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Esta página está dedicada a tratar de aportar mi propia experiencia en el
uso de las normas técnicas españolas a los navegantes para así entre
todos conseguir aclarar algunos puntos conflictivos. Quiero dejar claro
que a menos que se citen o referencien las conclusiones con la
bibliografía correspondiente, lo aquí escrito no tienen mayor veracidad
que la que yo o vosotros con vuestras aportaciones podamos dar, y por lo
tanto tendréis que que concederles el beneficio de la duda. No es mi
interés confundir, al contrario: ayudar.
Espero que me corrijáis cuando sea
necesario y que me ayudéis a dilucidar algunas cuestiones que por uno u
otro motivo no quedan demasiado claras.
Por cierto, lo de "Cucurbitae caput non
habemus", es una frase latina que significa algo así como no
tenemos cabeza de calabaza, vamos que no nos tomen el pelo... |
"CUCURBITAE
CAPUT NON HABEMUS" (No tenemos cabeza de calabaza)
Casos en que las normas no dejan claras sus
exposiciones
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ref. Normas_Antiguo_01
Resolución de enfrentamiento de nervios perpendiculares en forjados
unidireccionales según EFHE
(De De Mecánica) - España
[Fue mi
compañero el I.C.C.P. Antonio Herrera, uno de los que más peleó esta
cuestión, y quien me puso en aviso y me comentó sobre lo aquí expuesto] Leemos
en el artículo 23 de la EFHE o en el 7.3 de la antigua EF-96:
<<En los casos en los
que un forjado acometa a otro perpendicularmente, su armadura superior se
anclará por prolongación recta (Fig. 23b). Cuando un voladizo tenga nervios
perpendiculares a los del tramo adyacente, su armadura superior se anclará por
prolongación recta una longitud no menor que la longitud del voladizo ni a dos
veces el intereje. En ambos casos, se garantizará la resistencia a compresión
de la parte inferior del forjado macizando las partes necesarias o con
disposiciones equivalentes.>>
 ¿A
qué se está refiriendo la instrucción cuando habla de garantizar la resistencia a
compresión macizando las partes necesarias o mediante disposiciones
equivalentes? No son pocas las veces que en mi calidad de revisor exigí al arquitecto responsable del proyecto, a la vista del detalle que
presenta la norma, que se macizase completamente la primera calle entre viguetas
que corre paralela a la viga. Tampoco fueron pocas las veces que dichos
arquitectos se echaron las manos a la cabeza, y me sugirieron que la
disposición macizada suponía un terrible gasto de hormigón y que la solución
les parecía más frágil que la primera. ¿Qué
pretende la instrucción? Parece que la norma se está refiriendo a que una bovedilla en
dicha posición -donde propone la parte macizada-, puede romper de forma brusca
debido a que el momento flector en el apoyo produce compresiones en la parte
inferior del forjado, compresiones que si no existiera cambio de dirección se
resistirían con las
viguetas, pero que en estos casos son
asumidas por elementos no resistentes o poco resistentes como son las
bovedillas. El
momento flector proviene del paño que acomete perpendicularmente -vuelo o
vano-, y según la misma norma sería igual al momento del vuelo, o a la cuarta
parte del máximo momento flector positivo del vano en el caso de vano; ya que
se trata de un apoyo considerado como simple en posición exterior a efectos del
cálculo. Un caso
análogo se da en el apoyo de losas de escaleras en pequeños tramos de forjado,
en el que las fuertes compresiones inferiores podrían romper las bovedillas y
también puede ser conveniente recurrir a su macizado. Lo que se
plantea es lo siguiente: el detalle de la norma no es claro, creemos que haría
falta una planta para entender si se nos propone macizar a lo largo de toda la
calle, o más bien como cabría esperar de un análisis más exhaustivo, sólo
aquellas bovedillas que se enfrentaran a los nervios del forjado perpendicular,
ya que es aquí donde se concentrarían las tensiones de compresión. A
este respecto, el profesor José Luis de Miguel [1], ya hacía ésta mención en sus
comentarios a dicho artículo de la EF-96: "Con vuelos pequeños bastará retirar
alguna bovedilla, o a lo sumo las enfrentadas con los nervios. En el caso de un
vuelo importante, la condición crítica no es la resistencia sino el
equilibrio, necesitándose disponer, como indica la figura, un tramo de
contrapeso en prolongación del vuelo". He
aquí la figura a la que él hace referencia en sus comentarios, de la que
parece desprenderse que el macizado no es a lo largo de toda la calle, sino
frente a las viguetas."
 Nótese
que en el caso de vuelos largos, la figura resuelve continuando las viguetas
más allá de la viga una longitud suficiente para conseguir el equilibrio, por
lo que se asemeja más a una situación normal de continuidad que al caso en
estudio. Igualmente en
la referencia de Ángel Vallejo y Ángeles Más [2], sobre forjados
unidireccionales de hormigón armado se apunta: <<Así mismo, debido a
las compresiones en la parte inferior, se deberá macizar al menos la primera
bovedilla al nudo (o suprimirla) o bien formalizar calles enfrentadas a las
viguetas o nervaduras del voladizo, e igualmente macizarlas>>.
En nuestra modesta opinión la opción de macizado discontinuo es la más correcta además
de más económica, siempre y cuando se dispongan las zonas macizadas
correctamente enfrentadas con los nervios. Creemos
también que el macizado continuo que parece proponer la norma es correcto, pero
puede dar lugar a otros problemas. Así suele ser normal que tras acceder a
macizar toda la calle, al llegar a obra nos encontramos con el siguiente
detalle, en el que se ha eliminado la vigueta que corría paralela a la viga:
 Existen
aproximadamente 70cm de ancho macizado que corren paralelos a la viga, y ante la
que nos hacemos algunas preguntas: ¿Existe mayor posibilidad de fisuración en
esta solución? ¿Es capaz de acompañar la calle macizada a la deformación
que tiene la viga? ¿Es exigible la disposición de una cierta armadura
inferior de enlace?
Por último, quisiéramos aclarar que un caso distinto sería el de un voladizo
conformado mediante losa maciza, habitual también en los forjados
unidireccionales. Aquí sí creemos conveniente, tal y como propone el profesor
Calavera [3] el macizar una banda de vano junto al apoyo del voladizo en el
ancho del voladizo.
Nada más. Esperamos vuestra opinión,
gestodedios, De Mecánica. Referencias: [1]
DE MIGUEL, JOSE LUIS. "EF-96. Instrucción para el proyecto y ejecución de forjados unidireccionales
de hormigón armado o pretensado. Ilustrada por D. Jose Luis de Miguel".
Ediciones de autor técnico S.L. [2]VALLEJO
HERNÁNDEZ, ÁNGEL - MÁS TOMÁS, ÁNGELES. "Forjados
unidireccionales de hormigón armado y pretensado. Referencia a la EF-96". Universidad Politécnica de Valencia.
