Cte Completo

CTE Código Técnico de la Edificación Partes I y II Marzo de 2006

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CTE Código Técnico de la Edificación Parte I Capítulo 1. Disposiciones generales Capítulo 2. Condiciones técnicas y administrativas Capítulo 3. Exigencias básicas ANEJO I. Contenido del proyecto ANEJO II. Documentación del seguimiento de la obra ANEJO III. Terminología Marzo de 2006

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Índice Capítulo 1. Disposiciones Generales Artículo 1. Objeto Artículo 2. Ámbito de aplicación Artículo 3. Contenido del CTE Artículo 4. Documentos Reconocidos del CTE Capítulo 2. Condiciones técnicas y administrativas Artículo 5. Condiciones generales para el cumplimiento del CTE 5.1. Generalidades 5.2. Conformidad con el CTE de los productos, equipos y materiales Artículo 6. Condiciones del proyecto 6.1. Generalidades 6.2. Control del proyecto Artículo 7. Condiciones en la ejecución de las obras 7.1. Generalidades 7.2. Control de recepción en obra de productos, equipos y sistemas 7.3. Control de ejecución de la obra 7.4. Control de la obra terminada Artículo 8. Condiciones del edificio 8.1. Documentación de la obra ejecutada 8.2. Uso y conservación del edificio Capítulo 3. Exigencias básicas Artículo 9. Generalidades Artículo 10. Exigencias básicas de seguridad estructural (SE) 10.1. Exigencia básica SE 1: Resistencia y estabilidad 10.2. Exigencia básica SE 2: Aptitud al servicio Artículo 11. Exigencias básicas de seguridad en caso de incendio (SI) 11.1. Exigencia básica SI 1: Propagación interior 11.2. Exigencia básica SI 2: Propagación exterior 11.3. Exigencia básica SI 3: Evacuación 11.4. Exigencia básica SI 4: Instalaciones de protección contra incendios 11.5. Exigencia básica SI 5: Intervención de bomberos 11.6. Exigencia básica SI 6: Resistencia estructural al incendio Artículo 12. Exigencias básicas de seguridad de utilización (SU) 12.1. Exigencia básica SU 1: Seguridad frente al riesgo de caídas 12.2. Exigencia básica SU 2: Seguridad frente al riesgo de impacto o de atrapamiento 12.3. Exigencia básica SU 3: Seguridad frente al riesgo de aprisionamiento 12.4. Exigencia básica SU 4: Seguridad frente al riesgo causado por iluminación inadecuada 12.5. Exigencia básica SU 5: Seguridad frente al riesgo causado por situaciones con alta ocupación 12.6. Exigencia básica SU 6: Seguridad frente al riesgo de ahogamiento 12.7. Exigencia básica SU 7: Seguridad frente al riesgo causado por vehículos en movimiento 12.8. Exigencia básica SU 8: Seguridad frente al riesgo relacionado con la acción del rayo Artículo 13. Exigencias básicas de salubridad (HS) 13.1 Exigencia básica HS 1: Protección frente a la humedad 13.2 Exigencia básica HS 2: Recogida y evacuación de residuos 13.3 Exigencia básica HS 3: Calidad del aire interior 13.4 Exigencia básica HS 4: Suministro de agua 13.5 Exigencia básica HS 5: Evacuación de aguas Artículo 14. Exigencias básicas de protección frente al ruido (HR) Artículo 15. Exigencias básicas de ahorro de energía (HE) 15.1 Exigencia básica HE 1: Limitación de demanda energética 15.2 Exigencia básica HE 2: Rendimiento de las instalaciones térmicas 15.3 Exigencia básica HE 3: Eficiencia energética de las instalaciones de iluminación 15.4 Exigencia básica HE 4: Contribución solar mínima de agua caliente sanitaria 15.5. Exigencia básica HE 5: Contribución fotovoltaica mínima de energía eléctrica ANEJO I. CONTENIDO DEL PROYECTO ANEJO II. DOCUMENTACIÓN DEL SEGUIMIENTO DE LA OBRA ANEJO III. TERMINOLOGÍA 3

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Capítulo 1. Disposiciones generales Artículo 1. Objeto 1. El Código Técnico de la Edificación, en adelante CTE, es el marco normativo por el que se regulan las exigencias básicas de calidad que deben cumplir los edificios, incluidas sus instalaciones, para satisfacer los requisitos básicos de seguridad y habitabilidad, en desarrollo de lo previsto en la dis- posición adicional segunda de la Ley 38/1999, de 5 de noviembre, de Ordenación de la Edificación, en adelante LOE. 2. El CTE establece dichas exigencias básicas para cada uno de los requisitos básicos de “seguridad estructural”, “seguridad en caso de incendio”, “seguridad de utilización”, “higiene, salud y protección del medio ambiente”, “protección contra el ruido” y “ahorro de energía y aislamiento térmico”, establecidos en el artículo 3 de la LOE, y proporciona procedimientos que permiten acreditar su cumplimiento con suficientes garantías técnicas. 3. Los requisitos básicos relativos a la “funcionalidad” y los aspectos funcionales de los elementos constructivos se regirán por su normativa específica. 4. Las exigencias básicas deben cumplirse en el proyecto, la construcción, el mantenimiento y la con- servación de los edificios y sus instalaciones. Artículo 2. Ámbito de aplicación 1. El CTE será de aplicación, en los términos establecidos en la LOE y con las limitaciones que en el mismo se determinan, a las edificaciones públicas y privadas cuyos proyectos precisen disponer de la correspondiente licencia a autorización legalmente exigible. 2. El CTE se aplicará a las obras de edificación de nueva construcción, excepto a aquellas construcciones de sencillez técnica y de escasa entidad constructiva, que no tengan carácter residencial o pú- blico, ya sea de forma eventual o permanente, que se desarrollen en una sola planta y no afecten a la seguridad de las personas. 3. Igualmente, el CTE se aplicará a las obras de ampliación, modificación, reforma o rehabilitación que se realicen en edificios existentes, siempre y cuando dichas obras sean compatibles con la naturaleza de la intervención y, en su caso, con el grado de protección que puedan tener los edificios afectados. La posible incompatibilidad de aplicación deberá justificarse en el proyecto y, en su caso, com- pensarse con medidas alternativas que sean técnica y económicamente viables. 4. A estos efectos, se entenderá por obras de rehabilitación aquéllas que tengan por objeto actuaciones tendentes a lograr alguno de los siguientes resultados: a) la adecuación estructural, considerando como tal las obras que proporcionen al edificio condiciones de seguridad constructiva, de forma que quede garantizada su estabilidad y resistencia me- cánica; b) la adecuación funcional, entendiendo como tal la realización de las obras que proporcionen al edificio mejores condiciones respecto de los requisitos básicos a los que se refiere este CTE. Se consideran, en todo caso, obras para la adecuación funcional de los edificios, las actuaciones que tengan por finalidad la supresión de barreras y la promoción de la accesibilidad, de conformidad con la normativa vigente; o c) la remodelación de un edificio con viviendas que tenga por objeto modificar la superficie destinada a vivienda o modificar el número de éstas, o la remodelación de un edificio sin viviendas que tenga por finalidad crearlas. 5. Se entenderá que una obra es de rehabilitación integral cuando tenga por objeto actuaciones tendentes a todos los fines descritos en este apartado. El proyectista deberá indicar en la memoria del proyecto en cuál o cuáles de los supuestos citados se pueden inscribir las obras proyectadas y si éstas incluyen o no actuaciones en la estructura preexistente; entendiéndose, en caso negativo, que las obras no implican el riesgo de daño citado en el artículo 17.1.a) de la LOE. 6. En todo caso deberá comprobarse el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE cuando pre- tenda cambiarse el uso característico en edificios existentes, aunque ello no implique necesariamente la realización de obras. 5

7. La clasificación de los edificios y sus zonas se atendrá a lo dispuesto en el artículo 2 de la LOE, si bien, en determinados casos, en los Documentos Básicos de este CTE se podrán clasificar los edificios y sus dependencias de acuerdo con las características específicas de la actividad a la que vayan a dedicarse, con el fin de adecuar las exigencias básicas a los posibles riesgos asociados a dichas actividades. Cuando la actividad particular de un edificio o zona no se encuentre entre las clasi- ficaciones previstas se adoptará, por analogía, una de las establecidas, o bien se realizará un estudio específico del riesgo asociado a esta actividad particular basándose en los factores y criterios de evaluación de riesgo siguientes: a) las actividades previstas que los usuarios realicen; b) las características de los usuarios; c) el número de personas que habitualmente los ocupan, visitan, usan o trabajan en ellos; d) la vulnerabilidad o la necesidad de una especial protección por motivos de edad, como niños o ancianos, por una discapacidad física, sensorial o psíquica u otras que puedan afectar su capacidad de tomar decisiones, salir del edificio sin ayuda de otros o tolerar situaciones adversas; e) la familiaridad con el edificio y sus medios de evacuación; f) el tiempo y período de uso habitual; g) las características de los contenidos previstos; h) el riesgo admisible en situaciones extraordinarias; y i) el nivel de protección del edificio. Artículo 3. Contenido del CTE 1. Con el fin de facilitar su comprensión, desarrollo, utilización y actualización, el CTE se ordena en dos partes: a) la primera contiene las disposiciones y condiciones generales de aplicación del CTE y las exigencias básicas que deben cumplir los edificios; y b) la segunda está formada por los denominados Documentos Básicos, en adelante DB, para el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE. Estos Documentos, basados en el conocimiento consolidado de las distintas técnicas constructivas, se actualizarán en función de los avances técnicos y las demandas sociales y se aprobarán reglamentariamente. 2. Los DB contienen: a) la caracterización de las exigencias básicas y su cuantificación, en la medida en que el desarrollo científico y técnico de la edificación lo permite, mediante el establecimiento de los niveles o valores límite de las prestaciones de los edificios o sus partes, entendidas dichas prestaciones como el conjunto de características cualitativas o cuantitativas del edificio, identificables objeti- vamente, que determinan su aptitud para cumplir las exigencias básicas correspondientes; y b) unos procedimientos cuya utilización acredita el cumplimiento de aquellas exigencias básicas, concretados en forma de métodos de verificación o soluciones sancionadas por la práctica. También podrán contener remisión o referencia a instrucciones, reglamentos u otras normas técnicas a los efectos de especificación y control de los materiales, métodos de ensayo y datos o procedimientos de cálculo, que deberán ser tenidos en cuenta en la redacción del proyecto del edificio y su construcción. Artículo 4. Documentos Reconocidos y Registro General del CTE 1. Como complemento de los Documentos Básicos, de carácter reglamentario, incluidos en el CTE y con el fin de lograr una mayor eficacia en su aplicación, se crean los Documentos Reconocidos del CTE, definidos como documentos técnicos, sin carácter reglamentario, que cuenten con el reconocimiento del Ministerio de Vivienda que mantendrá un registro público de los mismos. 2. Los Documentos Reconocidos podrán tener el contenido siguiente: a) especificaciones y guías técnicas o códigos de buena práctica que incluyan procedimientos de diseño, cálculo, ejecución, mantenimiento y conservación de productos, elementos y sistemas constructivos; 6

b) métodos de evaluación y soluciones constructivas, programas informáticos, datos estadísticos sobre la siniestralidad en la edificación u otras bases de datos; c) comentarios sobre la aplicación del CTE; o d) cualquier otro documento que facilite la aplicación del CTE, excluidos los que se refieran a la uti- lización de un producto o sistema constructivo particular o bajo patente. 3. Se crea, en el Ministerio de Vivienda, y adscrito a la Dirección General de Arquitectura y Política de Vivienda, el Registro General del CTE, que tendrá carácter público e informativo. 4. Los Documentos Reconocidos del CTE se inscribirán en dicho Registro General. También podrán inscribirse en el mismo: a) Las marcas, los sellos, las certificaciones de conformidad y otros distintivos de calidad voluntarios de las características técnicas de los productos, los equipos o los sistemas, que se incorporen a los edificios y que contribuyan al cumplimiento de las exigencias básicas.. b) Los sistemas de certificación de conformidad de las prestaciones finales de los edificios, las certificaciones de conformidad que ostenten los agentes que intervienen en la ejecución de las obras, las certificaciones medioambientales que consideren el análisis del ciclo de vida de los productos, otras evaluaciones medioambientales de edificios y otras certificaciones que faciliten el cumplimiento del CTE y fomenten la mejora de la calidad de la edificación c) Los organismos autorizados por las Administraciones Públicas competentes para la concesión de evaluaciones técnicas de la idoneidad de productos o sistemas innovadores u otras autorizaciones o acreditaciones de organismos y entidades que avalen la prestación de servicios que facilitan la aplicación del CTE. 7

Capítulo 2. Condiciones técnicas y administrativas Artículo 5. Condiciones generales para el cumplimiento del CTE 5.1. Generalidades 1. Serán responsables de la aplicación del CTE los agentes que participan en el proceso de la edifica- ción, según lo establecido en el Capítulo III de la LOE. 2. Para asegurar que un edificio satisface los requisitos básicos de la LOE mencionados en el artículo 1 de este CTE y que cumple las correspondientes exigencias básicas, los agentes que intervienen en el proceso de la edificación, en la medida en que afecte a su intervención, deben cumplir las condiciones que el CTE establece para la redacción del proyecto, la ejecución de la obra y el mantenimiento y conservación del edificio. 3. Para justificar que un edificio cumple las exigencias básicas que se establecen en el CTE podrá op- tarse por: a) adoptar soluciones técnicas basadas en los DB, cuya aplicación en el proyecto, en la ejecución de la obra o en el mantenimiento y conservación del edificio, es suficiente para acreditar el cumplimiento de las exigencias básicas relacionadas con dichos DB; o b) soluciones alternativas, entendidas como aquéllas que se aparten total o parcialmente de los DB. El proyectista o el director de obra pueden, bajo su responsabilidad y previa conformidad del promotor, adoptar soluciones alternativas, siempre que justifiquen documentalmente que el edificio proyectado cumple las exigencias básicas del CTE porque sus prestaciones son, al menos, equivalentes a los que se obtendrían por la aplicación de los DB. 5.2. Conformidad con el CTE de los productos, equipos y materiales 1. Los productos de construcción que se incorporen con carácter permanente a los edificios, en función de su uso previsto, llevarán el marcado CE, de conformidad con la Directiva 89/106/CEE de productos de construcción, transpuesta por el Real Decreto 1630/1992 de 29 de diciembre, modificado por el Real Decreto 1329/1995 de 28 de julio, y disposiciones de desarrollo, u otras Directivas europeas que les sean de aplicación. 2. En determinados casos, y con el fin de asegurar su suficiencia, los DB establecen las características técnicas de productos, equipos y sistemas que se incorporen a los edificios, sin perjuicio del Marcado CE que les sea aplicable de acuerdo con las correspondientes Directivas Europeas. 3. Las marcas, sellos, certificaciones de conformidad u otros distintivos de calidad voluntarios que faciliten el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE, podrán ser reconocidos por las Administra- ciones Públicas competentes. 4. También podrán reconocerse, de acuerdo con lo establecido en el apartado anterior, las certificaciones de conformidad de las prestaciones finales de los edificios, las certificaciones de conformidad que ostenten los agentes que intervienen en la ejecución de las obras, las certificaciones medioambientales que consideren el análisis del ciclo de vida de los productos, otras evaluaciones medioambientales de edificios y otras certificaciones que faciliten el cumplimiento del CTE. 5. Se considerarán conformes con el CTE los productos, equipos y sistemas innovadores que demues- tren el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE referentes a los elementos constructivos en los que intervienen, mediante una evaluación técnica favorable de su idoneidad para el uso previsto, concedida, a la entrada en vigor del CTE, por las entidades autorizadas para ello por las Administra- ciones Públicas competentes en aplicación de los criterios siguientes: a) actuarán con imparcialidad, objetividad y transparencia disponiendo de la organización adecuada y de personal técnico competente; b) tendrán experiencia contrastada en la realización de exámenes, pruebas y evaluaciones, avala- da por la adecuada implantación de sistemas de gestión de la calidad de los procedimientos de ensayo, inspección y seguimiento de las evaluaciones concedidas; c) dispondrán de un Reglamento, expresamente aprobado por la Administración que autorice a la entidad, que regule el procedimiento de concesión y garantice la participación en el proceso de evaluación de una representación equilibrada de los distintos agentes de la edificación; 8

