fijo. Además llamemos “h” a la altura total de edificación, que conjugada, con llamemos “D2”, al costo unitario del llenado, con Encofrados Deslizantes. Llamemos “F2”, al costo unitario de llenado, con Encofrados Convencionales Fijos. El costo total, solamente de llenado, con ambos sistemas, sería: con Encofrados Deslizantes: D2 x h. con Encofrados Fijos: F2 x h. Estos productos, sumados al los costos totales de fabricación de los encofrados, en ambos métodos, daría el costo total, o para efectos de comparación : Costo total con Encofrados Deslizantes: D = D1 + D2 x h. Costo total con Encofrados Fijos: F = F1 + F2xh. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Reemplazando en (1) : Se tiene : D1 + D2xh = F1 + F2xh (2) Es lógico suponer, que la fabricación del Encofrado Deslizante, es más costoso que el del Encofrado común, a igualdad de alturas. Por experiencia, se puede asegurar que el costo es del doble: D1 = 2Xf1 (3) Independiente de la altura de la edificación. Por otra parte, tanto : “D2” (costo unitario con Deslizante) Como : “F2” (costo unitario con encofrado Fijo). Tienen algunos componentes de costo, que le son comunes, principalmente son: Concreto. Fierro. Insertos. etc. Llamemos a estos elementos comunes : “k”, luego se tendría : D2 = (k + Jd) x h (Deslizantes) F2 = (k + Jf) x h (Fijos). En donde: Jd = Costo unitario de Jornales para Encofrado Deslizantes. Jf = Costo Unitario de Jornales, para Encofrados Fijos. Reemplazando en (2), se tendría : D1 + (k + Jd) xh = F1 + (k + Jf) x h (4) Despejando “h”, la altura del PUNTO DE EQUILIBRIO, se tiene:

h

D1 - F1 D1 - F1  (k  Jd) - (k  Jd) Jf - Jd

(5)

Cuando se tiene la seguridad de que la velocidad de izaje será de 20 a 30 cm/h. E intuitivamente se puede percibir, que los jornales para llenar el molde deslizante de 1m. de altura, son más cómodos de hacerlo, se ha llegado a encontrar con la experiencia, que un molde de 1m. los jornales son 35% de los de llenar un molde fijo, es decir : Jd = 0.35 jf (6) Reemplazando en (5) las igualdades (3) y (6), se tiene :

Por ml 

$ 53.59 x 44  $ 119.09 1.80 m

(7)

El valor de “F1”, es conocido por el Contratista común, ya que está constantemente actualizándolo y evaluándolo, ya que es el valor de fabricación de sus encofrados comunes, lo mismo que el valor de “Jf”, ya que es el Jornal Unitario o Costo de Mano de Obra unitario de un llenado convencional, por m3. consto Mano de Obra. El valor de “h”, que obtenga, sería la altura muy aproximadamente, sobre la que es posible que sea más económico trabajar con Encofrados Intermitentes, aunque el enfoque, para estos últimos tiene otros parámetros, que escapan al presente texto. Este Valor de “h”, sin lugar a dudas, está del lado de la seguridad, porque no se ha hecho intervenir otras variables, que inclinarían la decisión a los Encofrados Deslizantes, éstas serían: 1.- Plataforma de trabajo, que es el encofrado superior de la obra, puede significar un costo adicional. 2.- Que los acabados de las paredes, se hacen simultáneamente. Si el constructor tiene costos registrados, puede fácilmente determinar el valor “h que dará una idea real de la altura a partir de la cual, el empleo de Encofrados deslizantes es económica y técnicamente más ventajoso. Si es que se trata, no de una edificación alta, sino de repetición considerable de un mismo tipo por ej. de casas de interés social, el análisis anterior, lo puede seguir y fácilmente se dará cuenta en donde tiene que hacer intervenir otras variables u otros parámetros, para la consecución del valor final de “h”. 8.4.2.0.0.- Ejemplo 3. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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A modo de ejemplo, podemos establecer un ligero y simple ejemplo. Aclaramos que este tipo de ejemplo se bien puede parecer didáctico, es limitante, ya que, a pesar de hacerlo en un signo monetario “duro” los costos, cuado se tratan con dinero y no con rendimientos tienden con el tiempo, en ser obsoletos. Luego, usaremos U.S.DOLLARS. para el ejemplo. Se trata de construir un silo de 8 mts. de diámetro, y se requiere saber, desde qué altura es técnico – económico el empleo de Encofrados Deslizantes. Par hacerlo más simple, asumimos que NO existe perspectivas de futuras construcciones similares con el mismo material, y por lo tanto el encofrado sólo tendría valor al finalizar la obra, como madera para otros usos. Se le asigna a la madera usada un valor de recuperación de 50% de su precio inicial. 8.4.2.1.- VALOR DEL ENCOFRADO : “F” 8.4.2.1.1.- Materiales: para una forma de 1.80 mts. de altura: 8.4.2.1.1.1.- Madera : 2 Cerchas :(2 x 3 x 1.50 m.) x 2” x 12” x 10´x 7 = 1,260 p Entablado : (2x 14 x 25) x 1” 3” x 6” = 1,050 2 TOTAL................ 2,310 p 8.4.2.1.1.2.- Pernos de sujeción : 2 1.20 kg/m x 25 x 1.80m = 54 kgs 8.4.2.1.1.3.- Valor de los materiales : ($ = U.S.dollar) Madera : 2,310 p2 x $ 0.4393 / p2 = $ 1,014.73 - Pernos : 54 kg. x $0.7752/kg. = 41.86 Total : $ 1,056.59 - Recuperación 50% 528.29 $ 528.30 - Cargo a la Obra: $ 528.29 8.4.2.1.2.- Equipo : 8.4.2.1.2.- Equipo : 8.4.2.1.2.1.- Sierra, taladros, ect. Est.$7.75 / día x 10 día = $ 77.52 8.4.2.1.3.1.- Honorarios: Supervisión y dirección : 50% x 10 días x $ 12.92 / día = $ 64.60 8.4.2.1.3.2.Mano de Obra : $/día 1 Capataz 5,1680 = $ 5.1680 2 Carpinteros 4,1344 = 8.2687 2 Oficiales 3.5659 = 7.1318 2 Ayudantes 2.8424 = 5.6848 $26.25 Total = $26.25 x 10 días = $262.53 $ 262.53 8.4.2.1.3.3.- Leyes sociales : Honorarios : 33% x $64.60 = $ 21.32 Jornales : 64% x 263.53 = 168.02 $ 189.34 = $ 189.34 8.4.2.1.0COSTO TOTAL DE CONFECCIÓN DEL MOLDE : “F1” ..= $ 1,122.30 8.4.2.2.0.0.- VALOR UNITARIO DE LLENADA : “Jf” 8.4.2.2.1.0.- MANO DE OBRA : TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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NOVIEMBRE 2001 Ciclo para 1.80mts. 1 Capataz $ 5.1680/d. 3 Carpinteros 4.1344 2 Albañiles 4.1344 3 Ayudantes 3.5659 6 Ayudantes 2.8424 Por día : .............

Por ml 

ENCOFRADOS FIERRERÍA = 4 Días. = $ 5.1680 = 12,4013 = 8.2687 = 10.6977 = 17.0543 $ 53.59

$ 53.59 x 44  $ 119.09 1.80 m

8.4.2.1.1.- Leyes sociales:

64% x $ 119.09 

76.22  $ 195.31 $195.31

8.4.2.2.2.0.- Materiales : Andamios de madera : 2 2 2 - 24 p /m x 25 U x $0.4393/p = Alambre, otros : .....

263.5700 7.7510 ----------------$ 271.32

Se cargará 30% a la obra : 30% x $ 271.32 = 8.4.2.2.0.Total de “Jf” .............................. Reemplazando, en la expresión:

h 

F1 0.65 x Jff

h 

$ 1,122.30  6.25 m 0.65 x $ 276.7

$ 81.40 $ 276.71 =====

de la expresión (7) del ejemplo 2, se tiene:

No dejaremos el presente tópico, sin hacer recordar, que todo este análisis racional. Para encontrar una altura mínima teórica ideal de “punto de equilibrio” no hemos hecho intervenir el alquiler o royalty del equipo de gatos. Hay una variable, que puede ser manejable por el Contratista que tiene una patente o que es representante de una, en el País, el contratista que no gobierna una patente, está sujeto a un alquiler variable y de negociación.

8.5. EDIFICACIONES.- INDICES DE COMPARACION Se puede dar, a manera de comparación, aspectos económico – técnico de las obras de Edificación con Encofrados Deslizantes. Si para las Construcciones Industriales elevadas, el uso del método de los Encofrados Deslizantes es casi unánime, para las obras de Edificación, sobre todo los prefabricados tipo colmena o célula, que se han revelado como más ventajosos, que los pórticos tradicionales o “frames” viga – columna de concreto armado completados con paredes o manparos de ladrillo. Como un cuadro de ayuda para efectos de comparación, se da el siguiente cuadro, en forma de índices comparativos en “tanto por ciento”, para edificios de más de 7 pisos o niveles. 8.5.1. La comparación es para construcciones acabadas, en donde las paredes representan aproximadamente un 15% a 20% y los pisos o aligerados un 70% a 10% de la mano de obra total o del costo total. 8.5.2 El cuadro indica que construyendo con Encofrados Deslizantes, se tiene ventaja excepto par el fierro estructural y para el cemento y también parcial los encofrados, ya que la labor convencional usa madera sin escuadrar, que indudablemente es más económica.


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LOS ENCOFRADOS DESLIZANTES POR SER CONTINUOS, O LOS SISTEMAS INTERMITENTES REDUCEN EL TIEMPO DE CONSTRUCCIÓN PARA EDIFICACIONES ALTAS


EN RELACION A LA ESTRUCTURA DE COSTO DE UNA ECONOMIA USUAL CON LOS SISTEMAS CONVENCIONALES Y PARA EDIFICACIONES ALTAS EL PUNTO DE EQUILIBRIO CON LOS ENCOFRADOS DESLIZANTES ES APROX. 10 MTS

8.6 Pautas adicionales.8.6.1.-En términos generales, para estructura de costos, en el País, se puede afirmar que: 8.6.1.1. Para estructuras llanas, el valor de “h” está entre 8 a 10 mts. 8.6.2. El valor de “h” fluctúa también con el criterio que se fije el precio de recuperación del encofrado, y este criterio depende del uso que se le pueda dar. 8.6.3. A favor de un menor valor de “h”, estaría (al contrario de la patente) , y que no hemos hecho intervenir tampoco: 8.6.3.1.- Plataforma de trabajo, que es el encofrado del techo o último forjado superior de la estructura. 8.6.3.2. Acabado de las paredes, simultáneo con la ejecución de la obra, sin requerir andamios posteriores. 8.6..4. Es menester recomendar, que la altura que se deduzca, a partir de cualquiera de los procedimientos arriba sugeridos, u otros que el contratista tenga confianza, deben ser revisados o verificados cada cierto tiempo, sobretodo en épocas de cambios constantes de valores, tipos de cambio, e inestabilidad económica, muy típica de los países del tercer mundo, y del lugar en donde se trabaja. 8.6.5. Todas las anteriores consideraciones, se aplican también cuando se quiere decidir si el molde se hace de madera o de metal. 8.7 RENDIMIENTOS, PARAMETROS GENERALES ECONOMICOS Y RENDIMIENTOS QUE SE PUEDEN CONSULTAR: A continuación, damos datos de experiencia prácticas, que no por ser de fuera del país, no deja de ser una ayuda y consulta. 8.9. COROLARIO FINAL Estando en conocimiento de los aspectos generales del sistema, tipos de patentes, formas de operar y de costos, daremos las VENTAJAS Y DESVENTAJAS, que a modo de corolario y con la seguridad de que éstas pueden ser bien comprendidas, del uso de los Encofrados Deslizantes. 8.9.1. VENTAJAS 8.9.1.1. Monolitismo.- Esta podría interpretarse como relativa, ya que sí lo es, en silos o en reservorios de agua. Cuando se ejecuta con Encofrados Deslizantes, y llenar paulatinamente en capas de 10 a 15 cm. continuamente, se asegura un monolitismo que no tiene ninguna duda, siempre que el molde, debido a defectos de fabricación o de ejecución, no “desgarre” o haga “arrastre” del muro por ejecutar. Inicialmente cuando sólo se disponía de vibraciones de gran número no se podía usarlos en este sistema, pero que ahora que los vibradores de aguja o de poco diámetro en el mazo, la consolidación y acomodo del concreto está completamente asegurada TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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8.9.1.2. Acabado exterior.- Sin lugar a dudas, si se quiere hacer un acabado exterior completamente SOLIDARIO a la estructura, al ejecutarlo cuando el muro está iniciando su proceso de fragua, hace que el se incorpore automáticamente, lo mismo sería si se necesita colocar enchapes o aditivos endurecedores, u otra clase de revestimientos. Si solamente se requiere un acabado planchado o frotachado, es factivle, fácil y económico hacerlo simultáneamente. 8.9.1.3. Rapidez de ejecución.- La Economía es evidente debido a la rapidez de ejecución, ya que no hay ningún sistema que pueda hacer de 5.00 mts. a 6.00 mts. por día, completamente terminado. 8.9.1.4. Menor costo del Encofrado.- Incrementando por el alto valor de salvataje de las formas, después de usarlas. 8.9.1.5. Eliminación de andamios.- Más arriba, hemos tratado de los acabados. Los andamios son costosos en la edificación convencional. En este sistema están completamente eliminados. 8.9.1.7. No hay fisura por contracciones de fragua.- La colocación uniforme e ininterrupida del concreto, en o dentro de la forma, faculta a que la contracción de fragua se produzca gradualmente sin que ocurra rajaduras o fisuras, en el concreto, por este fenómeno. 8.9.1.8.- Calificación de la fuerza laboral.- Al tener una plataforma de trabajo segura y cómoda, tanto para el llenado como para la colocación del fierro y otras actividades automáticamente asegura mayor rendimiento del personal. Esto conlleva también a que se tenga que prever y seleccionar al personal. Las características de tipo de construcción, lo tecnificado de la labro, obliga a la especialización, que garantiza una mejor calidad de trabajo. 8.9.2. DESVENTAJAS.8.-9.2.1. Restricciones Arquitectónicas.- No escapa a un análisis, que el tener un molde que tiene muy poco movimiento a lo largo de su uso, deja poca libertad a el diseñador arquitectónico, lo que genera y es consecuencia también, la siguiente desventaja. 8.9.2.2. Estructuras monótonas.- En los grandes conjuntos residenciales de los países socialistas, se nota equivocadamente la falta de recursos y capacidad de los arquitectos, ello no obedece sino a que se han ejecutado estas labores de obras civiles, con moldes de encofrados deslizantes, para resolver en forma inmediata el problema habitacional, sin tomar en cuenta, en veces, los estilos y la presencia de la urbe. 8.9.2.3. Complejidad en apoyos horizontales.- Como hemos visto, en el dibujo anterior, las armaduras de los nudos entre parámetros y forjados, tiene que ser seccionados, y dejados en cajuelas, para su posterior acomodo (desdoblado); práctica constructiva, que en muchos casos, no es recomendable, y en veces proscrita, cuando se trata de vigas o losas principales y que lógicamente, están diseñadas con armaduras de los diámetros mayores. 8.9.2.4. Amplio espacio para el almacenamiento de TODO el material a usar.- en obras industriales, que generalmente no se hacen dentro del radio urbano, esto no es inconveniente, desde el punto de vista del espacio, si lo es cuando se edifica, con este sistema constructivo, en zonas densas en donde se tiene que incluso programar un sistema sofisticado de abastecimiento desde un solar cercano, con los inconvenientes de tráfico, etc. 8.9.2.5. Alto costo inicial.- Los alquileres de gatos, los patentes, se tiene que abonar generalmente al inicio del uso de los equipos, en las compañías que tienen que alquilarlo. Esto genera una distracción de recursos económicos o adelantos de obra, que en nuestro medio, hace que no esté al alcance de algunos Contratistas. 8.9.2.6.Mano de obra calificada.Esto es importante en nuestro medio, en donde la especialización, no es muy común, sobre todo en la Industria de la Construcción. No es fácil premunirse de personal calificado y con experiencia. 8.9.2.7. Problemas Laborales.- En zonas, en donde no se ha profesionalizado la Industria de la Construcción, es posible que se utilice como una presión laboral, los días que se tiene que hacer esta labor, que no se puede parar, después de iniciada. 8.9.2.8. Equipos dobles.- Como se ha descrito en páginas anteriores, se tiene tener en STAND BY. Mucho equipo para eventuales cambios por los que se malogren en plena operación, y también generadores de energía. Esto hace que se eleven los costos o que se distraiga maquinaria, que muchas veces está ociosa, todo el tiempo de la ejecución.


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CAPITULO IX Cuestionario de preguntas que se debe hacer tanto a la supervisión como el Contratista:

9.1. Molde: ¿Le parece que es mejor un molde de 3' a uno de 4’ para climas tropicales? ¿La madera del molde deberá ser tratada con petróleo, a pesar que sea pino oregón? ¿Sabe el personal como aplomar el molde, en caso de tener que hacerlo, en ausencia del técnico? 9.1.4. ¿Están seguros que el andamio exterior no va a causar problemas? 9.1.5.1. ¿Cómo van a dejar las ventanas, para el ingreso al interior? 9.1.5.2. ¿Se va a dejar el molde preso, cuando se termine el izaje? 9.1.6. ¿Cómo se van a preparar las ventanas? 9.1.7. ¿Por qué este molde no lleva viga en celosía? 9.2. Equipo: 9.2.1. ¿Ya se conoce como se va a operar la bomba? 9.2.2. ¿Cómo nivelar un yugo, que por efectos de una mala maniobra, se ha desnivelado? 9.2.3. ¿Cómo se va a subir el concreto? 9.2.4. ¿Se lleva niveles de mano? 9.2.5. ¿Sobre las mezcladoras: Cuál es su número y su ubicación? 9.2.6. ¿Con qué potencia instalada se cuenta? ¿ Está operativo? 9.2.7. ¿Qué equipo de emergencia eléctrica se cuenta? 9.2.8. ¿Cuántos vibradores delgados existen? 9.2.9. ¿Qué circuitos eléctricos van a tener? 9.2.10. ¿De qué va a ser el castillo de izaje del concreto? 9.2.11. ¿Están seguros que este castillo o este andamio, va a cooperar bien? 9.2.12. ¿Cuando estará listo el andamio? 9.2.13. ¿Las instalaciones eléctricas son de alambre indoprene? (doble forro de neoprene). 9.2.14. ¿Tiene bombas de mano para gatos? 9.2.15. ¿Tienen varillas de control para nivelación del molde? 9.2.16. ¿Qué tienen para protección de concreto contra las fugas de aceite de la tubería de accionamiento de los gatos? 9.2.17. ¿Tiene marcador metálico de las barras (escantillón)? 9.2.18. ¿Nivel metálico vs. Barra de trepar: Existe? 9.2.19. ¿Tienen indicador de llegada de altura con rodaje de jebe? ¿ o similar? 9.2.20. ¿Tienen tubería de aceite protegida? 9.2.21. ¿Tienen línea de tierra? 9.3. Llenado y procedimiento a seguir 9.3.1. ¿Cómo va hacer para pasar el concreto del castillo al molde? 9.3.2. ¿Qué consumo de concreto hay? 9.3.3. ¿Colocación de cables vs. Rotación de los mismos? 9.3.4. ¿Alambre a tierra en el mole? (Delga o escobilla movible) 9.3.5. ¿Por donde sube la gente, si el castillo es para el concreto? 9.3.6. ¿Zafarrancho de llenado? 9.3.7. ¿Cómo sube el fierro, ya se probó? 9.3.8. ¿Hay gente que sabe operar los equipos fuera del técnico? 9.3.9. ¿Se han considerado los traslapes del fierro vertical? 9.3.10. ¿Cómo va poner fierro horizontal, y han previsto de que todos los empalmes no queden en la misma zona? 9.1.1. 9.1.2. 9.1.3.


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9.3.11. ¿Se ha previsto que los empalmes del fierro vertical sean como máximo, un cuarto de una sola zona o en un solo nivel? 9.3.12. ¿Se van a emplear carretillas o tremia simplemente? 9.3.13. ¿Qué personal puede subir al castillo sin peligro? 9.3.14. ¿Cómo se va a controlar el aditivo en la dosificación? 9.3.15. ¿Las barras de trepar están vecinas a la zona de trabajo? 9.3.16. ¿Se ha puesto pantallas en los focos sobre todo en los andamios colgantes? 9.3.17. ¿V a haber curado químico, cómo va a ser? 9.3.18. ¿Ya han previsto la instalación de los winches, se ha previsto que estos winches tengan tierra? 9.3.19. ¿Va haber instalación de aire comprimido? 9.3.20. ¿Cómo van a operar los tragacables para control de rotación? 9.3.21. ¿Cómo van a poner los insertos metálicos? 9.3.22. ¿Ya se tiene controlado el tiempo de fragua de concreto? 9.3.23. ¿Ha previsto los elementos para recubrimiento automático del fierro? 9.3.24. ¿Cómo vaciarán el techo final del silo? 9.4. Suministros 9.4.1. ¿Ya tienen los anclajes? 9.4.2. ¿Ya tienen la escalera de metal y el manhole superior? 9.4.3. ¿Ya tienen todo el curador necesario? 9.4.4. ¿Ya tiene toda el agua necesaria? 9.4.5. ¿El spray para curar permanentemente está operativo? Cuantos hay? 9.4.6. ¿Tienen ya todo el aditivo completo? 9.4.7. ¿Ya se tiene los insertos y pernos completos? 9.4.8. ¿Ya se tiene los templadores del castillo? 9.4.9. ¿Van a usar extinguidores? ¿ Qué tipo de extinguidores: polvo químico, líquidos? ¿En qué sitios van a estar colocados? 9.4.10. ¿Ya está todo el fierro habilitado al pie de la obra en paquetes, con tarjetas visibles, calar su ubicación y altura? 9.4.11 ¿La instalación, almacenaje de aditivos y de cementos está en bodegas? 9.4.12 ¿Están previstos todos los cáncamos para maniobras? 9.4.13 ¿Tiene lista toda la bodega? 9.5. Organización. 9.5.1. ¿Cuántos gateros hay? 9.5.2. ¿Cuántos bomberos hay? 9.5.3. ¿Hay 2 electricistas por turno? 9.5.4. ¿Cómo han previsto la comunicación entre el molde o castillo hasta el suelo o tierra? 9.5.5. ¿Cómo han previsto la iluminación del molde?

CAPITULO X CHEQUEO DE CONTROL – MANUAL DE OBRA 10.1 Antes de llenar 10.1.1.

10.1.2.

Chequear que se ha colocado fieltro asfáltico al inicio de la “barra de trepar”, contra la base o zapata del silo, para que ésta, no se adhiera al concreto ya que el tubo guía no llega hasta la zapata. Proveer a los operadores de gatas, de niveles de mano metálica que tengan una oquedad donde encajen perfectamente la “barra de trepar”, en tal forma que al apoyarla sobre dicha barra, se pueda controlar el plomo de ella.