[3] CALAVERA, JOSÉ. "Cálculo, construcción, patología y rehabilitación de
forjados de edificación". 5ª Edición. INTEMAC
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ref. Normas_Antiguo_02
Cuantía mecánica mínima de elementos sometidos a tracción simple o
compuesta. Discusión de su aplicación al caso de vigas riostras
(De De Mecánica) - España
Se ha tratado en diversos puntos de ésta página el tema
de las cuantías mínimas en los
distintos elementos. Incluyo en este apartado <<Cucurbitae caput non
habemus>>, o séase: ¡Por favor, autores de los códigos, no nos vuelvan más locos
-si cabe- con estas normas!
Me refiero en este punto a que si seguimos a pie juntillas
el artículo 42.3.4 de la EHE, que dada su brevedad me atrevo a exponer aquí,
surgen una serie de dudas. Veamos el artículo:
<<En el caso de secciones de hormigón sometidas a
tracción simple o compuesta, provistas de dos armaduras principales, deberán
cumplirse las siguientes limitaciones:
Ap
fpd + As fyd .
0,20 Ac fcd
>>
Analicemos pues el artículo. Primero diremos que se está
tratando un problema de cuantía mecánica, es decir, lo que se pretende
es que la secciones fisuradas sean capaces de resistir al menos un momento igual
al momento de fisuración que le corresponde. Como sabemos, se trata de evitar
una rotura frágil que ocurriría si la sección fisurada –en las zonas
fisuradas el acero se lleva todo el peso de la solicitación–, resista al menos
lo que era capaz de soportar la sección de hormigón inicial.
Recordaremos que el subíndice <<p>> se refiere en la
Instrucción al pretensado, o mejor, como la misma norma dice a las armaduras activas. Además definiremos los términos de la inecuación
anterior en atención a aquellos amigos que no teniendo conocimiento de nuestra
EHE siguen nuestro comentario:
Ap: Sección total de las armaduras activas.
fpd: Resistencia de cálculo de las armaduras
activas.
As: Área de la sección de armadura (no activa)
en tracción.
fyd: Límite elastico de cálculo del acero
(armaduras no activas)
Ac: Área de la sección de hormigón.
fcd: Resistencia de cálculo del hormigón a
compresión.
Ahora pasemos de la expresión general a la particular más
normal en estructuras de edificación, donde no es usual el pretensado:
As
fyd . 0,20 Ac fcd
Y concretemos nuestro estudio a el caso de vigas de atado o
riostras como se ha dicho en el enunciado. Estos elementos como sabemos sirven
principalmente para <<... absorber las posibles acciones horizontales que
pueden recibir los cimientos bien de la estructura o bién del propio terreno>>
[1]. Por tanto supuesto estos elementos se calculan para que
soporten tracciones (también compresiones, no lo olvidemos, aunque estas son
siempre menos desfavorables dada la forma peculiar de trabajar del hormigón
armado).
Supongamos para hacer más real el estudio, una riostra
normal de 40x40cm de escuadría. Poniéndonos en el caso de situación
accidental de proyecto según la EHE (situación sísmica) tendríamos los
siguientes valores de las resistencias (utilizaremos acero B-400 S y hormigón
HA-25, también usuales):
fyd
= 400,0/1,0 =400,0 N/mm2
fcd
= 25,0/1,3 = 19,23 N/mm2
Queda con esto que el área de acero As
necesario para cumplir la cuantía mínima es de:
As
= 0,20 Ac fcd / fyd = 15,38cm2,
Que no cumple para la situación más que habitual de
disponer 4φ12
(4,52cm2), pero que tampoco cumple para la disposición de
4φ16
(8,04cm2), ni para la de 4φ20
(12,56cm2); teniéndose que colocar al menos 4φ25
(19,63cm2) para que la viga riostra fuera correcta según este punto.
Esta cuantía, al margen de no ser usual, ni siquiera está recogida en los
programas de cálculo comercial actuales -al menos por ahora-, ni por los textos
relacionados con las estructuras -que por otra parte no son muchos en lo tocante
a vigas riostras-.
En principio parece excesiva esta proporción de armadura.
Alguna explicación para esto podría encontrarse en los propios comentarios al
artículo que astutamente no había citado: “La fórmula del articulado no
tiene en cuenta la influencia del momento en la evaluación de la resultante de
tensiones de tracción en la sección previamente a la fisuración y por lo
tanto, constituye una aproximación del lado de la seguridad”.
Si indagamos un poco más, yéndonos a la explicación que
propone el mismo autor del articulado, el I.C.C.P. D. Alejandro Pérez Caldentey,
en [2] se comenta: <<Al igual que ocurre con la formula propuesta para flexión
compuesta, esta fórmula queda del lado de la seguridad en el caso de tracción
compuesta, porque la aparición de un momento contribuirá a comprimir una parte
de la sección reduciendo el volumen de tracciones que es necesario resistir con
la armadura mínima de fisuración>>.
Sin embargo, ¡nuestro gozo en un pozo!, resulta que
generalmente -a menos que existan cerramientos-, como hemos dicho anteriormente,
calculamos las vigas riostras a tracción simple, y por tanto, no podemos
beneficiarnos de las ventajas del comentario.
Queda entonces mi pregunta, <<cucurbitae
caput non habemus>>, que de
nuevo dejo a vuestra consideración: ¿se ha olvidado la Instrucción de estos
elementos que pese a trabajar a tracción poseen menos problemas de fisuración
y retracción debido a estar enterradas, pensando exclusivamente en casos más
desfavorables como pilares a tracción –tirantes-; o por el contrario si
creemos válida dicha formulación, estamos armando muy escasamente las vigas
riostras y lo que es aún peor, tolerándolas en la mayoría de los casos?. Como
consecuencia de lo primero sería recomendable abrir un nuevo comentario en la
norma que particularizara estos elementos, como consecuencia de lo segundo también
dado que no es practica habitual y sería importante una consideración por
parte de la reglamentación. Respecto a éste segundo caso al menos en la
referencia [2] el autor se pronuncia rotundamente: <<Debe observarse que la
cuantía mínima en tracción ha aumentado considerablemente respecto a la
propuesta de la EH-91>>.
Por último, no está de más aquí, una vez más, anotar
que el profesor Calavera en su libro clásico de Proyecto y Cálculo de Hormigón
en su edición para la EH-91 [3], indicaba ya una cuantía mecánica con una
constante que estimaba en torno a 0,15 (que en la fórmula de la norma
corresponde a 0,20), y que congruentemente reafirmaba para el caso de vigas
riostras en su libro sobre cimentaciones [4].
Una vez más sirven estos párrafos para topar de lleno con
la cuestión: ¿cómo una ciencia pretendidamente exacta, inherentemente
matemática en sus deducciones, es al cabo tan cambiante?
Como
siempre espero vuestros comentarios,
gestodedios, De Mecánica.