d) mantendrán una información permanente al público, de libre disposición, sobre la vigencia de las evaluaciones técnicas de aptitud concedidas, así como sobre su alcance; y e) vigilarán el mantenimiento de las características de los productos, equipos o sistemas objeto de la evaluación de la idoneidad técnica favorable. 6. El reconocimiento por las Administraciones Públicas competentes que se establece en los apartados 5.2.3, 5.2.4 y 5.2.5 se referirá a las marcas, sellos, certificaciones de conformidad u otros distintivos de calidad voluntarios, así como las certificaciones de conformidad de las prestaciones finales de los edificios, las certificaciones medioambientales así como a las autorizaciones de las entidades que concedan evaluaciones técnicas de la idoneidad, legalmente concedidos en los Estados miembros de la Unión y en los Estados firmantes del Acuerdo sobre el Espacio Económico Europeo. Artículo 6. Condiciones del proyecto 6.1. Generalidades 1. El proyecto describirá el edificio y definirá las obras de ejecución del mismo con el detalle suficiente para que puedan valorarse e interpretarse inequívocamente durante su ejecución. 2. En particular, y con relación al CTE, el proyecto definirá las obras proyectadas con el detalle adecuado a sus características, de modo que pueda comprobarse que las soluciones propuestas cumplen las exigencias básicas de este CTE y demás normativa aplicable. Esta definición incluirá, al menos, la siguiente información: a) las características técnicas mínimas que deben reunir los productos, equipos y sistemas que se incorporen de forma permanente en el edificio proyectado, así como sus condiciones de suministro, las garantías de calidad y el control de recepción que deba realizarse; b) las características técnicas de cada unidad de obra, con indicación de las condiciones para su ejecución y las verificaciones y controles a realizar para comprobar su conformidad con lo indicado en el proyecto. Se precisarán las medidas a adoptar durante la ejecución de las obras y en el uso y mantenimiento del edificio, para asegurar la compatibilidad entre los diferentes productos, elementos y sistemas constructivos; c) las verificaciones y las pruebas de servicio que, en su caso, deban realizarse para comprobar las prestaciones finales del edificio; y d) las instrucciones de uso y mantenimiento del edificio terminado, de conformidad con lo previsto en el CTE y demás normativa que sea de aplicación. 3. A efectos de su tramitación administrativa, todo proyecto de edificación podrá desarrollarse en dos etapas: la fase de proyecto básico y la fase de proyecto de ejecución. Cada una de estas fases del proyecto debe cumplir las siguientes condiciones: a) el proyecto básico definirá las características generales de la obra y sus prestaciones mediante la adopción y justificación de soluciones concretas. Su contenido será suficiente para solicitar la licencia municipal de obras, las concesiones u otras autorizaciones administrativas, pero insuficiente para iniciar la construcción del edificio. Aunque su contenido no permita verificar todas las condiciones que exige el CTE, definirá las prestaciones que el edificio proyectado ha de proporcionar para cumplir las exigencias básicas y, en ningún caso, impedirá su cumplimiento; y b) el proyecto de ejecución desarrollará el proyecto básico y definirá la obra en su totalidad sin que en él puedan rebajarse las prestaciones declaradas en el básico, ni alterarse los usos y condiciones bajo las que, en su caso, se otorgaron la licencia municipal de obras, las concesiones u otras autorizaciones administrativas, salvo en aspectos legalizables. El proyecto de ejecución incluirá los proyectos parciales u otros documentos técnicos que, en su caso, deban desarrollar- lo o completarlo, los cuales se integrarán en el proyecto como documentos diferenciados bajo la coordinación del proyectista. 4. En el Anejo I se relacionan los contenidos del proyecto de edificación, sin perjuicio de lo que, en su caso, establezcan las Administraciones competentes. 6.2. Control del proyecto 1. El control del proyecto tiene por objeto verificar el cumplimiento del CTE y demás normativa aplicable y comprobar su grado de definición, la calidad del mismo y todos los aspectos que puedan tener in- 9

cidencia en la calidad final del edificio proyectado. Este control puede referirse a todas o algunas de las exigencias básicas relativas a uno o varios de los requisitos básicos mencionados en el artículo 1. 2. Los DB establecen, en su caso, los aspectos técnicos y formales del proyecto que deban ser objeto de control para la aplicación de los procedimientos necesarios para el cumplimiento de las exigencias básicas. Artículo 7. Condiciones en la ejecución de las obras 7.1. Generalidades 1. Las obras de construcción del edificio se llevarán a cabo con sujeción al proyecto y sus modificaciones autorizadas por el director de obra previa conformidad del promotor, a la legislación aplicable, a las normas de la buena práctica constructiva, y a las instrucciones del director de obra y del director de la ejecución de la obra. 2. Durante la construcción de la obra se elaborará la documentación reglamentariamente exigible. En ella se incluirá, sin perjuicio de lo que establezcan otras Administraciones Publicas competentes, la documentación del control de calidad realizado a lo largo de la obra. En el Anejo II se detalla, con ca- rácter indicativo, el contenido de la documentación del seguimiento de la obra. 3. Cuando en el desarrollo de las obras intervengan diversos técnicos para dirigir las obras de proyectos parciales, lo harán bajo la coordinación del director de obra. 4. Durante la construcción de las obras el director de obra y el director de la ejecución de la obra reali- zarán, según sus respectivas competencias, los controles siguientes: a) control de recepción en obra de los productos, equipos y sistemas que se suministren a las obras de acuerdo con el artículo 7.2; b) control de ejecución de la obra de acuerdo con el artículo 7.3; y c) control de la obra terminada de acuerdo con el artículo 7.4. 7.2. Control de recepción en obra de productos, equipos y sistemas 1. El control de recepción tiene por objeto comprobar que las características técnicas de los productos, equipos y sistemas suministrados satisfacen lo exigido en el proyecto. Este control comprenderá: a) el control de la documentación de los suministros, realizado de acuerdo con el artículo 7.2.1; b) el control mediante distintivos de calidad o evaluaciones técnicas de idoneidad, según el artícu- lo 7.2.2; y c) el control mediante ensayos, conforme al artículo 7.2.3. 7.2.1. Control de la documentación de los suministros 1. Los suministradores entregarán al constructor, quien los facilitará al director de ejecución de la obra, los documentos de identificación del producto exigidos por la normativa de obligado cumplimiento y, en su caso, por el proyecto o por la dirección facultativa. Esta documentación comprenderá, al menos, los siguientes documentos: a) los documentos de origen, hoja de suministro y etiquetado; b) el certificado de garantía del fabricante, firmado por persona física; y c) los documentos de conformidad o autorizaciones administrativas exigidas reglamentariamente, incluida la documentación correspondiente al marcado CE de los productos de construcción, cuando sea pertinente, de acuerdo con las disposiciones que sean transposición de las Directi- vas Europeas que afecten a los productos suministrados. 7.2.2. Control de recepción mediante distintivos de calidad y evaluaciones de idoneidad técnica 1. El suministrador proporcionará la documentación precisa sobre: 10

a) los distintivos de calidad que ostenten los productos, equipos o sistemas suministrados, que aseguren las características técnicas de los mismos exigidas en el proyecto y documentará, en su caso, el reconocimiento oficial del distintivo de acuerdo con lo establecido en el artículo 5.2.3; y b) las evaluaciones técnicas de idoneidad para el uso previsto de productos, equipos y sistemas innovadores, de acuerdo con lo establecido en el artículo 5.2.5, y la constancia del mantenimiento de sus características técnicas. 2. El director de la ejecución de la obra verificará que esta documentación es suficiente para la acepta- ción de los productos, equipos y sistemas amparados por ella. 7.2.3. Control de recepción mediante ensayos 1. Para verificar el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE puede ser necesario, en determinados casos, realizar ensayos y pruebas sobre algunos productos, según lo establecido en la regla- mentación vigente, o bien según lo especificado en el proyecto u ordenados por la dirección facultativa. 2. La realización de este control se efectuará de acuerdo con los criterios establecidos en el proyecto o indicados por la dirección facultativa sobre el muestreo del producto, los ensayos a realizar, los criterios de aceptación y rechazo y las acciones a adoptar. 7.3. Control de ejecución de la obra 1. Durante la construcción, el director de la ejecución de la obra controlará la ejecución de cada unidad de obra verificando su replanteo, los materiales que se utilicen, la correcta ejecución y disposición de los elementos constructivos y de las instalaciones, así como las verificaciones y demás controles a realizar para comprobar su conformidad con lo indicado en el proyecto, la legislación aplicable, las normas de buena práctica constructiva y las instrucciones de la dirección facultativa. En la recepción de la obra ejecutada pueden tenerse en cuenta las certificaciones de conformidad que ostenten los agentes que intervienen, así como las verificaciones que, en su caso, realicen las entidades de control de calidad de la edificación. 2. Se comprobará que se han adoptado las medidas necesarias para asegurar la compatibilidad entre los diferentes productos, elementos y sistemas constructivos. 3. En el control de ejecución de la obra se adoptarán los métodos y procedimientos que se contemplen en las evaluaciones técnicas de idoneidad para el uso previsto de productos, equipos y sistemas innovadores, previstas en el artículo 5.2.5. 7.4. Control de la obra terminada En la obra terminada, bien sobre el edificio en su conjunto, o bien sobre sus diferentes partes y sus instalaciones, parcial o totalmente terminadas, deben realizarse, además de las que puedan establecerse con carácter voluntario, las comprobaciones y pruebas de servicio previstas en el proyecto u ordenadas por la dirección facultativa y las exigidas por la legislación aplicable. Artículo 8. Condiciones del edificio 8.1. Documentación de la obra ejecutada 1. El contenido del Libro del Edificio establecido en la LOE y por las Administraciones Públicas competentes, se completará con lo que se establezca, en su caso, en los DB para el cumplimiento de las exigencias básicas del CTE. 2. Se incluirá en el Libro del Edificio la documentación indicada en el artículo 7.2 de los productos equipos y sistemas que se incorporen a la obra. 3. Contendrá, asimismo, las instrucciones de uso y mantenimiento del edificio terminado de conformidad con lo establecido en este CTE y demás normativa aplicable, incluyendo un plan de mantenimiento del edificio con la planificación de las operaciones programadas para el mantenimiento del edificio y de sus instalaciones. 11

8.2. Uso y conservación del edificio 1. El edificio y sus instalaciones se utilizarán adecuadamente de conformidad con las instrucciones de uso, absteniéndose de hacer un uso incompatible con el previsto. Los propietarios y los usuarios pondrán en conocimiento de los responsables del mantenimiento cualquier anomalía que se observe en el funcionamiento normal del edificio. 2. El edificio debe conservarse en buen estado mediante un adecuado mantenimiento. Esto supondrá la realización de las siguientes acciones: a) llevar a cabo el plan de mantenimiento del edificio, encargando a técnico competente las operaciones programadas para el mantenimiento del mismo y de sus instalaciones; b) realizar las inspecciones reglamentariamente establecidas y conservar su correspondiente do- cumentación; y c) documentar a lo largo de la vida útil del edificio todas las intervenciones, ya sean de reparación, reforma o rehabilitación realizadas sobre el mismo, consignándolas en el Libro del Edificio. 12

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Capítulo 3. Exigencias básicas Artículo 9. Generalidades 1. Los requisitos básicos de seguridad y habitabilidad que la LOE establece en el apartado 1 b) y c) del artículo 3 como objetivos de calidad de la edificación, se desarrollan en el presente CTE, de conformidad con lo dispuesto en dicha Ley, mediante las exigencias básicas correspondientes a cada uno de ellos. 2. En los artículos siguientes se relacionan dichas exigencias básicas como prestaciones de carácter cualitativo que los edificios deben cumplir para alcanzar la calidad que la sociedad demanda. Su es- pecificación y, en su caso, cuantificación establecidas en los Documentos Básicos que se incluyen en la Parte II de este CTE, determinan la forma y condiciones en las que deben cumplirse las exigencias, mediante la fijación de niveles objetivos o valores límite de la prestación u otros parámetros. Dichos niveles o valores límite serán de obligado cumplimiento cuando así lo establezcan expresamente los Documentos Básicos correspondientes. Además, los DB incluyen procedimientos, no ex- cluyentes, cuya aplicación implica el cumplimiento de las exigencias básicas con arreglo al estado actual de los conocimientos. 3. Los términos que figuran en letra cursiva deben utilizarse conforme al significado que se establece para cada uno de ellos en el Anejo III. Artículo 10. Exigencias básicas de seguridad estructural (SE) 1. El objetivo del requisito básico \"Seguridad estructural\" consiste en asegurar que el edificio tiene un comportamiento estructural adecuado frente a las acciones e influencias previsibles a las que pueda estar sometido durante su construcción y uso previsto. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, fabricarán, construirán y mantendrán de forma que cumplan con una fiabilidad adecuada las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. Los Documentos Básicos “DB SE Seguridad Estructural”, “DB-SE-AE Acciones en la edificación”, “DB-SE-C Cimientos”, “DB-SE-A Acero”, “DB-SE-F Fábrica” y “DB-SE-M Madera”, especifican pará- metros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias bási- cas y la superación de los niveles mínimos de calidad propios del requisito básico de seguridad estructural. 4. Las estructuras de hormigón están reguladas por la Instrucción de Hormigón Estructural vigente. 10.1. Exigencia básica SE 1: Resistencia y estabilidad La resistencia y la estabilidad serán las adecuadas para que no se generen riesgos indebidos, de forma que se mantenga la resistencia y la estabilidad frente a las acciones e influencias previsibles durante las fases de construcción y usos previstos de los edificios, y que un evento extraordinario no produzca consecuencias desproporcionadas respecto a la causa original y se facilite el mantenimiento previsto. 10.2. Exigencia básica SE 2: Aptitud al servicio La aptitud al servicio será conforme con el uso previsto del edificio, de forma que no se produzcan deformaciones inadmisibles, se limite a un nivel aceptable la probabilidad de un comportamiento dinámico inadmisible y no se produzcan degradaciones o anomalías inadmisibles. Artículo 11. Exigencias básicas de seguridad en caso de incendio (SI) 1. El objetivo del requisito básico \"Seguridad en caso de incendio\" consiste en reducir a límites aceptables el riesgo de que los usuarios de un edificio sufran daños derivados de un incendio de origen accidental, como consecuencia de las características de su proyecto, construcción, uso y mantenimien- to. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, construirán, mantendrán y utilizarán de forma que, en caso de incendio, se cumplan las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. El Documento Básico DB-SI especifica parámetros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias básicas y la superación de los niveles mínimos de calidad 14

propios del requisito básico de seguridad en caso de incendio, excepto en el caso de los edificios, establecimientos y zonas de uso industrial a los que les sea de aplicación el “Reglamento de seguridad contra incendios en los establecimientos industriales”, en los cuales las exigencias básicas se cumplen mediante dicha aplicación. 11.1. Exigencia básica SI 1: Propagación interior Se limitará el riesgo de propagación del incendio por el interior del edificio, tanto al mismo edificio como a otros edificios colindantes. 11.2. Exigencia básica SI 2: Propagación exterior Se limitará el riesgo de propagación del incendio por el exterior, tanto en el edificio considerado como a otros edificios. 11.3. Exigencia básica SI 3: Evacuación de ocupantes El edificio dispondrá de los medios de evacuación adecuados para facilitar que los ocupantes puedan abandonarlo o alcanzar un lugar seguro dentro del mismo en condiciones de seguridad. 11.4. Exigencia básica SI 4: Instalaciones de protección contra incendios El edificio dispondrá de los equipos e instalaciones adecuados para hacer posible la detección, el control y la extinción del incendio, así como la transmisión de la alarma a los ocupantes. 11.5. Exigencia básica SI 5: Intervención de bomberos Se facilitará la intervención de los equipos de rescate y de extinción de incendios. 11.6. Exigencia básica SI 6: Resistencia estructural al incendio La estructura portante mantendrá su resistencia al fuego durante el tiempo necesario para que puedan cumplirse las anteriores exigencias básicas. Artículo 12. Exigencias básicas de seguridad de utilización (SU) 1. El objetivo del requisito básico \"Seguridad de Utilización\" consiste en reducir a límites aceptables el riesgo de que los usuarios sufran daños inmediatos durante el uso previsto de los edificios, como consecuencia de las características de su proyecto, construcción, uso y mantenimiento. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, construirán, mantendrán y utilizarán de forma que se cumplan las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. El Documento Básico “DB-SU Seguridad de Utilización” especifica parámetros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias básicas y la superación de los niveles mínimos de calidad propios del requisito básico de seguridad de utilización. 12.1. Exigencia básica SU 1: Seguridad frente al riesgo de caídas Se limitará el riesgo de que los usuarios sufran caídas, para lo cual los suelos serán adecuados para favorecer que las personas no resbalen, tropiecen o se dificulte la movilidad. Asimismo se limitará el riesgo de caídas en huecos, en cambios de nivel y en escaleras y rampas, facilitándose la limpieza de los acristalamientos exteriores en condiciones de seguridad. 12.2. Exigencia básica SU 2: Seguridad frente al riesgo de impacto o de atrapamiento Se limitará el riesgo de que los usuarios puedan sufrir impacto o atrapamiento con elementos fijos o mó- viles del edificio. 12. 3. Exigencia básica SU 3: Seguridad frente al riesgo de aprisionamiento Se limitará el riesgo de que los usuarios puedan quedar accidentalmente aprisionados en recintos. 12.4. Exigencia básica SU 4: Seguridad frente al riesgo causado por iluminación inadecuada Se limitará el riesgo de daños a las personas como consecuencia de una iluminación inadecuada en zonas de circulación de los edificios, tanto interiores como exteriores, incluso en caso de emergencia o de fallo del alumbrado normal. 12.5. Exigencia básica SU 5: Seguridad frente al riesgo causado por situaciones con alta ocupa- ción Se limitará el riesgo causado por situaciones con alta ocupación facilitando la circulación de las personas y la sectorización con elementos de protección y contención en previsión del riesgo de aplastamiento. 15