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10.1.3

Cuando el silo o encofrado circular, es de gran diámetro es aconsejable llevar un anillo central hacia el cual converjan los radios. En esta forma poder asegurar una circunferencia perfecta. Si los diámetros son considerables como el de una poza o balsa de agitar pastas, lo mejor es en lugar de un anillo central, un eje central con anillos extremos, de donde partirían los templadores similar a los rayos de bicicleta. 10.1.4 Chequear que la instalación eléctrica de todo el molde se haga con alambre indoprene, es decir de forro neoprene, y dentro de tuberías de plástico pesado. No es recomendable colocar alambre corriente de forro americano pues pueden haber accidentes o descarga de corriente eléctrica. 10.1.5 Chequear que los vibradores sean lo suficientemente delgados, con diámetro en función del espesor de la pared del silo por llenar; no es recomendable vibradores que al contacto con el fierro, produzcan pérdida de adherencia del concreto con el fierro. 10.1.6 Se recomienda que las luminarias estén colocadas en tal posición que no sean golpeadas al momento de colocar el fierro vertical, o al bajar el balde del concreto hacia la plataforma del molde. 10.1.7 Chequear que la horizontalidad de la zapata, sobre el cual se va armar el molde, esté completamente a nivel, si no lo está, acompañar una mezcla fuerte para conseguir apoyo continuo del molde. 10.1.8 Se recomienda que los operadores de gatos, operadores de bomba y jefe de llenado sean personas experimentadas, que hayan trabajado en esto antes, y no se improvise a última hora a este personal. 10.1.9 En esta misma forma, se debe prever que debe haber un mecánico en cada turno. Este debe conocer perfectamente el mecanismo interno de la bomba central y el accionamiento del gato. También debe haber un mecánico general en la planta de concreto y un especialista eléctrico. 10.1.10 Chequear que la instalación en las tuberías de presión, entre los gatos, estén ubicadas en tal forma que estén protegidas de los choques, de la colocación del fierro estructural. 10.1.11 Se deberá hacer una práctica de incendio para tener la seguridad que el personal va conocer su labor en estos casos. También chequear la cantidad y ubicación de extinguidores que preferentemente serán de polvo químico seco. Igualmente se debe prever la salida intempestiva por siniestro de esta naturaleza, de la gente que trabaja en la plataforma de trabajo por dentro del silo. 10.1.12 Chequear que en la plataforma, haya “entrada de hombre” (manhole) para bajar al andamio colgante interior. 10.1.13 Chequear que debe haber circuitos alternados conectados entre a las tuberías de presión del aceite de las gatas. 10.1.14 Disponer de varios circuitos independientes de la iluminación para que en caso de interrupción, no se quede sin luz toda la zona de trabajo. 10.1.15 Chequear que la instalación eléctrica esté conectada a tierra. Se recomienda hacerlo, conectando al fierro vertical que va dentro del concreto en forma de una corredera de bronce o de cobre, una especie de “Delga” o Escobilla. 10.1.16 Chequear la cantidad de los gatos, para que éstos, no pasen del 50% de su capacidad de trabajo, lo que determinará la cantidad de fierro que se llevar sobre la Plataforma, que debe ser el mínimo posible para poder subirlo con una grúa de brazo horizontal a medida que se vaya necesitando. 10.1.17 Chequear antes de comenzar a llenar, que íntegramente el fierro de la armadura deberá estar en paquetes tarjeteados y listos en el área vecina y perimetrales a la zona que corresponde, y de fácil acceso a ella. Que 3 fierreros por lo menos, conozcan su ubicación exacta. Es decir, el fierro deberá estar íntegramente terminado de habilitar, antes de comenzar la operación de izaje. Antes del inicio de la primera llenada, deben estar colocados en el molde, las varillas metradas para el control de nivel y haber dispuesto varillas de empalme que tengan un metro más alto que el nivel o la altura máxima de llenado. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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10.2. LLENADO: 10.2.1 Hay que disponer de personal para las maniobras de llenado y tráfico de los llenadores, considerando que el llenado completo del molde debe hacerse en más o menos 3 horas, con concretos de fragua normal y en climas normales. 10.2.2 El mejor control, de la plasticidad del concreto, se aconseja hacerlo con el primer vaciado, y con el cono de Abrahams. Ubicarlo vecino a la zona del vaciado para que tenga el influjo ambiental similar al del concreto del silo, en el cual se pueden chequear la dureza y plasticidad del concreto.

10.3. DURANTE LA EJECUCIÓN: 10.3.1. A las pocas horas de haber arrancado el molde, se tiene que comenzar a colocar los andamios colgantes tanto interiores como exteriores, entonces: Se recomienda que el turno que le toque colocar los andamios colgantes, tenga mayor cantidad de operarios para efectuar esta labor. 10.3.2 Para todo tipo de clima se debe prever que el concreto de los fustes debe curarse o tener un curado efectivo de 7 días con lo cual se exige casi en forma terminante, que el buen curado deberá hacerse por medio del denominado “Curado Químico”. Es importante este requisito ya que el concreto de las paredes hechas con deslizantes es de gran superficie y de poco volumen por lo cual habría una gran evaporación y una paralización de fragua, por falta de curado. 10.3.3 Se debe disponer de elementos de protección al concreto, contra pérdida de aceite que hubiesen en los empalmes de la tubería de presión, en los gatos o entre ellos. 10.3.4 En el caso que las tuberías se rompan por haberlas golpeado, se deberá limpiar éste con Solvec o similar para quitar todo rastro de grasa en el fierro corrugado, ya que le haría perder aherencia con el concreto. 10.3.5 Puesto que el llenado, es una operación continua de 24 horas, éstas se podrían desdoblar en 3 turnos de 8 hrs. Cada uno o en 2 de 12 horas. Se recomienda, por experiencias similares que se limite a dos turnos y no a tres el cambio de personal: porque estos cambios siempre traen pérdida de continuidad en los trabajos. 10.3.6 Por la misma razón, es recomendable que en el turno de noche, esté siempre el maestro y el Ingeniero más experimentado. 10.3.7 Se recomienda chequear el nivel del molde cada 30 cm: para esto se debe disponer de marcas en las barras de trepar o escantillones apropiados. PLATAFORMAS DEL MAR DEL NORTE CONSTRUIDAS CON ENCOFRADOS DESLIZANTES (Transcripción) Para la exploración de recursos petroleros, en el Mar del Norte, han sido utilizados concretos de alta resistencia y Procedimientos Especiales de Construcción, principalmente los ENCOFRADOS DESLIZANTES. La primera plataforma de concreto, Efofisk 1, (Ver Taabla 1), fue instalada en el mar en 1973 en una zona de 70 metros de calado, se emplearon 80,000 m3 de concreto fc= 6,500 psi (4500 Kg/cm2 o 45 Mpa). PLATAFORMAS DE CONCRETO EN EL MAR DEL NORTE Fig. 1 Desde entonces han sido ejecutados, para los campos 21 estructuras conteniendo más de 2 millones de metros cúbicos y las resistencias “f c”, se han elevado a 10,0000 Psi (700 Kg/cm2 o 70 Mpa). Para la más grande y reciente plataforma: Condeep Gullfaks C., se empleó 240,000 m3. De concreto, en una zona de 216 metros de calado. El concreto a usar, debe cumplir exigencias especiales: 1) al ataque marino, 2) a los requerimientos constructivos, 3) a la magnitud de las estructuras, 4) y la velocidad de construcción. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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Esto implica el desarrollo de un cemento especial, con adición de puzolanas, arenas hidráulicamente procesados finos y otros aditivos químicos, para lograr un Diseño de excelente calidad. Las exigencias y los requerimientos ocasionados por esta demanda, están resumidos en la Tabla 2. TABLA 2 Especificaciones y requerimientos para el concreto ESPECIFICACIONES RESISTENCIA

DURABILIDAD

REQUERIMIENTOS

Calidad específica del Concreto Densidad normal del Concreto Año: 2  1970: 450 a 500 kg/cm 2  1980: 550 a 700 kg/cm 2  1990: 800 a 1000 kg/cm Concreto con agregado ligero 2  550 a 700 kg/cm Corrosión Ataque Químico

      

Resistencia a la compresión Módulo de elasticidad Resistencia a la tracción Relación esfuerzo – deformación Ductibilidad Resistencia in – situ 2 Densidad < 1900 kg/cm



Resistencia de los constituyentes al interperismo - 13 Baja Permeabilidad (k < 10 m/seg) Baja relación c / c Zona Sumergida: < 0.45 Zona salpicada: < 0.40 Mínimo contenido de cemento (350 2 kg/cm ) Adecuado recubrimiento del esfuerzo (Mínimo: 2”) Aire incorporado (A = 3n a 5%; < 25 2 3 mm / mm y L < 0.25 mm)

 

 

CONSTRUCTIBILIDAD

Resistencia a las heladas (Zona de salpicado)



Refuerzo denso recubrimientos Encofrados Deslizantes

 

y

A alta velocidad de producción y avanzados sistemas de transporte Alta presión de Bombeo Grandes dimensiones

          

Alta trabajabilidad (Slump > 8”) Sin segregación o exudación o sangrado Ajustable y predecible tiempo de fragua Vibrado Consistente calidad de los constituyentes Control de dosificación y distribución Alta capacidad de bombeo Temperatura del concreto Adición de CSF Contenido de cemento Calor de hidratación Enfriamiento del concreto fresco Aislamiento del concreto endurecido

1.2 CONSTRUCTIBILIDAD Recordemos que el objetivo de “Diseño de Mezclas”, es el desarrrollar un concreto que pueda ser producido, transportado y colocado eficientemente para obtener la calidad in-situ. Una característica de estas plataformas de concreto, es la alta densidad del refuerzo, (aproximadamente 1000 Kg/m3). Se requiere una alta fluidez: de 9 a 10” de slump para colocar el concreto en zonas congestionadas, con estas cantidades de refuerzo.


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Figura 5. La magnitud de las plataformas y su velocidad de construcción requieren, de un transporte racional de los elementos constitutivos del concreto, de un bombeo de alta presión, una disminución de la temperatura para mejorar el bombeado ya que un concreto de baja temperatura reduce el riesgo de bloqueo de la manguera, cuando por alguna razón, debido al proceso constructivo (ENCOFRADOS DESLIZANTES), se interrumpe el bombeo. Por ejemplo, la bomba vertical en la plataforma Gullfaks C, para alimentar los Encofrados Deslizantes, tuvo que elevar el concreto a 180 mts. Se solucionó colocando la tubería de bombeo vertical, dentro de la pared del fuste.

1.3 EL CEMENTO Inicialmente se usó un cemento Noruego standard, designación SP30, para las plataformas hechas hasta 1978. Luego se desarrolló un cemento (Nor-Cement Fabric) designado SP30-4 A Para concretos de alta resistencia inicial, fragua lenta y moderado calor de hidratación. Sin embargo, hubieron serias desventajas durante el proceso de “deslizamiento” del Encofrado debido a la fragua rápida y una baja resistencia inicial. La velocidad mínima deseable era de 3 mts. por día. Figura 6. Esto feneró que Nor-Cement Fabric desarrollará el SP30-4 A Mod. Que fue introducido en 1981; cemento que incrementa la resistencia inicial, posee más fineza y disminuye el tiempo de fragua. Fig. 7.

La tabla 3, da la información de estos tres cementos, las características de ellos y la comparación con los “Cementos de Cementos Lima”. El desarrollo de la resistencia de ellos está en la Fig. 1)


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TABLA 3.- Datos del cemento SP 30

SP 30 – 4A

SP 30 – 4ª MOD

ATLAS PUZOLÁNICO

SOL TIPO I

Fineza (Blaine) cm /g

3000

3100

4000

4500

3400

Tiempo de Fragua (min)  Inicial  Final

120 180

140 200

120 170

120 240

130 240

Composición mineral  % C2 S  % C3 S  % C3 S  % C4 S

18 55 8 9

28 50 5.5 9

28 50 5.5 9

13 57 11 10

12 57 11 10

Composición Química  % MgO  % So3  % Na2O

3 3.3 1 - 1.2

1.5 – 2 2–3 0.6

1.5 – 2 2–3 0.6

1.4 4.7 1.76

3 2.7 0.39

71

56

70

70

83

PROPIEDADES 2

Calor de Hidratación K cal / kg

Fig. 1. RESISTENCIA A LA COMPRESIÓN DESARROLLADO POR EL MORTEO (CEMENTO; ARENA) CON ADITIVOS DE LOS CEMENTOS NORUEGOS, COMPARADO CON NUESTROS CEMENTOS SIN NADA DE ADITIVOS.

CENIZAS VOLANTES CONDENSADAS (CSF) Las puzolanas usadas en las plataformas de concreto, han sido las cenizas volantes condensadas, subproducto resultante de la reducción de alta pureza del cuarzo en el carbón, en los hornos de arco eléctrico en la manufactura de Silicon y en las aleaciones de ferrosilicios ya que en la industria Noruega es intensiva, y la disponibilidad del CSF es excelente. El CSF contiene un mínimo de 90% 2 2 de óxido de silicio SiO y su blaine es de 200,000 a 250,000 cm /gr. Se ha adicionado de 5 a 10% en peso del cemento, de CSF a los concretos para conseguir fuerzas de compresión, a los 28 días de 10,000 a 15,000 Psi, (700 a 1035 con cemento SP30-4 A Mod. La puede alcanzar. Como la mayoría de los concretos, han tenido que ser bombeados, la consistencia del concreto fresco se ha convertido en un requisito de importancia. La introducción de una dosis menor de CSF entre 1 a 3% del peso del cemento, ha mejorado la consistencia y el bombeo de la mezcla del concreto, con una plasticidad extremadamente alta.

LOS AGREGADOS Los agregados son de origen fluvial y glacio fluvial. Exámenes petrográficos demuestran que los minerales predominantes en el agregado grueso son feldespatos y cuarzo. Para conseguir TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO



resistencias de 10,000 Psi (700 Kg/cm2) se necesita un estricto control de los agregados. Las arenas se han dosificado con un tratamiento, descrito a continuación: La fracción de arena es suspendida en agua; pasa luego por unidades de sedimentación, en donde es separada en 8 tamaños, con el propósito de poder combinar estas 8 fracciones y conseguir Módulos de Fineza (MF) deseados. Se ha trabajado con arenas de MF = 2.64 y el agregado grueso, con 6.52. Se muestran en la figura 2 las curvas granulométricas de ambos materiales.

Fig. 2.- CURVAS GRANULOMETRICAS PROMEDIO PARA AGREGADOA FINO Y GRUESO USADOS EN LOS FUSTES DE LOS ELEMENTOS GULLFAKS C.

ADITIVOS QUIMICOS Estos son de uso común en los concretos en Noruega. Se puede asegurar que cerca del 95% de los concretos contienen agentes plastificantes con un promedio de 0.4 gl/yd3, 2 lts/m3. Ellos se ven en forma esquemática y típica para la construcción de estas plataformas en la Fig. 3. A pesar que estos aditivos no llegan más allá del 0.6% por volumen, tienen una significativa importancia para el resultado final. El mal uso o deficiencias en las mezclas de ellos, con el concreto, traen consecuencias desastrosas. Ellos constituyen aproximadamente el 8 a 10% del costo total de la mezcla. PLASTIFICANTES Como es conocido, son usados para reducir el contenido de agua y mejorar su trabajo. Ha sido esencial y necesaria la inclusión de super – plastificantes en las plataformas de petróleo del Mar del Norte, a continuación los comentarios. LIGNOSULFATOS El más común de los plastificantes es el lignosulfato, sub-producto de la industria de la celulosa. En las primeras plataformas construidas a inicio de la década del 70, fue especial la inclusión del Lignosulfato en el concreto. 3 3 ¾ La dosis fue de 0.8 gl/yd (4 lt/m ), logrando un slump de 4 ” . Debido al aumento de la densidad del refuerzo, esto demandó consecuentemente un concreto más fluido (4 lt/m3), resultó un incremento significativo en el tiempo de fragua y un concreto mucho más cohesivo y viscoso. Esto preparó el camino para los super plastificantes. NEPTALENOS Los super-plastificantes son básicamente mezclas basadas en neptalenos sulfonados, introducidos al final de la década del 70. El efecto de reducción del contenido de agua es espectacular y la dosis 3 3 puede ser incrementada a más de 0.8 gl/yd (4 lts/m ), sin incrementos apreciables en el retardo de la fragua inicial. Aproximadamente el 80 % del concreto en las plataformas tienen este tipo de super-plastificantes. El uso del cemento SP30-4 A Mod. Y la inclusión de Neptalenos en un orden de 1 a 1.2 gl/yd3 (5 a 6 3 2 lts/ m ) facilitó la producción de concretos con resistencias f'c de 10,000 a 12,000 psi (700 Kg/cm a 2 840 Kg/cm ) con concretos de 10” de slump. 3 Sin embargo, el uso de los Neptalenos tiene sus límites, ya que el concreto que tenía 1.2 gl/yd (4 a 5 3 lts/m ) tiene una fragua inicial de 11 a 13 horas, generando problemas con la elevación del Encofrado Deslizante. TEMA: ENCOFRADOS AUTOR: CONSTRUC. DE ESTRUCTURAS – MANUAL DE OBRA – HÉCTOR GALLEGOS - CAPECO

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La velocidad más alta lograda en la plataforma Statfjord A, fue de 3.1 mts./día, muy debajo de la velocidad de 4 a 5 mts por día. MELAMINAS La melamina como super plastificante tiene, comparándola con los Neptalenos, un retardo en la fragua de concreto mucho más bajo y son más fáciles de combinar con los concretos con aire incorporado. Las melaminas fueron introducidas en 1983 en la ejecución de encofrados Deslizantes para la plataforma Gullfaks A. El tiempo de fragua del concreto fue reducido en 50% y por consiguiente se elevó la velocidad del deslizamiento hasta 3.9 metros por día. El concreto que contiene Melamina tiene buena atrabajabilidad pero, debido a temperaturas iniciales altas, hace perder facilidad en el trabajo con Encofrados Deslizantes, Para atenuar este problema se añadió una cantidad de Neptalenos a las Melaminas, cuando se utilizaron los Encofrados Deslizantes en la plataforma de Oseberg A. Esto prolongó el tiempo de fragua inicial del cemento, sin incrementar significativamente el retardo de fragua total. ADITIVOS RETARDADORES DE FRAGUA Contra lo que se pueda suponer, en los procesos de vaciado con Encofrados Deslizantes, a menudo es necesario el uso de aditivos de fragua, y es también una herramienta muy útil para controlar la velocidad del deslizamiento. Fue usado en la construcción de las plataformas Con de p, un 20% de solución acuosa de sodio gluconado. INCLUSORES DE AIRE El concreto con aire incorporado ha sido muy recomendado, en las plataformas en las zonas de humedecido y secado, es decir en la zona de salpicado. 3 La dosis normal del incorporado ha sido muy recomendado de aire es de 0.04 a 0.08 gl/yd (0.2 – 0.4 3 lts/m ) el que debe ser diluido en el agua en la proporción de 1 a 20 antes de incluirlo al concreto. Esto asegura la buena dispersión del agente químico y un buen desarrollo de la incorporación de aire. Los agentes super plastificantes son añadidos en dos etapas y el aditivo incorporado de aire es añadido en la primera etapa y el resto de plastificantes son añadidos después de un tiempo inicial de mezcla de 30 segundos. El tiempo total de mezcla no debe ser de menos de 90 segundos. Un ejemplo de las características del concreto con aire incorporado es mostrado en la Tabla 4. En general los requerimientos son: 2 3. Área superficial de las cavidades de aire: a > 25 mm / mm Factor de espaciamiento entre las cavidades de aire: L < 0.25 mm.

Fig. 3.- TIPICA PROPORCION DE MEZCLA (POR VOLUMEN) PAR CONCRETOS DE ALTA RESISTENCIA USADOS EN LAS PLATAFORMAS DEL MAR DEL NORTE. ADITIVOS ACELERANTES DE FRAGUA Durante el deslizamiento del fuste de la plataforma de Oseberg se aplicó, con buenos resultados, un acelerador de fragua sin cloruros, que redujo el tiempo de fraguado en aproximadamente 1 hora. No hubo necesidad de usar un acelerador de fragua durante el deslizamiento del fuste de la plataforma de Gullfaks C, debido a que el proceso de bombeo, aumentó el tiempo de fragua. La temperatura del concreto fue mantenida aproximadamente en 30°C. La máxima velocidad obtenida fue de 4.7 mts. por día.


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ENCOFRADOS FIERRERÍA ENCOFRADOS Y ANDAMIOS METÁLICOS

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LA CORROSIÓN DEL ACERO POR CLORUROS EN EL CONCRETO ARMADO Introducción Las pérdidas económicas causadas por la corrosión del acero de refuerzo, en las estructuras de concreto son considerables, únicamente en los Estados Unidos se calculan en billones de dólares por año. Las primeras experiencias de corrosión inducidas por el ion cloruro fueron estudiadas en el período 1940-1960, en estructuras pretensadas de concreto con aditivos de cloruro de calcio. Posteriormente, con el empleo extensivo de sales de deshielo a base de cloruro de calcio en pavimentos, se incrementó la investigación en los años 1965 a 1975. Finalmente, por el desarrollo de las estructuras marítimas, como es el caso de las plataformas de petróleo y el incremento de la construcción en el Oriente Medio, se observaron nuevos problemas de corrosión inducida por cloruros, potenciada por el ambiente marino, clima cálido y las circunstancias de las zonas áridas, en las cuales se comprobó la ineficacia de las regulaciones de protección generalmente aceptadas en países del Norte.

La corrosión por cloruros en concreto armado. En el concreto armado el refuerzo de acero se encuentra doblemente protegido contra la corrosión. En efecto, el recubrimiento de las barras opone una barrera física para la penetración del agua y del oxigeno del entorno. Además el acero en el concreto se encuentra rodeado por una fina capa de óxido, transparente, compacta y continúa, que crea condiciones de pasivación. La capa pasivante se forma en el proceso de hidratación del cemento y permanece por la elevada del calcio, en especial por la actividad de la Portlandita Ca (OH) 2 que crea un pH alrededor del 12.4 y el contenido de álcalis que puede elevar el pH a 13.2. La película protectora que cubre el acero es destruida puntualmente en al corrosión inducida por los iones de cloruro presentes en la interfase con el acero, formándose una superficie anódica muy pequeña con relación a un gran superficie catódica, constituida por la barra de acero pasivada. Las condiciones desfavorables de la superficie producen una profunda y muy acelerada penetración de la corrosión en el refuerzo. El proceso puede darse como sigue. El ion cloruro actúa como un catalizador para la oxidación tomando parte activa en la reacción. Al oxidar al acero para formar el ion complejo cloruro férrico, FeCI3, arrastra este ion inestable en la solución, donde reacciona con los iones hidroxilos disponibles pata formar hidroxilo de fierro, Fe(OH)2. Este libera iones cloro y consume iones hidroxilo como se esquematiza en las siguientes reacciones: 2 Fe + 6CI - = 2FeCI3 + 4e Seguido por: FeCI3 + 2OH = Fe(OH)2 + 3CI Los electrones liberados en la reacción de oxidación fluyen a través del acero hasta la superficie catódica. Este proceso resultaría en una concentración de ion cloruro y una reducción del pH que favorece la ruptura continua de la película pasivante de óxido. La presencia de cloruros en el concreto puede provenir de sus componentes: cemento, agregados, agua de mezcla y aditivos. De otro lado, los iones de cloruro provenientes del entorno también se difunden en el concreto a través de su estructura capilar, como sucede con el agua de mar, la brisa marina y sustancias gaseosas de medios industriales. El iön cloruro en el concreto puede encontrarse: combinado químicamente, absorbido físicamente o en estado libre. Únicamente la parte de cloruro no combinado es la responsable de la corrosión del esfuerzo. Se estima que aproximadamente el 0.4% del cloruro, con respecto al peso del cemento puede llegar a combinarse. La difusión del ion cloruro en el concreto se reduce por la capacidad del cemento para combinarlo química o físicamente, en cuanto reacciona con los productos de hidratación. Los componentes del cemento que reaccionan son el aluminato tricalcico (C 3A) o 3CaO.AI2O3 que forma cloroaluminatos cálcicos de composición aproximadamente: 3CaO.AI 2O3 CaCI210H2O y la fase ferrita, reaccionando el ferroaluminato tetra cálcico, (C4FA) o 4CaOFe2O3AI2O3 con la formación del cloroferrito cálcico, de composición: 3CaO.AI2O3 CaCI210H2O Existe una concentración crítica de cloruros para el inicio de la corrosión, pero no hay acuerdo sobre el nivel de esta concentración, por intervención de factores propios del concreto, como la relación agua/cemento, el tipo de cemento y el estado de endurecimiento. Para que se presente la corrosión TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: CEMENTO – BOLETÍN TÉCNICO ASOCEM SENCICO

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por cloruro, además de la presencia de oxígeno y humedad, se requiere de un determinado valor denominado “potencial crítico de cloruros”, en función del contenido de cloruros. En condiciones de un entorno que genere la desecación del concreto, el potencial crítico será mayor, debido a que el contenido de humedad no será suficiente para producir la corrosión del esfuerzo. En algunas ocasiones, sin alcanzar el potencial crítico, se puede presentar la corrosión, tal es el caso del agrietamiento del concreto, que ocasiona una concentración localizada de cloruros. La carbonatación del concreto, reduce la capacidad del cemento para fijar los cloruros, e incrementa la corrosión aun en bajos contenidos de cloruros. En los concretos cuya superficie está sometida a procesos de humedecido y secado, se presenta un enriquecimiento de los cloruros en el interior del concreto. En efecto, durante el humedecimiento, el agua que penetra por succión capilar deposita los cloruros, luego durante el secado, el agua se evapora con nuevos ciclos que aceleran e incrementan la concentración de cloruros. La velocidad de penetración del cloruro en el concreto ha sido estimada por la expresión. 1/2 X = 4 (Dt) 2 2 Siendo D el coeficiente de difusión, que para el cemento portland tiene el valor de 3.10 cm /seg; para 9 una relación a/c de 0.50 y 3.10 para la relación a/c de 0.40 y t (en segundos) el tiempo empleado para penetrar un espesor x (en cms)

Actividad del cemento en el proceso de corrosión. El cloro es uno de los elementos más comunes en la naturaleza. En consecuencia, se encuentra en los agregados del concreto, en el agua de mezclas y en el crudo del cemento. De todos ellos, el cemento es el que aporta el contenido menos significativo. En toda forma, el contenido de ion cloruro presente en la mezcla es controlado en su diseño. En la práctica, su aporte es diminuto, salvo que se utilicen aguas no potables, de pozo y determinados agregados de zonas áridas, como puede ocurrir en la costa peruana. El contenido máximo de ion cloro en la mezcla indicado en los reglamentos de diseño de concreto. Por otra parte, de acuerdo a los expuesto anteriormente los cimientos con más alto contenido de aluminato tricálcico, C3A, aseguran una mejor performance. Además, los cementos con mayor contenido de álcalis son también favorables en cuanto producen un medio alcalino más elevado.