Referencias: [1]
J. Mª Rodriguez Ortiz, J. Serra Gesta, C. Oteo Mazo: "Curso aplicado de
cimentaciones". Editorial COAM. [2]
Autores varios. "La EHE comentada por sus autores". Editorial Leinfor [3]
J. Calavera. "Proyecto y Cálculo de Estructuras de Hormigón Armado para
edificios". Tomo II. Intemac (1985) [4]
J. Calavera. "Cálculo de estructuras de Cimentación". Intemac.
(2000)
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EHE
Instrucción de Hormigón Estructural
(Ministerio de Fomento, España)
Lo
primero, ¿dónde
conseguir la Instrucción EHE?
Supongo
que la mayoría de vosotros conoce de sobra esta instrucción al ser de uso
obligado en España. Supongo también que tendréis la versión en papel,
versión que recomendamos dado que contiene los comentarios, sin duda
necesarios para la mejor compresión del documento. Sin embargo, puede que
alguno de vosotros todavía ande todavía algo perdido y no se haya hecho
con una copia, es el caso, como hemos tenido ocasión de comprobar,
de algunos amigos suramericanos que están interesados en nuestra
instrucción.
Bien para todos esos técnicos doy aquí la dirección del Ministerio de
Fomento desde donde podéis descargar la EHE, bien en formato .doc, bien en
formato .pdf:
<< Descarga EHE
(http://www.fomento.es/MFOM/LANG_CASTELLANO/DIRECCIONES_GENERALES/
ORGANOS_COLEGIADOS/CPH/instrucciones/norma_ehe/default.htm)
SOBRE EL
LÍMITE DE DESPLAZAMIENTO EN CABEZA DE H/750 EN EL ESTUDIO DEL PANDEO.
NOCIONES SOBRE EL TRATAMIENTO A NIVEL LOCAL Y GLOBAL DEL ESTADO
LÍMITE ÚLTIMO DE INESTABILIDAD EN LA EHE.
Es usual al calcular nuestras
estructuras que limitemos el desplazamiento en cabeza al máximo de H/750,
siendo H la altura total de nuestro edificio. Si nos preguntaran por qué,
la mayoría de nosotros responderíamos algo así como: por pandeo...
Vamos
a tratar aquí de dar alguna pista más acerca de este curioso límite, así
como de refrescar el tratamiento del pandeo según la EHE.
El análisis del estado límite último
de inestabilidad (pandeo) en hormigón según EHE sigue estando todavía
bastante acotado. El estudio de dicho estado límite topa con dos problemas
difícilmente abordables para estructuras complejas, exclusivamente
resolubles mediante el uso del ordenador, estos son la no linealidad de
los materiales y la no linealidad geométrica.
- La no linealidad de los materiales, hormigón y acero, supone que la
rigidez a flexión no sea constante ya que el material puede fisurarse
y/o plastificarse.
- La no linealidad geométrica, "efecto
de segundo orden", la define el profesor José Luis de Miguel como
la flexión provocada por el acoplamiento de la compresión con la
deformación transversal [1]. Supone que los desplazamientos de un
primer cálculo o cálculo "en primer orden"
provocan
nuevos momentos (los axiles de compresión poseen ahora brazo). Con estas nuevas solicitaciones se ha de proceder a un
nuevo cálculo que a su vez producirá nuevos desplazamientos, entrando así
en una rueda o proceso iterativo que terminará una vez podamos despreciar
el efecto de la diferencia de desplazamientos entre cálculos sucesivos (el
proceso converge) o constatar que la diferencia entre desplazamientos es
cada vez mayor (el proceso diverge y la estructura es inestable) con lo
cual habrá que volver al punto de partida e imponer nuevas condiciones.
El fenómeno de inestabilidad debe
además comprobarse tanto a nivel local como global. Para entendernos, a
nivel local el estudio se realiza a nivel de cada elemento (pilar),
mientras que a nivel global se estudia la estructura completa.
Imaginemos un edificio al que se le han dispuesto topes al desplazamiento
horizontal en cada uno de sus forjados, con lo que su estructura sería
intraslacional. Al entrar en carga la estructura, los pilares flexionan y
entra en juego el efecto de segundo orden antes explicado. Si el pilar es
muy esbelto no se llegará a un equilibrio a lo largo del proceso
(divergencia) y romperá.
Supongamos ahora el edificio sin
topes, es decir, traslacional. Al recibir las cargas horizontales se
deformará y sus forjados se irán desplazando relativamente unos respecto a
los otros. El forjado superior será el que más se habrá desplazado.
Han surgido desplazamientos que provocan de nuevo un efecto de segundo
orden y que serán más importantes que los anteriores a nivel local en el
caso de que el edificio sea esbelto.
La complejidad de realizar una
comprobación exacta de estructuras que contemplaría los dos comportamientos de no
linealidad anteriores, así como el pandeo a nivel local y global los
reserva la norma al que denomina Método General (art. 43.2) y en el que no
entra en detalles.
Existe pues, un vacío casi total en este punto que se extiende también a
los programas informáticos actuales. Éstos optan más bien por el método se
puede decir
Entonces, ¿qué casos podemos resolver
con las herramientas que nos da la actual instrucción? Bien, la EHE basa el articulado referente al
pandeo en un Método Aproximado para la comprobación de soportes aislados.
Corresponde el método con el art. 43.5.2 en el caso de Flexión compuesta
recta (existen trabajos interesantes, como el realizado por el
ingeniero Juan Carlos López Agüi [2], en el que se trata de buscar un
método intermedio más simplificado que el General y algo más refinado que
el Aproximado de la instrucción).
Esta comprobación se olvida de la
inestabilidad a nivel global, es decir, no se tienen en cuenta los
momentos de segundo orden debidos a los desplazamientos en la cabeza (ver
Δ en el dibujo) de la estructura. Evidentemente si no se tienen en
cuenta estos desplazamientos, que como hemos visto, son importantes en
estructuras esbeltas, la instrucción ha de acotar el campo de aplicación
del método.
- Pensemos primero en una
estructura intraslacional. Evidentemente no podemos conseguir una
estructura sin desplazamientos frente a acciones horizontales más que en
la teoría, por lo que lo que la instrucción define como intraslacionales
aquellas estructuras que presentan desplazamientos transversales cuyos
efectos pueden ser despreciados [3] desde el punto de vista de la estabilidad
del conjunto. Estas estructuras en hormigón son aquellas que disponen
muros o núcleos de contraviento que cumplen ciertas condiciones de
rigidez según los comentarios a 43.3 .
Los forjados de esta estructura por
tanto no se desplazan, o mejor podemos despreciar su desplazamiento cara
al pandeo. Por tanto, para este tipo de estructuras podemos utilizar el
Método Aproximado de la instrucción. Se utilizarán para ello los esfuerzos
obtenidos en un cálculo de primer orden y con las rigideces
correspondientes a las secciónes brutas.