12.6. Exigencia básica SU 6: Seguridad frente al riesgo de ahogamiento Se limitará el riesgo de caídas que puedan derivar en ahogamiento en piscinas, depósitos, pozos y similares mediante elementos que restrinjan el acceso. 12.7. Exigencia básica SU 7: Seguridad frente al riesgo causado por vehículos en movimiento Se limitará el riesgo causado por vehículos en movimiento atendiendo a los tipos de pavimentos y la señalización y protección de las zonas de circulación rodada y de las personas. 12.8. Exigencia básica SU 8: Seguridad frente al riesgo causado por la acción del rayo Se limitará el riesgo de electrocución y de incendio causado por la acción del rayo, mediante instalaciones adecuadas de protección contra el rayo. Artículo 13. Exigencias básicas de salubridad (HS) “Higiene, salud y protección del medio ambiente” 1. El objetivo del requisito básico “Higiene, salud y protección del medio ambiente”, tratado en adelante bajo el término salubridad, consiste en reducir a límites aceptables el riesgo de que los usuarios, dentro de los edificios y en condiciones normales de utilización, padezcan molestias o enfermedades, así como el riesgo de que los edificios se deterioren y de que deterioren el medio ambiente en su entorno inmediato, como consecuencia de las características de su proyecto, construcción, uso y mantenimiento. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, construirán, mantendrán y utilizarán de tal forma que se cumplan las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. El Documento Básico “DB-HS Salubridad” especifica parámetros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias básicas y la superación de los niveles míni- mos de calidad propios del requisito básico de salubridad. 13.1 Exigencia básica HS 1: Protección frente a la humedad Se limitará el riesgo previsible de presencia inadecuada de agua o humedad en el interior de los edificios y en sus cerramientos como consecuencia del agua procedente de precipitaciones atmosféricas, de es- correntías, del terreno o de condensaciones, disponiendo medios que impidan su penetración o, en su caso permitan su evacuación sin producción de daños. 13.2 Exigencia básica HS 2: Recogida y evacuación de residuos Los edificios dispondrán de espacios y medios para extraer los residuos ordinarios generados en ellos de forma acorde con el sistema público de recogida de tal manera que se facilite la adecuada separación en origen de dichos residuos, la recogida selectiva de los mismos y su posterior gestión. 13.3 Exigencia básica HS 3: Calidad del aire interior 1 Los edificios dispondrán de medios para que sus recintos se puedan ventilar adecuadamente, eli- minando los contaminantes que se produzcan de forma habitual durante el uso normal de los edificios, de forma que se aporte un caudal suficiente de aire exterior y se garantice la extracción y ex- pulsión del aire viciado por los contaminantes. 2 Para limitar el riesgo de contaminación del aire interior de los edificios y del entorno exterior en fachadas y patios, la evacuación de productos de combustión de las instalaciones térmicas se produ- cirá, con carácter general, por la cubierta del edificio, con independencia del tipo de combustible y del aparato que se utilice, de acuerdo con la reglamentación específica sobre instalaciones térmi- cas. 13.4 Exigencia básica HS 4: Suministro de agua 1 Los edificios dispondrán de medios adecuados para suministrar al equipamiento higiénico previsto de agua apta para el consumo de forma sostenible, aportando caudales suficientes para su funcionamiento, sin alteración de las propiedades de aptitud para el consumo e impidiendo los posibles retornos que puedan contaminar la red, incorporando medios que permitan el ahorro y el control del caudal del agua. 2 Los equipos de producción de agua caliente dotados de sistemas de acumulación y los puntos ter- minales de utilización tendrán unas características tales que eviten el desarrollo de gérmenes pató- genos. 16

13.5 Exigencia básica HS 5: Evacuación de aguas Los edificios dispondrán de medios adecuados para extraer las aguas residuales generadas en ellos de forma independiente o conjunta con las precipitaciones atmosféricas y con las escorrentías. Artículo 14. Exigencias básicas de protección frente al ruido (HR) 1. El objetivo de este requisito básico “Protección frente al ruido” consiste en limitar dentro de los edificios, y en condiciones normales de utilización, el riesgo de molestias o enfermedades que el ruido pueda producir a los usuarios, como consecuencia de las características de su proyecto, construc- ción, uso y mantenimiento. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, construirán, utilizarán y mantendrán de tal forma que los elementos constructivos que conforman sus recintos tengan unas características acús- ticas adecuadas para reducir la transmisión del ruido aéreo, del ruido de impactos y del ruido y vibraciones de las instalaciones propias del edificio, y para limitar el ruido reverberante de los recintos. 3. El Documento Básico \"DB HR Protección frente al Ruido\" especifica parámetros objetivos y sistemas de verificación cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias básicas y la superación de los niveles mínimos de calidad propios del requisito básico de protección frente al ruido. Hasta que se apruebe este DB se aplicará la Norma Básica de la Edificación NBE-CA-88 \"Condiciones acústicas en los edificios\". Artículo 15. Exigencias básicas de ahorro de energía (HE) 1. El objetivo del requisito básico “Ahorro de energía” consiste en conseguir un uso racional de la ener- gía necesaria para la utilización de los edificios, reduciendo a límites sostenibles su consumo y conseguir asimismo que una parte de este consumo proceda de fuentes de energía renovable, como consecuencia de las características de su proyecto, construcción, uso y mantenimiento. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, construirán, utilizarán y mantendrán de forma que se cumplan las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. El Documento Básico “DB-HE Ahorro de Energía” especifica parámetros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias básicas y la superación de los niveles mínimos de calidad propios del requisito básico de ahorro de energía. 15.1 Exigencia básica HE 1: Limitación de demanda energética Los edificios dispondrán de una envolvente de características tales que limite adecuadamente la demanda energética necesaria para alcanzar el bienestar térmico en función del clima de la localidad, del uso del edificio y del régimen de verano y de invierno, así como por sus características de aislamiento e inercia, permeabilidad al aire y exposición a la radiación solar, reduciendo el riesgo de aparición de humeda- des de condensación superficiales e intersticiales que puedan perjudicar sus características y tratando adecuadamente los puentes térmicos para limitar las pérdidas o ganancias de calor y evitar problemas higrotérmicos en los mismos. 15.2 Exigencia básica HE 2: Rendimiento de las instalaciones térmicas Los edificios dispondrán de instalaciones térmicas apropiadas destinadas a proporcionar el bienestar térmico de sus ocupantes, regulando el rendimiento de las mismas y de sus equipos. Esta exigencia se desarrolla actualmente en el vigente Reglamento de Instalaciones Térmicas en los Edificios, RITE, y su aplicación quedará definida en el proyecto del edificio. 15.3 Exigencia básica HE 3: Eficiencia energética de las instalaciones de iluminación Los edificios dispondrán de instalaciones de iluminación adecuadas a las necesidades de sus usuarios y a la vez eficaces energéticamente disponiendo de un sistema de control que permita ajustar el encendido a la ocupación real de la zona, así como de un sistema de regulación que optimice el aprovechamiento de la luz natural, en las zonas que reúnan unas determinadas condiciones. 15.4 Exigencia básica HE 4: Contribución solar mínima de agua caliente sanitaria En los edificios con previsión de demanda de agua caliente sanitaria o de climatización de piscina cubierta, en los que así se establezca en este CTE, una parte de las necesidades energéticas térmicas derivadas de esa demanda se cubrirá mediante la incorporación en los mismos de sistemas de captación, almacenamiento y utilización de energía solar de baja temperatura adecuada a la radiación solar global de su emplazamiento y a la demanda de agua caliente del edificio. Los valores derivados de esta exigencia básica tendrán la consideración de mínimos, sin perjuicio de valores que puedan ser establecidos por las 17

administraciones competentes y que contribuyan a la sostenibilidad, atendiendo a las características propias de su localización y ámbito territorial. 15.5 Exigencia básica HE 5: Contribución fotovoltaica mínima de energía eléctrica En los edificios que así se establezca en este CTE se incorporarán sistemas de captación y transforma- ción de energía solar en energía eléctrica por procedimientos fotovoltaicos para uso propio o suministro a la red. Los valores derivados de esta exigencia básica tendrán la consideración de mínimos, sin perjuicio de valores más estrictos que puedan ser establecidos por las administraciones competentes y que contribuyan a la sostenibilidad, atendiendo a las características propias de su localización y ámbito territorial. 18

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ANEJO I. CONTENIDO DEL PROYECTO 3 En este anejo se relacionan los contenidos del proyecto de edificación, sin perjuicio de lo que, en su caso, establezcan las Administraciones competentes. 4 Los marcados con asterisco (*) son los que, al menos, debe contener el Proyecto Básico. 5 Cuando el proyecto se desarrolle o complete mediante proyectos parciales u otros documentos técnicos, en la memoria del proyecto se hará referencia a éstos y a su contenido, y se integrarán en el proyecto por el proyectista, bajo su coordinación, como documentos diferenciados de tal forma que no se produzca duplicidad de los mismos, ni en los honorarios a percibir por los autores de los distintos trabajos. Contenido del proyecto Observaciones I. Memoria 1. Memoria descriptiva Descriptiva y justificativa, que contenga la información siguiente: 1.1 Agentes* - Promotor, proyectista, otros técnicos. 1.2 Información previa* - Antecedentes y condicionantes de partida, datos del emplazamiento, entorno físico, normativa urbanística, otras normativas en su caso. - Datos del edificio en caso de rehabilitación, reforma o ampliación. Informes realizados. 1.3 Descripción del proyecto* - Descripción general del edificio, programa de necesidades, uso característico del edificio y otros usos previstos, relación con el entorno. - Cumplimiento del CTE y otras normativas específicas, normas de disciplina urbanística, ordenanzas municipa- les, edificabilidad, funcionalidad, etc. - Descripción de la geometría del edificio, volumen, superficies útiles y construidas, accesos y evacuación. - Descripción general de los parámetros que determinan las previsiones técnicas a considerar en el proyecto respecto al sistema estructural (cimentación, estructura portante y estructura horizontal), el sistema de compar- timentación, el sistema envolvente, el sistema de acabados, el sistema de acondicionamiento ambiental y el de servicios. 1.4 Prestaciones del edificio* - Por requisitos básicos y en relación con las exigencias básicas del CTE. Se indicarán en particular las acorda- das entre promotor y proyectista que superen los umbra- les establecidos en el CTE. - Se establecerán las limitaciones de uso del edificio en su conjunto y de cada una de sus dependencias e instalaciones. 2. Memoria constructiva Descripción de las soluciones adoptadas 2.1 Sustentación del edificio* Justificación de las características del suelo y paráme- - tros a considerar para el cálculo de la parte del sistema estructural correspondiente a la cimentación. 20

2.2 Sistema estructural (cimentación, es- - Se establecerán los datos y las hipótesis de partida, el tructura portante y estructura horizontal) programa de necesidades, las bases de cálculo y procedimientos o métodos empleados para todo el sistema estructural, así como las características de los materiales que intervienen. 2.3 Sistema envolvente Definición constructiva de los distintos subsistemas de - la envolvente del edificio, con descripción de su comportamiento frente a las acciones a las que está sometido (peso propio, viento, sismo, etc.), frente al fuego, seguridad de uso, evacuación de agua y comportamien- to frente a la humedad, aislamiento acústico y sus bases de cálculo. El Aislamiento térmico de dichos subsistemas, la de- - manda energética máxima prevista del edificio para condiciones de verano e invierno y su eficiencia energé- tica en función del rendimiento energético de las instalaciones proyectado según el apartado 2.6.2. 2.4 Sistema de compartimentación Definición de los elementos de compartimentación con - especificación de su comportamiento ante el fuego y su aislamiento acústico y otras características que sean exigibles, en su caso. 2.5 Sistemas de acabados Se indicarán las características y prescripciones de los - acabados de los paramentos a fin de cumplir los requisitos de funcionalidad, seguridad y habitabilidad 2.6 Sistemas de acondicionamiento e insta- - Se indicarán los datos de partida, los objetivos a cum- laciones plir, las prestaciones y las bases de cálculo para cada uno de los subsistemas siguientes: 1. Protección contra incendios, anti-intrusión, pararra- yos, electricidad, alumbrado, ascensores, transporte, fontanería, evacuación de residuos líquidos y só- lidos, ventilación, telecomunicaciones, etc. 2. Instalaciones térmicas del edificio proyectado y su rendimiento energético, suministro de combustibles, ahorro de energía e incorporación de energía solar térmica o fotovoltaica y otras energías renovables. 2.7 Equipamiento Definición de baños, cocinas y lavaderos, equipamiento - industrial, etc. Justificación de las prestaciones del edificio por requisitos 3. Cumplimiento del CTE básicos y en relación con las exigencias básicas del CTE. La justificación se realizará para las soluciones adoptadas conforme a lo indicado en el CTE. También se justificarán las prestaciones del edificio que mejoren los niveles exigidos en el CTE. 3.1 Seguridad Estructural 3.2 Seguridad en caso de incendio* 3.3 Seguridad de utilización 3.4 Salubridad 3.5 Protección contra el ruido 3.6 Ahorro de energía 21

Cumplimiento de otros reglamentos y Justificación del cumplimiento de otros reglamentos obliga- torios no realizada en el punto anterior, y justificación del disposiciones. cumplimiento de los requisitos básicos relativos a la funcionalidad de acuerdo con lo establecido en su normativa específica. El proyecto contendrá tantos anejos como sean necesarios Anejos a la memoria para la definición y justificación de las obras. Información geotécnica Cálculo de la estructura Protección contra el incendio Instalaciones del edificio Eficiencia energética Estudio de impacto ambiental Plan de control de calidad Estudio de Seguridad y Salud o Estudio Básico, en su caso El proyecto contendrá tantos planos como sean necesarios II. Planos para la definición en detalle de las obras. En caso de obras de rehabilitación se incluirán planos del edificio antes de la intervención. Plano de situación * - Referido al planeamiento vigente, con referencia a puntos localizables y con indicación del norte geográfico Plano de emplazamiento* - Justificación urbanística, alineaciones, retranqueos, etc. Plano de urbanización* - Red viaria, acometidas, etc. Plantas generales* - Acotadas, con indicación de escala y de usos, reflejan- do los elementos fijos y los de mobiliario cuando sea preciso para la comprobación de la funcionalidad de los espacios. Planos de cubiertas* - Pendientes, puntos de recogida de aguas, etc. Alzados y secciones* - Acotados, con indicación de escala y cotas de altura de plantas, gruesos de forjado, alturas totales, para comprobar el cumplimiento de los requisitos urbanísticos y funcionales. Planos de estructura - Descripción gráfica y dimensional de todo del sistema estructural (cimentación, estructura portante y estructura horizontal). En los relativos a la cimentación se inclui- rá, además, su relación con el entorno inmediato y el conjunto de la obra. Planos de instalaciones - Descripción gráfica y dimensional de las redes de cada instalación, plantas, secciones y detalles. Planos de definición constructiva - Documentación gráfica de detalles constructivos. Memorias gráficas - Indicación de soluciones concretas y elementos singulares: carpintería, cerrajería, etc. Otros III. Pliego de condiciones Pliego de cláusulas administrativas Disposiciones generales Disposiciones facultativas Disposiciones económicas 22