Regulaciones para los materiales del concreto En la norma técnica de edificación: E.060-Concreto Armado que se incorpora al Reglamento Nacional de Construcciones de 1989, se fija límites para el contenido e ion cloruro en el concreto, según la tabla siguiente: Tipo de Elemento Concreto pretensado Concreto armado expuesto a la acción de cloruros Concreto armado no protegido que puede estar sometido a un ambiente húmedo pero no expuesto a cloruros Concreto armado que deberá estar seco o protegido de la humedad, recubrimientos impermeables

Ión cloruro máx. soluble en agua, % en peso del cemento. 0.06 0.10 0.15 0.80

Los límites de ion cloruro en el concreto, que determina el Reglamento Nacional de Construcciones, son más severos que los establecidos por el Building Code Requirements of Reinforced Concrete del ACI, que sirve de antecedente a nuestro reglamento. El reglamento nacional, en el caso de concreto armado expuesto a la acción de los cloruros fija un límite de 0.1% mientras que en el reglamento del ACI los establece en 0.15%. Asimismo, para concretos armados secos o protegidos de la humedad, el reglamento peruano determina el límite de 0.8%, en contraste con el reglamento del ACI que tiene un valor de 1%.

Protección Los factores básicos de protección son los siguientes: 

Relación agua/cemento



Espesor de recubrimiento

 

Compactación del concreto Curado

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VIGAS DE ACERO 5-1 Acero estructural. Por muchos años, el acero estructural utilizado en la construcción de edificios había sido el que señala la Sociedad Americana para Pruebas de Materiales (ASTM) en su Especificación A7; los esfuerzos permisibles de trabajo incluidos en las especificaciones del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC) estaban basados en este tipo de material, cuyo 2 2 esfuerzo en el punto de fluencia es de 33,000 lb/plg (2,320 kg/cm ). En la actualidad, el A7 ya no es el acero estructural básico; existen seis nuevos tipos de aceros estructurales, pero el más comúnmente utilizado es el ASTM A36, el cual ha substituido en gran parte a aquél. El contenido de carbono del acero A36 se ha reducido para mejorar su soldabilidad y su 2 2 punto de fluencia es más alto (36,000 lb/plg ; 2,530 kg/cm ) que el del A7; dicho aumento en la resistencia permite el uso de miembros de menor tamaño y por consiguiente se logran estructuras más ligeras. Este acero puede usarse indistintamente en la fabricación de elementos remachados, 2 atornillados y soldados; los refuerzos permisibles básicos para el acero A36 son 2,000 lb/plg (140 2 kg/cm ) más altos que los permitidos para el acero A7. Los aceros estructurales utilizados en la actualidad siguen las siguientes especificaciones:  Acero para puentes y edificios, ASTM A7  Acero estructural para elementos soldados, ASTM A373  Acero estructural, ASTM A36  Acero estructural de alta resistencia ASTM A440  Acero estructural de alta resistencia y baja aleación de manganeso y vanadio, ASTM A441  Acero estructural de alta resistencia y baja aleación, ASTM A242. En la tabla 5-1 se enumeran tanto los aceros al carbono como los de alta resistencia y se muestran algunas de sus propiedades físicas. Nótese en particular que para cada tipo de acero se da su Fy, o sea su esfuerzo mínimo en el punto de cadencia; este esfuerzo es de especial importancia porque los esfuerzos permisibles de trabajo para los diferentes aceros están fijados como porcentajes del mismo. La tabla 5-1 incluye además las resistencias últimas a la tensión y las características de soldabilidad de los aceros. Tabla 5-1. Propiedades de Aceros Estructurales

Tipo

Aceros estructural es al carbono Aceros de alta resistencia

Aceros de alta resistencia y baja aleación

Designació n ASTM

A7

Resistencias mínimas especificadas Resistenc. Punto de a tensión fluencia 2 2 lb/plg lb/plg

Limitación de espesores

Todo espesor

60,000

33,000

A373 A36

Hasta 4 plg, inclusive Hasta 4 plg, inclusive

58,000 60,000

32,000 36,000

A242

Hasta /4 plg, inclusive. Desde /4 plg 1 1 hasta 1. /2, inclusive Desde 1. /2 plg hasta 4 plg inclusive

70,000 67,000 63,000

50,000 46,000 42,000

A440

Hasta 3/4 plg, inclusive. Desde 3/4 plg 1 hasta 1.1/2, inclusive Desde 1. /2 plg hasta 4 plg inclusive

70,000

50,000 46,000 42,000

Hasta 3/4 plg, inclusive. Desde 3/4 plg hasta 1.1/2, inclusive Desde 1.1/2 plg hasta 4 plg inclusive

70,000 67,000 63,000

50,000 46,000 42,000

3

A441

3

Soldable

Depende de la composición química Sí Sí Depende de la composición química No

Sí

Reproducido del “Architectural and Engineering News” de abril de 1962, con autorización Los tres aceros de alta resistencia A242, A440 y A441, tienen esfuerzos de fluencia más altos que los aceros estructurales al carbono; en consecuencia, sus esfuerzos permisibles de trabajo son también más altos. Además de su mayor resistencia estructural, estos tienen una mayor resistencia a la corrosión atmosférica. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA



3

Tabla 5-2. Esfuerzos Unitarios Permisibles para Acero Estructural A242, A440, A441 Limitación de espesores Más de 3/4 plg. Hasta Hasta 3/4 plg 1.1/2 plg inclusive inclusive

A7.A373

A36

Fy = 33,000 psi

Fy = 36,000 lb/plg

Especificación AISC

Tensión Tensión en la sección neta, excepto en agujeros para pasadores

Tensión en la sección neta de agujeros para pasadores Corte Corte en la sección total Comprensión Ver capítulo 6 Flexión Tensión y comprensión para vigas compactas, arriostradas adecuadamente y con un eje de simetría en el plano de carga Tensión y compresión para perfiles asimétricos excepto, para canales que tengan riostras continuas en la región sometida a esfuerzos de comprensión Tensión para otros tipos de perfiles, miembros compuestos y trabes armadas Comprensión para canales Tensión y comprensión para placas rectangulares de apoyo Aplastamiento Aplastamiento en superficies maquinarias y pasadores en agujeros rimados o taladrados Remaches y tornillos Aplastamiento en el área proyectada de tornillos (en conexiones por apoyo directo) y remaches

2

Fy = 46,000 lb/plg

2

2

Ft = 27,500 lb/plg

2

Ft = 30,000 lb/plg

2

2

Ft = 20,500 lb/plg

2

Ft = 22,500 lb/plg

2

Fy = 50,000 lb/plg

2

Ft = 0,60 Fy

Ft = 20,000 lb/plg

2

Ft = 22,000 lb/plg

Ft = 0,45 Fy

Ft = 15,000 lb/plg

2

Ft = 16,000 lb/plg

Fy = 0,40 Fy

Fy = 13,000 lb/plg

2

Fy = 14,500 lb/plg

2

Fy = 18,500 lb/plg

2

Fy = 20,000 lb/plg

2

Ft = 0,66 Fy

Fy = 22,000 lb/plg

2

Fy = 24,000 lb/plg

2

Fy = 30,500 lb/plg

2

Fy = 33,000 lb/plg

2

Fb = 0,60 Fy

Fb = 20,000 lb/plg

2

Fb = 22,000 lb/plg

2

Fb = 27,500 lb/plg

2

Fb = 30,000 lb/plg

Fb = 0,60 Fy

Fb = 20,000 lb/plg

2

Fb = 22,000 lb/plg

2

Fb = 27,500 lb/plg

2

Fb = 30,000 lb/plg

2

Fb = 27,000 lb/plg

2

Fb = 34,500 lb/plg

2

Fb = 37,500 lb/plg

2

Fp = 33,000 lb/plg

2

Fp = 41,500 lb/plg

2

Fp = 45,000 lb/plg

2

Fp = 48,500 lb/plg

2

F´p = 62,000 lb/plg

2

Fp = 67,500 lb/plg

2

2

Ver Art. 8-8 Fb = 0,75 Fy

Fb = 25,000 lb/plg

Fp = 0,90 Fy

Fp = 30,000 lb/plg

Fp = 1,35 Fy

Fp = 45,000 lb/plg

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2

2

2



Debido a sus características individuales, cada uno de los aceros mencionados se utiliza cuando así lo requieren las condiciones específicas; sin embargo, el más utilizado es el A36. A menos que se indique lo contrario, todos los ejemplos y problemas de este libro estarán basados en dicho tipo de acero. Si se desea utilizar uno de los aceros de alta resistencia, el diseñador puede consultar la tabla 5-2 y usar los esfuerzos permisibles señalados por las especificaciones ASTM. 5-2 Nomenclatura. Las especificaciones AISC utilizan en sus fórmulas y esfuerzos permisibles un sistema de identificación que difiere en parte del empleado comúnmente en la mecánica y el diseño estructural; a continuación se encontrará una lista seleccionada de conceptos. Para evitar confusiones, los términos familiares y acostumbrados se utilizan en el texto con la misma nomenclatura empleada por las especificaciones AISC. 2 2 A Area de la sección transversal (plg o cm ) 2 2 Af Area del platín en comprensión (plg o cm ) Bxy By Factor de flexión con respecto a los ejes X – X e Y – Y, respectivamente, empleados para determinar la carga axial equivalente en columnas sometidas a cargas combinadas; igual a A/Sx A/Sy, respectivamente Cc Relación de esbeltez de columnas, que divide el pandeo elástico del inelástico; igual a

2 2 E Fy E Fa Fas Fb Fp Ft Fv Fy I K L Lc Lu M Mp ML Mp My P S V Z c d f fa

2

2

Módulo de elasticidad del acero (29,000,000 lb/plg ; 2,100,000 kg/cm ) 2 Esfuerzo axial de comprensión permisible, cuando no existen esfuerzos de flexión (lb/plg , 2 2 kips/plg , kg/cm ) Esfuerzo axial de comprensión permisible para riostras y otros miembros secundarios, cuando 2 2 2 no existen esfuerzos de flexión (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo permisible a la flexión, en ausencia de esfuerzos axiales (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo permisible al aplastamiento (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo permisible a la tensión (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo permisible al cortante (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 Punto de fluencia mínimo especificado para el tipo de acero utilizado (lb/plg o kg/cm si no se 2 2 2 indica otra cosa) (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 4 4 Momento de inercia de la sección (plg , cm ) Factor de longitud efectiva (adimensional) Longitud del claro (pies, metros) Longitud máxima sin arriostrar del patín de comprensión, en donde puede tomarse el esfuerzo permisible de flexión como 0.66 Fy (pies metros) Longitud máxima sin arriostrar del patín de comprensión, en donde puede tomarse el esfuerzo permisible de flexión como 0.6 Fy (pies metros) Momento (kips-pie, kips-plg, kg-m, kg-cm) Momento producido por la carga muerta (kips-pie, kips-plg, kg-m, kg-cm) Momento producido por la carga viva (kips-pie, kips-plg, kg-m, kg-cm) Momento plástico (kips-pie, kg-m) Momento elástico de flexión al punto de fluencia (kips-pie, kg-m) Carga aplicada (kips, kg) 3 3 Módulo de sección elástico (plg , cm ) Cortante estático en la viga (kips, kg) 3 3 Módulo de sección plástico (plg , cm ) Distancia del eje neutro a la fibra extrema de una viga (plg, cm) Peralte de una viga o trabe (plg, cm) 2 2 2 Esfuerzo unitario (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo axial calculado (lb/plg , kips/plg , kg/cm )


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fb fv fy l lb q r rb rx ry t

2

2

Esfuerzo de flexión calculado (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo cortante calculado (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) 2 2 2 Esfuerzo de fluencia (lb/plg , kips/plg , kg/cm ) Longitud real sin arriostrar (plg, cm) Longitud real sin arriostrar en el plano de flexión (plg, cm) Factor de carga Radio de giro que controla el diseño (plg, cm) Radio de giro con respecto con respecto al eje de flexión (plg, cm) Radio de giro con respecto al eje X – X (plg, cm) Radio de giro con respecto al eje Y – Y (plg, cm) Espesor del alma de trabes, viga y columnas (plg, cm) Espesor de placas y ángulos (plg, cm) u factor de forma Z/S (adimensional) y Distancia del eje neutro al centroide de una sección (plg. cm) e Deformación unitaria 5-3 Perfiles estructurales Los perfiles estructurales de acero que se utilizan con mayor frecuencia en la construcción de edificios son las vigas de patines anchos (WF), las vigas I estándar, las secciones canal, los ángulos y las placas; en las tablas 4-1 a 4-7, inclusive, se dan las propiedades de diferentes perfiles laminados. Estas tablas, algunas de las cuales han sido condensadas, se tomaron del Steel Construction, Manual del Institute Americano de la Construcción en Acero (AISC) 5-4 Designaciones de perfiles estructurales laminados. Al designar los perfiles de acero en los planos y dibujos, es conveniente seguir un método normalizado de abreviaturas; los símbolos o abreviaturas para identificar las dimensiones o peso de las secciones no se utilizan, es decir, una viga I estándar americana de 15 plg de peralte y cuyo peso es de 42.9 lb/pie, se designa como 15 I 42.9. A continuación se señalan las abreviaturas convencionales para otros tipos de secciones.

Ángulos de lados iguales

12 I 31.8 18 WF 50 6 B 12 8 M 17 6 x 6 M 25 6 Jr 4.4 6 Jr [ 6.5 12 [ 25 <4x4x 3

Ángulos de lados desiguales

<6x4x

Largueros de acero de alma abierta – series “J” “Tes” estructurales “Tes” (patín y alma) Zetas

14 J 5 ST 6 WF 20 T 4 x 3 x 9.2 Z 5 x 3 1 x 14.0

Placas

Pl. 18 x 12 x 1

Barras cuadradas

Barra 1

Barras redondas o varillas

Barra 1 Ø Barra 2 x 1

Vigas estándar americanas Perfiles de patines anchos Vigas livianas diversas Perfiles diversos Columnas livianas diversas Vigas junior Canales junior Canales estándar americanas

Barras planas (soleras)

Tabla 4-1 Tabla 4-2 Tabla 4-3 Tabla 4-3 Tabla 4-4 Tabla 4-4 Tabla 4-4 Tabla 4-5 Tabla 4-6

8

1 2

Tabla 4-7 Tabla 5-13

4

2 1 4

2

5-5 Perfiles compactos y no compactos. En la tabla 4-2 podemos ver que en la nota al pie de la misma se designan ciertas secciones como no compactas; en particular, podemos ver que la sección 10 WF 45 es compacta, pero la 10 WF 49 es no compacta en algunos tipos de acero. Para quedar dentro de la clasificación de secciones compactas, la relación de ancho a espesor de los elementos sobresalientes del patín de comprensión no debe ser mayor de 1,600/ Fy (en sistema inglés), con la TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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excepción de que en perfiles rolados se permite una variación del 3% en más. Para el acero A36, 1,600/ F y = 1,600/ 36,000 = 8.42 En la tabla 4-2 se dan las dimensiones de las vigas mencionadas en el párrafo anterior y en la figura 5-1 se muestran las mismas. La relación de ancho a espesor de los elementos sobresalientes del patín de comprensión de la 10 WF 45 es

8.022  0.35  0.618  6.26 2

Fig. 5-1 Y para la 10 WF 49

10.00  0.34  0.558  8.65 2 Vemos entonces que en el caso de la 10 WF 45, 6.26 es menor que 8.42 y por consiguiente es una sección compacta, en acero A36. En el caso de la sección 10 WF 49, 8.65 es mayor que 8.42 y es entonces una sección no compacta, en acero A36. Como se verá después, esta clasificación es un factor muy importante para determinar los esfuerzos permisibles de flexión. Las secciones pueden identificarse fácilmente en las tablas y no se necesita realizar ya ningún cálculo adicional. 5-6 Esfuerzos permisibles para el acero estructural. En las especificaciones AISC se dan los esfuerzos permisibles para el diseño en acero estructural, como porcentajes de F y, el esfuerzo en el punto de fluencia. Como un ejemplo Ft, el esfuerzo permisible de tensión en secciones netas, excepto a través de agujeros para pasadores, se especifica como Ft = 0.60 Fy; por tanto, para el acero A36, 2 Ft = 0.60 x 36,000 = 21,600 lb/plg . En las tablas de esfuerzos permisibles se redondea este esfuerzo, 2 para simplificar los cálculos, y veremos entonces F t = 22,000 lb/plg . Ver tabla 5-2. Dicha tabla incluye una lista seleccionada de esfuerzos, y es una recopilación de las especificaciones AISC. Los esfuerzos que aparecen en los ejemplos y problemas incluidos en este libro son los del acero A36, a menos que se indique lo contrario, dado que este tipo de acero se utiliza con mucha frecuencia. Si se desea emplear algún otro tipo de acero, los esfuerzos unitarios permisibles conservarán los porcentajes especificados de Fy, el esfuerzo de fluencia. Estos esfuerzos se pueden encontrar en la tabla 5-2. 5-7 Esfuerzos permisibles para remaches y tornillos. Además de los nuevos aceros usados en perfiles estructurales, existen también materiales nuevos para remaches y tornillos; los tres grados de acero para remaches son:  ASTM A141, Acero para remaches estructurales  ASTM A195, Acero de alta resistencia para remaches estructurales  ASTM A406, Acero de aleación de alta resistencia para remaches estructurales En la tabla 5-3 se dan los esfuerzos unitarios permisibles de tensión y cortante para remaches y tornillos; los esfuerzos están en unidades de libras por pulgada cuadrada de área del remache, antes de fijarlo, o del área del vástago fuera de la rosca en tornillos y otras piezas roscadas. El tipo de acero más utilizado para remaches es el A141. El esfuerzo unitario permisible de aplastamiento, F p , en el área proyectada de remaches y tornillos en conexiones por apoyo directo, es F p = 1.35 F p , donde F y es el esfuerzo de fluencia de la parte conectada; entonces, para acero A36

F p = 1.35 x 36,000 = 48,600 lb/plg2 TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Este esfuerzo se ha redondeado a 48,500 lb/plg . Ver tabla 5-2 5-8 Soporte lateral de vigas. Consideremos una viga WF o una viga I, utilizadas como vigas libremente apoyadas; el patín superior resiste esfuerzos de compresión y tiene la misma al pandeo que se presenta en una columna cargada. Este patín puede estar soportado lateralmente en toda su longitud por medio del piso y diremos entonces que está “arriostrado adecuadamente”. Sin embargo, muy a menudo el soporte lateral existe solamente en ciertos puntos a lo largo de la viga y el diseñador deberá tomar en cuenta la distancia que hay entre los puntos de soporte lateral. Tabla 5-3 Esfuerzos Unitarios Permisibles de Tensión y cortante para remaches y tornillos* en libras por pulgada cuadrada Cortante ( F p ) Tensión Conexiones Descripción Conexiones (Ft) por apoyo por fricción derecho Remaches A 141 hincados en caliente 20,000 15,000 Remaches A195 y A406 hincados en caliente 27,000 20,000 Tornillos A307 y partes roscadas de acero A7 y A373 14,000 10,000 F 0.40 0.30 F p Partes roscadas de otros tipos de acero p Tornillos A325, cuando la rosca no está excluida de 40,000 15,000 15,000 los planos de corte Tornillos A325, cuando la rosca está excluida de los 40,000 15,000 22,000 planos de corte Tornillos A354, grado BC, cuando la rosca no está 50,000 20,000 20,000 excluida de los planos de corte Tornillos A354, grado BC cuando la rosca está 50,000 20,000 24,000 excluida de los planos de corte *Reproducida del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC). Veamos la tabla 5-5. En dicha tabla se encuentran las cargas uniformemente distribuidas, permisibles para diferentes vigas y claros; cada viga encontraremos valores de Lc y Lu . Lc es la longitud máxima sin arriostrar del patín de compresión, en pies, para la cual se han calculado las cargas tabuladas, 2 para un perfil simétrico compacto y con un esfuerzo de flexión de 24,000 lb/plg ; Lu es la longitud máxima sin arriostrar del patín de compresión, en pies, más allá de la cual el esfuerzo permisible será 2 menor que 22,000 lb/plg . Si una viga compacta está soportada lateralmente a intervalos no mayores que Lc , el esfuerzo 2

permisible de flexión Fb , para acero A36, es de 24,000 lb/plg ; en caso de que la distancia sin soporte lateral sea mayor que Lc , pero menor que Lu , el esfuerzo permisible de flexión para el mismo tipo de 2 acero es de 22,000 lb/plg . En perfiles clasificados como no compactos, el esfuerzo permisible a la 2 flexión para acero A36 es de 22,000 lb/plg para toda longitud sin arriostrar, menor de Lu ; para el diseño de vigas en donde la longitud sin soporte sea mayor que Lu , ver el artículo 5-19. Las cargas específicas para las vigas de la tabla 5-5 se han basado en un esfuerzo permisible de 2 2 flexión de 24,000 lb/plg ; si el esfuerzo permisible es de 22,000 lb/plg , las cargas tabuladas deberán reducirse. Ver artículo 5-16. 5-9 Vigas “I” de acero. La sección laminada más económica que se utiliza como viga es la que tiene forma de I, ya sea la I estándar, o bien la de patines anchos o WF; éstas son secciones simétricas con respecto a sus dos ejes principales y cuando se utilizan como vigas descansan sobre uno de sus patines. La mayor parte del material de su sección transversal está contenida en los patines, condición que es ideal para el caso de flexión, donde los mayores esfuerzos se presentan en las áreas de dichos elementos. Hablando en general, una viga de acero debe tener un área lo suficientemente grande para resistir toda la flexión, el cortante y la deflexión. 5-10 Flexión. El diseño de una viga de acero, por flexión, es un problema sencillo; consiste M simplemente en la aplicación de la fórmula de la cuadría a la flexión, = S. Antes de comenzar los f TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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cálculos, debe decidirse el tipo de acero que se usará, ya sea A36, o algún otro; también debe determinarse la longitud sin soporte lateral, puesto que estos conceptos definen el esfuerzo permisible de flexión. Una vez hecho lo anterior, se calcula primeramente el momento flexionante máximo, como ya se ha explicado, dividiendo a continuación este momento entre el esfuerzo 2 permisible en la fibra extrema; los reglamentos de construcción permiten 22,000 lb/plg o 24,000 2 lb/plg para el acero A36. El cociente así obtenido nos da S, que es el módulo de sección requerido para la viga y, para seleccionar el perfil adecuado, bastará consultar las tablas de propiedades de secciones; en general, la sección más liviana será también la más económica. Uno de los errores más comunes que se cometen al utilizar la fórmula de la escuadría es el de mezclar o confundir las 2 unidades; es decir, si f está en lb/plg , por ejemplo, M deberá estar en libras-pulgadas, no en libras2 pie; en unidades métricas, si f está en kg/cm , M deberá estar en kilogramos-centímetros, no en kilogramos-metros. Es muy importante que el principiante comprenda perfectamente el procedimiento anteriormente descrito, ya que es aplicable a cualquier tipo de carga; sin embargo, en la práctica, el tipo más común es el de vigas con cargas uniformemente distribuidas y en estos casos los diseñadores pueden dirigirse directamente a algunas tablas de cargas admisibles en vigas, para seleccionar el tamaño adecuado de la misma. Sólo es necesario entonces conocer la carga y el claro; ver el artículo 5-16 y la tabla 5-5. EJEMPLO. Diséñese por flexión una viga de acero cuyo claro es de 12 pies y que soporta una carga total uniformemente distribuida de 24,000 lb, incluyendo su peso propio; la viga está libremente apoyada, es de acero A36 y está soportada lateralmente en toda su longitud. Solución. La fórmula de la escuadría es M/f = S (articulo 4-2) y el esfuerzo permisible en la fibra 2 extrema, f es de 24,000 lb/plg (tabla 5-2). Entonces M =