- Pensemos ahora en una estructura
traslacional. La mayoría de las estructuras de hormigón lo serán, ya
que no es fácil cumplir con los criterios de intraslacionalidad. ¿Cual es
el método a utilizar para tratar el estado límite último de inestabilidad
de una estructura traslacional?. Pues bien, en principio la EHE nos envía
de nuevo al Método General, pero esto sería un autentico fracaso:
resultaría que para la gran mayoría de estructuras de hormigón existentes
la norma no tendría resuelta una metodología de cálculo a pandeo.
¿Cómo salvar el problema? La
instrucción de nuevo acota el tipo de estructura traslacional de manera
que los efectos de los desplazamientos puedan despreciarse. Supone para
ello (comentarios art. 43.4) que una estructura de menos de 15 plantas y
con un desplazamiento en cabeza bajo cargas horizontales
características de menos de H/750, siendo H la
altura total del edificio, puede calcularse de nuevo con el Método
Aproximado y a nivel local, con los esfuerzos de un cálculo de primer
orden y las rigideces de las secciones brutas. He aquí de donde salió el
curioso límite. He querido remarcar que las cargas con las que debemos
comprobar este límite de deformación son las cargas horizontales
características, es decir, parece que no tienen por qué estar todas las
cargas, sólo las horizontales (se nos ocurren empujes, viento y sismo).
Llegados a este punto, sigamos
trasteando con la instrucción. La siguiente cuestión que se nos puede
plantear es: ¿entonces la EHE trata por igual una estructura
intraslacional que una traslacional con la limitación de las 15 plantas y
el H/750? Eso parece a primera vista, ya que ambas estructuras las
analiza mediante el Método Aproximado, sin embargo, la deformada de los
pilares de ambas estructuras es diferente, con lo que parece ilógico que
tengan el mismo tratamiento. Lo que ocurre es que el Método Aproximado
plantea de manera diferente el cálculo de la excentricidad adicional
debida al pandeo (ea) según el soporte sea traslacional o
intraslacional, y es aquí donde se tiene en cuenta la deformada.
Por último apuntar que pese a cumplir
todos los límites a nivel global de los que hemos hablado (criterios de
intraslacionalidad, número de plantas, desplazamiento máximo en cabeza),
la instrucción pone también restricciones a nivel local mediante la
limitación de la esbeltez de los pilares. No se podrán calcular pilares
con esbelteces mecánicas mayores de 100 por el Método Aproximado. (Para
esbelteces entre 100 y 200 se puede utilizar el mal llamado método general
-art. 43.5.1-, ya que puede confundirse con el método general del que
hemos hablado arriba, cuando realmente es un método de comprobación de
pilares aislados algo más refinado que el clásico Método Aproximado. Las
esbelteces mayores de 200 no se contemplan en la instrucción).
[1] JOSE LUIS DE
MIGUEL: "Epítome de la norma EHE Instrucción de Hormigón Estructural en
arquitectura (I)". Cuadernos del Instituto Juan de Herrera de la Escuela de
Arquitectura de Madrid, 1-32-01, 1999. Pag. 28
[2] LÓPEZ AGÜI, JUAN
CARLOS. "Estabilidad de pilares esbeltos de hormigón. Estado límite último
de inestabilidad". LOEMCO. 1997
[3] Es complicado
decidir sobre el modelo de traslacionalidad o intraslacionalidad que mejor
se adapta a nuestra estructura. E l profesor José Luis de Miguel, (ref. 1
anterior) comenta, por ejemplo, que en edificios ordinarios con soportes
de hormigón, aún en los casos de vigas planas con menos de ocho alturas,
los efectos de segundo orden derivados de la traslacionalidad suelen ser
despreciables, por lo que la comprobación puede reducirse a los efectos
intraslacionales. Como vemos no se nos habla de muros ni de nucleos a
contraviento, ni de los cálculos que proponen los comentarios del art.
43.3 de la EHE.
<<Volver a guión
MALLAZOS ELECTROSOLDADOS EN ELEMENTOS ESTRUCTURALES.
Se ha creado con la llegada de la EHE una confusión en cuanto a la posibilidad de usar mallazos de acero en los elementos estructurales. Surgen tras la lectura de dicho articulado preguntas tales como:
-¿Se pueden utilizar mallas electrosoldadas de alambre corrugado para un elemento tal como un muro o una zapata?
-¿Se pueden utilizar mallas electrosoldadas de diámetro 4,0 y 4,5 mm en armadura de reparto en forjados?
Sería interesante comenzar con la clasificación que hace la EHE de la armadura pasiva para hormigón -es decir la que se utiliza en hormigón armado, frente a la activa que se utiliza en el hormigón pretensado- que se puede utilizar y aclarar por tanto que es una malla electrosoldada. La armadura pasiva se clasifica en los tres tipos siguientes tal y como aparecen en el art. 31.1 de dicha norma:
-Barras corrugadas.
-Mallas electrosoldadas.
-Armaduras básicas electrosoldadas en celosía.
En primer lugar definiremos a las barras corrugadas, quizá el tipo más común de armadura en elementos de hormigón y a la que más acostumbrados estamos los técnicos. Las barras corrugadas son aquellas barras de acero que poseen unos resaltes o corrugas y cumplen una serie de requisitos de adherencia, resistencia y doblado estipulados por dicha norma. Las barras corrugadas pueden ser de acero B-400 S, B-500 S, B-400 SD y B-500 SD, no existiendo más tipos homologados según la EHE.
Por otro lado están los alambres corrugados -no son un tipo como tal sino un componente-, que están prohibidos expresamente como armadura pasiva excepto si forman parte de las mallas electrosoldadas o de las armaduras básicas electrosoldadas en celosía -es decir como armadura longitudinal de viguetas por ejemplo-. Los alambres corrugados que permite la EHE son exclusivamente los de acero trefilado B-500 T. Dichos alambres por tanto poseen una resistencia igual a la de un acero del tipo B-500 S o SD, sin embargo poseen menor
El segundo tipo, las mallas electrosoldadas, comprende como se observa en el art. 31.3 siguiente, aquellas mallas que fabricadas mediante proceso de soldadura están formadas mediante barras corrugadas o alambres corrugados y cumplen una serie de requisitos mecánicos y de adherencia. Por tanto podemos encontrarnos con mallas de barras y mallas de alambre, siendo ambas válidas para la EHE.
La confusión parece partir de que la EHE en el artículo citado dictamina que no se usen los mallazos de diámetro 4,0 y 4,5 mm para la comprobación de Estados Límites Últimos siendo precisamente el alambre corrugado el único que puede tener dichos diámetros ya que las barras corrugadas parten de un diámetro mínimo de 5,0mm.
Por otra parte en los comentarios a dicho artículo la misma norma recomienda el uso de diámetros iguales o superiores a 5mm, y recomienda que los diámetros de 4,0 y 4,5 mm se utilicen exclusivamente para el control de la fisuración superficial y el reparto en elementos tales como soleras, pavimentos ligeros, losas de reparto, vendaje de pilares, armaduras de piel, etc.