Pliego de condiciones técnicas particulares Prescripciones sobre los materiales Características técnicas mínimas que deben reunir los - productos, equipos y sistemas que se incorporen a las obras, así como sus condiciones de suministro, recep- ción y conservación, almacenamiento y manipulación, las garantías de calidad y el control de recepción que deba realizarse incluyendo el muestreo del producto, los ensayos a realizar, los criterios de aceptación y rechazo, y las acciones a adoptar y los criterios de uso, conservación y mantenimiento. Estas especificaciones se pueden hacer por referencia - a pliegos generales que sean de aplicación, Documen- tos Reconocidos u otros que sean válidas a juicio del proyectista. Prescripciones en cuanto a la ejecución por - Características técnicas de cada unidad de obra indi- unidades de obra cando su proceso de ejecución, normas de aplicación, condiciones previas que han de cumplirse antes de su realización, tolerancias admisibles, condiciones de ter- minación, conservación y mantenimiento, control de ejecución, ensayos y pruebas, garantías de calidad, criterios de aceptación y rechazo, criterios de medición y valoración de unidades, etc. Se precisarán las medidas para asegurar la compatibili- - dad entre los diferentes productos, elementos y sistemas constructivos. Prescripciones sobre verificaciones en el - Se indicarán las verificaciones y pruebas de servicio edificio terminado que deban realizarse para comprobar las prestaciones finales del edificio. Desarrollo por partidas, agrupadas en capítulos, conte- IV. Mediciones - niendo todas las descripciones técnicas necesarias para su especificación y valoración. V. Presupuesto Presupuesto aproximado* Valoración aproximada de la ejecución material de la - obra proyectada por capítulos. Presupuesto detallado Cuadro de precios agrupado por capítulos - Resumen por capítulos, con expresión del valor final de - ejecución y contrata. Incluirá el presupuesto del control de calidad. - Presupuesto del Estudio de Seguridad y Salud - 23

ANEJO II. DOCUMENTACIÓN DEL SEGUIMIENTO DE LA OBRA En este anejo se detalla, con carácter indicativo y sin perjuicio de lo que establezcan otras Administra- ciones Publicas competentes, el contenido de la documentación del seguimiento de la ejecución de la obra, tanto la exigida reglamentariamente, como la documentación del control realizado a lo largo de la obra. II.1. Documentación obligatoria del seguimiento de la obra 1 Las obras de edificación dispondrán de una documentación de seguimiento que se compondrá, al menos, de: a) el Libro de Órdenes y Asistencias de acuerdo con lo previsto en el Decreto 461/1971, de 11 de marzo; b) el Libro de Incidencias en materia de seguridad y salud, según el Real Decreto 1627/1997, de 24 de octubre; c) el proyecto, sus anejos y modificaciones debidamente autorizados por el director de obra; d) la licencia de obras, la apertura del centro de trabajo y, en su caso, otras autorizaciones administrativas; y e) el certificado final de la obra de acuerdo con el Decreto 462/1971, de 11 de marzo, del Ministe- rio de la Vivienda 2 En el Libro de Órdenes y Asistencias el director de obra y el director de la ejecución de la obra con- signarán las instrucciones propias de sus respectivas funciones y obligaciones. 3 El Libro de Incidencias se desarrollará conforme a la legislación específica de seguridad y salud. Tendrán acceso al mismo los agentes que dicha legislación determina. 4 Una vez finalizada la obra, la documentación del seguimiento será depositada por el director de la obra en el Colegio Profesional correspondiente o, en su caso, en la Administración Publica competente, que aseguren su conservación y se comprometan a emitir certificaciones de su contenido a quienes acrediten un interés legítimo. II.2. Documentación del control de la obra 1 El control de calidad de las obras realizado incluirá el control de recepción de productos, los controles de la ejecución y de la obra terminada. Para ello: a) el director de la ejecución de la obra recopilará la documentación del control realizado, verificando que es conforme con lo establecido en el proyecto, sus anejos y modificaciones; b) el constructor recabará de los suministradores de productos y facilitará al director de obra y al director de la ejecución de la obra la documentación de los productos anteriormente señalada así como sus instrucciones de uso y mantenimiento, y las garantías correspondientes cuando proceda; y c) la documentación de calidad preparada por el constructor sobre cada una de las unidades de obra podrá servir, si así lo autorizara el director de la ejecución de la obra, como parte del control de calidad de la obra. 2 Una vez finalizada la obra, la documentación del seguimiento del control será depositada por el director de la ejecución de la obra en el Colegio Profesional correspondiente o, en su caso, en la Administración Publica competente, que asegure su tutela y se comprometa a emitir certificaciones de su contenido a quienes acrediten un interés legítimo. II.3. Certificado final de obra 1 En el certificado final de obra, el director de la ejecución de la obra certificará haber dirigido la ejecu- ción material de las obras y controlado cuantitativa y cualitativamente la construcción y la calidad de lo edificado de acuerdo con el proyecto, la documentación técnica que lo desarrolla y las normas de la buena construcción. 24

2 El director de la obra certificará que la edificación ha sido realizada bajo su dirección, de conformidad con el proyecto objeto de licencia y la documentación técnica que lo complementa, hallándose dis- puesta para su adecuada utilización con arreglo a las instrucciones de uso y mantenimiento. 3 Al certificado final de obra se le unirán como anejos los siguientes documentos: a) descripción de las modificaciones que, con la conformidad del promotor, se hubiesen introdu- cido durante la obra, haciendo constar su compatibilidad con las condiciones de la licencia; y b) relación de los controles realizados durante la ejecución de la obra y sus resultados. 25

ANEJO III. TERMINOLOGÍA A efectos de aplicación del CTE, los términos que figuran a continuación deben utilizarse conforme al significado y a las condiciones que se establecen para cada uno de ellos. Acción previsible: Acción que debe ser tenida en cuenta, conforme a la reglamentación vigente. Agentes de la edificación: Todas las personas físicas o jurídicas que intervienen en el proceso de la edificación según se establece en la LOE. Bienestar térmico: Condiciones interiores de temperatura, humedad y velocidad del aire establecidas reglamentariamente que se considera producen una sensación de bienestar adecuada y suficiente a sus ocupantes. Cerramiento: Elemento constructivo del edificio que lo separa del exterior, ya sea aire, terreno u otros edificios. Comportamiento estructural adecuado: Comportamiento de una estructura y de las distintas partes que la componen, que no supone efectos indebidos. Comportamiento dinámico inadmisible: Nivel de vibraciones u oscilaciones de una estructura, que no cumple con lo establecido en la reglamen- tación vigente. Construcción: Conjunto de las actividades para la realización física de la obra. El término, cubre la construcción in situ, pero también la fabricación de partes en taller y su posterior montaje in situ. Constructor: Es el agente que asume, contractualmente ante el promotor, el compromiso de ejecutar con medios humanos y materiales, propios o ajenos, las obras o parte de las mismas con sujeción al proyecto y al contrato, y siguiendo las instrucciones del director de obra y del director de la ejecución de la obra. Demanda energética: Es la energía necesaria para mantener en el interior del edificio unas condiciones de confort definidas reglamentariamente en función del uso del edificio y de la zona climática en la que se ubique. Se compo- ne de la demanda energética de calefacción y refrigeración, correspondientes a los meses de la tempo- rada de calefacción y refrigeración respectivamente. Deformación inadmisible: Nivel de deformación que supera los límites de deformación admisibles establecidos en la reglamenta- ción vigente. Degradación inadmisible: Nivel de degradación que no cumple con las exigencias establecidas en la reglamentación vigente. Dirección facultativa: Está constituida por el director de obra y el director de la ejecución de la obra. Director de la ejecución de la obra: Es el agente que, formando parte de la dirección facultativa, asume la función técnica de dirigir la ejecu- ción material de la obra y de controlar cualitativa y cuantitativamente la construcción y la calidad de lo edificado. Director de obra: 26

Es el agente que, formando parte de la dirección facultativa, dirige el desarrollo de la obra en los aspectos técnicos, estéticos, urbanísticos y medioambientales, de conformidad con el proyecto que la define, la licencia de edificación y demás autorizaciones preceptivas y las condiciones del contrato, con el objeto de asegurar su adecuación al fin propuesto. Edificio: Construcción fija, hecha con materiales resistentes, para habitación humana o para albergar otros usos. Ejecución de la obra: Véase Construcción. Elementos estructurales: Parte de una estructura distinguible físicamente. Por ejemplo: pilar, viga, losa, zapata, etc. Estructura: Conjunto de elementos, conectados entre ellos, cuya misión consiste en resistir las acciones previsibles y en proporcionar rigidez. Exigencias básicas de calidad de los edificios: Características genéricas, funcionales y técnicas de los edificios que permiten satisfacer los requisitos básicos de la edificación. Influencia: a) Influencia química, física o biológica que incide en una estructura, en las partes que la componen o en los elementos resistentes no estructurales, y que puede afectar de manera desfavorable a su comportamiento en servicio, y su resistencia y estabilidad. b) Causa (que no pertenezca a las categorías de las acciones o de las mencionadas en a)) de efectos desfavorables en el comportamiento en servicio, o en la resistencia y estabilidad de una estructura, de las partes que la componen o de los elementos resistentes no estructurales. Por ejemplo: imperfecciones geométricas, defectos inducidos por los procesos de fabricación o montaje, errores humanos, etc. Influencia previsible: Influencia que debe ser tenida en cuenta, conforme a la reglamentación vigente. Licencia municipal de obras: Acto administrativo por el cual el Ayuntamiento competente autoriza la ejecución de la obra proyectada, una vez comprobada su conformidad con la legalidad aplicable. Mantenimiento: Conjunto de actividades destinadas a conservar el edificio o las partes que lo componen para que, con una fiabilidad adecuada, cumplan con las exigencias establecidas. Mantenimiento previsto: Mantenimiento que, para cada edificio, consiste en el cumplimiento de las Instrucciones de uso y mantenimiento contenidas en el Libro del Edificio. Marcado “CE”: Marcado que deben llevar los productos de construcción para su libre circulación en el territorio de los Estados miembros de la Unión Europea y países parte del Espacio Económico Europeo, conforme a las condiciones establecidas en la Directiva 89/106/CEE u otras Directivas que les sean de aplicación. Particiones interiores: Elemento constructivo del edificio que divide su interior en recintos independientes. Pueden ser verticales u horizontales (suelos y techos). Producto de construcción: Aquel que se fabrica para su incorporación permanente en una obra incluyendo materiales, elementos semielaborados, componentes y obras o parte de las mismas, tanto terminadas como en proceso de ejecución. 27

Promotor: Es el agente de la edificación que decide, impulsa, programa y financia las obras de edificación. Proyectista: Es el agente que redacta el proyecto por encargo del promotor y con sujeción a la normativa técnica y urbanística correspondiente. Proyecto: Es el conjunto de documentos mediante los cuales se definen y determinan las exigencias técnicas de las obras contempladas en el artículo 2 de la LOE, y en el que se justifican técnicamente las soluciones propuestas de acuerdo con las especificaciones requeridas por la normativa técnica aplicable. Proyecto básico: Fase del trabajo en la que se definen de modo preciso las características generales de la obra, mediante la adopción y justificación de soluciones concretas. Su contenido es suficiente para solicitar, una vez obtenido el preceptivo visado colegial, la licencia municipal u otras autorizaciones administrativas, pero insuficiente para iniciar la construcción. Proyecto de ejecución: Fase del trabajo en la que se desarrolla el proyecto básico, con la determinación completa de detalles y especificaciones de todos los materiales, elementos, sistemas constructivos y equipos, definiendo la obra en su totalidad. Su contenido será el necesario para la realización de las obras contando con el preceptivo visado colegial y la licencia correspondiente. Proyectos parciales: Los que desarrollan o completan el proyecto en aspectos concretos referentes a tecnologías específicas o instalaciones del edificio, definiendo con suficiente detalle para su ejecución, sus características constructivas. Su contenido será el necesario para la realización de las obras que en él se contemplan y con- tará con el preceptivo visado colegial. Puentes térmicos: Parte de la envolvente térmica de un edificio donde la resistencia térmica normalmente uniforme cambia significativamente debido a: a) penetraciones completas o parciales en el cerramiento de un edificio, de materiales con diferente conductividad térmica; b) un cambio en el espesor de la fábrica; o c) una diferencia entre las áreas internas o externas, tales como juntas entre paredes, suelos, o techos. Recinto: Espacio del edificio limitado por cerramientos, particiones o cualquier otro elemento separador Recinto habitable Recinto interior destinado al uso de personas cuya densidad de ocupación y tiempo de estancia exigen unas condiciones acústicas, térmicas y de salubridad adecuadas. Se consideran recintos habitables los siguientes: a) habitaciones y estancias (dormitorios, comedores, bibliotecas, salones, etc.) en edificios residenciales; b) aulas, bibliotecas, despachos, en edificios de uso docente; c) quirófanos, habitaciones, salas de espera, en edificios de uso sanitario; d) oficinas, despachos; salas de reunión, en edificios de uso administrativo; e) cocinas, baños, aseos, pasillos y distribuidores, en edificios de cualquier uso; f) zonas comunes de circulación en el interior de los edificios; g) cualquier otro con un uso asimilable a los anteriores. Se consideran recintos no habitables aquellos no destinados al uso permanente de personas o cuya ocupación, por ser ocasional o excepcional y por ser bajo el tiempo de estancia, sólo justifica unas condiciones de salubridad adecuadas. En esta categoría se incluyen explícitamente como no habitables los garajes, trasteros, las cámaras técnicas y desvanes no acondicionados, y sus zonas comunes. Recinto protegido: 28

Recinto incluido en la categoría de recinto habitable pero que cuenta con características acústicas más restrictivas que prevalecen sobre las exigencias de los recintos habitables convencionales. Se consideran en todo caso recintos protegidos los recintos habitables mencionados en los párrafos a), b), c) y d). Requisitos básicos de la edificación: Objetivos derivados de la demanda social de calidad de los edificios y cuya consecución debe procurarse tanto en el proyecto como en la construcción, mantenimiento y conservación de los mismos. Residuos ordinarios: Parte de los residuos urbanos generada en los edificios, con excepción de: a) animales domésticos muertos, muebles y enseres; y b) residuos y escombros procedentes de obras menores de construcción y reparación domiciliaria. Resistencia al fuego: Capacidad de un elemento de construcción para mantener durante un período de tiempo determinado la función portante que le sea exigible, así como la integridad y el aislamiento térmico en los términos especificados en el ensayo normalizado correspondiente. Riesgo: Medida del alcance del peligro que representa un evento no deseado para las personas. Un riesgo se expresa en términos de la probabilidad vinculada a las consecuencias de un evento no deseado. Solución alternativa: Cualquier solución que difiera total o parcialmente de las establecidas en los DB. Suministradores de productos: Son todas las personas físicas o jurídicas que proporcionan productos de construcción a las obras: fabri- cantes, almacenistas, importadores o vendedores de productos de construcción. Uso del edificio: Actividades que se realizan en un edificio, o determinadas zonas de un edificio, después de su puesta en servicio. Uso previsto: Uso específico para el que se proyecta y realiza un edificio y que se debe reflejar documentalmente. El uso previsto se caracteriza por las actividades que se han de desarrollar en el edificio y por el tipo de usuario. Usuario: Es el agente que, mediante cualquier título, goza del derecho de uso del edificio de forma continuada. Está obligado a la utilización adecuada del mismo de conformidad con las instrucciones de uso y mantenimiento contenidas en el Libro del Edificio. Otras acepciones utilizadas: a) persona que habitualmente acude a un edificio con el fin de realizar una determinada actividad se- gún el uso previsto; b) la propiedad o su representante, aunque no acuda habitualmente al edificio; c) persona que ocasionalmente acude a un edificio con el fin de realizar una determinada actividad acorde con el uso previsto. Por ejemplo: visitante, proveedor, cliente, etc.; o d) personas que no acuden al edificio, pero que se pueden encontrar, habitualmente u ocasionalmente, en su zona de influencia. Por ejemplo: vecinos, transeúntes, etc. 29