M

Wl , (caso 2, tabla 3-1) 8

24.00 x12 x12  432.000 lb  p lg 8

y

S

M 432.000   18 p lg f 24.000

es el módulo de sección requerido. 3 Cualquier viga cuyo módulo de sección sea igual o mayor que 18 plg es adecuada con respecto a los esfuerzos de flexión. La tabla 5-5 es muy conveniente cuando se ha encontrado ya el módulo de sección requerido; en ella 3 vemos que una 8 WF 24 tiene un módulo de sección de 20.8 plg y por consiguiente es aceptable; al revisar más cuidadosamente la tabla, puede verse que el módulo de sección de una 10 WF 21 es de 3 21.5 plg y pesa menos que la 8 WF 24. Todavía podemos encontrar otra sección aceptable en la tabla 4-3, que es la 14 M 17.2; esta viga pesa aún menos que la 10 WF 21, pero su peralte es 4 plg mayor. Cualquiera de las vigas mencionadas es aceptable y por lo general la más ligera es la más económica. Debemos observar que la sección 10 WF 21 pudo haberse escogido sin hacer ningún cálculo, utilizando una carga distribuida de 29,000 lb. La viga anterior se ha diseñado solamente por flexión; un diseño completo requiere además una revisión por cortante y por deflexión. EJEMPLO. Una trabe (viga) tiene un claro de 18 pies y sirve como apoyo a otras vigas, de ambos lados de ella, a intervalos de 6 pies; de esta manera, la trabe recibe dos cargas concentradas de 8,000 lb cada una, a los tercios del claro y está soportada lateralmente en los mismos puntos. Además, la trabe soporta en toda su longitud una carga uniformemente distribuida de 400 lb-pie, incluyendo su peso propio; diséñese la viga por flexión, suponiendo que se utilizará acero A36. Solución. La viga tiene una carga total de 8,000 + 8,000 + (18 x 400), es decir, 23,000 lb, y está cargada simétricamente; por consiguiente,

23.200  11.600 lb 2 El momento flexionante máximo se presenta en el centro del claro; entonces, M(x=9) = (11,600 x 9) - [(800 x 3) + (400 x 9 x 4.5)] R1  R2 


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= 64,200 lb-pie = 770,400 lb-plg 2 Supondremos que la viga es un perfil compacto; por consiguiente, Fb = 24,000 lb/plg (ver tabla 5-2), y

S

M 770.400   32.1 p lg f 24.000

Es el módulo de sección requerido. En la tabla 5-5 vemos que una viga 12 WF 27 tiene un módulo de 3 sección de 34.1 plg ; encontramos allí también que la longitud L c para esta viga es de 7.0 pies, distancia mayor que los 6 pies a los cuales está soportada lateralmente, por lo que se acepta. En algunas ocasiones, las condiciones particulares de la construcción limitan el peralte de la viga y, en consecuencia, su selección debe hacerse teniendo en mente este factor. En el diseño de las vigas de los vigas de los siguientes problemas, supóngase que se usará acero A36 y que las vigas están soportadas lateralmente en toda su longitud. Esto dará como resultado un 2 esfuerzo permisible de flexión, Fb de 24,000 lb/plg . Problema 5-10-A Diseñar por flexión una viga cuyo claro es de 14 pies y que soporta una carga total uniformemente distribuida de 19,800 lb. Problema 5-10-B Diseñar por flexión una viga cuyo claro es de 16 pies y que soporta una carga concentrada de 12,500 lb en el centro del claro. Problema 5-10-C Una viga con claro de 15 pies soporta tres cargas concentradas de 4,000, 5,000 y 6,000 lb localizadas a 4, 10 y 12 pies del apoyo de la izquierda, respectivamente. Diseñar la viga por flexión. Problema 5-10-D Una viga de 30 pies de largo soporta dos cargas de 9,000 lb cada una, en los tercios del claro, así como una carga total uniformemente distribuida de 30,000 lb. Diseñar la viga por flexión. Problema 5-10-E Diseñar por flexión una viga de 12 pies de longitud que soporte una carga uniforme de 2,000 lb-pie y una carga concentrada de 8,400 lb, situada a 5 pies de uno de los apoyos. Problema 5-10-F Una viga de 19 pies de largo soporta dos cargas concentradas de 6,000 y 9,000 lb, a 5 y 13 pies del apoyo de la izquierda, respectivamente. Además existe una carga uniformemente de 1,200 lb-pie, que se inicia a 5 pies del apoyo de la izquierda y llega hasta el apoyo de la derecha. Diseñar la viga por flexión. Problema 5-10-G Una viga de acero de 16 pies de largo soporta dos cargas distribuidas, una de 200 lb-pie, aplicada en 10 pies de su longitud a partir del apoyo de la izquierda, y la otra de 100 lb-pie aplicada a partir de este último punto y llegando hasta el apoyo de la derecha; existe además una carga concentrada de 8,000 lb localizada a 10 pies del apoyo de la izquierda. Diseñar la viga por flexión. Problema 5-10-H Diseñar por flexión una viga libremente apoyada, de 12 pies de largo, que soporta dos cargas concentradas de 12,000 lb cada una, situada una de ellas a 4 pies del apoyo de la derecha y la otra a 4 pies del apoyo de la izquierda. Problema 5-10-I Una viga en voladizo, de 8 pies de longitud, soporta una carga uniforme de 1,600 lbpie. Diseñar la viga por flexión. Problema 5-10-J Una viga en voladizo, de 6 pies de longitud, soporta una carga concentrada de 12,300 lb en su extremo libre. Diseñar la viga por flexión. 5-11 Cortante Después que se diseña una viga por flexión, debe revisarse por cortante. La mayoría de las vigas que son lo bastante fuertes como para resistir la flexión, son también suficientes para resistir el cortante; es por esto que a menudo se omite este paso. Sin embargo, las vigas cortas, o aquellas que tienen cargas relativamente grandes cerca de los apoyos, deben revisarse siempre por cortante; en ocasiones, el tamaño de la viga debe aumentarse para resistir estos esfuerzos. La tendencia de una viga a fallar por cortante existe por el deslizamiento de las fibras de su sección, unas con respecto a otras, tanto vertical como horizontalmente; es posible demostrar que, en cualquier sección de la viga, las intensidades totales de los esfuerzos cortantes verticales y horizontales son de igual magnitud. En el caso de vigas de acero, solamente nos interesa el cortante horizontal; los esfuerzos no están distribuidos por igual sobre toda la sección transversal de la viga, sino que tienen su máximo en el eje neutro y son nulos en las fibras extremas. Debido a esto, se supone que el alma es la única parte que resiste el cortante en la sección de una viga de acero. Si el 2 esfuerzo cortante promedio no excede al esfuerzo cortante permisible, F y, que es de 124,500 lb/plg para el acero A36, la viga es segura con respecto a cortante.* 2 * El esfuerzo de 14,500 lb/plg se debe reducir la relación d/t excede 70. Se refiere al lector a las TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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normas AISC., Sec. 1.10.5.2 para estos casos de almas delgadas (Nota del Revisor Técnico). La siguiente fórmula puede utilizarse para encontrar el esfuerzo cortante promedio:

fv 

V dt 2

En donde

2

fy = esfuerzo cortante promedio, en lb/plg o kg/cm V = cortante vertical máximo, en lb o kg d = peralte total de la viga, en plg o cm t = espesor del alma de la viga, en plg o cm Recuérdese que el cortante vertical máximo en vigas libremente apoyadas es igual a la reacción mayor, que en vigas cargadas simétricamente, cada una de las reacciones es igual a la mitad de la carga total sobre la viga. Para encontrar los peraltes y espesores del alma reales de algunas vigas, ver tablas 4-1 y 4-2. EJEMPLO. Una viga 15 I 42,9, cuya longitud es de 14 pies, soporta una carga total uniformemente distribuida de 50,000 lb. Revisar el cortante. Solución. La carga total es igual a 50,000 lb

50,000  25,000lb 2 Por tanto, el cortante vertical máximo es V = 25,000 lb El peralte de la viga es igual a 15 plg y el espesor del alma a 0.41 plg (tabla 4-1); R1  R2 

V 25,000   4,065 lb/plg2 , es el esfuerzo cortante promedio. Como éste es menor dt 15 x 0.41 2 que el permisible, Fy, de 14,500 lb/plg (tabla 5-2), la viga es suficiente para resistir el cortante. EJEMPLO. ¿Cuál debería ser la magnitud máxima de una carga concentrada en el centro del claro de una viga 18 I 54.7, en cuanto a cortante se refiere? Solución. En la tabla 4-1 encontramos que para esta viga, d = 18 plg y t = 0.46 plg; en este ejemplo, el esfuerzo cortante promedio será igual al valor máximo permisible, Fy, el cual sabemos que es V 2 14,5000 lb/plg . Entonces, Fv yV  Fv x dt  14,500 x 18 x 0.46  120,060 lb ; como V es igual al valor dt de cada una de las dos reacciones, la magnitud de la carga concentrada P será igual a 2 V, es decir P = 2 x 120,060 = 240,120 lb. Debe notarse que se ha despreciado en este problema el peso propio de la viga. En los siguientes problemas, despréciese el peso propio de las vigas. Problema 5-11-A Una viga 10 I 35 soporta una carga total uniformemente distribuida de 40,000 lb. Revisar el cortante. Problema 5-11-B Una viga 8 I 18.4, de un emparrillado, tiene un cortante máximo de 32,000 lb ¿Es adecuada la viga? Problema 5-11-C Una viga 15 I 42.9 tiene dos cargas concentradas de 60,000 lb cada una, a distancias iguales de los apoyos. Revisar el cortante Problema 5-11-D Una viga libremente apoyada de sección 14 WF 34 y de 15 pies de longitud soporta una carga total, uniformemente distribuida, de 20,000 lb y una carga concentrada de 10,000 lb en el centro del claro. Revisar el cortante en la viga. Problema 5-11-E ¿Cuál es la carga distribuida máxima que se puede aplicar a una viga 20 I 65.4 libremente apoyada, con respecto a cortante?* *Exprese ésta como carga total W (Nota del Revisor Técnico) Problema 5-11-F Una viga 12 WF 27, libremente apoyada y con un claro de 20 pies, soporta tres cargas concentradas de 3,000, 4,000 y 5,000 lb a 2 pies, 8 pies y 11 pies del apoyo de la izquierda, respectivamente. Revisar la viga por cortante. 5-12 Deflexión. Además de resistir la flexión y el cortante, las vigas no deben deformarse excesivamente, ya que si no son lo suficientemente rígidas, podrán ocasionar agrietamientos en los 1 pisos y techos. Por lo tanto, deben revisarse para confirmar que su deflexión no sea mayor de 360 del claro, lo cual es generalmente aceptado para techos recubiertos con aplanados. Las Entonces

fv 


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especificaciones AISC vigentes señalan que las dimensiones de las vigas y trabes que soportan este 1 tipo de techos sean tales que su deflexión por carga viva no exceda de del claro; frecuentemente 360 sucede que una viga tiene las dimensiones adecuadas para resistir la flexión y el cortante, pero al revisarla se encuentra que su deflexión en mayor que la máxima permitida por los reglamentos de construcción. Para las vigas típicas con cargas simples, la deflexión máxima puede calcularse mediante las 3 fórmulas de la tabla 3-1, pero debe notarse que, en ellas el término l , l está en pulgadas (o en cm, según el sistema utilizado), no en pies (o metros). Para una viga libremente apoyada, con carga uniformemente distribuida, la deflexión máxima se calcula mediante la fórmula.

5 Wl 3 x 384 EI

D

(caso 2, tabla 3-1)

En donde D W L E

= deflexión máxima, plg o cm = carga total, distribuida uniformemente, en lb o kg = longitud del claro en plg o cm 2 2 = módulo de elasticidad de la viga en lb/plg o kg/cm (para el acero estructural, E = 2 2 29,000,00 lb/plg ó 2,100,000 kg/cm ) I = momento de inercia de la sección transversal de la viga, en plg o cm a la cuarta potencia. En una viga cuya carga difiera de las cargas simples anteriores, podemos encontrar la carga uniformemente distribuida W que produciría el mismo momento flexionante, utilizando entonces la fórmula anterior para el cálculo aproximado de su deflexión. Cuando la deflexión máxima se presenta en el centro del claro, es a veces conveniente calcular por separado las deflexiones ocasionadas por las cargas individuales que actúan sobre la viga y sumar éstas para obtener la deformación total. EJEMPLO. Una viga de acero A36, libremente apoyada y con un claro de 20 pies, soporta una carga total uniformemente distribuida de 40,000 lb, incluyendo su peso propio. Si la viga está soportada lateralmente en toda su longitud ¿cuál deberá ser su tamaño, considerado que la deformación no 1 debe exceder a del claro? 360 Solución. El momento flexionante máximo es M 

Wl 40,000 x 20 x 12   1,200,000lb  p lg ; y el 8 8

módulo de sección requerido

S

M 1,200,000   50 p lg 3 f 24,000 3

Según la tabla 5-5, se puede seleccionar una viga 16 WF 36, cuyo módulo de sección es de 56.3 plg . La carga total sobre la viga es de 40,000 lb, por lo que cada una de las reacciones, así como V, el cortante vertical máximo, serán iguales a 20,000 lb; revisando entonces el cortante

fv 

V 20,000   4200lb / p lg 2 dt 15.85 x0.299

Es el esfuerzo cortante real, aceptable, ya que es menor que el permisible de 14,500 lb/plg Revisemos ahora la deflexión que tendría la 16 WF 36; la deflexión permisible es

2

1 del claro, o sea 360

20 x12  0.67 plg 360 La fórmula que se aplica a esta viga para encontrar la deflexión se encuentra en la tabla 3-1, caso 2,

D

5 Wl 3 x 384 EI 4

El momento de inercia de la sección es 446.3 plg (tabla 4-2), la longitud del claro es 20 x 12 = 240 TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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2

plg y E = 29,000,00 lb/plg Entonces,

5 40,000 x240 3 y D = 0.56 plg x 384 29,000,000 x446.3

D

es la flexión real, la cual es menor que la permisible de 0.67 plg; por consiguiente, la viga es aceptable tanto por cortante y por flexión. 5-13 Coeficientes para valuar deflexiones. Un método sencillo para calcular la deflexión máxima de vigas de acero con carga uniforme, consiste en utilizar la tabla 5-4, conjuntamente con la fórmula coeficient e de la tabla en donde D es la deflexión máxima, en pulgadas. D peralte de la viga Tabla 5-4 Coeficientes de Deflexión para cargas uniformemente distribuidas.

Claro, pies

Esfuerzo de flexión 2 lb por plg 22,000

24,000

10

2.274

2.481

11

2.750

12

3.273

13

Claro, pies


24,000

18

7.365

8.035

3.000

19

8.206

3.571

20

9.094

3.840

4.190

21

14

4.455

4.860

15

5.115

16

5.821

17

6.571

Claro, pies


24,000

26

15.369

16.766

8.952

27

16.572

18.079

9.921

28

17.824

19.448

10.025

10.936

29

19.120

20.858

22

11.002

12.002

30

20.462

22.322

5.580

23

12.027

13.120

31

21.848

23.824

6.350

24

13.094

14.284

32

23.280

25.396

7.169

25

14.209

15.506

33

24.758

27.009

Multiplicar por 0.8 los coeficientes de la tabla para cargas concentradas en el centro del claro. Multiplicar por 0.96 los coeficientes de la tabla para carga triangular con vértice en el centro del claro. Multiplicar por 1.02 los coeficientes de la tabla para cargas iguales, concentradas en los tercios del claro. Multiplicar por 0.92 los coeficientes de la tabla para carga irregular (aproximado). Para determinar la deflexión máxima, encuéntrese primero el coeficiente que corresponda al claro y al esfuerzo real de flexión f; divídase después este coeficiente entre el peralte de la viga, en pulgadas. Nótese que esta tabla es para usarse directamente en el caso de cargas uniformes, pero que multiplicando los coeficientes por los factores que aparecen al pie de la tabla, pueden encontrarse las deflexiones para otros tipos de carga. EJEMPLO. Una viga de acero. A36, libremente apoyada, tiene un claro de 16 pies y una carga total uniformemente distribuida de 39,000 lb, incluyendo su peso propio. Se utiliza una sección 12 WF 31 y 2 su esfuerzo en la fibra extrema es de 24,000 lb/plg . ¿Será la deflexión máxima real mayor que la 1 permisible de del claro? 360 2

Solución. Según la tabla 5-4, el coeficiente que corresponde a un esfuerzo de flexión de 24,000 lb/plg y un claro de 16 pies es de 6,35; en la tabla 4-2 se encuentra el peralte de la WF 31, que es de 12.09 plg, por lo que, usando la fórmula ya mencionada.

D

6.35  0.526 p lg 12.09

16 x 12  0.53 p lg Como la deflexión máxima real no 360 excede la permisible, la viga es aceptable por deflexión. Para verificar la deflexión máxima real ya encontrada, utilicemos ahora la fórmula para valuarla según la tabla 3-1, caso 2 Será la deflexión máxima real. La permisible es

D

5 Wl 3 x 384 EI

y TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA



12

39,000 x16 x123 5 D x  0.526 p lg 384 29,000,000 x238.4 EJEMPLO. Una viga libremente apoyada soporta una carga total uniformemente distribuida de 42,000 lb, que incluye su peso propio. La longitud del claro es de 12 pies, la sección es una 12 WF 31 y el acero utilizado es A36. Calcular su deflexión real. Solución. Para comenzar, calculemos el esfuerzo real en la fibra extrema, lo cual se logra fácilmente M por medio de la fórmula de la escuadría a la flexión  S . El momento flexionante máximo es f

M

Wl 42,000 x12 x12   756,000lb  p lg 8 8 3

De acuerdo con la tabla 4-2, el módulo de sección, S, de una 12 WF 31 es de 39.4 plg ; entonces, el esfuerzo real en la fibra extrema es

M 756,000  19,200lb / p lg 2 S 39.4

f 

2

En la tabla 5-4 se encuentran solamente esfuerzos de 22,000 y 24,000 lb/plg , siendo el coeficiente 2 para un claro de 12 pies y un esfuerzo de 24,000 lb/plg igual a 3.571; sabemos, sin embargo, que la deflexión está en proporción directa a la magnitud del esfuerzo en la fibra extrema. Por esta razón, el coeficiente que se usará en este problema será sólo una fracción de 3.571, o sea (19,200/24,000) x 3.571; en la tabla 4-2 encontramos el peralte de una 12 WF 31, igual a 12.09 plg. La deflexión real será entonces

19,200 3.571 x  0.24 p lg 24,000 12.09

D

Esta deflexión es menor que la permisible, que es igual a

12 x12  0.4 p lg 360

5-14 Una Fórmula conveniente para valuar deflexiones. Si un diseñador está calculando el tamaño 2 de vigas simples con cargas uniformes, utilizando un esfuerzo permisible de 24,000 lb/plg , puede calcular la deflexión real por medio de la fórmula

0.02483xL2 d

D

En donde

D = deflexión máxima de la viga, en pulgadas L = longitud del claro de la viga, en pies. d = peralte de la viga, en pulgadas EJEMPLO. Una viga libremente apoyada tiene un claro de 16 pies y soporta una carga total, uniformemente distribuida, de 34,000 lb. La sección que se utiliza es una 12 WF 27 y el esfuerzo en la 2 fibra extrema es de 24,000 lb/plg , calcular su deflexión real. Solución. En la tabla 4-2 se encuentra el peralte de la viga, igual a 11.96 plg. La deflexión real será entonces.