La confusión que no es tal, se acentúa cuando en la EF-96, en el art. 4.4 sobre armaduras de reparto se pide que al menos el diámetro de la armadura de reparto sea de 4cm, pareciendo por tanto que ambas normas entran en discordia -en cuyo caso por cierto prevalecería lo dicho en la EHE-.
Tratemos con lo anterior de contestar a las preguntas de las que partimos y comprobar que realmente no existen conflictos:
-Se pueden utilizar mallazos electrosoldados de barras corrugadas y de alambre corrugado en cualquier elemento estructural. Sin duda el acero B-400 S (SD) y el B-500 S (SD) posee mejores propiedades mecánicas que el B-500 T, pero en ningún momento la norma prohíbe su uso. De hecho, podría existir una diferencia análoga entre el B-500 S y el B-500 SD por ejemplo, ya que este último es más dúctil y por ejemplo se comportará mejor frente al sismo. Además en caso de tratarse de un cálculo a estados límites últimos no se podrían utilizar diámetros menores de 5,00mm, (estados límites últimos son aquellos que pueden suponer el colapso o la rotura de la estructura -ver art. 8.1.2 de la EHE-, como por ejemplo sería el caso de una malla inferior en zapatas o una malla en muro; para aclararnos entre nosotros son aquellos casos en los que hay un cálculo frente a esfuerzos por medio y en general podemos decir que se exceptuarían las armaduras cuya misión exclusiva fuera el control de la fisuración, el reparto de cargas, o bien no pertenecieran a elementos estructurales-.
-Igualmente se pueden utilizar mallazos electrosoldados de alambre corrugado del 4,0 y del 4,5 en la losa de compresión de los forjados dado que estos están pensados para contribuir al reparto y a la resistencia frente a la fisuración, pero no en principio frente a estados límites últimos -nótese que dicha armadura se comprueba por cuantía geométrica y no se 'calcula'.
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SOBRE
LA RESISTENCIA MÍNIMA DEL HORMIGÓN Y LA DURABILIDAD
Como todos ya sabéis, la
instrucción EHE ha dado especial importancia al tema de la durabilidad del hormigón. Esto se nota al ver que se ha incluido entre sus capítulos uno de ellos -concretamente el capítulo VII- a la durabilidad, capítulo que si no me equivoco ha sido redactado por los ponentes e ingenieros de Caminos Canales y Puertos D. Fernando Rodríguez García y D. Jose Manuel Gálligo Estévez. Entre otras cosas se ha incluido en la normativa una nueva clasificación de la agresividad que referencia los ambientes según una clase general de exposición (Tabla 8.2.2 de la norma) y una clase específica (Tabla 8.2.3.a de la norma); así por ej- para un hormigón que va a utilizarse en una cimentación el ambiente será en general IIa, correspondiente a una clase general de exposición, pero si además existe algún tipo de agresividad en el terreno, por ej- al estar en contacto con agua del mar como podría ocurrir en unos pilotes de un edificio de la costa, el ambiente será IIa+Qb, es decir la suma de una clase general y una especifica de exposición.
Dadas pues las clases general y específica de exposición, la norma obliga a cumplir una serie de requisitos de máxima relación agua/cemento y de mínimo contenido de cemento para cada tipo de hormigón (en masa, armado y pretensado). Con estos valores la norma pretende que el hormigón tenga una permeabilidad reducida de tal manera que se garantice su durabilidad y con ello la protección de las armaduras frente a la corrosión. Para ver cuales son dichas relaciones y contenidos ver la tabla 37.3.2.a de dicha norma.
Pues bien, el problema que he visto y que paso a comentar es el siguiente: junto a la tabla 37.3.2.a aparece la tabla 37.3.2.b que define las resistencias mínimas compatibles con los requisitos de durabilidad, esta tabla tal y como aparece en los comentarios del art.37.3.2 no es obligatoria, aunque se establece con buen criterio. Sin embargo por parte de algunos profesionales, incluidos los Organismo de Control Técnico se está exigiendo el cumplimiento de dichas resistencias desde proyecto apelando a la normativa cuando esto no es cierto.
Por tanto para garantizar la relación agua-cemento y el contenido de cemento se indican unas resistencias mínimas apropiadas, sin que ello sea obligatorio. En proyecto bastaría con fijar en el cuadro de características la relación a/c y el mínimo contenido de cemento, y eso sería condición necesaria y suficiente. Lo que sucede es que comprobar la resistencia del hormigón es más fácil que comprobar la relación a/c y el contenido de cemento, por ejemplo con un simple ensayo de rotura. La comprobación de la relación a/c y del contenido del cemento se puede corrobora a partir del albarán del hormigón. Supongo de hecho, que por eso mismo la norma se ha decantado por disponer el cuadro con las resistencias.
SOBRE
CUANTÍAS GEOMÉTRICAS MÍNIMAS.
Por cuantía
entendemos una relación entre las áreas (cuantía geométrica -cm2)
o las capacidades mecánicas (cuantías mecánicas -kN-) del acero
respecto al hormigón. Generalmente a la cuantía geométrica mínima se
les ha designado mediante la letra griega
r
mientras que a la
cuantía mecánica se le ha designado tradicionalmente mediante la letra
griega w.
Por
lo pronto vamos a quedarnos con la cuantía geométrica mínima que
a partir de ahora abreviaremos como rmin,
y que como hemos dicho se define por:
rmin=As
/ Ac
¿Y
para qué se definen estas cuantías geométricas mínimas? Pues bien,
nada mejor para explicarlo que los comentarios de la misma norma -art.
42.4.5 de la EHE- para aclararnos: ‘Las cuantías geométricas mínimas
se definen principalmente para controlar la fisuración en elementos en
los que los esfuerzos principales son debidos a deformaciones impuestas
producidas por temperatura y retracción (dirección secundaria en losas
estructuralmente unidireccionales, dirección horizontal en muros, etc.)’.
Es decir, la disposición de las cuantías geométricas mínimas nos
evitarán el engorroso cálculo de efectos de fisuración debidos a
deformaciones impuestas. Esta cuantía geométrica está regulando un
proceso de fisuración que consideraremos como un estado límite de
servicio.
Si
no dispusiéramos dicha armadura, el hormigón al ir actuando un esfuerzo
de tracción debido a temperatura o retracción fisuraría en una sección
dada del elemento –la más débil o con mayor esfuerzo-, el esfuerzo
actuaría de nuevo sobre una nueva sección –otra vez la más débil
frente a los esfuerzos dados- y de nuevo fisuraría por ahí, así hasta
que las armaduras tomaran el papel relevante llevándose dicho esfuerzo y
consiguiendo que el proceso de fisuración se ‘estabilizase’.
Las
cuantías geométricas mínimas se encuentran definidas para los distintos
elementos en la tabla 42.3.5 donde se hace una cuantificación de éstas
en función del acero utilizado y del elemento estructural dado. En
general dichas cuantías siguen siendo las mismas que las que existían en
la antigua norma EH-91, a excepción de la armadura horizontal de muros
que prácticamente se ha doblado (al parecer debido a las frecuentes
patologías en dichos elementos). Estas cuantías vienen referidas en
tanto por mil, es decir que si la cuantía mínima de la armadura
horizontal en muros sin junta de retracción es para acero B 400 S de rmin=4,00%0
, eso significa que al menos se ha de disponer una armadura igual a As=
0,004Ac .