CTE Código Técnico de la Edificación Parte II Documentos Básicos DB-SE Seguridad estructural DB-SE AE Seguridad estructural. Acciones en la edificación DB-SE C Seguridad estructural. Cimientos DB-SE A Seguridad estructural. Acero DB-SE F Seguridad estructural. Fábrica DB-SE M Seguridad estructural. Madera DB-SI Seguridad en caso de incendio DB-SU Seguridad de utilización DB-HS Salubridad (Higiene, salud y protección del medio ambiente) DB-HE Ahorro de energía Marzo de 2006

SE Documento Básico Seguridad estructural SE 1 Resistencia y estabilidad SE 2 Aptitud al servicio Marzo 2006

Documento Básico SE Seguridad Estructural Introducción I Objeto Este Documento Básico (DB) tiene por objeto establecer reglas y procedimientos que permitan cumplir las exigencias básicas de seguridad estructural. La correcta aplicación del conjunto del DB supone que se satisface el requisito básico “Seguridad estructural”. Tanto el objetivo del requisito básico “Seguridad estructural”, como las exigencias básicas se establecen en el artículo 10 de la Parte I de este CTE y son los siguientes: Artículo 10. Exigencias básicas de seguridad estructural (SE) 1. El objetivo del requisito básico \"Seguridad estructural\" consiste en asegurar que el edificio tiene un comportamiento estructural adecuado frente a las acciones e influencias previsibles a las que pueda estar sometido durante su construcción y uso previsto. 2. Para satisfacer este objetivo, los edificios se proyectarán, fabricarán, construirán y mantendrán de forma que cumplan con una fiabilidad adecuada las exigencias básicas que se establecen en los apartados siguientes. 3. Los Documentos Básicos “DB-SE Seguridad Estructural”, “DB-SE-AE Acciones en la Edificación”, “DB-SE-C Cimientos”, “DB-SE-A Acero”, “DB-SE-F Fábrica” y “DB-SE-M Madera”, especifican pará- metros objetivos y procedimientos cuyo cumplimiento asegura la satisfacción de las exigencias bási- cas y la superación de los niveles mínimos de calidad propios del requisito básico de seguridad estructural. 4. Las estructuras de hormigón están reguladas por la Instrucción de Hormigón Estructural vigente. 10.1. Exigencia básica SE 1: Resistencia y estabilidad La resistencia y la estabilidad serán las adecuadas para que no se generen riesgos indebidos, de forma que se mantenga la resistencia y la estabilidad frente a las acciones e influencias previsibles durante las fases de construcción y usos previstos de los edificios, y que un evento extraordinario no produzca consecuencias desproporcionadas respecto a la causa original y se facilite el mantenimiento previsto. 10.2. Exigencia básica SE 2: Aptitud al servicio La aptitud al servicio será conforme con el uso previsto del edificio, de forma que no se produzcan deformaciones inadmisibles, se limite a un nivel aceptable la probabilidad de un comportamiento dinámico inadmisible y no se produzcan degradaciones o anomalías inadmisibles. II Ámbito de aplicación El ámbito de aplicación de este DB es el que se establece con carácter general para el conjunto del CTE en su artículo 2 (Parte I). III Criterios generales de aplicación Pueden utilizarse otras soluciones diferentes a las contenidas en este DB, en cuyo caso deberá seguirse el procedimiento establecido en el artículo 5 de la parte I de este CTE y deberá documentarse en el proyecto el cumplimiento de las exigencias básicas. Las citas a disposiciones reglamentarias contenidas en este DB se refieren a sus versiones vigentes en cada momento en que se aplique el Código y a los efectos que se indican en el artículo 3 de la Parte I. Las citas a normas UNE, UNE EN o UNE EN ISO se deben relacionar con la versión que se indica en cada caso, aún cuando exista una versión posterior, excepto cuando se trate de normas equivalentes a normas EN cuya referencia haya sido publicada en el Diario Oficial de la Comunidad Europea, en el marco de aplicación de la Directiva 89/106/CEE sobre productos de construcción u otras directivas que les sean de aplicación, en cuyo caso la cita se deberá relacionar con la versión de dicha referencia. SE - i

Documento Básico SE Seguridad Estructural IV Condiciones particulares para el cumplimiento del DB-SE La aplicación de los procedimientos de este DB se llevará a cabo de acuerdo con las condiciones particulares que en el mismo se establecen y con las condiciones generales para el cumplimiento del CTE, las condiciones del proyecto, las condiciones en la ejecución de las obras y las condiciones del edificio que figuran en los artículos 5, 6, 7 y 8 respectivamente de la parte I del CTE. V Terminología Los términos que figuran en letra cursiva y, a efectos de aplicación de este CTE, deben utilizarse conforme al significado y a las condiciones que se establece para cada uno de ellos. Las definiciones figuran en letra capital, no son exclusivas de este CTE y se incluyen en el mismo con el fin de aportar una mayor comodidad en su lectura y aplicación. Otros términos y definiciones generales utilizados en el conjunto del CTE pueden consultarse en el Anejo III de la Parte I. SE - ii

Documento Básico SE Seguridad Estructural Índice 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación y consideraciones previas 1.2 Prescripciones aplicables conjuntamente con DB-SE 2 Documentación 2.1 Documentación del proyecto 2.2 Documentación final de la obra 2.3 Instrucciones de uso y plan de mantenimiento 3 Análisis estructural y del dimensionado 3.1 Generalidades 3.2 Estados límite 3.3 Variables básicas 3.4 Modelos para el análisis estructural 3.5 Verificaciones 4 Verificaciones basadas en coeficientes parciales 4.1 Generalidades 4.2 Capacidad portante 4.3 Aptitud al servicio 4.4 Efectos del tiempo 5 Verificaciones basadas en métodos experimentales 5.1 Generalidades 5.2 Planteamiento experimental 5.5 Evaluación de los resultados Anejo A Terminología Anejo B Notaciones B.1 Notaciones Anejo C Principios de los métodos probabilistas explícito e implícito C.1 Objetivos y campo de aplicación C.2 Incertidumbres asociadas con las variables básicas C.3 Criterios para el fallo estructural C.4 Niveles de fiabilidad C.5 Determinación de probabilidades de fallo C.6 Métodos basados en la determinación de los valores de cálculo C.7 El formato de los coeficientes parciales Anejo D Evaluación estructural de edificios existentes D.1 Generalidades D.2 Criterios básicos para la evaluación D.3 Recopilación de información D.4 Análisis estructural D.5 Verificación D.6 Evaluación cualitativa SE - iii

Documento Básico SE Seguridad Estructural D.7 Resultados de la evaluación D.8 Medidas SE - iv

Documento Básico SE Seguridad Estructural 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación y consideraciones previas 1 Este DB establece los principios y los requisitos relativos a la resistencia mecánica y la estabilidad del edificio, así como la aptitud al servicio, incluyendo su durabilidad. Describe las bases y los principios para el cálculo de las mismas. La ejecución, la utilización, la inspección y el mantenimiento se tratan en la medida en la que afectan a la elaboración del proyecto. 2 Los preceptos del DB-SE son aplicables a todos los tipos de edificios, incluso a los de carácter provisional. 3 Se denomina capacidad portante a la aptitud de un edificio para asegurar, con la fiabilidad requerida, la estabilidad del conjunto y la resistencia necesaria, durante un tiempo determinado, denominado periodo de servicio. La aptitud de asegurar el funcionamiento de la obra, el confort de los usuarios y de mantener el aspecto visual, se denomina aptitud al servicio. 4 A falta de indicaciones específicas, como periodo de servicio se adoptará 50 años 1.2 Prescripciones aplicables conjuntamente con DB-SE 1 El DB-SE constituye la base para los Documentos Básicos siguientes y se utilizará conjuntamente con ellos: - DB-SE-AE Acciones en la edificación - DB-SE-C Cimientos - DB-SE-A Acero - DB-SE-F Fábrica - DB-SE-M Madera - DB-SI Seguridad en caso de incendio 2 Deberán tenerse en cuenta, además, las especificaciones de la normativa siguiente: - NCSE Norma de construcción sismorresistente: parte general y edificación - EHE Instrucción de hormigón estructural - EFHE Instrucción para el proyecto y la ejecución de forjados unidireccionales de hormigón estructural realizados con elementos prefabricados SE - 1

Documento Básico SE Seguridad Estructural 2 Documentación 2.1 Documentación del proyecto 1 En relación con la seguridad estructural, el contenido del proyecto de edificación será el descrito en el Anejo I del CTE e incluirá la información que se indica en los siguientes apartados. Esta docu- mentación se completará con la específica que se detalle, en su caso, en cada uno de los restantes DB relativos a la seguridad estructural que se utilicen conjuntamente con éste. 2 Cuando el director de obra autorice modificaciones a lo proyectado, lo hará constar expresamente en el Libro de Órdenes, sin perjuicio de aportar documentos gráficos anejos a la orden, que en su día se añadirán, como proceda, por adenda o sustitución, a la documentación final de obra realizada. Para evitar confusiones, se indicará claramente en los documentos del proyecto original que resulten afectados por el cambio, que se deben entender sustituidos por los aportados, y en éstos, los del proyecto que quedan anulados. 2.1.1 Memoria 1 En la memoria del proyecto se incluirá el programa de necesidades, en el que se describirán aquellas características del edificio y del uso previsto que condicionan las exigencias de seguridad estructural, tanto en lo relativo a la capacidad portante como a la aptitud al servicio; las bases de cál- culo y la declaración de cumplimiento de los DB o justificación documental del cumplimiento de las exigencias básicas de seguridad, si se adoptan soluciones alternativas que se aparten total o parcialmente de los DB. 2 En las bases de cálculo y en su caso, en el anejo de cálculo se incluirán los siguientes datos: a) el periodo de servicio previsto, si difiere de 50 años; b) las simplificaciones efectuadas sobre el edificio para transformarlo en uno o varios modelos de cálculo, que se describirán detalladamente, indicando el tipo estructural adoptado para el conjunto y sus partes, las características de las secciones, tipo de conexiones y condiciones de sustentación; c) las características mecánicas consideradas para los materiales estructurales y para el terreno que lo sustenta, o en su caso actúa sobre el edificio; d) la geometría global (especificando las dimensiones a ejes de referencia) y cualquier elemento que pueda afectar al comportamiento o a la durabilidad de la estructura; e) las exigencias relativas a la capacidad portante y a la aptitud al servicio, incluida la durabilidad, si difieren de las establecidas en este documento; f) las acciones consideradas, las combinaciones efectuadas y los coeficientes de seguridad utilizados; g) de cada tipo de elemento estructural, la modalidad de análisis efectuado y los métodos de cál- culo empleados; y h) en su caso, la modalidad de control de calidad previsto. Si el proyecto se desarrolla en dos fases (proyecto básico y proyecto de ejecución), en el proyecto básico se incluirá, al menos, la información indicada en los puntos a) y d), así como las acciones de aplicación al caso, los materiales previstos y los coeficientes de seguridad aplicables. 3 Los cálculos realizados con ordenador se completarán identificando los programas informáticos utilizados en cada una de las partes que han dado lugar a un tratamiento diferenciado, indicando el objeto y el campo de aplicación del programa y explicando con precisión, la representación de los datos introducidos y el tipo de los resultados generados por el programa. 2.1.2 Planos 1 Los planos del proyecto correspondientes a la estructura deben ser suficientemente precisos para la exacta realización de la obra, a cuyos efectos se podrán deducir también de ellos los planos auxilia- res de obra o de taller, en su caso, y las mediciones que han servido de base para las valoraciones pertinentes. 2 Los planos contendrán los detalles necesarios para que el constructor, bajo las instrucciones del director de obra, pueda ejecutar la construcción, y en particular, los detalles de uniones y nudos en- SE - 3

Documento Básico SE Seguridad Estructural tre elementos estructurales y entre éstos y el resto de los de la obra, las características de los materiales, la modalidad de control de calidad previsto, si procede, y los coeficientes de seguridad adoptados en el cálculo. 3 Si el proyecto se desarrolla en dos fases (proyecto básico y proyecto de ejecución), los planos del proyecto básico deben ser lo suficientemente precisos para la definición del tipo estructural previsto y el establecimiento de las reservas geométricas para la realización de la estructura. 2.1.3 Pliego de condiciones 1 En el pliego de condiciones del proyecto se incluirán las prescripciones técnicas particulares exigibles a los productos, equipos y sistemas y a la ejecución de cada unidad de obra. 2 Incluirá las condiciones en la ejecución de las obras definiendo, en su caso, la modalidad de control de calidad, el control de recepción en obra de productos, equipos y sistemas, el control de ejecución de la obra y el control de la obra terminada, estableciendo la documentación exigible, los distintivos de calidad o evaluaciones técnicas de la idoneidad admitidos para su aceptación y, en su caso, los ensayos a realizar, los criterios de aceptación y rechazo, y las acciones a adoptar en cada caso. Asimismo, se establecerá el plazo de garantía de cada componente. 3 Si para una misma obra se prevén distintos tipos de un mismo producto, se detallarán separadamente cada uno de ellos, indicándose las zonas en que habrán de ser empleados. 4 En el pliego se exigirá, cuando sea oportuno o cuando esté reglamentado, la colocación en el lugar de la obra que especifique, de una placa con el valor máximo de la sobrecarga admisible para el uso de esa zona del edificio. 2.2 Documentación final de la obra 1 La documentación final de obra incluirá los planos completos de todos los elementos y partes de la obra, que reflejen con precisión la obra realmente construida, así como la documentación acreditativa de que es conforme con el CTE. 2 Asimismo, incluirá la documentación acreditativa de que se han cumplido las especificaciones de control de calidad especificadas en el proyecto, en las instrucciones de la dirección facultativa y en el CTE. 2.3 Instrucciones de uso y plan de mantenimiento 1 En las instrucciones de uso se recogerá toda la información necesaria para que el uso del edificio sea conforme a las hipótesis adoptadas en las bases de cálculo. 2 De toda la información acumulada sobre una obra, las instrucciones de uso incluirán aquellas que resulten de interés para la propiedad y para los usuarios, que como mínimo será: a) las acciones permanentes; b) las sobrecargas de uso; c) las deformaciones admitidas, incluidas las del terreno, en su caso; d) las condiciones particulares de utilización, como el respeto a las señales de limitación de sobrecarga, o el mantenimiento de las marcas o bolardos que definen zonas con requisitos especiales al respecto; e) en su caso, las medidas adoptadas para reducir los riesgos de tipo estructural. 3 El plan de mantenimiento, en lo correspondiente a los elementos estructurales, se establecerá en concordancia con las bases de cálculo y con cualquier información adquirida durante la ejecución de la obra que pudiera ser de interés, e identificará: a) el tipo de los trabajos de mantenimiento a llevar a cabo; b) lista de los puntos que requieran un mantenimiento particular; c) el alcance, la realización y la periodicidad de los trabajos de conservación; d) un programa de revisiones. SE - 4