0.02483xL2 0.02483x16 x16 ;D   0.53 p lg d 11.96

D

Calculando la deflexión mediante los coeficientes de la tabla 5-4,

D

6.35  0.53 p lg 11.96

EJEMPLO. Una viga de acero A36, libremente apoyada, tiene un claro de 20 pies y una carga total uniformemente distribuida de 40,000 lb, incluyendo su peso propio; la viga está soportada lateralmente en toda su longitud. ¿Cuál habrá de ser su tamaño si su deflexión máxima debe ser menor de 1/360 del claro? Solución. El momento flexionante máximo es

M

Wl 40,000 x20 x12   1,200,000lb  p lg 8 8


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y el módulo de sección requerido

S

M 1,200,000   50 p lg f 24,000

Por las tablas 4-2 ó 5-5, seleccionamos tentativamente una 16 WF 36, cuyo módulo de sección = 56.3 3 plg , es suficiente para el caso; a continuación revisaremos la viga por cortante y por deflexión. Según 4 la tabla 4-2, d = 15.85 cm, el espesor del alma = 0.299 plg, e I = 446.3 plg Revisando por cortante,

fv 

V 20,000   4200lb / p lg 2 dt 15.85 x0.299

Será el esfuerzo cortante real, aceptable, porque es menor que el permisible de 14,500 lb /plg Para el cálculo de la deflexión utilizamos la fórmula de la tabla 3-1, caso 2

2

40,000 x20 x123 5 Wl 3 5 x  x  0.55 p lg 384 EI 384 29,000,000 x446.3

D

Que es la deflexión real. La deflexión permisible es

20 x12  0.67 p lg , mayor que la real, por lo que se acepta la 16 WF 36 360

5-15 Vigas con cargas ligeras. El diseño de una viga con carga relativamente ligera requiere una especial atención. Por lo general, el diseño debe llevarse a cabo ajustándonos al requisito de que la deflexión debe ser menos de 1/360 del claro; en el siguiente ejemplo se muestra cómo se logra esto. EJEMPLO. Una viga libremente apoyada tiene un claro de 20 pies y una carga total, uniformemente distribuida, de 12,000 lb. Si el acero es A36 y la viga está soportada lateralmente en toda su longitud, ¿cuál será la sección más ligera que puede utilizarse para soportar esta carga, siempre y cuando su deflexión máxima no sea mayor de 1/360 del claro? Solución. Examinemos la tabla 5-5. Nótese que en este caso no es de ninguna utilidad porque la magnitud de la carga es muy pequeña; téngase en mente también que las cargas de la tabla dan 2 como resultado un esfuerzo de 24,000 lb/plg en la fibra extrema. El esfuerzo real de flexión en la viga que seleccionemos será probablemente mucho menor. El momento flexionante máximo es

M

Wl 12,000 x20 x12   360,000lb  p lg 8 8

Y entonces el módulo de sección mínimo requerido será

S

M 360,000   15 p lg 3 f 24,000 3

En la tabla 5-5 encontramos una 8 I 23, cuyo módulo se sección es de 16 plg y que soportará la 20 x12 carga, pero su deflexión real, 1.15 plg, es mayor que la permisible de  0.67 p lg 360 El procedimiento correcto es determinar el momento de inercia mínimo requerido. Para esto, se despeja I de la fórmula de la deflexión, colocando la deflexión permisible, 0.67 plg, en el término a la derecha de la ecuación; entonces, el momento de inercia mínimo requerido será

I

5 Wl 3 5 12,000 x20 x123 x  x 384 ED 384 29,000,000 x0.67 4

I = 113 plg Regresemos ahora a la tabla 4-2 y seleccionemos la viga más ligera que tenga un momento de 4 3 inercia igual o mayor que 113 plg y un módulo de sección igual o mayor que 15 plg ; una 10 WF 25 cumple con estos requisitos y es por consiguiente aceptable. El esfuerzo real en la fibra extrema es entonces

f 

M 360,000   13,600lb / p lg 2 S 26.4

El lector debe asegurarse de que este procedimiento quede perfectamente comprendido, ya que es sorprendente la frecuencia con que se presenta este tipo de problemas en la práctica; además de la explicación anterior, en el artículo 5-24 se discute nuevamente el diseño de vigas con cargas TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA



relativamente ligeras. Como un auxiliar para determinar el tamaño adecuado de vigas en esta situación, en este libro se presenta la tabla 5-12, que proporciona las cargas de seguridad basadas en las deflexiones máximas permisibles. Al diseñar las vigas de los siguientes ejemplos, supónganse que el acero es A36 y que cada viga está soportada lateralmente en toda su longitud. Para simplificar los cálculos, despréciese la carga uniformemente debida al peso propio de la viga. Problema 5-15-A Diseñar una viga de acero para un claro de 18 pies, con una carga total uniformemente distribuida de 36,000 lb y conservando su deflexión máxima dentro del límite permisible. Problema 5-15-B Una viga de acero de 15 pies de longitud soporta dos cargas concentradas de 14,000 lb cada una, en los tercios del claro. Diseñarla y calcular su deflexión; ver la nota al pie de la tabla 5-4 Problema 5-15-C Diseñar una viga de 12 pies de longitud, con una carga concentrada de 22,000 lb en ele centro del claro. Calcular su deflexión. Problema 5-15-D Calcular la deflexión de una viga 16 WF 36, con un claro de 18 pies y una carga concentrada de 14,000 lb en el centro del claro. Problema 5-15-E Diseñar una viga de acero de 20 pies de longitud, que soporta tres cargas concentradas de 5,000, 6,000 y 7,000 lb, a 6, 9 y 14 pies del apoyo de la izquierda, respectivamente y manteniendo la deflexión dentro del límite permisible. Problema 5-15-F Calcular la deflexión de una viga 15 I 42.9, libremente apoyada, con dos cargas concentradas de 12,000 lb cada una, en los tercios del claro, que mide 21 pies. Problema 5-15-G Diseñar una viga de acero de 20 pies de longitud, con una carga total uniformemente distribuida de 29,000 lb. Revisarla por cortante y por deflexión. Problema 5-15-H Una viga de acero A36, libremente apoyada, tiene una claro de 16 pies y una carga total uniformemente distribuida de 10,000 lb; está soportada lateralmente en toda su longitud y su deflexión máxima no debe ser excesiva. Determinar la viga más ligera que sea aceptable. Problema 5-15-I Una viga de acero A36, libremente apoyada, tiene un aclaro de 22 pies y una carga total uniformemente distribuida de 14,000 lb; está soportada lateralmente en toda su longitud y su deflexión máxima no debe ser excesiva. Determinar la viga más ligera que sea aceptable. 5-16 Tablas de cargas de seguridad para vigas de patines anchos y vigas “I” estándar. Como las vigas libremente apoyadas con cargas uniformemente distribuidas, se presentan en la práctica con tanta frecuencia, las tablas de cargas máximas para algunos claros específicos son de gran conveniencia para el diseñador. La tabla 5-5 es de este tipo; las cargas están dadas en kips (1,000 2 lb), y el esfuerzo máximo en la fibra extrema que se usó al calcular las cargas es de 24,000 lb/plg . En dicha tabla vemos que una 12 I 31.8 soportará en forma segura una carga distribuida de 36,000 lb en un claro de 16 pies; es obvio que la misma viga soportará cualquier carga de menor magnitud, 2 pero el esfuerzo resultante en la fibra extrema será menor de 24,000 lb/plg . 2 Si el diseñador desea utilizar otro esfuerzo permisible, en vez de 24,000 lb/plg , puede aún usarse la esfuerzo permisible tabla por el factor . Como un ejemplo, una viga 12 I 31.8 soportará en forma 2,400 segura una carga uniformemente distribuida de 36,000 lb, en un claro de 16 pies, si el esfuerzo 2 permisible es de 24,000 lb/plg ; si para el mismo claro, el diseñador desea utilizar un esfuerzo permisible de 22,000 lb/plg2, la carga permisible de seguridad será

22,000 x36,000  33,000lb 24,000 Deben tenerse en cuenta las líneas gruesas verticales de la tabla 5-5, ya que las cargas situadas a la 1 derecha de ellas darán como resultado deflexiones mayores de del claro. 360


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Tabla 5-5 Cargas de seguridad uniformemente distribuidas, para vigas de patines anchos y 2 vigas “I” estándar, en kips* - Basada en un esfuerzo de 214,000 lb/plg en la fibra extrema

Las cargas indicadas a la derecha de las líneas verticales gruesas producirán deflexiones mayores de 1/360 del claro. *Recopilado del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC)

Si se conocen la carga y al longitud del claro, puede seleccionarse directamente de la tabla la sección más adecuada; recuérdese que si el peralte no es un factor de importancia, la viga más ligera es generalmente la más económica. EJEMPLO. Una viga de acero A36 con un claro de 18 pies soporta una carga total uniformemente distribuida de 40,000 lb; su deflexión no debe ser excesiva. Si la viga está soportada lateralmente en toda su longitud, determínese la sección adecuada más ligera, mediante el uso de la tabla 5-5. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Solución. En la tabla 5-5 vemos que una 12 I 40.8 soportará una carga de 40,000 lb, pero su deflexión resulta mayor de 1/360 del claro. Vemos también que una 14 WF soportará 43,000 lb y que su deflexión no es excesiva; la 14 WF pesa menos, soporta una carga mayor y tiene menor deflexión. Obsérvese, sin embargo, que la 14 WF tiene 3 plg más de peralte, lo cual puede o no ser una objeción. El objeto de incluir la cantidad

d en la tabla 5-5, se aclara en el artículo 5-19. Af

Para las cargas y los claros siguientes, determínense mediante la tabla 5-5 las vigas más ligeras de acero A36. Las vigas están soportadas lateralmente en toda su longitud y su deflexión no debe ser 1 mayor de del claro. 360 Problemas 5-16-A-B-C Una carga total uniformemente distribuida, en claros de: a) 8 pies, b) 10 pies, c) 13 pies. Problemas 5-16-D-E-F. Una carga total, uniformemente distribuida, en claros de d)12 pies, e)14 pies, f)16 pies. 5-17 Tablas de cargas de seguridad para canales utilizadas como vigas. La tabla 5-6 nos indica las cargas de seguridad para canales de acero A36; el esfuerzo permisible en la fibra extrema que se 2 utilizó para calcular las cargas de esta tabla fue de 22,000 lb/plg , y se supuso que las canales están soportadas lateralmente a intervalos no mayores de L u. 5-18 Cargas distribuidas equivalentes. Las cargas en la tabla 5-5 son, como ya se dijo antes, uniformemente distribuidas, pero mediante el uso de ciertos coeficientes también pueden emplearse los valores de la tabla para el caso de cargas concentradas El momento flexionante máximo para una viga libremente apoyada, con carga uniformemente Wl distribuida, es M  . Para la misma viga con cargas concentradas iguales, aplicadas a los tercios 8 Pl del claro, M  . Ver casos 2 y 4 de la tabla 3-1; igualando estos valores, 3

Wl Pl  y W  2.67 xP 8 3 Tabla 5-6 CARGAS DE SEGURIDAD UNIFORMEMENTE DISTRIBUIDAS FORMADAS POR CANALES EN KIPS* 2 Basada en un esfuerzo de 22,000 lb/plg en la fibra extrema

PARA

VIGAS


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Las cargas indicadas a la derecha de las líneas verticales gruesas producirán deflexiones mayores de 1/360 del claro. *Recopilado del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la Construcción en Acero (AISC)

Figura 5-2 Esto significa que si una de las cargas concentradas del caso 4 se multiplica por el coeficiente 2.67, tendremos una carga distribuida equivalente (EDL) que producirá el mismo momento flexionante que las cargas originales. Entonces, aunque la carga no sea uniforme, podemos seleccionar las vigas adecuadas mediante la tabla 5-5, encontrando esta carga distribuida equivalente para el caso considerado. En la figura 5-2 se muestran los coeficientes para otros tipos de carga. Las cargas equivalentes encontradas mediante este método no incluyen, por supuesto, el peso propio de la viga; recuérdese también que las vigas diseñadas por este método deben revisarse por cortante y por deflexión. EJEMPLO. Una viga libremente apoyada tiene un claro de 20 pies, con cargas iguales, de 8,000 lb cada una, concentradas en los cuartos del claro. Seleccionar, por su resistencia a la flexión y mediante el uso de la tabla 5-5, la viga más económica. Solución En la figura 5-2c encontraremos que la carga distribuida equivalente para este tipo de carga es EDL = 4 x P; entonces EDL = 4 x 8,000 = 32,000 lb. De acuerdo con la tabla 5-5, seleccionaremos una 14 WF 30 para un claro de 20 pies. EJEMPLO Una viga en voladizo tiene una longitud de 11 pies y una carga concentrada de 7,000 lb en su extremo libre. Selecciónese mediante la tabla 5-5 una viga que soporte esta carga. Solución. Según la figura 5-2c, EDL = 8 x P, es decir, la carga distribuida equivalente es 8 x 7,000 = 56,000 lb. En la tabla 5-5 vemos que una 14 WF 30 es la selección más ligera que soportará esta carga. Para los siguientes problemas, determínese las cargas distribuidas equivalentes y selecciónense, mediante la tabla 5-5, las vigas más ligeras. En cada uno de los casos, revísese la selección efectuada, usando la fórmula de la escuadría a la flexión. Problema 5-18-A Una viga libremente apoyada, con un claro de 15 pies y dos cargas concentradas de 8,000 lb cada una, en los tercios del claro. Problema 5-18-B Una viga en voladizo, de 12 pies de claro y con una carga total uniforme de 8,000 lb distribuida en toda su longitud. Problema 5-18-C Tres cargas concentradas, de 9,000 lb cada una, en los cuartos del claro de una viga libremente apoyada cuya longitud es de 24 pies. Problema 5-18-D Una viga libremente apoyada, con un claro de 18 pies y con una carga concentrada de 15,000 lb en el centro del claro. Problema 5-18-E Una carga concentrada se aplica a 7 pies de un extremo de una viga libremente apoyada, cuyo claro es de 21 pies. 5-19 Vigas sin soporte lateral. Cuando los patines de compresión de vigas compactas están TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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soportadas lateralmente a intervalos no mayores que Lc , el esfuerzo permisible por flexión para acero 2

A36 es de 24,000 lb/plg . Si la distancia entre soportes laterales excede

Lc , pero es menor que Lu ,

2

el esfuerzo permisible para el mismo tipo de acero es de 22,000 lb/plg . Para perfiles que no pueden clasificarse como seccione compactas, el esfuerzo permisible por flexión para acero A36 es de 2 22,000 lb/plg para todas las longitudes sin soporte lateral, menores de L u. Tabla 5-7

TABLA PARA EL DISEÑO DE VIGAS SIN SOPORTE LATERAL, PERFILES DE PATINES ANCHOS*

*Adaptado del “Engineering News Record” (marzo de 1948), Copyright Tabla 5-8 Tabla para el diseño de vigas sin soporte lateral Vigas “I” estándar y canales* Cuando la longitud sin soporte del patín de compresión es mayor que

Lu , el esfuerzo permisible por

flexión debe reducirse, de acuerdo con ciertas fórmulas y provisiones requeridas por las especificaciones AISC; el diseño de vigas, de acuerdo con estos requisitos, no es un asunto sencillo y el manual del AISC suministra gráficas adicionales para ayudar al diseñador. Como dichas gráficas no pueden incluirse en un libro del alcance del presente, se suministran las tablas 5-7 y 5-8 como una ayuda para seleccionar el tamaño adecuado de vigas. Las tablas se utilizan como sigue: Supongamos que se nos proporcionan el claro y la carga de una cierta viga, y que se nos dice además que la distancia entre los soportes laterales del patín de compresión es mayor que Lu. El primer paso consiste en calcular S, el módulo de sección mínimo requerido; a continuación, multiplíquese este módulo de sección por la longitud sin soporte lateral, en pies, y llamemos a esta cantidad (S x U). Entrando ahora a la tabla 5-7 ó 5-8 se encuentra un perfil cuyo valor (S x Lu ) sea mayor o igual que (S x U) y cuyo S sea igual o mayor que el módulo de sección mínimo requerido; en el siguiente ejemplo se ilustra el procedimiento.


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*Adaptado del “Engineering News Record” (marzo de 1948), Copyright, McGraw-Hill Publishing Co. EJEMPLO. Una viga de acero A36, libremente apoyada, tiene una longitud de 18 pies sin soporte lateral, y resiste una carga total, uniformemente distribuida, de 32,000 lb. Determinar el perfil WF más económico para esta carga; su deflexión máxima no debe exceder 1/360 del claro. Solución Para este tipo de viga y carga, veamos la tabla 3-1, caso 2; el momento flexionante máximo es

M 

Wl 8

M 

32,000 x18 x12 8

 864,000lb  p lg 2

El esfuerzo máximo permisible de flexión para una viga sin soporte lateral es de 22,000 lb/plg ; por consiguiente, el módulo de sección mínimo requerido es

S

M 864,000   39.3 p lg 3 f 22,000

Multiplicando ahora este módulo de sección por la longitud sin soporte lateral, (S x U) = 39.3 x 18 = 707.4 Ahora consultaremos la tabla 5-7. La viga más ligera en donde (S x

Lu ) es igual o mayor que 707.4 3

y cuyo módulo de sección es igual o mayor que el mínimo requerido de 39.3 plg es una 10 WF 39; sin embargo, vemos que una 12 WF 40 es también aceptable. Solamente es una libra más pesada por cada pie de longitud y como su peralte es mayor, su deflexión será menor; en consecuencia, aceptaremos temporalmente la 12 WF 40. Revisemos esta sección; el esfuerzo máximo real en la fibra extrema es Una especificación de AISC requiere el esfuerzo unitario de comprensión

Fb no exceda de

12,000,000 , en donde, l = longitud sin soporte de patín de compresión, en plg, d = peralte de la l d / Af  TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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d viga, en pulgadas y Af = área del patín de compresión, en plg . Según la tabla 5-5, el valor para Af 2

una 12 WF 40 es igual a 2.89; entonces

Fb 

12,000,000  19,200lb / p lg 2 | 18 x12x2.89 2

Será el esfuerzo máximo permisible en la fibra extrema. Como el esfuerzo real 16,700 lb/plg no excede este valor, el esfuerzo de flexión es aceptable. . Revisando ahora el esfuerzo cortante.

fv 

V Artículo 5-11 dxt

Entonces el esfuerzo cortante real es

f v = 16,000 /11.94 x 0.294 = 4,550 lb/plg2 . Como este 2

esfuerzo es menor que el permisible, de 14,500 lb/plg , la viga es adecuada por cortante. La deflexión real no debe ser mayor de 1/360 del claro o sea 18 x 12/360 = 0.6 plg, entonces

5 Wl 3 5 32,000,000 x18 x12 x  x 384 EI 384 29,000,000 x310.1

3

D

Esta deflexión real es menor que la permisible de 0.6 plg y por consiguiente se acepta la 12 WF 40 Problema 5-19-A Una viga de acero A36, libremente apoyada, tiene un claro de 24 pies y una carga total uniformemente distribuida de 30,000 lb de la cual 20,000 lb corresponden a la carga viva y 10,000 lb a la carga muerta. La viga está soportada lateralmente en el centro del claro, por lo que la longitud sin soporte es de 12 pies. Determinar cuál es el perfil WF más económico para soportar esta carga, limitando la deflexión por carga viva a

1 del claro. 360

5-20 Consideración del peso propio de la viga. En los problemas y ejemplos vistos anteriormente las cargas distribuidas especificadas han incluido ya el peso propio de la viga. La razón de esto ha sido simplificar las explicaciones; sin embargo, en la práctica debe tomarse en consideración dicho peso. Un método para lograrlo es hacer una estimulación del peso propio (y del recubrimiento contra el fuego, si es necesario) y agregarlo a la carga viva más la carga muerta; el otro método consiste en despreciarlo en los cálculos y seleccionar una viga cuyo módulo de sección sea ligeramente mayor que el requerido por carga viva más carga muerta. En el siguiente ejemplo se utilizará este último método.

Figura 5-3 En muchos tipos de construcción el acero estructural debe cubrirse con un material protector que sirve como recubrimiento como el fuego entre los diferentes materiales que se utilizan para este propósito se encuentra el concreto, por lo que en la figura 5-3 se muestran las dimensiones mínimas requeridas frecuentemente para este recubrimiento. En dicha figura, d y b representan el peralte de la viga y el ancho del patín, en pulgadas. El recubrimiento contra el fuego (sin incluir la losa) se indica 3 mediante el área asciurada y es d x (b + 3) plg ; la cantidad de pies cúbicos de recubrimiento por pie lineal de viga es

dxb  3 3 y si suponemos que el peso del concreto es de 144 lb/pie , el peso por 144

pie lineal del recubrimiento es d x (b + 3) lb. Esta expresión es, por razones obvias, una aproximación, pero lo suficientemente exacta como para hacer una consideración preliminar sobre el TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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peso del recubrimiento, en el diseño de una viga. La tabla 5-9, proporciona los pesos del recubrimiento de concreto para varias secciones de vigas basándose en esta fórmula; una vez que se ha determinado finalmente el tamaño de la viga, pueden calcularse su peso real y el del recubrimiento, para comprobar si los pesos supuestos fueron adecuados. EJEMPLO La longitud del claro de una viga de acero A36 es de 16 pies y soporta una carga total uniformemente distribuida de 38,000 lb, que no incluye el peso de la viga. Determinar el tamaño de la viga con respecto a los esfuerzos de flexión, si se encuentra soportada lateralmente en toda su longitud. Solución Por ahora despreciaremos el peso de la viga y del recubrimiento; entonces, el módulo de sección requerido será

S

M 38,000 x16 x12   38 p lg 3 f 8 x 24,000

Tabla 5-9 Peso aproximado de la protección contra el fuego para vigas de acero, en libras por pie lineal Vigas de patines anchos Vigas “I” estándar Sección

Peso

Sección

Peso

8 WF 17

66

6 I 12.5

38

10 WF 21

86

7 I 15.3

47

12 WF 27

114

8 I 18.4

56

14 WF 30

136

10 I 25.4

77

16 WF 36

159

12 I 31.8

96

18 WF 50

189

15 I 42.9

128

21 WF 62

236

18 I 54.7

162

24 WF 76

287

20 I 65.4

185

27 WF 94

350

24 I 79.9

240 3

De la tabla 5-5 seleccionaremos una 14 WF 30, con un módulo de sección de 41.8 plg , que es 3 3 ligeramente mayor que las 38 plg requeridas; este exceso es de 41.8 - 38 = 3.8 plg En la tabla 5-9 encontraremos que el recubrimiento para una 14 WF 30 pesa aproximadamente 136 lb-pie; como la viga pesa 30 lb-pie, la carga uniforme debida al peso de la viga y del recubrimiento es de 136 + 30 = 166 lb –pie. Entonces, el módulo de sección requerido para este peso es de

S

M 166 x16 x16 x12   2.66 p lg 3 f 8 x 24,000

Como se tiene un exceso de 3.8 plg, la 14 WF 30 es aceptable 5-21 Estructuración de entrepisos Un ejemplo típico de esta estructuración la constituyen las “vigas secundarias” que se apoyan sobre trabes o vigas principales, las que a su vez se apoyan sobre columnas; generalmente existen una, dos o tres vigas secundarias en cada crujía. En este tipo de construcción la carga del piso está soportada directamente por las vigas secundarias, y las cargas que actúan sobre las trabes o vigas principales son precisamente las que les transfieren las primeras; en esta forma, mientras que las vigas secundarias reciben cargas uniformes, las trabes reciben cargas concentradas. En la tabla 5-10 se dan los pesos de algunos materiales de construcción. A continuación se verá un ejemplo del diseño de una crujía típica. EJEMPLO. Diseñar la estructuración del entrepiso de la crujía mostrada en la figura 5-4. Con miembros de acero A36 la construcción del piso consiste de una losa de concreto reforzado de 5 plg de espesor (semejante a como se indica en la figura 5-3), 2 plg de relleno de concreto ligero, a base 2 de cenizas, 1 plg de firme de madera y 1 plg del acabado de piso. Se consideran 18 lb/pie para 2 canceles móviles, y la carga viva es de 100 lb/pie . nótese que la losa de piso de concreto suministra soporte lateral para el patín de compresión de la viga, en toda su longitud. Solución Diseño de las vigas. Para comenzar, debemos calcular la magnitud de las cargas de piso. Cargas de piso TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Losa de concreto de 5 plg = 60 lb/pie Tabla 5-10 Relleno de 2 plg = 16 Tabla 5-10 Firme = 3 Tabla 5-10 Terminado de piso = 3 Tabla 5-10 Canceles móviles = 18 Carga Viva = 100 2 Carga total de piso = 200 lb/pie de área de piso Como las vigas están separadas 8 pies una de otra, la carga por pie lineal de viga será 200 x 8 = 1,600 lb; estimaremos el peso de la viga y su recubrimiento en 160 lb-pie; por consiguiente, la carga total en la viga será 1,600 + 160 = 1,760 lb. Dado que la viga tiene una longitud de 18 pies, la carga total sobre ella será de 1,760 x 18 = 31,700 lb; en la figura 5-4 se muestra el diagrama de carga para la viga. Si diseñamos ahora por flexión, el momento flexionante máximo es (caso 2, tabla 3-1)

M

Wl 31,700 x18 x12   856,00lb / p lg 8 8

Figura 5-4 Diseñaremos ahora la trabe por flexión; la carga total sobre ella es igual a 31,700 + (200 + 16) = 34,900 lb y, como está cargada simétricamente, R1 = R2 = 34,900  2 = 17,450 lb. Por consiguiente, el cortante vertical máximo, V, tendrá éste mismo valor. El momento flexionante máximo se presenta en el centro del claro, o sea a x = 8; entonces M = (17,450 x 8) – (200 x 8 x 4) = 133,200 lb –pie = 1,598,400 lb plg Como la trabe está soportada lateralmente por las vigas en el centro del claro, la longitud sin soporte será de 8 pies; dado que todavía no hemos seleccionado el tamaño de la trabe, supondremos que esta longitud probablemente excederá el valor Lc de la sección que se escoja. Esto quiere decir que 2 2 emplearemos un esfuerzo permisible de 22,000 lb/plg en la fibra extrema, en vez de 24,000 lb/plg (ver el artículo 5-8); una vez que se determine el tamaño de la trabe confirmaremos si esta suposición ha sido o no correcta. El módulo de sección mínimo requerido es

S

M 1,598,400   72.5 p lg 3 f 22,000

Consultando la tabla 5-5, escogeremos una 16 WF 45 como sección tentativa. Sus propiedades y 2 4 dimensiones se encuentran en la tabla 4-2, de donde vemos que S = 72.4 plg , I = 583.3 plg , d = 16.12 plg y t = 0.346 plg Revisando el cortante


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V 17,450 fv    3120lb / p lg 2 dxt 16.12 x0.346 2

Es el esfuerzo cortante real. Este esfuerzo es menor que 14,500 lb/plg , que es el esfuerzo permisible al cortante; por lo tanto, la sección 16 WF 45 es aceptable por cortante. Revisando la deflexión. Puesto que la condición de carga que tiene la trabe no es una de las condiciones típicas que se muestran en los seis casos de la tabla 3-1, no existe una fórmula única ya establecida para determinar la deflexión. Al inspeccionar el diagrama de carga de la figura 5-4 podemos observar que la deflexión máxima, causada tanto por la carga uniforme como por la carga concentrada, se presentará en el centro del claro; por lo tanto, podemos calcular cada una de las deflexiones por separado y la suma de ambas será la deflexión real de la viga. La deflexión ocasionada por la carga concentrada (tabla 3-1, caso 1) será

Pl 3 31,700 x16 x12 D   0.276 p lg 48EI 48 x29,000,000 x583.3 3

y la ocasionada por la carga distribuida (caso 2, tabla 3-1) será

5 Wl 3 5 x200 x16x16 x12 x   0.174 p lg 384 EI 384 x29,000,000 x583.3 3

D

Como ya se ha dicho, ambas se presentan en el centro del claro y la deflexión que resulta de la combinación de cargas será igual a 0.276 + 0.174 = 0.450 plg. La deflexión permisible es de 1/360 del claro, o sea 16 x 12/360 = 0.53 plg, la por flexión, cortante y deflexión. Volviendo a la tabla 5-5, vemos que, para la 16 WF 45, Lc es igual a 7.6 pies y

Lu es igual a 11.2 pies;

2

por consiguiente, el esfuerzo permisible de 22,000 lb/plg que se utilizó para el diseño de la trabe, por deflexión, fue correcto. Nótese también que las 200 lb-pie estimadas para el peso propio de la trabe y su recubrimiento, son un poco mayor que el peso real. Problema 5-21-A Un tablero de piso de la estructura de un edificio, con protección contra el fuego, tiene columnas separadas a cada 18 pies, en ambas direcciones; las vigas están separadas 6 pies entre centros y se apoyan sobre las trabes en los tercios del claro, según se muestra en la figura 5-5. La construcción del piso consiste en una losa de concreto reforzado de 4.1/2 plg de espesor, sobre la cual se coloca un piso de parquet de 2 plg de espesor; la losa de concreto suministra soporte lateral a las vigas. Existe también un plafón colgado de malla metálica y enyesado, y debe considerarse una 2 carga de 18 lb/pie para cargas móviles. Diseñar las vigas y trabes en acero A36, considerando una 2 carga viva de 60 lb/pie y limitando su deflexión a 1/360 del claro.