*Para más información sobre
el valor de algunas cuantías geométricas mínimas, podéis también
consultar el apartado "Curiosidades
varias" sobre cuantías.
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SOBRE
LA LIMITACIÓN DE LA RESISTENCIA DEL ACERO EN HORMIGÓN ARMADO TRABAJANDO
A COMPRESIÓN.
Se olvida a veces entre los calculistas a causa del uso reiterado de programas informáticos de cálculo, que la resistencia de cálculo del acero fyd a compresión, viene limitada por la deformación máxima admisible del hormigón.
El acero es capaz de deformarse más que el hormigón previamente a su rotura. Esta capacidad (ductilidad del acero) se aprovecha en la rotura del H.A. sólo en los casos en que dentro de la sección la armadura está trabajando a tracción.
Para comprender como trata la norma el agotamiento de las secciones de hormigón armado debemos entender los dominios de deformación (para ello lo mejor será irnos a la figura 42.1.3 del art. 42.1.3 de la EHE). Observaremos en dicha figura que existen tres formas distintas por las que puede romper una sección de H.A.. Estos puntos se conocen como pivotes dado que sobre ellos giran todas las posibles secciones de rotura. Las tres posibilidades de agotamiento
-estados límites últimos de rotura- se producirán:
- Por alcanzarse en una fibra de la sección un alargamiento del acero del 10%0. Se considera que si un acero se alarga (tracción) por encima de dicho porcentaje habrá roto por exceso de deformación plástica.
- Por alcanzarse en una fibra de la sección una deformación –acortamiento- del hormigón del 3.5%0 debida a la flexión. Esta fibra será la fibra extrema al corresponderle mayor deformación por estar más alejada de la fibra neutra.
-Por alcanzarse en una fibra intermedia una deformación –acortamiento- del hormigón del
2%0
debida a la compresión simple o compuesta de la sección.
Figura 42.1.3 de la EHE. Dominios de deformación.
Pues
bien, en teoría un acero a compresión debería de poder acortarse hasta
un 10%0 antes de considerar una deformación plástica excesiva
–para un diagrama de tensión-deformación similar a compresión y
tracción-, pero la filosofía de la norma es que dado que el material
compuesto H.A. habrá roto ya debido al agotamiento de una fibra de hormigón
adyacente, habrá que tener en cuenta las ecuaciones de compatibilidad de
las deformaciones o en su caso trabajar con un valor mínimo de cálculo
seguro. Este valor mínimo de
cálculo a falta de un estudio de compatibilidad vendrá dado por la
resistencia del acero para la deformación del 2%0.
Así
partiendo del alargamiento –acortamiento- del acero correspondiente a
su escalón de cedencia ey
a partir del cual podemos suponer que este trabaja con su resistencia
característica o límite elástico fy:
ey
=
fy/Es = fy (MPa) / 205800 (MPa)
queda
ey
=
400/205800 = 0,0019 para B-400 S y B-400 SD y
ey
=
500/205800 = 0,0024 para B-500 S y B-500 SD.
Observamos que para aceros con límite elástico de 400MPa , ey está en el 2%0 de porcentaje de la deformación con lo que no tenemos que preocuparnos y podemos utilizar su límite elástico en las secciones que sufren un estado límite último debido al acortamiento por compresión del hormigón.
Sin embargo si trabajamos con aceros con límite elástico de 500MPa tendremos que tener cuidado dado que cuando el hormigón ha llegado al 2%0 de su deformación el acero no ha alcanzado su ey, y por tanto no puede alcanzar tampoco el valor de resistencia de su límite elástico (500MPa) sino que estará en torno a los 0,002 Es = 411,6 MPa (que se suele ubicar en 400MPa), siendo esa toda la capacidad que podemos aprovechar.
En
conclusión toda esta teoría se resume en que cuando vayamos a
calcular armaduras a compresión en hormigón armado y a menos que hagamos
un estudio más exhaustivo de las condiciones de compatibilidad de las
deformaciones, trabajaremos con un valor de resistencia de cálculo fyd
= 400MPa* con acero de límite elástico 500MPa. A los aceros de límite
elástico igual a 400MPa no les afectará esta restricción.
*Hablamos
ahora de resistencia de cálculo, es decir minorada según fyd=fyk/γs
ya que comprobamos que para los distintos coeficientes
γs
recogidos en la norma (1,15 o 1,00) no se logra bajar el umbral antes
dispuesto, es decir, que aunque minoremos la resistencia del acero, esta
queda por encima de los 400MPa (500 y 434,8 MPa respectivamente) y por
tanto ese valor no es cierto dado que no se ha conseguido su deformación
correspondiente.
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EFHE
Instrucción para el proyecto y la ejecución de forjados unidireccionales
de hormigón estructural realizados con elementos prefabricados
(Ministerio de Fomento. España)
1. ANÁLISIS DE LA NUEVA NORMA SOBRE FORJADOS
UNIDIRECCIONALES EFHE. Notas sobre algunos cambios y persistencias de la
nueva norma respecto a la EF-96
En
general con la nueva norma
viene a poner en correspondencia a la antigua EF-96, que se fundaba en
planteamientos obsoletos de la EH-91 y de la NBE-AE 88, coexistiendo junto
con la nueva EHE.
Así
se introducen cambios en lo que respecta a los recubrimientos y a los
coeficientes de seguridad (saliendo favorecidos los materiales que poseen
algún distintivo oficial). También se han actualizado temas referentes a
la fisuración y a la deformación. Por otro lado se ha profundizado
respecto a la antigua EF-96 en lo referente a los forjados de losas
alveolares pretensadas, incluyéndose más detalles respecto a su cálculo
(reparto de cargas lineales y puntuales) y detalle (resolución de
apoyos).
ENTRADA
EN
VIGOR:
- La nueva EFHE entrará en vigor a partir de los seis meses desde su
publicación en el Real Decreto 642/2002. Al ser la fecha de publicación el 5 de Julio de
2002, la entrada en vigor se hará efectiva el 6 de Febrero de 2003.
- Disposición
transitoria: "En proyectos, para los que, en el ámbito de las
Administraciones Públicas, se hubiese iniciado la tramitación para su
redacción o contratación y los visados por los Colegios Profesionales antes de
la fecha de entrada en vigor del Real Decreto que aprueba la EFHE, podrán
regirse por la Instrucción Vigente en el momento de la tramitación del visado
(EF-96), siempre que las obras se inicien antes de un año desde la entrada en
vigor.
ORGANIZACIÓN:
En
cuanto a la organización, se ha pasado de un esquema a base de apartados
(EF-96) a un esquema a base de capítulos y anejos, análogo a la EHE. El
orden ha cambiado sustancialmente, quedando de la siguiente manera:
-Capítulo
I : Introducción.