Documento Básico SE Seguridad Estructural 3 Análisis estructural y del dimensionado 3.1 Generalidades 1 La comprobación estructural de un edificio requiere: a) determinar las situaciones de dimensionado que resulten determinantes; b) establecer las acciones que deben tenerse en cuenta y los modelos adecuados para la estructura; c) realizar el análisis estructural, adoptando métodos de cálculo adecuados a cada problema; d) verificar que, para las situaciones de dimensionado correspondientes, no se sobrepasan los estados límite. 2 En las verificaciones se tendrán en cuenta los efectos del paso del tiempo (acciones químicas, físi- cas y biológicas; acciones variables repetidas) que pueden incidir en la capacidad portante o en la aptitud al servicio, en concordancia con el periodo de servicio. 3 Las situaciones de dimensionado deben englobar todas las condiciones y circunstancias previsibles durante la ejecución y la utilización de la obra, teniendo en cuenta la diferente probabilidad de cada una. Para cada situación de dimensionado, se determinarán las combinaciones de acciones que deban considerarse. 4 Las situaciones de dimensionado se clasifican en : a) persistentes, que se refieren a las condiciones normales de uso; b) transitorias, que se refieren a unas condiciones aplicables durante un tiempo limitado (no se incluyen las acciones accidentales); c) extraordinarias, que se refieren a unas condiciones excepcionales en las que se puede encontrar, o a las que puede estar expuesto el edificio (acciones accidentales). 3.2 Estados límite 1 Se denominan estados límite aquellas situaciones para las que, de ser superadas, puede considerarse que el edificio no cumple alguna de los requisitos estructurales para las que ha sido concebido. 3.2.1 Estados límite últimos 1 Los estados límite últimos son los que, de ser superados, constituyen un riesgo para las personas, ya sea porque producen una puesta fuera de servicio del edificio o el colapso total o parcial del mismo. 2 Como estados límite últimos deben considerarse los debidos a: a) pérdida del equilibrio del edificio, o de una parte estructuralmente independiente, considerado como un cuerpo rígido; b) fallo por deformación excesiva, transformación de la estructura o de parte de ella en un mecanismo, rotura de sus elementos estructurales (incluidos los apoyos y la cimentación) o de sus uniones, o inestabilidad de elementos estructurales incluyendo los originados por efectos de- pendientes del tiempo (corrosión, fatiga). 3.2.2 Estados límite de servicio 1 Los estados límite de servicio son los que, de ser superados, afectan al confort y al bienestar de los usuarios o de terceras personas, al correcto funcionamiento de del edificio o a la apariencia de la construcción. 2 Los estados límite de servicio pueden ser reversibles e irreversibles. La reversibilidad se refiere a las consecuencias que excedan los límites especificados como admisibles, una vez desaparecidas las acciones que las han producido. 3 Como estados límite de servicio deben considerarse los relativos a: a) las deformaciones (flechas, asientos o desplomes) que afecten a la apariencia de la obra, al confort de los usuarios, o al funcionamiento de equipos e instalaciones; SE - 5

Documento Básico SE Seguridad Estructural b) las vibraciones que causen una falta de confort de las personas, o que afecten a la funcionalidad de la obra; c) los daños o el deterioro que pueden afectar desfavorablemente a la apariencia, a la durabilidad o a la funcionalidad de la obra. 3.3 Variables básicas 3.3.1 Generalidades 1 El análisis estructural se realiza mediante modelos en los que intervienen las denominadas variables básicas, que representan cantidades físicas que caracterizan las acciones, influencias ambientales, propiedades de materiales y del terreno, datos geométricos, etc. Si la incertidumbre asociada con una variable básica es importante, se considerará como variable aleatoria. 2 Cuando se realice una verificación mediante métodos de análisis de la fiabilidad según el Anejo C puede emplearse directamente la representación probabilista de las variables. 3.3.2 Acciones 3.3.2.1 Clasificación de las acciones 1 Las acciones a considerar en el cálculo se clasifican por su variación en el tiempo en: a) acciones permanentes (G): Son aquellas que actúan en todo instante sobre el edificio con po- sición constante. Su magnitud puede ser constante (como el peso propio de los elementos constructivos o las acciones y empujes del terreno) o no (como las acciones reológicas o el pretensado), pero con variación despreciable o tendiendo monótonamente hasta un valor lími- te. b) acciones variables (Q): Son aquellas que pueden actuar o no sobre el edificio, como las debidas al uso o las acciones climáticas. c) acciones accidentales (A): Son aquellas cuya probabilidad de ocurrencia es pequeña pero de gran importancia, como sismo, incendio, impacto o explosión. Las deformaciones impuestas (asientos, retracción, etc.) se considerarán como acciones permanentes o variables, atendiendo a su variabilidad. 2 Las acciones también se clasifican por: a) su naturaleza: en directas o indirectas; b) su variación espacial: en fijas o libres; c) la respuesta estructural: en estáticas o dinámicas. 3 La magnitud de la acción se describe por diversos valores representativos, dependiendo de las demás acciones que se deban considerar simultáneas con ella, tales como valor característico, de combinación, frecuente y casi permanente. 3.3.2.2 Valor característico El valor característico de una acción, Fk, se define, según el caso, por su valor medio, por un fráctil 1 superior o inferior, o por un valor nominal. 2 Como valor característico de las acciones permanentes, Gk, se adopta, normalmente, su valor medio. En los casos en los que la variabilidad de una acción permanente pueda ser importante (con un coeficiente de variación superior entre 0,05 y 0,1, dependiendo de las características de la estructura), o cuando la respuesta estructural sea muy sensible a la variación de de la misma, se considera- rán dos valores característicos: un valor característico superior, correspondiente al fractil del 95% y un valor característico inferior, correspondiente al fractil 5%, suponiendo una distribución estadística normal. 3 Para la acción permanente debida al pretensado, P, se podrá definir, en cada instante t, un valor característico superior, Pk,sup(t), y un valor característico inferior, Pk,inf(t). En algunos casos, el pretensado también se podrá representar por su valor medio, Pm(t). 4 Como valor característico de las acciones variables, Qk, se adopta, normalmente, alguno de los siguientes valores: a) un valor superior o inferior con una determinada probabilidad de no ser superado en un periodo de referencia específico; SE - 6

Documento Básico SE Seguridad Estructural b) un valor nominal, en los casos en los que se desconozca la correspondiente distribución esta- dística. 5 En el caso de las acciones climáticas, los valores característicos están basados en una probabilidad anual de ser superado de 0,02, lo que corresponde a un periodo de retorno de 50 años. 6 Las acciones accidentales se representan por un valor nominal. Este valor nominal se asimila, normalmente, al valor de cálculo. 3.3.2.3 Otros valores representativos 1 El valor de combinación de una acción variable representa su intensidad en caso de que, en un determinado periodo de referencia, actúe simultáneamente con otra acción variable, estadísticamente independiente, cuya intensidad sea extrema. En este DB se representa como el valor característico multiplicado por un coeficiente ψ0. 2 El valor frecuente de una acción variable se determina de manera que sea superado durante el 1% del tiempo de referencia. En este DB se representa como el valor característico multiplicado por un coeficiente ψ1. 3 El valor casi permanente de una acción variable se determina de manera que sea superado durante el 50% del tiempo de referencia. En este DB se representa como el valor característico multiplicado por un coeficiente ψ2. 3.3.2.4 Acciones dinámicas 1 Las acciones dinámicas producidas por el viento, un choque o un sismo, se representan a través de fuerzas estáticas equivalentes. Según el caso, los efectos de la aceleración dinámica estarán incluidos implícitamente en los valores característicos de la acción correspondiente, o se introducirán mediante un coeficiente dinámico. 3.3.3 Datos geométricos 1 Los datos geométricos se representan por sus valores característicos, para los cuales en el proyec- to se adoptarán los valores nominales deducidos de los planos. En el caso de que se conozca su distribución estadística con suficiente precisión, los datos geométricos podrán representarse por un determinado fractil de dicha distribución. 2 Si las desviaciones en el valor de una dimensión geométrica pueden tener influencia significativa en la fiabilidad estructural, como valor de cálculo debe tomarse el nominal más la desviación prevista. 3.3.4 Materiales 1 Las propiedades de la resistencia de los materiales o de los productos se representan por sus valores característicos. 2 En el caso de que la verificación de algún estado límite resulte sensible a la variabilidad de alguna de las propiedades de un material, se considerarán dos valores característicos, superior e inferior, de esa propiedad, definidos por el fractil 95% o el 5% según que el efecto sea globalmente desfavorable o favorable. 3 Los valores de las propiedades de los materiales o de los productos podrán determinarse experimentalmente a través de ensayos. Cuando sea necesario, se aplicará un factor de conversión con el fin de extrapolar los valores experimentales en valores que representen el comportamiento del material o del producto en la estructura o en el terreno. 4 Las propiedades relativas a la rigidez estructural, se representan por su valor medio. No obstante, dependiendo de la sensibilidad del comportamiento estructural frente a la variabilidad de estas ca- racterísticas, será necesario emplear valores superiores o inferiores al valor medio (por ejemplo en el análisis de problemas de inestabilidad). En cualquier caso, se tendrá en cuenta la dependencia de estas propiedades respecto de la duración de la aplicación de las acciones. 5 A falta de prescripciones en otro sentido, las características relativas a la dilatación térmica se representan por su valor medio. 3.4 Modelos para el análisis estructural 1 El análisis estructural se basará en modelos adecuados del edificio que proporcionen una previsión suficientemente precisa de dicho comportamiento, y que permitan tener en cuenta todas las variables significativas y que reflejen adecuadamente los estados límite a considerar. SE - 7

Documento Básico SE Seguridad Estructural 2 Se podrán establecer varios modelos estructurales, bien complementarios, para representar las diversas partes del edificio, o alternativos, para representar más acertadamente distintos compor- tamientos o efectos. 3 Se usarán modelos específicos en las zonas singulares de una estructura en las que no sean aplicables las hipótesis clásicas de la teoría de la resistencia de materiales. 4 Las condiciones de borde o sustentación aplicadas a los modelos deberán estar en concordancia con las proyectadas. 5 Se tendrán en cuenta los efectos de los desplazamientos y de las deformaciones en caso de que puedan producir un incremento significativo de los efectos de las acciones. 6 El modelo para la determinación de los efectos de las acciones dinámicas tendrá en cuenta todos los elementos significativos con sus propiedades (masa, rigidez, amortiguamiento, resistencia, etc). 7 El modelo tendrá en cuenta la cimentación y la contribución del terreno en el caso de que la interac- ción entre terreno y estructura sea significativa. 8 El análisis estructural se puede llevar a cabo exclusivamente mediante modelos teóricos o mediante modelos teóricos complementados con ensayos. 3.5 Verificaciones 1 Para cada verificación, se identificará la disposición de las acciones simultáneas que deban tenerse en cuenta, como deformaciones previas o impuestas, o imperfecciones. Asimismo, deberán considerase las desviaciones probables en las disposiciones o en las direcciones de las acciones. 2 En el marco del método de los estados límite, el cumplimiento de las exigencias estructurales se comprobará utilizando el formato de los coeficientes parciales (véase apartado 4). Alternativamente, las comprobaciones se podrán basar en una aplicación directa de los métodos de análisis de fiabilidad (véase Anejo C). SE - 8

Documento Básico SE Seguridad Estructural 4 Verificaciones basadas en coeficientes parciales 4.1 Generalidades 1 En la verificación de los estados límite mediante coeficientes parciales, para la determinación del efecto de las acciones, así como de la respuesta estructural, se utilizan los valores de cálculo de las variables, obtenidos a partir de sus valores característicos, u otros valores representativos, multipli- cándolos o dividiéndolos por los correspondientes coeficientes parciales para las acciones y la resistencia, respectivamente. 2 Los valores de cálculo no tienen en cuenta la influencia de errores humanos groseros. Estos deben evitarse mediante una dirección de obra, utilización, inspección y mantenimiento adecuados. 4.2 Capacidad portante 4.2.1 Verificaciones 1 Se considera que hay suficiente estabilidad del conjunto del edificio o de una parte independiente del mismo, si para todas las situaciones de dimensionado pertinentes, se cumple la siguiente condi- ción. E d, dst ≤ E d, stb (4.1) siendo Ed,dst valor de cálculo del efecto de las acciones desestabilizadoras Ed,stb valor de cálculo del efecto de las acciones estabilizadoras 2 Se considera que hay suficiente resistencia de la estructura portante, de un elemento estructural, sección, punto o de una unión entre elementos, si para todas las situaciones de dimensionado pertinentes, se cumple la siguiente condición. Ed ≤ R d (4.2) siendo Ed valor de cálculo del efecto de las acciones Rd valor de cálculo de la resistencia correspondiente 4.2.2 Combinación de acciones 1 El valor de cálculo de los efectos de las acciones correspondiente a una situación persistente o transitoria, se determina mediante combinaciones de acciones a partir de la expresión ∑ γ G, j ⋅ G k, j + γ P ⋅ P + γ Q,1 ⋅ Q k,1 + ∑ γ Q, i ⋅ ψ 0, i ⋅ Q k, i (4.3) j≥ 1 i>1 es decir, considerando la actuación simultánea de: todas las acciones permanentes, en valor de cálculo ( γG · Gk ), incluido el pretensado ( γP · P ); a) una acción variable cualquiera, en valor de cálculo ( γQ · Qk ), debiendo adoptarse como tal una b) tras otra sucesivamente en distintos análisis; el resto de las acciones variables, en valor de cálculo de combinación ( γQ · ψ0 · Qk ). c) Los valores de los coeficientes de seguridad, γ, para la aplicación de los Documentos Básicos de este CTE, se establecen en la tabla 4.1 para cada tipo de acción, atendiendo para comprobaciones de resistencia a si su efecto es desfavorable o favorable, considerada globalmente. Para comprobaciones de estabilidad, se diferenciará, aun dentro de la misma acción, la parte favorable (la estabilizadora), de la desfavorable (la desestabilizadora). Los valores de los coeficientes de simultaneidad, ψ, para la aplicación de los Documentos Bási- cos de este CTE, se establecen en la tabla 4.2 2 El valor de cálculo de los efectos de las acciones correspondiente a una situación extraordinaria, se determina mediante combinaciones de acciones a partir de la expresión SE - 9

Documento Básico SE Seguridad Estructural ∑ γ G, j ·G k, j + γ p ·P + A d + γ Q,1 ·ψ 1,1 ⋅ Q k,1 + ∑ γ Q, i ·ψ 2, i ⋅ Q k, i (4.4) j≥ 1 i>1 es decir, considerando la actuación simultánea de: todas las acciones permanentes, en valor de cálculo ( γG · Gk ), incluido el pretensado ( γP · P ); a) b) una acción accidental cualquiera, en valor de cálculo ( Ad ), debiendo analizarse sucesivamente con cada una de ellas. una acción variable, en valor de cálculo frecuente ( γQ · ψ1 · Qk ), debiendo adoptarse como tal, c) una tras otra sucesivamente en distintos análisis con cada acción accidental considerada. El resto de las acciones variables, en valor de cálculo casi permanente (γQ · ψ2 · Qk ). d) En situación extraordinaria, todos los coeficientes de seguridad (γG, γP, γQ), son iguales a cero si su efecto es favorable, o a la unidad si es desfavorable, en los términos anteriores. 3 En los casos en los que la acción accidental sea la acción sísmica, todas las acciones variables concomitantes se tendrán en cuenta con su valor casi permanente, según la expresión ∑ G k, j + P + A d + ∑ ψ 2, i ⋅ Q k, i (4.5) j≥1 i>1 4.2.3 Comportamiento no lineal 1 En los casos en los que la relación entre las acciones y su efecto no pueda aproximarse de forma lineal, para la determinación de los valores de cálculo de los efectos de las acciones debe realizarse un análisis no lineal, siendo suficiente considerar que: a) si los efectos globales de las acciones crecen más rápidamente que ellas, los coeficientes parciales se aplican al valor representativo de las acciones, al modo establecido en los apartados anteriores. b) si los efectos globales de las acciones crecen más lentamente que ellas, los coeficientes parciales se aplican a los efectos de las acciones, determinados a partir de los valores representativos de las mismas. 4.2.3 Valor de cálculo de la resistencia 1 El valor de cálculo de la resistencia de una estructura, elemento, sección punto o unión entre elementos se obtiene de cálculos basados en sus características geométricas a partir de modelos de comportamiento del efecto analizado, y de la resistencia de cálculo, fd, de los materiales implicados, que en general puede expresarse como cociente entre la resistencia característica, fk, y el coeficiente de seguridad del material. 2 Por lo que respecta al material o materiales implicados, la resistencia de cálculo puede asimismo expresarse como función del valor medio del factor de conversión de la propiedad implicada, determinada experimentalmente, para tener en cuenta las diferencias entre las condiciones de los ensayos y el comportamiento real, y del coeficiente parcial para dicha propiedad del material. 3 En su formulación más general, la resistencia de cálculo puede expresarse en función de las variables antedichas, y el coeficiente parcial para el modelo de resistencia y las desviaciones geométri- cas, en el caso de que estas no se tengan en cuenta explícitamente. SE - 10