Figura 5-5 5-22 Placas de apoyo para vigas Cuando una viga de acero se apoya sobre un muro o una pila de mampostería, por lo general es necesario suministrar una placa de apoyo de acero para distribuir la carga de la viga sobre un área de soporte más amplia; esta placa es útil también para colocar la viga en su nivel correcto. Se supone que, debido a dicha placa, la carga de la viga se distribuye uniformemente sobre la mampostería. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Figura 5-6 En la figura 5-6a vemos que el área de la placa es igual a B x C; esta área se encuentra al dividir la carga de la viga (la reacción) entre el esfuerzo de apoyo permisible sobre la mampostería; por lo tanto,

A

P Fp

En donde

2

2

A = B x C, área de la placa de apoyo, en plg o cm P = carga de la viga (la reacción) en lb o kg 2 2 Fp = esfuerzo permisible de apoyo sobre la mampostería, en lb/plg o kg/cm (ver tabla 5-11)

Tabla 5-11 Capacidad permisible de apoyo para muros de mampostería 2

2

Lb/plg

Kg/cm

600 a 800

42 a 56

Ladrillo común, mortero de arcilla

100

7

Ladrillo común, mortero de cemento y arcilla

200

14

Ladrillo común, mortero de cemento

250

18

Ladrillo prensado, mortero de cemento

300

21

Boleos, mortero de cemento

150

11

Boleos, mortero de cemento y arcilla

100

7

Bloques huecos de concreto ligero, mortero de cemento

80

6

Bloques huecos de cenizas sinterizadas, mortero de cemento

80

6

Concreto pétreo, dependiendo de la calidad

Por lo general, el espesor del muro determina la dimensión C de la placa, paralela a la longitud de la viga y B es igual a la dimensión de la placa, paralela a la longitud del muro. Las dimensiones B y C están usualmente en pulgadas o centímetros cerrados y existe una gran variedad de espesores disponibles; la placa generalmente no se remacha ni se remacha ni se suelda al patín de la viga. Para determinar el espesor de la placa, se toma el momento flexionante máximo en un punto situado a una distancia n del borde de la placa. Ver figura 5-6b. Dicho espesor se calcula mediante la fórmula

t

3 pn 2 Fb

En donde TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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t p Fb

= espesor de la placa de apoyo, en plg 2 = presión real de apoyo de la placa sobre la mampostería, en lb/plg 2 = esfuerzo permisible de flexión en la placa de apoyo, en lb/plg . Las especificaciones AISC señalan un valor de 0.75 Fy para Fb, siendo Fy el esfuerzo de fluencia del acero 2 de la placa de apoyo. Para acero A36, Fy = 36,000 lb/plg y por tanto Fb = 0.75 x 2 36,000 = 27,000 lb/plg . Ver tabla 5-2

n K

= =

B – k, en plg. Ver figura 5-6b 2 Distancia de la parte inferior del patín al punto donde comienza la parte recta del alma, en plg. Ver figura 5-6b. En el manual AISC o en otros manuales puede encontrarse el valor de k para diferentes tipos de vigas, bajo el título de „dimensiones para detallar‟

Como el acero A36 se utiliza mucho para placas de apoyo, podemos subsistir el valor de Fb en la fórmula anterior; entonces,

t

3 pn 2 3xpxn 2 pn 2  ; t Fb 27,000 9,000

EJEMPLO Una viga 15 I 42.9 (k = 1.25 plg) tiene una reacción de 31,000 lb en su extremo y se apoyará sobre un muro de mampostería de ladrillo común y mortero de cemento; si el ancho de la placa, paralelo a la longitud de la viga es de 8 plg, diseñar la placa de apoyo en acero A36. Solución En la tabla 5-11 encontramos el esfuerzo permisible en la mampostería, Fp, igual a 250 2 lb/plg ; entonces, el área mínima requerida por la placa será

A

P 31,000   124 p lg 2 Fv 250

De los datos, C = 8 plg y por consiguiente b = 124  8 = 15.5 plg, por lo que se aceptará una placa de 8 x 16 plg; también de los datos, k = 1.25 plg, por consiguiente

n

B 16  k   1.25  6.75 p lg 2 2

El esfuerzo real en la mampostería es

t

pn 2  9000

p

31,000  242lb / p lg 2 entonces, 8 x16

242 x6.75 x6.75 9000

y

t  1.22  1.1 p lg Aceptaremos una placa de 16 x 8 x 1.1/8 plg En los siguientes problemas, supóngase que el acero a utilizar en las placas de apoyo es A36. La dimensión C (ver figura 5-6) es el ancho de la placa, mientras que B es su longitud. Problema 5-22-A La carga total uniformemente distribuida que actúa sobre una viga 10 WF 21 es de 36,400 lb (k = 11/16 plg). ¿Cuál debe ser el tamaño de la placa de apoyo, si C = 13 plg y el muro de apoyo es de ladrillo común con mortero de arcilla? Problema 5-22-B Diseñar una placa de apoyo para una viga 14 WF 38 (k = 1 plg), cuya reacción es de 45,000 lb. La viga está soportada sobre un muro de ladrillo común con mortero de arcilla; el ancho de la placa se limita a 12 plg 2 Problema 5-22-C Un muro de concreto, cuya resistencia permisible de apoyo es de 500 lb/plg , soporta una viga 18 I 54.7 con una reacción de 52,000 lb. Diseñar la placa de apoyo, limitando su ancho a 8 plg Problema 5-22-D Un muro de mampostería de ladrillo común con mortero de arcilla y cemento soporta un extremo de una viga 12 I 31.8 (k = 1.38 plg) sobre la cual actúa una carga total uniforme de 57,000 lb. Calcular el tamaño de la placa de apoyo si se limita su ancho 12 plg. Problema 5-22-E Una viga 16 WF 40 (k = 1 plg), con longitud de 15 pies y que soporta tres cargas TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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concentradas de 15,000 lb cada una, situadas a dos pies, seis y nueve pies del apoyo de la izquierda, respectivamente, se apoya sobre muros de ladrillo prensado con mortero de cemento. Diseñar la placa de apoyo mayor, si su ancho se limita a 8 plg. Problema 5-22-F Una sección 15 I 42.9 (k = 1.1/4 plg) se utiliza como viga libremente apoyada, sobre la cual actúa una carga total uniformemente distribuida de 70,000 lb . La viga está soportada por muros de ladrillo común con mortero de cemento. Diseñar sus placa de apoyo, limitando su ancho a 9 plg.

Figura 5-7 5-23 Arrugamiento del alma en vigas Una carga concentrada excesiva que actúe sobre una viga, o bien una reacción también excesiva, pueden ocasionar un arrugamiento o pandeo del alma. Las especificaciones AISC requieren que las cargas concentradas o las reacciones aplicadas en vigas, sin atiesadores, no sean mayores que las siguientes: Reacción máxima en un extremo = 0.75 Fyt (N + k) Carga concentrada máxima = 0.75 Fyt (N + 2k) (ver figura 5-7) en donde Fy es el esfuerzo de fluencia del acero utilizado. Por consiguiente, para acero A36, 2 0.75 x Fy = 0.75 x 36,000 = 27,000 lb/plg t = espesor del alma de la viga, en plg N = longitud del apoyo o longitud de la carga concentrada, en plg k = distancia de la superficie exterior del patín al punto donde comienza la parte recta del alma, en plg (ver figura 5-6b) Substituyendo el valor de 0.75 Fy por 27,000 en las expresiones anteriores, tendremos Reacción máxima en un extremo = 27,000 x t x (N + k) Carga concentrada máxima = 27,000 x t x (N + 2k) Nótese que en estas expresiones interviene un esfuerzo permisible multiplicado por un área; cuando se exceden estos valores, las almas de las vigas deben reforzarse con atiesadores, o debe aumentarse la longitud del apoyo. EJEMPLO Consideremos la viga 15 I 42.9 indicada en el ejemplo del artículo 5-22. ¿Es segura en lo que se refiere al arrugamiento del alma en su apoyo extremo? Solución Los datos del ejemplo son: acero A36, reacción = 31,000 lb, k = 1.25 plg y N, o sea la longitud C de la placa, es de 8 plg. En la tabla 4-1 encontramos que el espesor del alma de la viga es de 0.41 plg Para la revisión de la viga por arrugamiento del alma calcularemos su resistencia permisible, comparándola después con la reacción de 31,000 lb, para confirmar si es igual o mayor que ésta. Dicha resistencia permisible será 27,000 x t x (N + k) = 27,000 x 0.41 x (8 + 1.25) = 102,400 lb. Este valor es mayor que la reacción de 31,000 lb, por lo que el apoyo extremo es seguro. Si al revisar por arrugamiento del alma se encuentra que las reacciones o las cargas concentradas son excesivas, las almas deben reforzarse con atiesadores, o bien debe aumentarse la longitud del apoyo. En los siguientes ejemplos, considerar acero A36 Problema 5-23-A Una viga 12 WF 40 tiene una k de 1.1/8 plg. En un punto de su longitud se coloca una carga de 40,000 lb, sobre el patín superior. ¿Será necesario utilizar atiesadores para evitar el arrugamiento del alma? Problema 5-23-B La longitud de apoyo en el extremo de una 10 WF 29 es de 3.1/2 plg. Si la dimensión k de la viga es de 7/8 plg, calcular la magnitud de la reacción máxima permisible en su extremo, con respecto al arrugamiento del alma. 5-24 Tabla de cargas de seguridad, basadas en la deflexión permisible. En el diseño de vigas con TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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carga uniforme se utilizan constantemente tablas de cargas de seguridad (tabla 5-5); las cargas de 2 esta tabla están basadas en un esfuerzo permisible de 24,000 lb/plg en la fibra extrema. Sin embargo, si la limitación para el diseño de una viga se basa en que su deflexión debe ser menor que 1/360 del claro, la tabla mencionada no es útil cuando las cargas son relativamente pequeñas. Es por esto que se ha diseñado la tabla 5-12 para solucionar este tipo de problema; los valores situados a la derecha de las líneas verticales gruesas se han calculado mediante la fórmula

WD 

43,000 xI L2

En donde W D = carga uniformemente distribuida que ocasionará una deflexión de

1 del claro, en lb 360

4

I = momento de inercia de la sección, en plg L = longitud del claro, en pies Las unidades de estas cargas están en kips y las deflexiones resultantes serán iguales a 1/360 del 2 claro, con un esfuerzo real menor de 24,000 lb/plg en su fibra extrema. Nótese que la distribución de las vigas está en orden creciente según su momento de inercia. Las cargas a la izquierda de las líneas verticales gruesas de la tabla ocasionarán deflexiones menores de

1 2 del claro; el esfuerzo real en la fibra extrema de estas vigas es de 24,000 lb/plg y 360

las cargas son las mismas que se indican en la tabla 5-5 para vigas compactas soportadas lateralmente en toda su longitud. Tabla 5-12 Tabla de cargas de seguridad para vigas, con base en la deflexión permisible* en kips

* Las cargas situadas a la derecha de las líneas verticales gruesas darán como resultado deflexiones iguales a 1/360 del claro. Las cargas a la izquierda de dichas líneas están basadas en un esfuerzo de 2 24,000 lb/plg y las deflexiones resultantes serán menores de 1/360 del claro. Ver artículo 5-24. El uso de la tabla 5-12 evita la necesidad de calcular el momento de inercia mínimo requerido en el caso de cargas relativamente ligeras, según se explicó en el artículo 5-15. Examínese nuevamente dicho artículo para comprender la utilidad de la tabla 5-12. EJEMPLO Una viga de acero A36, libremente apoyada, cuya longitud sin soporte lateral es de 20 pies, soporta una carga total uniformemente distribuida de 30,000 lb. Determinar el tamaño de la viga utilizando la tabla 5-12, si su deflexión se limita a 1/360 del claro. Solución Observando la columna correspondiente a “20 pies” en la tabla 5-12, vemos que una sección 12 WF 36 soporta una carga de 30,100 lb; su deflexión será igual a 1/360 del claro. Dicha sección es aceptable, pero observemos también que una 14 WF 30 puede se adecuada con una TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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carga admisible de 31,100 lb, la cual también ocasionará una deflexión de 1/360 del claro. Esta última sección es preferible porque pesa 6 lb-pie menos que la 12 WF36. Nótese que la sección 12 I 35, indicada en la tabla 5-5, soportará una carga de 30,000 lb pero su deflexión sería excesiva. Para resolver este problema mediante el cálculo, debemos obtener primero la deflexión permisible, o sea 20 x 12/360 = 0.66 plg; después, según se explicó en el artículo 5-15, el momento de inercia mínimo requerido será

5 Wl 3 5 x30,000 x20 x12 x  384 ED 384 x29,000,000 x0.66 3

I

I  280 p lg 4 En la tabla 4-2 o en la tabla 5-12 podemos ver que el momento de inercia de una sección 12 WF 36 4 es de 280.8 plg ; por tanto, la sección determinada mediante el cálculo coincide con la que se encontró utilizando la tabla 5-12. Problemas 5-24-A-B-C-D-E Usando la tabla 5-12, determinar las vigas más ligeras para cada una de las siguientes condiciones. Todas las vigas son libremente apoyadas, de acero A36, con carga uniforme y están soportadas lateralmente en toda su longitud. La deflexión se limita a 1/360 del claro. 1. Claro = 17 pies Carga total = 19,000 lb 2. Claro = 18 pies Carga total = 20,000 lb 3. Claro = 22 pies Carga total = 30,000 lb 4. Claro = 21 pies Carga total = 20,000 lb 5. Claro = 16 pies Carga total = 20,000 lb Problema 5-24-F Una viga 10 I 25.4, soportada lateralmente en toda su longitud, tiene un claro de 18.5 pies. Calcular la carga total, uniformemente distribuida, que ocasione una deflexión igual a 1/360 del claro. 5-25 Largueros de acero de alma abierta. Este tipo de largueros son armaduras ligeras que se fabrican en serie en los Estados Unidos para utilizarse como soporte de pisos y techos, entre las vigas, trabes, armaduras principales o muros de los edificios; se utilizan en conjunto con una cubierta o losa apoyada en su parte superior. Se fabrican cuatro series diferentes, que se identifican mediante las letras J-, II-, LA, LH-. En la tabla 5-13 se indican las cargas uniformemente distribuidas, en lb-pie, que soportan con seguridad los largueros de la serie J. El sistema de identificación para los largueros es como sigue: el primer número indica el peralte nominal en plg, la letra o letras indican la serie y el último número designa la sección de las cuerdas. Los largueros de la serie J se fabrican en peraltes estándar de 8 a 24 plg, en incrementos de 2 plg y con longitudes hasta de 48 pies: estos largueros se hacen de acero A36 y las cargas de la tabla 5-13 están basadas en un esfuerzo permisible de flexión de 22,000 2 lb/plg . Las cargas tabuladas son cargas totales; es decir, para encontrar las cargas vivas deben deducirse las cargas muertas, incluyendo el peso propio del larguero. La separación máxima usual entre largueros es de 24 plg, pero nunca deberá ser mayor que el claro que pueda cubrir con seguridad el material que se coloque sobre ellos, ya sea de madera u otro tipo de piso; cuando el piso es de madera, se acostumbra fijarlo a los largueros por medio de grapas conectadas a la cuerda superior. En caso de losas de concreto, su espesor nunca deberá ser menor de 2 plg. En el siguiente ejemplo se ilustra el procedimiento que puede emplearse para determinar el tamaño necesario del larguero. 2

EJEMPLO. En un piso donde existe una carga viva de 100 lb/pie se utilizarán largueros de acero de alma abierta; su claro será de 16 pies y la construcción del piso consiste en una losa de concreto reforzado de dos pulgadas de espesor, un firme de madera de una pulgada de espesor y una capa de acabado de piso de una pulgada. De la cuerda inferior de los largueros se suspenderá un plafón de malla metálica y aplanada de yeso. Si la separación entre largueros es de 18 plg. ¿cuál será el tamaño que debe emplearse?. Solución. Calcularemos primero la carga que soportará cada larguero. Cargas muertas TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Duela de madera de 1plg

=

3

Tabla 5-10

Acabado del piso de 1 plg

=

3

Tabla 5-10

Losa de concreto reforzado de 2 plg

=

24

Tabla 5-10

Plafón de yeso, colgado

=

10

Tabla 5-10

Carga viva Carga total de piso

= 100

Carga total de piso

= 140 lb/pie

2

Como la separación entre largueros es de 18 plg entre centros, su área tributaria será de 1 x 1.5 = 1.5 2 pies ; por consiguiente, la carga por pie lineal que soportará cada uno es de 140 x 1.5 = 210 lb, sin considerar su peso propio. Si estimamos éste en 5 lb-pie, la carga total que soportará cada larguero es de 210 + 5 = lb-pie lineal. La tabla 5-13 nos indica que un larguero 10J3 soporta una carga de 232 lb por pie, mayor que la real, por lo que podremos aceptarlo. También podemos ver que un larguero 12J2 soporta 221 lb-pie y es aceptable, pero su peralte es 2 plg mayor que el del 10J3 y esto puede ser un factor importante, aunque sus pesos son casi iguales. El peso del 10J3 es de 4.8 lb-pie, por lo que la suposición de 5 lbpie fue correcta. Cualquiera de las dos secciones mencionadas es aceptable. En la tabla 5-13 se da también el momento resistente de cada larguero; con base en esta información, podemos utilizar otro método para determinar el larguero adecuado, según veremos a continuación. La carga uniforme sobre cada larguero es de 215 lb-pie y su claro es de 16 pies, por lo que la carga total será de 16 x 215 = 3,440 lb. Como los largueros se comportan como vigas libremente apoyadas, su momento flexionante máximo será

M

M 

Wl (caso 2, tabla 3-1); es decir, 8

3,440 x16 x12  82,550lb  p lg 8

De acuerdo con la teoría de la flexión, sabemos que el momento resistente de una viga debe ser igual o mayor que el momento flexionante máximo que le ocasionan las cargas de diseño. En la tabla 5-13 aparece que el momento resistente de un 10J3 es de 89,000 lb-plg, mayor que el real de 82,560 lbplg, por lo que el larguero es aceptable. El momento resistente del larguero 12J2 es de 85,000 lb-plg; por consiguiente, también podemos aceptarlo. En la tabla 5-13 se dan también las reacciones máximas en el extremo de cada larguero; para un 10J3, dicha reacción es de 2,200 lb y la real es de 3,440  2 = 1,720 lb, ya que el larguero tiene carga simétrica y uniforme. La reacción permisible de 2,200 lb es mayor que la real, de sólo 1,720 lb, y el larguero 10J3 es aceptable en todos aspectos. Para el 12J2, la reacción indicada en la tabla es también de 2,200 lb. Problema 5-25-A Unos largueros de acero de alma abierta tienen un claro de 18 pies y soportan una 2 carga viva de 80 lb/pie . Las cargas muertas son: una losa de concreto reforzado de 2 plg de espesor, sobre la cual se coloca un piso de parquet de 2 plg; además, de las cuerdas inferiores de los largueros se colgará un plafón de metal desplegado y aplanado de yeso. ¿Cuál será el tamaño requerido del larguero más ligero si su separación es de 24 plg? Tabla 5-13 Tabla de cargas estándar para largueros de alma abierta, serie J* Cargas totales permisibles de seguridad, en lb-pie


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Copyright 1965, Steel Joist Institute, Reproducido con autorización. Las cargas indicadas por encima de las líneas gruesas escalonadas están controladas por cortante. † Indica solamente el peralte nominal del larguero ‡ Peso aproximado del larguero solamente; no se incluyen accesorios ni grapa de fijación.