-Capítulo
II: Bases de cálculo y análisis estructural.
-Capítulo
III: Propiedades tecnológicas de los materiales.
-Capítulo
IV: Cálculos relativos a los estados límite.
-Capítulo
V: Condiciones generales y disposiciones constructivas de los forjados.
-Capítulo
VI: Ejecución.
-Capítulo
VII: Control.
-Anejo
1: Normas UNE referenciadas.
-Anejo
2: Reparto transversal de cargas lineales y puntuales en forjados de
viguetas.
-Anejo
3: Reparto transversal de cargas lineales y puntuales en losas alveolares
pretensadas.
-Anejo
4: Coacciones no deseadas en losas alveolares pretensadas. Armadura mínima
en apoyos simples.
-Anejo
5: Ensayos de resistencia a esfuerzo cortante en forjados de viguetas sin
armadura transversal.
-Anejo
6: Ensayos de resistencia a esfuerzo rasante en forjados sin armadura de
cosido.
ANÁLISIS:
Podemos
realizar un análisis de los cambios siguiendo el orden de los artículos
de la nueva norma:
CAPÍTULO
I:
Art.
1 Campo de aplicación y consideraciones previas.
- Explícitamente
no se contemplan los forjados construidos con viguetas
o losas in situ, que se deben calcular mediante la EHE. Nótese el
nuevo título de la EFHE: Instrucción para el proyecto y la ejecución de
forjados unidireccionales de hormigón estructural realizados con
elementos prefabricados.
- Los requisitos 'geométricos',
(entendiendo por ello condiciones relativas al canto, luz, e intereje o
ancho de losa en el caso de forjados de losas), que deben cumplir los forjados
para que se rijan por esta norma siguen siendo
las mismas que las que aparecían en la EF-96.
Así en forjados de viguetas:
canto no mayor de 50cm, luz de cada tramo no mayor de 10m y separación entre
eje de nervios no mayor de 100cm. En forjados de losas alveolares pretensadas:
canto no mayor de 50cm, luz de cada tramo no mayor de 20m y anchura de los
elementos resistentes no supera los 140cm para losas sin armadura de reparto, ni
los 250cm para las que sí la dispongan.
Art. 3 Documentación.
En general no cambian los
principios de este artículo respecto a la EF-96, se señalan las
siguientes cuestiones:
- En el caso de que el autor del cálculo de los forjados no sea la propia
dirección facultativa debe existir firma o conformidad por parte de ésta
en los planos aportados.
La EF-96 proponía la misma idea pero la conformidad en este caso la otorgaba
el Director de Obra. Esto parece suponer que con la EFHE también puede dar
dicha conformidad el Director de Ejecución.
- En el caso de utilizarse bovedillas de
poliestireno como piezas de entrevigado, se debe aportar el
certificado de comportamiento respecto al fuego.
Art.
5.2 El método de los estados límite.
Se
ha eliminado de la norma el método simplificado para el cálculo de
longitudes de armadura longitudinal. Esto supone aplicar las
consideraciones generales de armado, adecuando las barras al diagrama de
flectores. La norma huye así de 'recetarios' aproximados, que si bien podían
ser causa de armados insuficientes en el caso en que se extrapolaran a
condiciones diferentes de las expuestas en el articulado o a casos de luces
desiguales, en general daban armados válidos y eran de fácil
comprobación.
Art.
6 Acciones.
Se
disponen coeficientes acordes con la EHE, en vez de con la NBE-AE 88 como
ocurría con la EF-96. Para materiales con distintivos reconocidos se
relajan dichos coeficientes de seguridad. Para momentos positivos se
permite utilizar coeficientes de γg=1.35 y γq
=1.50 independientemente del control de la ejecución.
Capítulo
II
Art.
7 Análisis estructural.
- Se hace mención expresa de la obligación de introducir en el cálculo
del forjado los efectos provenientes de las acciones horizontales del
edificio.
- Para el análisis de solicitaciones por el método simplificado
simplificado de la norma, método de redistribución que iguala momentos
flectores en apoyo y vanos, se permite la no consideración de la
alternancia de cargas. (Habrá sin embargo que realizar esta
alternancia cuando existan vuelos, ya que será más desfavorable cargar el
vuelo y descargar el vano contiguo).
Capítulo
III:
Art.
10.2 Armaduras activas.
En
losas alveolares pretensadas la distancia entre las armaduras será menor
que 40cm y que dos veces el canto de la pieza.
Art.
11 Generalidades.
- Se incluye el tratamiento, todavía de modo somero, de los forjados con
piezas de entrevigado de poliestireno expandido, cuya resistencia debe ser
mayor de 1,0kN según UNE 53981:98.
- Se tratan aspectos relativos al comportamiento de las piezas que estén o
pudieran estar expuestas al exterior durante la vida útil de la
estructura. Se alcanzará en este caso al menos una clasificación M1 de
acuerdo con la UNE 23727:90 de comportamiento del material ante el fuego.
Art.
13 Durabilidad.
1.
Se ha extendido el tratamiento
de la EHE sobre los recubrimientos, incluyéndose características
particulares para viguetas o losas con distintivos oficiales, así como
para el establecimiento del margen de recubrimiento para la obtención del
recubrimiento nominal. Este margen va desde 0 hasta 1,5cm.
2.
La norma permite contar como parte del recubrimiento mínimo
necesario en losas o viguetas, además de con el recubrimiento real del
hormigón, con el espesor de los revestimientos del forjado que sean
compactos e impermeables, tengan carácter de definitivos y permanentes, y
estén adheridos directamente al hormigón del elemento. Sin embargo, en ningún caso puede ser el recubrimiento real del hormigón (el que existe
sin contar con el aporte del revestimiento) menor de 1,5cm.
Capítulo
IV:
Art.
14.5 Estado límite de agotamiento por torsión en losas alveolares
pretensadas.
Aparece por primera vez
contemplado el estado límite último de agotamiento por torsión en losas
alveolares pretensadas, aplicado al caso de flexotorsión. Se realiza una
comprobación a cortante mermando la resistencia del forjado a éste por
el efecto de la torsión.
Art.
14.6 Casos especiales de cargas y sustentación.
Se realiza un estudio más a fondo del calculo de
losas alveolares pretensadas frente a flexión transversal debida a cargas
puntuales concentradas, y frente al caso de apoyo de la losa en tres de
sus lados.
Art.
15.1 Estado límite de fisuración.
El
tamaño permitido de la fisura se atiene a la nueva definición de
ambientes, con lo que queda obsoleta la antigua clasificación por clases.
Art.
15.2 Estado límite de deformación.
Se
ha unificado el tratamiento en cuanto a las limitaciones de flecha de los
forjados que sustentan tabiques y de los que sustentan muros, tomándose
para ambos las condiciones que en la EF-96 correspondían a los últimos.