Documento Básico SE Seguridad Estructural Tabla 4.1 Coeficientes parciales de seguridad (γ) para las acciones (1) Tipo de verificación Tipo de acción Situación persistente o transitoria desfavorable favorable Permanente 1,35 0,80 Peso propio, peso del terreno Empuje del terreno 1,35 0,70 Resistencia Presión del agua 1,20 0,90 Variable 1,50 0 desestabilizadora estabilizadora Permanente 1,10 0,90 Peso propio, peso del terreno Estabilidad Empuje del terreno 1,35 0,80 Presión del agua 1,05 0,95 Variable 1,50 0 (1) Los coeficientes correspondientes a la verificación de la resistencia del terreno se establecen en el DB-SE-C Tabla 4.2 Coeficientes de simultaneidad (ψ) ψ0 ψ1 ψ2 Sobrecarga superficial de uso (Categorías según DB-SE-AE) • 0,7 0,5 0,3 Zonas residenciales (Categoría A) • 0,7 0,5 0,3 Zonas administrativas(Categoría B) • 0,7 0,7 0,6 Zonas destinadas al público (Categoría C) • 0,7 0,7 0,6 Zonas comerciales (Categoría D) • 0,7 0,7 0,6 Zonas de tráfico y de aparcamiento de vehículos ligeros con un peso total inferior a 30 kN (Categoría F) (1) • Cubiertas transitables (Categoría G) • 0 0 0 Cubiertas accesibles únicamente para mantenimiento (Categoría H) Nieve • 0,7 0,5 0,2 para altitudes > 1000 m • 0,5 0,2 0 para altitudes ≤ 1000 m Viento 0,6 0,5 0 Temperatura 0,6 0,5 0 Acciones variables del terreno 0,7 0,7 0,7 (1) En las cubiertas transitables, se adoptarán los valores correspondientes al uso desde el que se accede. 4.3 Aptitud al servicio 4.3.1 Verificaciones 1 Se considera que hay un comportamiento adecuado, en relación con las deformaciones, las vibraciones o el deterioro, si se cumple, para las situaciones de dimensionado pertinentes, que el efecto de las acciones no alcanza el valor límite admisible establecido para dicho efecto. SE - 11

Documento Básico SE Seguridad Estructural 4.3.2 Combinación de acciones 1 Para cada situación de dimensionado y criterio considerado, los efectos de las acciones se determi- narán a partir de la correspondiente combinación de acciones e influencias simultáneas, de acuerdo con los criterios que se establecen a continuación. 2 Los efectos debidos a las acciones de corta duración que pueden resultar irreversibles, se determinan mediante combinaciones de acciones, del tipo denominado característica, a partir de la expre- sión ∑ G k, j + P + Q k,1 + ∑ ψ 0,i ⋅ Q k,i (4.6) j≥ 1 i> 1 Es decir, considerando la actuación simultánea de: a) todas las acciones permanentes, en valor característico ( Gk ); b) una acción variable cualquiera, en valor característico ( Qk ), debiendo adoptarse como tal una tras otra sucesivamente en distintos análisis; el resto de las acciones variables, en valor de combinación ( ψ0 · Qk ). 3 Los efectos debidos a las acciones de corta duración que pueden resultar reversibles, se determinan mediante combinaciones de acciones, del tipo denominado frecuente, a partir de la expresión ∑ G k, j + P + ψ 1,1 ⋅ Q k,1 + ∑ ψ 2,i ⋅ Q k,i (4.7) j≥ 1 i>1 siendo es decir, considerando la actuación simultánea de: a) todas las acciones permanentes, en valor característico ( Gk ); una acción variable cualquiera, en valor frecuente ( ψ1 Qk ), debiendo adoptarse como tal una b) tras otra sucesivamente en distintos análisis; c) el resto de las acciones variables, en valor casi permanente (ψ2 · Qk ). 4 Los efectos debidos a las acciones de larga duración, se determinan mediante combinaciones de acciones, del tipo denominado casi permanente, a partir de la expresión ∑ G k, j + P + ∑ ψ 2,i ⋅ Q k,i (4.8) j≥ 1 i≥ 1 siendo: a) todas las acciones permanentes, en valor característico ( Gk ); todas las acciones variables, en valor casi permanente ( ψ2 Qk ). b) 4.3.3 Deformaciones 4.3.3.1 Flechas 1 Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, se admite que la estructura horizontal de un piso o cubierta es suficientemente rígida si, para cualquiera de sus piezas, ante cualquier combinación de acciones característica, considerando sólo las deformaciones que se producen después de la puesta en obra del elemento, la flecha relativa es menor que: a) 1/500 en pisos con tabiques frágiles (como los de gran formato, rasillones, o placas) o pavimentos rígidos sin juntas; b) 1/400 en pisos con tabiques ordinarios o pavimentos rígidos con juntas; c) 1/300 en el resto de los casos. 2 Cuando se considere el confort de los usuarios, se admite que la estructura horizontal de un piso o cubierta es suficientemente rígida si, para cualquiera de sus piezas, ante cualquier combinación de acciones característica, considerando solamente las acciones de corta duración, la flecha relativa, es menor que 1/350. 3 Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura horizontal de un piso o cubierta es suficientemente rígida si, para cualquiera de sus piezas, ante cualquier combinación de acciones casi permanente, la flecha relativa es menor que 1/300. SE - 12

Documento Básico SE Seguridad Estructural 4 Las condiciones anteriores deben verificarse entre dos puntos cualesquiera de la planta, tomando como luz el doble de la distancia entre ellos. En general, será suficiente realizar dicha comproba- ción en dos direcciones ortogonales. 5 En los casos en los que los elementos dañables (por ejemplo tabiques, pavimentos) reaccionan de manera sensible frente a las deformaciones (flechas o desplazamientos horizontales) de la estructura portante, además de la limitación de las deformaciones se adoptarán medidas constructivas apropiadas para evitar daños. Estas medidas resultan particularmente indicadas si dichos elementos tienen un comportamiento frágil. 4.3.3.2 Desplazamientos horizontales 1 Cuando se considere la integridad de los elementos constructivos, se admite que la estructura global tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones característica, el desplome (véase figura 4.1) es menor de: a) desplome total: 1/500 de la altura total del edificio; b) desplome local: 1/250 de la altura de la planta, en cualquiera de ellas. 2 Cuando se considere la apariencia de la obra, se admite que la estructura global tiene suficiente rigidez lateral, si ante cualquier combinación de acciones casi permanente, el desplome relativo (véase figura 4.1) es menor que 1/250. 3 En general es suficiente que dichas condiciones se satisfagan en dos direcciones sensiblemente ortogonales en planta. Figura 4.1 Desplomes 4.3.4 Vibraciones 1 Un edificio se comporta adecuadamente ante vibraciones debidas a acciones dinámicas, si la frecuencia de la acción dinámica (frecuencia de excitación) se aparta suficientemente de sus frecuencias propias. 2 En el cálculo de la frecuencia propia se tendrán en cuenta las posibles contribuciones de los cerramientos, separaciones, tabiquerías, revestimientos, solados y otros elementos constructivos, así como la influencia de la variación del módulo de elasticidad y, en el caso de los elementos de hor- migón, la de la fisuración. 3 Si las vibraciones pueden producir el colapso de la estructura portante (por ejemplo debido a fenó- menos de resonancia, o a la pérdida de la resistencia por fatiga) se tendrá en cuenta en la verifica- ción de la capacidad portante, tal como se establece en el DB respectivo. 4 Se admite que una planta de piso susceptible de sufrir vibraciones por efecto rítmico de las personas, es suficientemente rígida, si la frecuencia propia es mayor de: a) 8 hertzios, en gimnasios y polideportivos; b) 7 hertzios en salas de fiesta y locales de pública concurrencia sin asientos fijos; c) 3,4 hertzios en locales de espectáculos con asientos fijos. SE - 13

Documento Básico SE Seguridad Estructural 4.4 Efectos del tiempo 4.4.1 Durabilidad 1 Debe asegurarse que la influencia de acciones químicas, físicas o biológicas a las que está sometido el edificio no compromete su capacidad portante. Para ello, se tendrán en cuenta las acciones de este tipo que puedan actuar simultáneamente con las acciones de tipo mecánico, mediante un método implícito o explicito. 2 En el método implícito los riesgos inherentes a las acciones químicas, físicas o biológicas se tienen en cuenta mediante medidas preventivas, distintas al análisis estructural, relacionadas con las ca- racterísticas de los materiales, los detalles constructivos, los sistemas de protección o los efectos de las acciones en condiciones de servicio. Estas medidas dependen de las características e importancia del edificio, de sus condiciones de exposición y de los materiales de construcción empleados. En estructuras normales de edificación, la aplicación del este método resulta suficiente. En los documentos básicos de seguridad estructural de los diferentes materiales y en la Instrucción de hor- migón estructural EHE se establecen las medidas específicas correspondientes. 3 En el método explícito, las acciones químicas, físicas o biológicas se incluyen de forma explícita en la verificación de los estados límite últimos y de Servicio. Para ello, dichas acciones se representa- rán mediante modelos adecuados que permitan describir sus efectos en el comportamiento estructural. Estos modelos dependen de las características y de los materiales de la estructura, así como de su exposición. 4.4.2 Fatiga 4.4.2.1 Principios 1 En general, en edificios no resulta necesario comprobar el estado límite de fatiga, salvo por lo que respecta a los elementos estructurales internos de los equipos de elevación. 2 La comprobación a fatiga de otros elementos sometidos a acciones variables repetidas procedentes de maquinarias, oleaje, cargas de tráfico y vibraciones producidas por el viento, se hará de acuerdo con los valores y modelos que se establecen de cada acción en el documento respectivo que la regula. 4.4.3 Efectos reológicos 1 Los documentos básicos correspondientes a los diferentes materiales incluyen, en su caso, la in- formación necesaria para tener en cuenta la variación en el tiempo de los efectos reológicos. SE - 14

Documento Básico SE Seguridad Estructural 5 Verificaciones basadas en métodos experimentales 5.1 Generalidades 1 Las verificaciones relativas a la seguridad estructural mediante ensayos están basadas en el establecimiento experimental de parámetros que definan bien la respuesta de una determinada estructura, de un elemento estructural o de una unión, o bien las acciones e influencias que actúen sobre ellos. 2 No se consideraran como parte de este procedimiento experimental los ensayos de recepción de materiales o de su control de calidad, así como los ensayos del terreno para la redacción de informes geotécnicos. 5.2 Planteamiento experimental 1 Debe definirse de forma inequívoca el estado límite que debe verificarse y determinarse las zonas o los puntos críticos desde el punto de vista del comportamiento de la estructura o del elemento considerado. 2 Las probetas o muestras a ensayar se fabricarán empleando los materiales previstos en obra, aplicando la misma técnica y, en la medida de lo posible, con las mismas dimensiones que los elementos correspondientes. El muestreo se efectuará de manera aleatoria. Además, las probetas deberán reproducir adecuadamente las condiciones de apoyo y de puesta en carga de los elementos. 3 Deben minimizarse, en la medida de lo posible, las diferencias entre las condiciones en las cuales se realicen los ensayos y las condiciones del elemento estructural real. Cuando estas diferencias tengan una incidencia significativa, se tendrán en cuenta en la evaluación e interpretación de los resultados introduciendo unos factores de conversión que se establecerán mediante análisis experimental o teórico, o sobre la base de la experiencia. Estos factores están asociados con incertidumbres que dependen de cada caso 4 En los métodos empleados para deducir los valores de cálculo a partir de los resultados experimentales se tendrá en cuenta el número reducido de ensayos. En ausencia de un análisis más detallado, la evaluación directa de los resultados se realizará según las indicaciones del apartado 5.5. Pa- ra la evaluación de los resultados podrán emplearse otros métodos, siempre y cuando resulten consistentes con el formato de verificación establecido. En caso de que existan conocimientos previos (por ejemplo modelos de cálculo, ensayos previos), éstos se podrán tener en cuenta en la evalua- ción de los resultados. 5 Si los resultados experimentales se usan en un análisis probabilista, los datos obtenidos pueden emplearse para la actualización de los parámetros estadísticos correspondientes. 6 Las conclusiones derivadas de una campaña experimental determinada sólo tienen validez para las condiciones particulares de los ensayos, caracterizadas por el dispositivo experimental elegido, los materiales de construcción y la técnica de fabricación empleados. 7 En la evaluación e interpretación de los resultados se introducirán factores de conversión que tengan en cuenta las diferencias entre las condiciones del ensayo y las condiciones en obra que sean relevantes, como el efecto de escala, la duración de la aplicación de la carga, las condiciones de apoyo de las probetas o los efectos ambientales que puedan incidir en las propiedades de los materiales. 5.5 Evaluación de los resultados 5.5.1 Generalidades 1 La determinación del valor de cálculo de la resistencia de un elemento estructural o de un material mediante ensayos se basa en que la resistencia de la probeta empleada se representa a través de una única variable y en que el tipo de rotura contemplado es determinante en todos los ensayos. 2 El valor de cálculo de la resistencia, Rd, se determinará según la siguiente expresión: (5.1) mη R k, est Rd = ⋅ γM γ Rd SE - 15

Documento Básico SE Seguridad Estructural siendo Rk,est estimación del valor característico de la resistencia, Rk, determinada a partir de los resultados experimentales según la expresión (5.2) ó (5.3); γM coeficiente parcial para la resistencia del material, se adoptará el valor que, según los documentos básicos correspondientes, se emplee para el material y el mecanismo de rotura considerados; mη valor medio del factor de conversión; γRd coeficiente de incertidumbre para el modelo de resistencia. 3 En aquellos casos en los que se estime que la diferencia entre los ensayos y los casos reales es demasiado grande, será necesario un estudio más detallado para el establecimiento del valor del coeficiente γM. El coeficiente de incertidumbre para el modelo de resistencia, γRd, tiene en cuenta el carácter aleato- 4 rio del factor de conversión, η, con respecto a las diferencias desconocidas entre las condiciones del ensayo y las condiciones en obra. Los valores de mη y γRd se definirán en cada caso, teniendo en cuenta los objetivos de los ensayos, el estado límite considerado, el mecanismo de rotura, la in- formación disponible sobre la fabricación de las probetas y los elementos reales, así como las condiciones de la obra. Los valores adoptados para el coeficiente de incertidumbre γRd no serán inferiores a la unidad. 5.5.2 Estimación de la resistencia característica 1 En ausencia de información previa o de otros datos más precisos, se adoptará como valor caracte- rístico el fractil del 5%, suponiendo una distribución normal: R k , est = m R - k σ ⋅ σ R (5.2) siendo mR valor medio de la muestra σR desviación típica de la muestra, se estimará a partir de los resultados experimentales kσ coeficiente que depende del tamaño de la muestra (número de ensayos, n), según tabla 5.1 Cuando exista información previa relativa a la desviación típica de la distribución, σR, ésta se consi- 2 derará conocida a priori. En estos casos, suponiendo una distribución normal, el valor característico de la resistencia correspondiente a un fractil del 5% se estimará a partir de la relación: R k, est = m R - k σ ⋅ σ R (5.3) siendo mR valor medio de la muestra σR desviación típica de la distribución kσ coeficiente que depende del tamaño de la muestra (número de ensayos, n), según tabla 5.1 Tabla 5.1. Valores del coeficiente kσ para un fractil de 5% Número de ensayos, n Desviación típica 3 4 6 8 10 20 30 100 infinito desconocida 3,15 2,68 2,34 2,19 2,10 1,93 1,87 1,76 1,64 previamente conocida 2,03 1,98 1,92 1,88 1,86 1,79 1,77 1,71 1,64 SE - 16