Las cargas indicadas por encima de las líneas gruesas escalonadas están controladas por cortante. † Indica solamente el peralte nominal del larguero ‡ Peso aproximado del larguero solamente; no se incluyen accesorios ni grapa de fijación. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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ENCOFRADOS FIERRERÍA COLUMNAS DE ACERO

6-1 Columnas de acero. Un bloque pequeño, de acero estructural, de 1 x 1 x 1 plg podrá resistir con 2 seguridad un esfuerzo de compresión de 20,000 lb/plg ; sin embargo, es obvio que una barra cuya 2 área sea de 1 plg y su longitud de unas 20 plg, resistirá con seguridad una carga de compresión un poco menor, debido a la tendencia al pandeo (ver figura 6-1). Por tanto, al tratarse de columnas, debe tomarse en cuenta el concepto de esbeltez; en columnas de madera, el término relación de esbeltez

l , o sea el cociente que resulta de dividir la longitud sin soporte entre la dimensión del lado d l menor. En columnas de acero, la relación de esbeltez se representa mediante siendo l, como r es

antes, la longitud sin soporte y r el radio de giro mínimo; ambos términos deben expresarse en las mismas unidades, ya sean pulgadas o centímetros. Una columna corta o un bloque fallan por aplastamiento, pero las columnas largas y esbeltas fallan debido a los esfuerzos ocasionados por flexión; en miembros cortos, el esfuerzo unitario promedio es

f 

P pero en columnas de acero que A

sean lo suficientemente largas como para que presenten una tendencia a flexionarse, los esfuerzos no están distribuidos por igual en toda su sección transversal y por consiguiente el esfuerzo unitario 2 promedio debe ser menor de 20,000 lb/plg . Este esfuerzo promedio depende de la relación de esbeltez

l de las condiciones de apoyo de la columna en sus extremos y del área de su sección r

transversal.

Figura 6-1 6-2 Secciones para columnas. Debido a la tendencia al pandeo, la carga de seguridad en una columna no depende solamente del área de su sección transversal, sino también de la distribución del material con respecto a los ejes de dicha sección; es decir, la forma de la sección es un factor importante.

Fig. 6-2

Una columna cargada axialmente tiende a flexionarse en un plano perpendicular al eje de la sección, con respecto al cual el momento de inercia sea el mínimo; como las secciones transversales de las columnas rara vez son simétricas con respecto a sus dos ejes principales, la sección ideal sería aquella en donde los momentos de inercia con respecto a ambos ejes, fuesen iguales. Las columnas tubulares cumplen con esta condición, pero su uso es limitado a causa de la dificultad que TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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representan las conexiones de las vigas a ellas. En el caso de una viga I, el momento de inercia con respecto al eje paralelo al alma es, con mucho, el menor de los dos principales; es por esto que dicho tipo de secciones no son económicas al usarse como columnas o puntales, tomando en cuenta la cantidad de material de su sección transversal. En años anteriores, se utilizaban mucho las secciones compuestas como la mostrada en la figura 6-2b, pero hoy en día se cuenta con perfiles WF (figura 6-2a) laminados en diferentes tamaños, cuyo uso es muy conveniente ya que requieren un mínimo de trabajo de fabricación; en ocasiones se les llama columnas H. En casos de cargas excesivamente grandes o condiciones poco comunes, los patines de los perfiles WF se refuerzan mediante placa unidas por remaches, para darles mayor resistencia; ver figura 6-2c. En armaduras, lo miembros a compresión están formados generalmente por dos ángulos, como se muestra en la figura 6-2d. En los edificios con estructura de acero se acostumbra fabricar las columnas en secciones con una longitud igual a la altura de dos pisos; los empalmes, es decir, las conexiones entre sección y sección, se hacen generalmente a 2 pies (60 cm aproximadamente) por encima del nivel del piso, para dejar espacio suficiente a las conexiones de las vigas y trabes. Ver figuras 6-2e, f y g. 6-3. Relación de esbeltez. Al diseñar una columna de acero es importante recordar que, por lo general, el radio de giro mínimo es el que debe considerarse; este radio de giro está en función del área y la forma de la sección transversal y es una medida de su efectividad para resistir la flexión. Según se vio en el artículo 4-7,

r

I ; por consiguiente, r puede calcularse fácilmente si se A

conocen el momento de inercia mínimo y el área de la sección transversal. En realidad, este cálculo rara vez es necesario, ya que r puede hallarse en las tablas de propiedades de las secciones de acero; nótese que en las tablas 4-6 y 4-7 el radio de giro mínimo se encuentra con respecto al eje diagonal Z – Z . Para miembros principales a compresión, la relación de esbeltez mayor de 200; para miembros a tensión, que no sean varillas redondas,

l no debe ser r

l no debe ser mayor de 240 r

para miembros principales, ni mayor de 300 para miembros de contraventeo y otros miembros secundarios. Al determinar la carga sobre una columna, uno de los primeros pasos es el cálculo de su relación de esbeltez, para utilizarla en la fórmula de cálculo de columnas; esta relación de esbeltez está involucrada en todas las fórmulas empleadas para calcular columnas de acero. 6-4 Longitud efectiva para columnas. Las especificaciones del AISC requieren que, además de tomar en cuenta la longitud sin soporte de la columna, se consideren también las condiciones de apoyo en sus extremos. La relación de esbeltez se toma como

Kl en donde K es un factor que r

depende del grado de restricción en los extremos de la columna, y de los medios disponibles para resistir su desplazamiento lateral.

Fig. 6-3

En la figura 6-3 se muestran en forma de diagrama seis condiciones idealizadas, en donde se ilustran TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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la rotación y la translación que pueden sufrir las conexiones o nudos; el término K es la relación entre la longitud efectiva de la columna y la longitud real sin soporte. Para las condiciones promedio que se encuentran en la construcción de edificios, se toma el valor de K = l, de modo que la relación de d esbeltez

Kl l se convierte simplemente en . Ver figura 6-3 r r

6-5 Fórmulas para el cálculo de columnas. Las especificaciones AISC señalan los siguientes requisitos para el diseño de miembros a compresión. Los esfuerzos unitarios permisibles, en libras por pulgada cuadrada, no deberán exceder los siguientes valores. En la sección total de miembros a compresión cargados axialmente, cuando la mayor relación de

Kl de cualquier segmento sin soporte lateral es menor que Cc. r

esbeltez

 

2   Kl r F 1  y 2  2C c    Fa   F .S .

Fórmula (1)

En donde

   

Kl Kl 5 3 r r  F.S. = factor de seguridad =  3 3 8C c 8C c

2

2 2 E Fy

Cc 

En la sección total de columnas cargadas axialmente, cuando

Fa 

149,000,000

 r Kl

2

l es mayor que Cc r

Fórmula (2)

En la sección total de contraventeo y miembros secundarios, cuando

l es mayor de 120 (para este r

caso se toma K igual a la unidad)

Fas 

Fa según fórmula 1 ó 2 1.6  1 200r

Fórmula (3)

En estas fórmulas, Fa = esfuerzo axial permisible de compresión, en ausencia de esfuerzos de flexión, en 2 2 lb/plg o kips/plg K = factor de longitud efectiva (ver artículo 6-4) L = longitud real sin soporte, en pulgadas R = radio de giro que controla el diseño (por lo general el mínimo), en pulgadas Cc

=

2 2 E para acero A36, Cc = 126.1 Fy

Fy Fy

= esfuerzo mínimo al punto de fluencia del acero utilizado (para acero A36, F y = 2 36,000), en lb/plg F.S. = factor de seguridad (ver arriba) 2 E = módulo de elasticidad del acero estructural, 29,000,000 lb/plg Fas = esfuerzo axial permisible de compresión, en ausencia de esfuerzos de flexión, para miembros de contraventeo y otros miembros secundarios. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Para determinar la carga permisible que soportará una columna principal, se calcula primero el esfuerzo unitario permisible mediante la fórmula (1) o la fórmula (2) y se multiplica después este esfuerzo por el área de la sección transversal de la columna. Si dicha columna es un miembro secundario, o se utiliza como contraventeo, el esfuerzo permisible está dado por la fórmula (3); los esfuerzos que proporciona esta fórmula son un poco mayores que los que se permiten para miembros principales. Las fórmulas de las especificaciones actuales AISC son más tediosas en su uso que las de años anteriores, mas esto no representa ninguna desventaja, ya que la tabla 6-1 nos da los esfuerzos unitarios permisibles de acuerdo con estas fórmulas, sin necesidad de ningún cálculo. Examínese esta tabla y se encontrará que es de gran ayuda; nótese en particular que dicha tabla es para utilizarse con acero A36. Tabla 6-1 Esfuerzos unitarios permisibles para columnas de acero A36* En kips por pulgada cuadrada

* Reproducida del Manual de la Construcción en Acero con autorización del American Institute of Steel Construction † Para miembros secundarios K se toma como la unidad 6-6 Cargas permisibles para columnas. La carga axial permisible que soportará una columna de acero se encuentra multiplicando el esfuerzo unitario permisible por el área de la sección transversal TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Kl de la columna. Se determina primero el valor de y, de la tabla 6-1, podemos establecer después r el valor del esfuerzo unitario permisible. El área de la sección de la columna se puede encontrar en las tablas 4-2 ó 6-2. EJEMPLO Una sección 10 WF 49 de acero A36 se utilizará como columna principal, con una longitud efectiva de 14 pies. Calcúlese la carga permisible máxima que soportará esta columna. 2 Solución. En la tabla 4-2 encontramos que, para una 10 WF 49, A = 14.40 plg , rx-x = 4.35 plg y ry-y = 2.54 plg. Supondremos que la columna se encuentra libre para flexionarse en cualquier dirección; por consiguiente, al calcular la relación de esbeltez emplearemos el radio de giro mínimo, o sea 2.54 plg. En ocasiones, algunas columnas están soportadas de modo tal que deben flexionarse en una cierta dirección; a menos que se presente esta circunstancia, siempre debe utilizarse el radio de giro mínimo (de menor magnitud) para determinar la relación de esbeltez. Por lo general, ésta es la condición que predomina. También, por lo general, los extremos de la columna están restringidos contra la translación o rotación, lo cual significa que K = 1.0 (ver 6-3) Como en nuestro ejemplo la longitud efectiva de la columna es de 14 pies, la relación de esbeltez será

Kl 14 x12  1x  66.1 . r 2.54

Para determinar el esfuerzo mínimo permisible Fa recurriremos a la tabla 6-1; en ella encontraremos que para un miembro Fa recurriremos a la tabla 6-1; en ella encontraremos que para un miembro cuya

l l  66.1 , Fa = 16,840 lb/plg2 y para  67 , Fa = 16,740 lb/plg2. El esfuerzo permisible para r r

l  66.1 , quedará entre 16,840 y 16,740 lb/plg2, por lo que, interpolando, Fa = 16,830 lb/plg2. r 2

El área de la sección transversal de una 10 WF 49 es de 14.4 plg , en consecuencia la carga permisible sobre la columna será de 14.4 x 16,830 = 242,350 lb. Ver tabla 6-2 Actualmente, en el diseño de columnas de acero estructural para edificios se utilizan casi exclusivamente secciones de patines anchos; en la tabla4-2 pueden encontrarse sus propiedades y dimensiones. Anteriormente era común el empleo de secciones compuestas; las columnas que se utilizan ahora para soportar cargas excesivamente grandes son miembros compuestos de una sección de patines anchos con placas remachadas o soldadas a dichos patines. Ver figura 6-2c. Cuando se usa una columna de sección compuesta, debe calcularse su radio de giro mínimo; en el siguiente ejemplo se ilustra el procedimiento a seguir. EJEMPLO Calcular la carga axial permisible sobre una columna de sección compuesta, con una longitud efectiva de 16 pies y que está formada por una placa de 12 x 1/2 plg y cuatro ángulos de 5 x 3.1/2 x 1/2, cuyo lado menor queda conectado a la placa del alma. El peralte total de la sección es 1/2 plg mayor que el peralte de la placa del alma; la columna es un miembro principal y el acero es A36. Ver figura 6-4.

Figura 6-4 2 Solución. En la tabla 4-7 encontraremos la información siguiente: área de un ángulo = 4 plg , I con 4 respecto a su eje X – X = 10 plg , distancia de su centroide a la espalda del patín corto = 1.66 plg área de la placa = 12 x 0.5 = 6 área de 4 ángulos = 4 x 4 = 16 2 área total de la sección = 22 plg Calcularemos primero el I de la sección compuesta con respecto al eje Y – Y TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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bd 3 12 x0.53 I Y-Y de la placa    0.125 p lg 4 Ver artículo 4-3 12 12 Para calcular el IY-Y de los ángulos utilizaremos la ecuación vista en el artículo 4-5 para transportar momentos de inercia. Nótese que la distancia del centroide del ángulo a la espalda del patín más corto es de 1.66 plg; por tanto, la distancia del centroide al eje Y-Y de la sección transversal total es 1.66 + 0.25 = 1.91 plg. 2 2 4 I Y-Y para un ángulo = I + Ah = 10 + (4 x 1.91 ) = 24.58 plg I Y-Y para cuatro ángulos = 4 x 24.58 = 98.32 plg4 El Y-Y para el área total será entonces igual a 98.32 + 0.125 = 98.44 plg4. Mediante el mismo 4 método, el I X-X de la sección total es igual a 544 plg ; como I Y-Y es menor que I X-X , el primero nos dará el menor radio de giro y será el que se utilice para calcular la relación de esbeltez de la columna. Entonces,

r

I 98.44   2.11 p lg A 22

Si suponemos que lo extremos de la columna permiten rotaciones pero están restringidos contra movimientos de translación, el valor de K será 1.0 y entonces la relación de esbeltez será

Kl 16 x12  1x  91 r 2.11 Remitiéndonos a la tabla 6-1, podemos ver que Fa, para una relación de esbeltez de 91, es igual a 2 14,090 lb/plg . Entonces P = Fa x A, o sea P = 14,090 x 22 = 309,980 lb será la carga axial permisible sobre la columna de sección compuesta. En los siguientes problemas supóngase que todas las columnas son miembros principales, y que el acero es A36 y que K = L Problema 6-6-A Calcular la carga axial permisible sobre una columna 10 WF 60 con una longitud de 20 pies. Problema 6-6-B Una columna 8 WF 31 tiene una longitud sin soporte de 18 pies. Calcular su carga axial permisible. Problema 6-6-C ¿Cuál es la máxima carga axial permisible que puede soportar una 6 WF 20 si su longitud es de 12 pies. Problema 6-6-D Calcular la carga axial permisible sobre una columna de sección compuesta, formada por dos canales 12 [ 25 y dos placas de 14 x 1/2 plg. Los canales están colocadas a 6 plg entre espalda y espalda y la longitud sin soporte de la columna es de 32 pies. Problema 6-6-E La longitud de una columna 14 WF 87 es de 30 pies: calcular su carga axial permisible. Problema 6-6-F Calcular la carga axial permisible sobre una columna 10 WF 49, de 20 pies de longitud. Problema 6-6-G Una columna 12 WF 65 tiene una longitud sin soporte de 214 pies: calcular su carga axial permisible. Problema 6-6-H Una sección 14 WF 320, conocida como sección de núcleo, se utiliza a menudo, con cubreplacas, para soportar cargas grandes sobre columnas; en la figura 6-5 se muestran sus propiedades y dimensiones. Calcular la carga axial permisible sobre la sección compuesta, suponiendo que las cubreplacas son de 18 x 1 plg cada una y que la longitud efectiva de la columna es de 24 pies. 6-7 Diseño de columnas de acero. A falta de tablas de seguridad, el diseño de columnas puede realizarse por medio del método de tanteos. La información con que se cuenta incluye siempre la carga y la longitud de la columna; el diseñador debe escoger entonces una sección tentativa y, por medio de la fórmula de columna, calcular la carga permisible que soportará. Si esta carga permisible es menor que la carga real que debe soportar, la sección propuesta no es suficiente y deberá probarse otra sección de modo similar. En la práctica, el diseñador selecciona el tamaño adecuado para la sección de la columna, directamente, por medio de tablas. En la tabla 6-2 se dan las cargas concéntricas permisibles (en kips) para diferentes secciones; esta tabla se ha recopilado de acuerdo con las fórmulas del AISC indicadas en el artículo 6-5. Las cargas a la derecha de las líneas verticales gruesas son para


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Kl miembros principales con relaciones de 120 a 200. Para datos acerca de las dos columnas de B x r y By, factores de flexión, a la derecha de la tabla, ver artículo 6-9.

Figura 6-5 La tabla 6-3 nos da las cargas axiales permisibles sobre puntales (columnas) formados por dos ángulos separados 3/8 de pulgada entre sí y colocados con sus lados mayores espalda con espalda; esta tabla se basa también en las fórmulas del AISC que se vieron en el artículo 6-5. Las cargas situadas por debajo de las líneas gruesas horizontales son para valores de

l mayores de 120, las r

cuales se aplican únicamente a miembros de contraventeo y miembros secundarios. En realidad, las conexiones que se utilizan en los extremos hacen casi imposible que las cargas sobre las secciones de los ángulos sean concéntricas; en consecuencia, esta tabla no es teóricamente correcta. Sin embargo, se utiliza comúnmente para diseñar miembros a compresión en armaduras. La práctica usual es considerar K = 1.0 en el diseño de este tipo de miembros. Al usar la tabla 6-3, nótese que se dan las cargas concéntricas permisibles tanto con respecto al eje X – X como al eje Y – Y; a menos que el miembro esté restringido con respecto a la flexión, la carga permisible se determina mediante el menor (mínimo) radio de giro. Aunque el diseñador puede escoger la sección más adecuada para la columna, simplemente remitiéndose a las tablas, es conveniente que se entienda perfectamente la aplicación de la fórmula por medio de la cual se calcularon dichas tablas. Para diseñar una columna de acero se definen primeramente la carga de diseño y la longitud, y se toman después los siguientes pasos: Paso 1 Supóngase una sección tentativa y anótese los datos de su área y su radio de giro mínimo consultando las tablas de propiedades. Paso 2 Calcúlese la relación de esbeltez

Kl ; siendo l la longitud sin soporte de la columna. Para el r

valor de K, ver el artículo 6-9 Paso 3 Calcúlese Fa, el esfuerzo unitario permisible, mediante la fórmula de columna o usando la tabal 6-1 Paso 4 Multiplíquese la Fa encontrada en el paso 3 por el área de la sección transversal; este producto nos dará la carga permisible sobre la sección tentativa de la columna. Paso 5 Compárese la carga permisible encontrada en el paso 4 con la carga de diseño; si la carga permisible en la sección propuesta es menor que la de diseño, pruébese una sección mayor y revísese de la misma manera. El procedimiento requerido para determinar la carga axial permisible en la sección de una columna se ilustra en el artículo 6-6 EJEMPLO Diseñar una columna cuya longitud sin soporte es de 18 pies y que soporta una carga axial de 305,000 lb Solución. Paso 1 Propongamos una 12 WF 65 como sección tentativa. Según la tabla 4-2, su área es 2 igual a 19.11 plg , su rX-X = 5.28 plg y su rY-Y = 3.02 plg. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Kl 18 x12 Paso 2 Suponiendo que K = l, la relación de esbeltez será 1 x  71.5 r 3.02 Nótese que se utilizó el radio de giro mínimo 2 Paso 3 Utilizando la tabla 6-1 y por interpolación, encontramos que Fa = 16,275 lb/plg Paso 4 La carga axial permisible P sobre la columna propuesta será igual a Fa x A, o sea, P = 16,275 x 19.11 = 311.000 lb Paso 5 Las carga de diseño es de 305,000; como la sección propuesta considerada puede soportar con seguridad una carga de 311,000 lb, es aceptable. Revísese este resultado con la carga permisible indicada en la tabla 6-2 EJEMPLO. Un miembro secundario a compresión, parte de una armadura tiene una longitud de 10 pies, y soporta una carga axial de 35,000 lb. Diseñar una sección compuesta de dos ángulos separados 3/8’’ entre sí, para permitir el uso de una placa de conexión. Solución. Paso 1. Propongamos una sección tentativa compuesta de dos ángulos de 3 x 2.1/2 x 3/8, separados 3/8’’ entre sí y con los patines mayores espalda con espalda. Según la tabla 6-3, el área es 2 igual a 3.84 plg , rX-X = 0.93 plg y r Y-Y = 1.16 plg Tabla 6-2 Cargas axiales permisibles para columnas en kips* 2 (las cargas están calculadas para acero A36 (Fy = 36 kips/plg )

* Recopilada del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la comunicación en Acero. Las cargas a la derecha de las líneas verticales gruesas, son para miembros principales con TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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Kl relaciones de 120 a 200 r

*Reproducido del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la Construcción en Acero. Las cargas por debajo de las líneas horizontales gruesas, son para relaciones l/r mayores de 120 y se aplican solamente a miembros secundarios y de contraventeo.


39



Las cargas por debajo de las líneas horizontales gruesas, son para relaciones l/r mayores de 120 y se aplican solamente a miembros secundarios y de contraventeo.


40



Las cargas por debajo de las líneas horizontales gruesas, son para relaciones l/r mayores de 120 y se aplican solamente a miembros secundarios y de contraventeo.

Paso 2.

Kl 10 x12  1x  129  relación de esbeltez r 0.93

Esta relación es mayor de 120, pero es aceptable para un miembro secundario. Paso 3. Consultando la tabla 6-1, bajo el encabezado de “Miembros secundarios”, encontraremos 2 que el esfuerzo permisible Fa para una relación de esbeltez de 129 es de 9,400 lb/plg Paso 4. P = Fa x A = 9,400 x 3.84 = 36,000 lb = carga axial permisible Paso 5. Como la carga axial permisible en la sección propuesta es de 36,000 lb y la carga de diseño es de 35,000 lb, la sección es aceptable. Ver tabla 6-3, en la cual pueden encontrarse las cargas TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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permisibles para puntales, sin necesidad de cálculos. En los siguientes ejemplos, considérese que todas las columnas son miembros principales, que el acero es A36 y que K = 1, a menos que se indique lo contrario. Problema 6-7-A Diseñar una columna de acero, que se usará como miembro principal a compresión, cuya longitud sin soporte es de 15 pies y que soporta una carga axial de 12,800 lb. Compárese el resultado de los cálculos con las cargas indicadas en la tabla 6-2 Problema 6-7-B Las características arquitectónicas de un edificio limitan el tamaño de una columna de acero a 12 x 12 plg. ¿Qué sección de columna debe usarse para soportar una carga axial de 250,000 lb, si su longitud es de 24 pies? Confirmar el resultado con la tabla 6-2 Problema 6-7-C Diseñar un miembro secundario a compresión, compuesto por dos ángulos, que formará parte de una armadura de acero. La carga axial que soportará es de 36,000 lb y su longitud sin soporte es de 14 pies. Problema 6-7-D Un ángulo de 4’’ x 4’’ x 1/2’’ se utilizará como miembro secundario a compresión. Calcular su carga axial máxima permisible, si su longitud sin soporte es de 12 pies. NOTA: Considerar el radio de giro r con respecto al eje Z –Z Problema 6-7-E Una columna 8 WF 35 tiene una longitud de 18 pies y se usará para soportar una carga axial de 130,000 lb. De acuerdo con las especificaciones AISC, ¿podrá considerarse esta carga como permisible? Problema 6-7-F Utilizando la fórmula para columnas diséñese una columna de sección laminada, para soportar una carga axial de 322,000 lb. La longitud sin soporte es de 15 pies. Problema 6-7-G Diseñar un miembro principal a compresión que consiste de un solo ángulo de lados iguales. Su longitud sin soporte es de 12 pies y la carga axial a que está sometido es de 102,000 lb Problema 6-7-H Una canal 10 15.3 se utiliza como columna, para soportar una carga axial de 45,000 lb ¿Puede considerarse segura dicha columna, si su longitud sin soporte es de 6 pies? 6-8 Columnas de tubo de acero. En la construcción de edificios se utilizan frecuentemente tubos de acero como columnas; en la tabla 6-4 se indican las propiedades y cargas permisibles para diferentes tamaños de columnas estándar de tubo de acero. Nótese que las cargas señaladas por debajo de las líneas horizontales gruesas son para miembros principales cuyas relaciones de esbeltez

Kl estén r

entre 120 y 200 EJEMPLO. Una columna tubular de 10 plg de diámetro nominal y peso estándar (40.48 libras por pie) tiene una longitud de 13 pies; calcúlese la carga axial permisible que puede soportar. Solución. En la tabla 6-4 encontraremos la siguiente información acerca de este tipo de columna: diámetro nominal, 10.0 plg; área, 11.91 plg 2; radio de giro, 3.67 plg. Entonces

Kl 13x12  1x  42.5 r 3.67 Utilizando la tabla 6-1, sabemos que para

l  42.5 , Fa = 18,990 lb/plg2 r

La carga axial permisible será entonces P = FA x A = 18,990 x 11.91 = 226,000 lb Si consultamos la tabla 6-4 podremos ver que este resultado está de acuerdo con la carga permisible tabulada. En los siguientes problemas, considérese que K = 1 y que el acero es A36 Problema 6-8-A Calcular la carga axial permisible para una columna tubular cuyo diámetro nominal es de 8 plg, con un peso de 28.55 lb/pie y una longitud sin soporte de 15 pies. Problema 6-8-B En la tabla 6-4 se indica una carga axial permisible de 95,000 lb para una columna tubular de 6 plg de diámetro y 12 pies de longitud. Verifíquese dicha cargas. Problema 6-8-C Una columna tubular de 3 plg de diámetro tiene una longitud sin soporte de 10 pies y se utilizará en un edificio como miembro a compresión. Calcular su carga axial permisible. 6-9 Factores de flexión para columnas. Las columnas vistas anteriormente han tenido siempre cargas axiales o concéntricas. Sin embargo, con frecuencia se presenta el caso de que, además de la carga axial, la columna esté sometida a esfuerzos de flexión resultantes de la acción de cargas excéntricas; en la figura 6-6 se muestra una columna bajo la acción de una carga concéntrica y otra excéntrica. El diseño de columnas con cargas excéntricas se lleva a cabo revisando una o más TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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secciones tentativas. Como una ayuda para este diseño, es conveniente convertir las cargas excéntricas en cargas axiales equivalentes; una vez hecho lo anterior, pueden usarse las tablas de cargas axiales de seguridad para escoger la sección de prueba. En la parte derecha de la tabla 6-2 se encuentran los factores de flexión Bx y By; el factor de flexión es igual al área de la sección transversal dividida entre el módulo de sección. Como existen dos módulos de sección principales, Bx y By serán los factores de flexión para los ejes X – X e Y – Y de la 2 sección, respectivamente. Por ejemplo el área de una 10 WF 49 es de 14.4 plg y su módulo de 3 sección con respecto al eje X – X es de 54.6 plg (tabla 4-2); Bx será entonces igual a

A 14.4   0.264 . Este valor es el señalado en la tabla 6-2 S x 54.6 Tabla 6-4 Cargas axiales permisibles para columnas de tubo estándar de Acero, en kips*

* Reproducido del Manual of Steel Construction, con autorización del Instituto Americano de la Construcción en Acero. Las cargas indicadas debajo de las líneas horizontales gruesas, son para miembros principales con relaciones de esbeltez KL/r de 120 a 200. Para encontrar la carga axial equivalente, se multiplica el momento flexionante causado por la carga TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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excéntrica por el factor de flexión apropiado. 6-10 Columnas con cargas excéntrica. El diseño de una columna sometida tanto a carga axial como a carga excéntrica se lleva a cabo revisando una o más secciones tentativas, las cuales pueden determinarse mediante la aplicación de una carga axial equivalente aproximada. Dicha carga axial equivalente es igual a la suma de las cargas axiales, más el producto de los momentos flexionantes causados por las cargas excéntricas multiplicados por los factores de flexión adecuados. Para ilustrar el procedimiento presentaremos un ejemplo. EJEMPLO. Una columna de 8 plg de peralte, con una longitud sin soporte de 13 pies, soporte una carga axial de 76,000 lb y una carga excéntrica de 30,000 lb situada esta última a 4 plg de su eje X – X ; ver la figura 6-6. Determinar la sección de la columna.