Por tanto la nueva norma es más restrictiva que la anterior y supone un
aumento de los cantos de los forjados para el caso de forjados que
sustentan tabiques, cuya flecha activa no podrá superar el menor de los valores
L/500 y L/1000 + 0.5cm, siendo L la luz del vano en cm.
Esta
misma idea se ha llevado al método simplificado de obtención de cantos mínimos
para no tener que realizar comprobación de flecha (art. 15.2.1), donde
además se ha incluido el coeficiente C para el caso de voladizos.
Capítulo V:
Art.
17 Condiciones geométricas.
-
En forjados de viguetas el espesor de la losa
superior hormigonada en obra, o capa de compresión, pasa a ser de 4cm
como mínimo, aumentando por tanto 1cm con respecto a la antigua norma en
el caso de espesor de la losa sobre las viguetas.
-
En forjados de viguetas, en zonas de sismicidad
alta se obliga a que el canto de la losa superior sea al menos de 5cm
sobre las piezas de entrevigado.
-
Igualmente en forjados que no tengan piezas de
entrevigado de hormigón o cerámicas (poliestireno) se obliga a que el
canto de la losa superior sea al menos de 5cm sobre las piezas de
entrevigado.
Art. 18 Armado longitudinal.
Se complica la expresión para calcular las cuantías
mecánicas mínimas de la armadura longitudinal, distinguiéndose además
una cuantía mecánica mínima para la armadura longitudinal en inferior,
y otra para la superior en apoyos. En cuanto al número sigue siendo
obligatorio disponer al menos dos barras como armadura inferior y una como
armadura superior en los apoyos. La cuantía geométrica mínima sigue teniendo la misma
expresión.
De
acuerdo con la EHE estas barras deben ser de diámetros iguales o
superiores a 5mm para armaduras básicas electrosoldadas y a 6mm para
barras corrugadas.
Art.
21.3 Apoyo de forjado de losas alveolares pretensadas.
-
Se hace obligatorio que el apoyo de las losas
alveolares pretensadas en vigas o muros se realice sobre una capa de
mortero fresco de al menos 1,5cm de espesor, o sobre bandas de material
elastomérico o apoyos individuales, situadas sobre cada nervio de la
losa.
-
En el caso de apoyo directo de la losa es
necesario que la entrega de esta sobre el elemento sea de al menos 5cm. En
el caso de apoyo indirecto sin apuntalamiento de la losa es igualmente
necesario que la entrega sea al menos de 4cm.
Capítulo VI:
Art.
32 Realización de tabiques divisorios rígidos.
Ante la posible aparición de fisuraciones en
tabiques rígidos que soportan mal las deformaciones de los forjados, se
hace mención expresa para que se dispongan las soluciones constructivas
convenientes de modo que se minimice dicho riesgo.
Capítulo VII:
Art.
34 Control de recepción de elementos resistentes y piezas de entrevigado.
Corresponde a la dirección facultativa este control
de la recepción, para el que se establecen dos niveles: normal e intenso
según el número de muestras por lote. Se incluyen en este control una
revisión documental de los elementos resistentes y piezas de entrevigado,
así como una inspección de los recubrimientos.
Como mínimo para un nivel de control normal habrá que verificar una
muestra compuesta por un elemento prefabricado de cada lote, cuyo tamaño
se indica en la tabla 34.1, y que para forjados interiores será de 500m2,
siempre que no se rebasen las dos plantas.
Anejo
3. Reparto transversal de cargas lineales y puntuales en forjados de losas
alveolares pretensadas.
Se ha incluido este anejo
donde se proponen dos métodos de cálculo -no alternativos- para el análisis
del reparto de cargas lineales y puntuales en losas alveolares. En la EF-96
sólo se consideraba dicho caso en forjados unidireccionales (en la nueva
norma Anejo 2).
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CÓDIGO TÉCNICO
DE LA EDIFICACIÓN
El Código Técnico de la
Edificación (CTE) es el nuevo ámbito normativo que trae consigo
la vigente LOE (Ley de Ordenación de la Edificación). En su artículo 3 la LOE
anunció la existencia de dicho Código Técnico que fijaba unas
exigencias básicas y que por entonces (1999) ni siquiera había
comenzado a redactarse. Para su creación se marcó un plazo de dos años
que fueron ampliamente superados tras dos borradores y diversas etapas de
alegaciones y revisiones. Por fin el CTE
se aprobó mediante el <<Real Decreto 314/2006, de 17 de marzo>> y se
publicó con carácter oficial en el BOE del Martes 28 de Marzo de 2006.
Seis años después de la entrada en vigor de la LOE se ha aprobado un texto
que es lo mejor que tenemos pese a que aún adolece de algunos vacíos.
El principal cambio que pretende
conseguir el CTE es la adopción de un nuevo enfoque basado en el
cumplimiento de unas exigencias básicas frente a la normativa de
talante
preceptivo que utilizamos actualmente. Se pretende con esto no coartar la entrada de nuevas formas constructivas,
de diferentes técnicas de cálculo,
nuevos materiales, etcétera, lo que se supone permitirá la innovación y el desarrollo
tecnológico, y evitará barreras técnicas al comercio.
De las exigencias básicas, requeridas
por la LOE, que trataban de garantizar la seguridad de
las personas, el bienestar de la sociedad y la protección del medio
ambiente, y que se clasifican en:
- Funcionales (utilización,
accesibilidad y acceso a los servicios de telecomunicación, audiovisuales
y de información)
- De seguridad (estructural, en caso de incendio
y de utilización)
- De habitabilidad (higiene, salud y protección
del medio ambiente, protección contra el ruido, ahorro de energía y
aislamiento térmico y otros aspectos funcionales).
el CTE se ocupa sólo de los dos últimos:
seguridad y habitabilidad. En el requisito de seguridad se
enmarca la Seguridad Estructural, que es la que más nos interesa como
proyectistas de estructuras.
Con la llegada del CTE el
panorama normativo cambia. El CTE reelabora muchas de las Normas Básicas de la Edificación
que ahora pasan a ser Documentos Básicos (DB). En el caso estructural el
Documento Básico se denomina DB SE (Seguridad Estructural) y contiene
nuevas normas para las Acciones en la edificación (DB SE-AE), Acero (DB
SE-A Acero), Fábrica (DB SE-F Fábrica), Madera (DB SE-M Madera)
y Cimientos (DB SE-C Cimientos) -siendo estos dos últimos documentos
nuevos dentro del panorama normativo básico español). Se
mantenienen exclusivamente las instrucciones EHE y la EFHE y
la norma sismorresistente (NSCE 02),
siendo el resto (NBE AE-88, NBE EA-95, NBE FL-90) derogadas según la
disposicion transitoria segunda del artículo del BOE en un periodo de 12
meses a partir de su entrada en vigor.
El documento puede bajarse desde la página del CTE, tanto en su forma
completa como por partes en la sección <<Documentos>> de la Web
www.codigotecnico.org
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