Figura 6-6 Solución. La carga excéntrica está situada a 4 plg del eje X – X , el momento flexionante que ocasiona será igual a 30,000 x 4 = 120,000 lb/plg, pero como no hemos determinado todavía la sección de la columna, no conocemos aún el factor de flexión exacto. Haciendo uso de la tabla 6-2, en la parte correspondiente a secciones de 8 plg, escogeremos tentativamente un factor de flexión de 0.331, el cual podemos revisar después. Si multiplicamos ahora este factor por el momento flexionante, el producto será igual a 120,000 x 0.331 = 39,720 lb, que es la carga axial equivalente a la carga excéntrica de 30,000 lb. De acuerdo con la regla establecida, la carga axial equivalente aproximada será entonces igual a 76,000 + 30,000 + 39,720 = 145,720 lb; como la longitud libre de la columna es de 13 pies, podremos escoger como sección tentativa una 8 WF 35, con ña ayuda de la tabla 6-2. El método anterior es una práctica acostumbrada entre muchos diseñadores, determinándose de esta manera la sección definitiva. En nuestro problema existía solamente una carga excéntrica, pero si además hubiese existido otra carga excéntrica con respecto al eje Y – Y, su carga axial equivalente y su magnitud propia deberían haberse sumado a las 145,720 lb, determinando así la carga axial equivalente aproximada sobre la columna. El diseño de una columna con combinación de carga axial y flexión no es un procedimiento simple. La selección de una sección tentativa mediante el método anterior es siempre conservadora y lo es más aún según aumenta el cociente entre la carga excéntrica y la carga axial, así como la relación de esbeltez. Los requisitos de las especificaciones AISC actuales para el diseño de una columna con cargas combinadas son mucho más complicados de lo que eran antes y, debido a la gran cantidad de factores que deben considerarse, no es conveniente enumerarlos en un libro del alcance de éste. Para aquellos lectores que deseen conocer los requisitos completos acerca de la combinación de cargas en columnas, se recomienda acudir al manual del AISC. 6-11. Reducción de cargas en columnas. En un edificio con varios pisos, las cargas de las columnas aumentan, con respecto a cada uno de los pisos anteriores; estas cargas están compuestas por las cargas muertas y las cargas vivas de cada paso, así como por el peso de las columnas superiores. En la tabla 11-1 se indican las cargas vivas mínimas para diferentes tipos de edificios; sin embargo es poco probable que se presenten simultáneamente las cargas vivas en su totalidad y en cada uno de los pisos. Con excepción de los edificios utilizados para almacenamiento, estacionamiento y otros similares, los reglamentos de construcción permiten una reducción en las TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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cargas vivas que actúan sobre las columnas, muros y cimentaciones. Las vigas sí se diseñan para la totalidad de las cargas vivas más la carga muerta. A continuación enunciaremos un extracto de las recomendaciones del Comité para la Reglamentación de la Construcción de la Oficina de Normas del Departamento de Comercio de lo Estados Unidos. Con excepción de los edificios utilizados para almacenamiento, se permitirán las siguientes reducciones, sobre las cargas vivas totales, para el diseño de todas las columnas, pilas, muros, cimentaciones, armaduras y trabes. Para las que soporten un solo piso 0% Para las que soporten dos pisos 10 % Para las que soporten tres pisos 20 % Para las que soporten cuatro pisos 30 % Para las que soporten cinco pisos 40 % Para las que soporten seis pisos 45 % Para las que soporten siete o más pisos 50 % Se acostumbra que el diseñador tabule de una manera conveniente las cargas que actúan sobre las columnas y cimentaciones; en el siguiente ejemplo se muestra uno de los métodos, que se utiliza en ocasiones. EJEMPLO. Tabular las cargas que actúan sobre una de las columnas de la estructura de un edificio de 10 pisos. Las naves son de 20 x 22 pies y cada una de las columnas soporta un área de piso de 2 2 440 pies ; la carga viva es de 60 lb/pie y al carga muerta, incluyendo el peso propio de vigas y 2 2 trabes, es de 70 lb/pie . El techo del último piso tiene una carga viva de 30 lb/pie y una carga muerta 2 de 50 lb/pie . Determínense las cargas utilizando las reducciones recomendadas por la Oficina de Normas de los Estados Unidos. Solución.

Las cargas para los pisos restantes se encuentran del mismo modo. En la figura 6-7 se muestra un método para tabular estos resultados. 6-12 Placas de base para columnas. A menos que se use un emparrillado de acero, las columnas se soportan en su base por medio de cimentaciones de mampostería, por lo general de concreto; TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: INGENIERÍA SIMPLIFICADA PARA ARQ. Y CONSTRUCT. – H. PARKER - LIMUSA

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para evitar que el concreto se rompa, se fija a la base de la columna una placa de acero, para distribuir su carga sobre un área adecuada. Es esencial que la base de la columna y la placa estén en contacto absoluto, por lo que la cara superior de las placas cuyo espesor sea de 4 plg o mayor debe maquinarse; la cara inferior de dichas placas descansa sobre una capa de cemento de relleno o directamente sobre el concreto. La columna se fija a la placa base por medio de soldadura o mediante ángulos que a su vez se fijan a la cimentación usando tornillos de anclaje Techo 10º piso

Carga al nivel del piso 35,500#

9º piso

93,100

8º piso

145,520

7º piso

192,760

6º piso

234,820 Figura 6-7 Figura 6-8 6-13 Diseño de placas de base para columnas. El área de la placa de base se encuentra fácilmente, dividiendo la carga de la columna entre el esfuerzo unitario de compresión permisible en 2 2 el concreto, que puede ser de 750 o de 1,125 lb/plg (52 a 79 kg/cm ), dependiendo de la calidad del mismo. El espesor de la placa se determina suponiendo que se comporta como un voladizo invertido, cuyo momento máximo se localiza en el borde de la columna y utilizando la dimensión m o n, cualquiera que sea la mayor. Ver figura 6-8. Se supone que la carga de la columna está distribuida uniformemente sobre el área rectangular punteada que se muestra en la figura; a continuación se ilustra el procedimiento. Paso 1. Determinar A , el área requerida de la placa

A En donde A = P = Fp =

2

p Fp

2

área de la placa, en plg (o cm ) carga total de la columna en lb (o kg) 2 2 esfuerzo permisible de compresión en la mampostería, en lb/plg (o kg/cm ). Las especificaciones AISC señalan Fp como placa, e igual a 0.375 f ' c cuando el área de la placa es un tercio del área del concreto. Para un tipo concreto usado comúnmente, f ' c = 3,000 lb/plg2 (210 kg/cm2), por lo que 0.25 f ' c = 750 lb/plg2 (52 kg/cm2) y 0.375

f ' c = 1,125 lb/plg2 (79 kg/cm2) A = B x C (ver figura 6-8) Paso 2. Hacer un croquis semejante a la figura 6-8, seleccionando una placa cuya área sea igual a B x C y con dimensiones m y n casi iguales. Paso 3. Calcular las dimensiones m y n, utilizando los valores 0.95d y 0.80b, como se muestra en la figura 6-8 Paso 4. Resolver la siguiente fórmula para t, el espesor de la placa, utilizando el valor de m o n, el que sea mayor.

t

3 pn 2 3 pn 2 o bien t  Fb Fb

En donde t p

= espesor de la placa, en pulgadas (o cm) 2 2 = presión real sobre la mampostería, en lb/plg (o kg/cm )

p

=

p

P BxC


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myn = proyección de la placa, por fuera de la columna, en plg (o cm) Fb = Esfuerzo permisible en la fibra extrema de la placa de apoyo. Las especificaciones AISC señalan el valor de Fb como 0.75 Fy; por tanto, para acero A36. Fb = 36,000 x 0.75 = 27,000 2 lb/plg , ver tabla 5-2. EJEMPLO. Diseñar la placa base de una columna formada por (en acero A36) una sección 12 WF 58, 2 con una carga de 340,000 lb. La palca se apoyará sobre una cimentación para la cual Fp = 750 lb/plg 2 Solución. Paso 1. El área mínima requerida para la placa es A = P /fp = 340,000/750 = 453 plg . Como primera tentativa, hagamos B = 19 plg y C = 24 plg, por consiguiente A,el área de la placa será 2 igual a 19 x 24 = 456 plg Paso 2 . De la tabla 4-2 obtendremos las propiedades de una 12 WF 58, encontrando que b = 10,014 plg y d = 12.19 plg; hagamos ahora un croquis similar a la figura 6-8. Las dimensiones de B y C deben ser de tal magnitud que m y n sean aproximadamente iguales; aceptaremos la placa de 19 x 24 plg. Paso 3. Calcular las dimensiones m y n, utilizando las cantidades 0.95d y 0.80b mostradas en la figura 6-8; entonces

0.95d  0.95 x12.19  11.6plg 0.80d  0.80 x10.01  8.01plg

24.0 x11.6  6.2 p lg 2 19  8.01 m  5.5 p lg 2 m

Paso 4. El mayor de los dos valores de m y n es m, 6.2 plg, por tanto se usará éste para el cálculo del 2 espesor de la placa. Como su área es de 456 plg la presión real sobre la base de concreto será p = 2 340,000 = 746 lb/plg . Entonces

t

3 pm 2 3x746 x6.2 x6.2   3.19 Fb 27,000

Es el espesor requerido para la placa base. Aceptaremos un espesor de 1.7/8 plg quedando entonces la placa base de 19 x 24 x 1.7/8. Problema 6-13-A. Una sección 10 WF 33 de acero A36 se utiliza como columna para soportar una carga axial de 180,000 lb y descansa sobre una zapata de concreto para la cual el esfuerzo 2 permisible de compresión es de 1,125 lb/plg . Diseñar la placa base para la columna. Problema 6-13-B. Diseñar una placa base, en acero A36, para una sección 8 WF 31 que soporta una carga axial de 175,000 lb. La placa base descansará sobre una zapata de concreto cuyo esfuerzo 2 permisible de compresión es de 750 lb/plg


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MALLAS PARA CONSTRUCCIÓN BENEFICIOS PRINCIPALES LA MALLA ELECTROSOLDADA ES REFORZAMIENTO DE ESTRUCTURAS

LA

SOLUCION

RAPIDA

PARA

EL

Gracias a su mayor resistencia, permite utilizar una menor cantidad de acero, Es un material versátil que está pensado hacer económico su empleo en la industria de la construcción. La malla FORTEX es de acero trefilado en frío. Consiste en barras lisas o corrugadas, longitudinales y transversales, que se cruzan en forma rectangular, estando las mismas estrictamente soldadas en todas sus intersecciones. VENTAJAS: Seguridad en la construcción: Sus características de espaciamiento, uniones soldadas y acero empleado, permiten una distribución uniforme de los esfuerzos en el elemento estructural.

Armados Correctos: La precisión en el calibre y espaciamiento de los alambres, nos garantiza el área de acero requerida.

Transportable: Malla FORTEX es un material manuable que se maneja sin dificultad. Se pueden transportar grandes 2 cantidades de m en un solo viaje.

Ahorro en mano de obra y rapidez de colocación: Su presentación en hojas y rollos de colocación inmediata, permite, cubrir grandes áreas de refuerzo en una sola operación

TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: CATÁLAGO MALLA FORTE



Adherencia efectiva al concreto: Gracias a la resistencia que ofrecen los aceros soldados, se aumentan al máximo la adherencia al concreto.

Tránsito en obra: El material ya colocado permite el trabajo sobre la malla, sin temor a sacarla de posición.

Producción y control de calidad: Nuestras instalaciones y un estricto control de calidad de nuestro personal especializado, nos permite garantizar una óptima fabricación.

Supervisión y asesoría técnica: Ofrecemos asistencia técnica en el cálculo y supervisión en obras.

Disminución en el tiempo total de ejecución de la obra: Gracias a la rapidez en la colocación de la malla, el tiempo de instalación del fierro disminuye en un 40% aproximadamente.


49



PRODUCTOS PARA CONCRETO ARMADO Principales Usos: Mallas: 

Losas de techo



Muros armados



Pavimentos armados



Piscinas y estanque



Productos de concreto vibrado



Refuerzos adicionales en cimentaciones



Refuerzos para albañilería



Piezas prefabricadas



Revestimiento de túneles



Canales



Calzadas

Características del acero CA50 Propiedades mínimas mecánicas en el ensayo a la tracción 2 Resistencia a la ruptura 56 kgf/mm 2 Límite de fluencia 50 kgf/mm

Mallas para construcción cumplen con las siguientes normas: 

ASTM - 82: Para aceros trefilados



ASTM 185: Para mallas electrosoldadas



ACI 318-83 (capítulo V)

COLOCACION Ventajas: La flexibilidad de la malla FORTEX permite seguir el diagrama de Momentos Flectores en su colocación. TEMA: ACERO ESTRUCTURAL AUTOR: CATÁLAGO MALLA FORTE

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Datos Técnicos: La malla FORTEX, fabricada según procedimientos europeos, cumple con los requisitos exigidos en las normas de construcción. 

Carga de la ruptura mínima = 5600 kg x cm



Límite elástico mínimo garantizado = 5000 kg x cm

2 2

PROYECTOS ESPECIALES Estos proyectos son desarrollados especialmente para el cliente, en función de las características y necesidades particulares de la obra, de acuerdo a las especificaciones técnicas de sus Ingeniero Estructural.



Para lograr este objetivo se utiliza la más avanzada tecnología y software especializado.



Se entregan planos que incorporan productos de stock y elementos especialmente definidos para la ejecución de la obra.


51



El “Departamento Técnico” otorga asesoría directa al cliente durante la ejecución de la obra.

MENSAJE CORPORATIVO La malla FORTEX para Concreto Armado es un producto desarrollado para aumentar la productividad y eficiencia de la construcción. La malla FORTEX para Concreto Armado es producida en el Perú por PRODUCTOS DE ACERO CASSADO S.A. PRODAC, industria metalmecánica peruana perteneciente al grupo BEKAERT, empresa Belga líder mundial en la transformación del alambre y productos de alambre. La malla FORTEX para Concreto Armado es un producto que puede ser utilizado en muros, losas, pavimentos y otros elementos constructivos con mayor eficiencia que el fierro tradicional. La malla FORTEX para Concreto Armado es una alternativa ventajosa al proceso tradicional de armar mallas, vigas y columnas en la misma obra, reduciendo significativamente el costo de la mano de obra de armado del fierro tradicional. La malla FORTEX para Concreto Armado no sólo es un producto metalmecánico que se entrega en la obra; es una solución de Ingeniería ya que nuestro departamento técnico le entregará a sus ingenieros planos diseñados en solución de mallas, asesoramiento pre/post instalación y supervisión de la instalación. En este catálogo Ud. encontrará una amplia gama de medidas de mallas y áreas por metro cuadrado que podrán ayudarle a definir sus necesidades usando directamente este tipo de productos.

PARA CUALQUIER CONSULTA COMUNICARSE A NUESTRO DEPARTAMENTO TECNICO Av. Néstor Gambetta 6429 (Carretera Ventanilla km. 5.2) Callao – Perú Telfs. 577-0051 Fax: 577-0041


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SIMBOLOGIA PARA MALLAS ELECTROSOLDADAS MALLAS DE STOCK O STANDAR ANCHO = 2.4 LARGO = 5.00 M.

Q

84 AREA DE ACERO 2 MULTIPLICADO x 100 (cm /m)

MALLA DE COCADA CUADRADA

R

84 AREA DE ACERO 2 MULTIPLICADO x 100 (cm /m)

MALLA DE COCADA RECTANGULAR

MALLAS ESPECIALES AREA EN LA DIRECCIÓN LONGITUDINAL

Q

E

221 -

042 AREA EN LA DIRECCIÓN TRANSVERSAL

MALLA ESPECIAL CON DIMENSIONES DIFERENTES A LA DE STOCK COCADA CUADRADA PUEDE SER RECTANGULAR (R)


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COLUMNAS DE CONCRETO 

Armaduras Prefabricadas de fierro para columnas (Reemplazan a las armaduras de 3/8)

Tipo de Columna



Dimensión estribo

Longitudinales

Estribos

L = 400 cm

Pesos c/u (kg.)

A

B

a

b

nº

Ø

S

Ø

e

C 1515

15

15

8

10

4

8.5

2.27

4

15

8.24

C 1520

15

20

8

15

4

8.5

2.27

4

15

8.50

C 1525

15

25

8

20

4

8.5

2.27

4

15

8.76

C 2525

25

25

18

20

4

8.5

2.27

4

15

9.27

Armaduras Prefabricadas de fierro para columnas (reemplazan a las armaduras de 1/2) Dimensión elemento concretado

Dimensión estribo

A

B

a

b

nº

Ø

S

Ø

e

C 1515

15

15

8

10

6

8.5

3.40

4

15

11.81

C 1520

15

20

8

15

6

8.5

3.40

4

15

12.07

C 1525

15

25

8

20

6

8.5

3.40

4

15

12.33

C 2525

25

25

18

20

6

8.5

3.40

4

15

12.84

Tipo de Columna



Dimensión elemento concretado

Longitudinales

Estribos

L = 400 cm

Pesos c/u (kg.)

Armaduras Prefabricadas de fierro para columnas de tabiquería. Dimensión elemento concretado A B

a

b

nº

ø

S

ø

e

CA 1515

15

15

8

10

4

7

1.54

4

15

4.38

CA 1520

15

20

8

15

4

7

1.54

4

15

4.57

CA 1525

15

25

8

20

4

7

1.54

4

15

4.74

CA 2525

25

25

18

20

4

7

1.54

4

15

5.10

Tipo de columna

Longitudinales

Dimensión estribo


Estribos

L = 300 cm

Pesos c/u (kg)

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NOVIEMBRE 2001

ENCOFRADOS FIERRERÍA NOMENCLATURA nº = cantidad de longitudinales c = diámetro en mm. 2 S = sección de acero en cm e = espacio entre estribos (cm) p1 = p2 = punta típica (cm)

COLUMNAS

COLUMNAS Y VIGAS ESPACIALES Ejemplos de secciones que tienen solución con Malla FORTEX consulte por otras.


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ESCALERILLAS PARA ALBAÑILERIA Escalerillas 1 Tira = 1.34 kg

1 malla = 17 tiras = 22.78 kg

MALLAS SIN ECONOMIA DE BORDES Mallas Stock Tipo “Q” y “R” Distancia entre barras (mm) long. transv. dp ds R84 150 330 Q84 150 150 Q106 150 150 Q139 100 100 Q158 150 150 Q188 150 150 Q196 100 100 Q238 100 100 Q257 150 150 Q295 150 150 Q335 150 150 Q424 150 150 Q541 100 100 Stock: entrega inmediata Standar: fabricación a pedido Dimensiones: en milímetros Tipo de malla

Diámetro de barras (mm) long. transv. op os 4 2.8 4.0 4.0 4.5 4.5 4.2 4.2 5.5 5.5 6.0 6.0 5.0 5.0 5.5 5.5 7.0 7.0 7.5 7.5 8.0 8.0 9.0 9.0 8.3 8.3

Sección de Acero (cm2/m) long. transv. ap as 0.84 0.19 0.84 0.84 1.06 1.06 1.39 1.39 1.58 1.58 1.88 1.88 1.96 1.96 2.38 2.38 2.57 2.57 2.95 2.95 3.35 3.35 4.24 4.24 5.41 5.41

NOMENCLATURA dp = distancia entre barras principales ds = distancia entre barras secundarias øp = diámetro de barra principal o longitudinal øs = diámetro de barra secundaria o transversal ao = armadura principal as = armadura secundaria o repartición


Peso (kg) Malla

kg/m2

9.72 16.08 20.40 26.16 30.36 36.00 36.72 44.88 48.96 56.28 64.08 79.90 102.00

0.81 1.34 1.70 2.18 2.53 3.00 3.08 3.74 4.08 4.96 5.34 6.66 8.50

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TABLA DE EQUIVALENCIAS PARA MALLAS ELECTROSOLDADAS MALLA EN FIERRO TRADICIONAL 1/4 @ 15 1/4 @ 25 1/4 @ 30

MALLA ELECTROSOLDADA Q139 Q106 Q84

3/8 @ 20 3/8 @ 25 3/8 @ 30

Q295 Q238 Q196

1/2 @ 20 1/2 @ 25 1/2 @ 30 Para losas aligeradas en una sola dirección ALAMBRON DE TEMPERATURA Para losas aligeradas en dos direcciones ALAMBRON DE TEMPERATURA


Q541 Q424 Q335 R84 Q84

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Banco Temático de Encofrado y Fierrería

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