Documento Básico SE Seguridad Estructural Anejo A Terminología 1 Los términos que aquí figuran se utilizan en este DB-SE así como en los otros documentos básicos de seguridad estructural, conforme al significado y a las condiciones que se establecen. En el Anejo III de la Parte I pueden consultarse otros términos y definiciones generales utilizados en el conjunto del CTE. El resto de los DB de índole estructural contienen las definiciones de otros términos técni- cos específicos. Acción accidental: acción con una pequeña probabilidad de ocurrencia, generalmente de corta du- ración y con efectos importantes. Acción fija: Acción que tiene una distribución fija sobre el edificio y cuya magnitud y dirección están determinadas de forma inequívoca para el conjunto de la obra. Acción libre: Acción que puede tener cualquier punto de aplicación, sin límites dados. Acción permanente: Acción cuya variación en magnitud con el tiempo es despreciable, o cuya va- riación es monótona hasta que se alcance un determinado valor límite. Acción variable: Acción cuya variación en el tiempo no es monótona ni despreciable respecto al valor medio. Acciones: a) Fuerza aplicada sobre el edificio (acción directa). b) Deformación impuesta o aceleración causada por, ejemplo, por cambios de temperatura, variaciones de humedad, asientos diferenciales o terremotos (acción indirecta). Análisis estructural: Procedimiento o algoritmo para determinar los efectos de las acciones. Combinación de acciones: Conjunto de acciones utilizadas para la comprobación de los requisitos estructurales. Efectos de las acciones: El efecto de las acciones en elementos estructurales, por ejemplo, esfuerzos, momentos, tensiones, deformaciones, o en toda la estructura, como por ejemplo, rotación, desviación. Elemento estructural: Parte físicamente distinguible de una estructura, como por ejemplo, una viga, una losa, un pilote. Estado límite: Estado más allá del que no se satisfacen los requisitos estructurales. Estado límite de servicio: Estado más allá del que no se satisfacen los requisitos de servicio establecidos. Estado límite último: Estado asociado al colapso o a otra forma similar de fallo estructural. Estructura: Conjunto de elementos, conectados entre ellos, cuya misión consiste en resistir las acciones previsibles y en proporcionar rigidez. Flecha relativa: Descenso máximo de vano respecto al extremo de la pieza que lo tenga menor, dividida por la luz del tramo. En el caso de voladizos se considerara como luz el doble del vuelo. Modelo estructural: Idealización del sistema estructural utilizada para el análisis, cálculo y verifica- ción. Riesgo: Medida del alcance del peligro que representa un evento no deseado para las personas. Un riesgo se expresa en términos de la probabilidad vinculada a las consecuencias de dicho even- to. Situación extraordinaria: Situación que incluye unas condiciones excepcionales para el edificio. Situación persistente: Situación que es relevante durante un periodo de tiempo similar al periodo de servicio del edificio. Sistema estructural: Elementos resistentes de la construcción y forma en la que se considera que trabajan. Valor característico: Es el principal valor representativo de una variable. Valor de cálculo: Valor obtenido de multiplicar el valor representativo por el coeficiente parcial de seguridad. SE - 17

Documento Básico SE Seguridad Estructural Anejo B Notaciones B.1 Notaciones 1 Mayúsculas latinas Ad Valor de cálculo de una acción accidental Gd Valor de cálculo de una acción permanente Gk Valor característico de una acción permanente Qd Valor de cálculo de una acción variable Qk Valor característico de una acción variable simple Rd Valor de cálculo de la resistencia Rk Valor característico de la resistencia 2 Minúsculas griegas γM Coeficiente parcial para la resistencia de un material γG Coeficiente parcial para una acción permanente γQ Coeficiente parcial para una acción variable ψ0 Coeficiente para el valor de combinación de una acción variable ψ1 Coeficiente para el valor frecuente de una acción variable ψ2 Coeficiente para el valor casi permanente de una acción variable SE - 19

Documento Básico SE Seguridad Estructural Anejo C Principios de los métodos probabilistas explícito e implícito C.1 Objetivos y campo de aplicación 1 El contenido de este Anejo tiene carácter informativo y sus objetivos son: a) la recopilación de las bases en que se fundamentan los capítulos 3, 4 y 5 de DB-SE; b) la introducción de algunas recomendaciones relativas a la aplicación de los métodos probabilistas explícitos. 2 En principio, los métodos probabilistas explícitos se pueden emplear para la verificación de cualquier problema que se pueda describir a través de relaciones matemáticas, y siempre que sea posible identificar el conjunto de los correspondientes eventos aleatorios. 3 Las principales aplicaciones de los métodos probabilistas explícitos se pueden dividir en dos grupos: a) la calibración de modelos probabilistas implícitos (por ejemplo la calibración de los coeficientes parciales); b) la aplicación directa para la adopción de decisiones relacionadas con las prestaciones de las estructuras (por ejemplo para el dimensionado de estructuras nuevas en los casos en los que los métodos implícitos resulten inadecuados, o para la evaluación estructural de edificios existentes). 4 El contenido de este Anejo es aplicable para las verificaciones relativas a la capacidad portante (estados límite últimos). También es aplicable para la verificación de la aptitud al servicio en los casos irreversibles. En general, las reglas y el contenido de este Anejo no son aplicables a estados límite de servicio reversibles. C.2 Incertidumbres asociadas con las variables básicas C.2.1 Fuentes de incertidumbres 1 Se pueden distinguir tres tipos de incertidumbres asociadas con las variables básicas: a) la variabilidad aleatoria inherente al modelo; b) las incertidumbres debidas a la falta de conocimientos; c) las incertidumbres estadísticas. A su vez, cada uno de estos tipos de incertidumbres se puede subdividir. 2 La variabilidad aleatoria inherente se puede dividir en incertidumbres de dos categorías, según es- tén o no afectadas por actividades humanas. Muchos parámetros relativos a las acciones pertenecen a la segunda categoría, por ejemplo la velocidad del viento o la carga de nieve sobre el terreno. También existen parámetros de resistencia correspondientes a esta segunda categoría, por ejemplo los parámetros de resistencia de un terreno. Ejemplos correspondientes al primer tipo de incertidumbres son la resistencia de los materiales constructivos (por ejemplo hormigón o acero) o las dimensiones de elementos estructurales. Estas incertidumbres se pueden reducir mediante métodos de fabricación o de producción más avanzados, o a través de métodos de control adecuados. 3 Las incertidumbres debidas a la falta de conocimientos se pueden subdividir en dos categorías, las relativas a las incertidumbres de los modelos, y las que dependen de la evolución futura de ciertos parámetros. Las incertidumbres de los modelos, que se pueden referir tanto a los modelos de las acciones y de sus efectos como a los modelos de resistencia, se pueden reducir a través de la mejora de los conocimientos mediante ensayos o investigaciones teóricas. A la segunda categoría pertenecen, por ejemplo, las incertidumbres sobre la evolución futura de las sobrecargas. Las posibilidades de reducción de estas incertidumbres son más reducidas. SE - 21

Documento Básico SE Seguridad Estructural 4 Las incertidumbres estadísticas están asociadas con la evaluación estadística de los resultados de ensayos, mediciones u otras observaciones, y pueden ser debidas a: a) la falta de identificación y de distinción entre diferentes poblaciones estadísticas; b) un número limitado de resultados que conduce a incertidumbres en la obtención de los pará- metros estadísticos (por ejemplo del valor medio o de la desviación típica); c) la no consideración de las variaciones sistemáticas de las variables analizadas (por ejemplo de parámetros climáticos); d) una extrapolación excesiva de la información estadística; e) la no consideración de posibles correlaciones; f) el empleo de distribuciones estadísticas para la descripción de incertidumbres cuyo origen sólo en parte es estadístico. Normalmente, las incertidumbres estadísticas se pueden reducir a través de un mayor número de ensayos u observaciones. C.2.2 Obtención de datos básicos 1 Los valores numéricos de los parámetros que caractericen un modelo y sus incertidumbres se pueden obtener por las siguientes vías: a) mediciones u observaciones; b) análisis; c) adopción de decisiones. Con frecuencia, los valores numéricos de los parámetros se obtienen combinando datos obtenidos por diferentes vías. La resistencia a tracción del hormigón se puede determinar a partir de la medi- ción de su resistencia a compresión y un análisis mediante una función de conversión; la sobrecarga de un puente grúa se establece mediante decisión y las fuerzas dinámicas adicionales se pueden determinar mediante análisis; las sobrecargas en edificios se pueden determinar mediante ob- servación en combinación con una hipótesis sobre la evolución futura. 2 Las variables básicas que tengan en cuenta las incertidumbres se caracterizarán mediante paráme- tros tales como el valor medio, la desviación típica, las correlaciones con otras variables y el tipo de distribución estadística. En los casos en los que los valores numéricos de estos parámetros se de- terminen de acuerdo con C.2.2(1a) o C.2.2(1b), el procedimiento incluirá un análisis estadístico de los datos y los resultados se representarán en términos estadísticos. Si por el contrario los valores numéricos de los parámetros de las variables básicas se determinan de acuerdo con C.2.2(1c) no es posible, normalmente, una representación directa en términos esta- dísticos. No obstante, a efectos de la aplicación de los métodos probabilistas, también a estas variables se les deben asignar parámetros estadísticos. 3 Las incertidumbres debidas a errores tales como los errores de medición o los efectos de escala, se evitarán mediante la adopción de medidas adecuadas como por ejemplo una gestión eficaz de la calidad del proceso de obtención de los datos básicos. C.2.3 Selección de distribuciones estadísticas 1 En muchos casos, el número reducido de datos disponibles no permite determinar de manera in- equívoca una función de distribución estadística. Por este motivo, se seleccionará una distribución que tenga unas características apropiadas en relación con la variable básica considerada, teniendo en cuenta el posible sesgo. 2 Para las acciones permanentes se puede adoptar una distribución normal, siempre y cuando la posibilidad de que se produzcan valores negativos no resulte contradictoria con otras hipótesis y no pueda ser la causa de resultados erróneos. En caso contrario, resultará más conveniente adoptar una distribución del tipo logarítmica normal, Weibull, Gamma, o de valores extremos. Para las acciones variables, resulta más conveniente adoptar una distribución del tipo logarítmica normal, Weibull, Gamma, o de valores extremos, particularmente si la distribución debe representar un valor máximo en un determinado periodo de tiempo. 3 Para las propiedades de los materiales y para las dimensiones, suele ser adecuada una distribución del tipo normal o logarítmica normal. Si, debido a motivos físicos u otras circunstancias, no se pueden producir valores negativos, resulta preferible una distribución logarítmica normal. SE - 22

Documento Básico SE Seguridad Estructural C.3 Criterios para el fallo estructural C.3.1 Estados límite últimos 1 Se supone que el criterio de fallo de una estructura o de un elemento estructural se rige según una función g(X) de las variables básicas X, de manera que: a) Para el estado deseado g (X ) > 0 (C.1a) b) Para el estado límite g (X ) = 0 (C.1b) c) Para el estado no deseado g (X ) < 0 (C.1c) Figura C.1 Representación de la función g(X) para el caso con dos variables básicas X1 y X2; X= (X1, X2) 2 Las variables básicas X pueden depender del tiempo (por ejemplo las acciones ambientales extremas pueden variar con el tiempo, los materiales constitutivos pueden estar afectados por mecanismos de deterioro en función del tiempo, la resistencia puede disminuir con el tiempo debido a procesos de fatiga). En general, algunas de las variables de X se deben representar mediante procesos estocásticos. En particular, la variabilidad con el tiempo significa que los máximos y mínimos de las variables de X no se producen al mismo tiempo. La dependencia del tiempo implica que la probabilidad de fallo está asociada con un periodo de referencia elegido, t0. 3 El fallo de una estructura o de un elemento estructural se asocia con su transición de un estado deseado a un estado no deseado. Para la mayoría de los estados límite últimos, la probabilidad de fallo se puede representar a través de la relación: Pf = P [g (X ) < 0 ] (C.2) La probabilidad de que no exista fallo de una estructura o de un elemento estructural (probabilidad de supervivencia, Ps, o fiabilidad) es el complemento de la probabilidad de fallo: Ps = 1 − Pf (C.3) 4 Si se analiza la fiabilidad de un elemento estructural o de una sección transversal con respecto a un determinado mecanismo de fallo y una determinada combinación de acciones e influencias, la fun- ción g(X) se puede describir, normalmente, a través de una expresión única derivada del comportamiento mecánico. En estos casos, el análisis se puede considerar como un análisis de un elemen- to (en este contexto, elemento se emplea desde el punto de vista probabilista de la palabra). SE - 23

Documento Básico SE Seguridad Estructural 5 En los casos en los que se contemple más de un mecanismo de fallo para un elemento estructural, o si se estudian simultáneamente varios elementos estructurales, la función g(X) puede considerarse como una función compuesta por varias funciones g1(X), g2(X)... . Un análisis que tenga en cuenta simultáneamente varias condiciones gi(X) < 0 se denomina análisis de un sistema. La definición de la función g(X) depende fuertemente de las características del sistema (sistemas en los que el fallo de una sección conduce al fallo total; sistemas redundantes; sistemas con un comportamiento combinado). Figura C.2 Dominios de fallo para un ejemplo con dos funciones g1(X1, X2) y g2(X1, X2) con dos variables básicas X1 y X2. a) Fallo del sistema producido por el de una sección; b) Fallo de un sistema re- dundante 6 En una aplicación directa de los métodos probabilistas explícitos se debe demostrar que en el periodo de referencia, t0, la probabilidad de fallo de la estructura o del elemento estructural, Pf, no supera la probabilidad de fallo admisible, Pf,0 P f ≤ P f ,0 (C.4) C.3.2 Estados límite de servicio 1 Para algunos estados límite de servicio, la transición de un estado deseado a un estado no deseado corresponde a un límite que puede estar acotado al estar asociado con una realidad mecánica. Para otros estados límite de servicio, sin embargo, esta transición se produce en condiciones poco acotadas y difusas. En estos casos, la transición está relacionada con una disminución más o menos rápida del grado de la aptitud al servicio. En términos generales, se puede definir un grado de la aptitud al servicio, µ, en función de un pará- 2 metro relacionado con el comportamiento en servicio, λ (por ejemplo la deformación de una viga, la intensidad de las vibraciones de un forjado) 0 ≤ µ (λ ) ≤ 1 (C.5) Para el parámetro λ se pueden establecer dos límites λ1: la obra se puede usar sin restricciones a) λ2: la obra no se puede usar. b) SE - 24

Documento Básico SE Seguridad Estructural Figura C.3 Grado de la aptitud al servicio, µ, en función del parámetro de servicio, λ 3 En algunos casos, a efectos de una optimización económica, el grado de la aptitud al servicio se puede expresar en términos económicos. C.4 Niveles de fiabilidad C.4.1 Seguridad de las personas 1 La fiabilidad estructural está relacionada, en primer lugar, con la posibilidad de que se produzcan daños personales (muertos, heridos) como consecuencia de un colapso. Se puede determinar un valor máximo aceptable para la probabilidad de fallo a partir de una compa- ración con los riesgos mortales asociados con otras actividades de la vida diaria (por ejemplo viajar en coche). A estos efectos, se debe distinguir entre los riesgos mortales desde el punto de vista de las personas como individuos (riesgo mortal individual) y desde el punto de vista de la sociedad (riesgo colectivo para las personas). 2 Para el riesgo mortal individual asociado con el colapso de las estructuras se podría asumir un valor admisible que esté aproximadamente dos órdenes de magnitud por debajo del valor total del riesgo mortal individual asociado con accidentes en general. La probabilidad de fallo admisible para una estructura depende de la probabilidad condicional de que una persona muera dado el colapso de esta estructura, y del riesgo mortal individual admisible asociado a los edificios P (f | año ) ⋅ P (d | f ) ≤ ri, adm (C.6) siendo P(f / año) probabilidad de fallo de la estructura para un periodo de referencia de un año P(d / f) probabilidad de que un usuario del edificio, presente en el momento del colapso, encuentre la muerte, dado el colapso del edificio (probabilidad condicional) ri,adm riesgo mortal individual admisible, asociado con el comportamiento estructural, expresado en términos de [(número de muertos) / (106 · año)]. 3 El requisito (C.6) se refiere a un periodo de un año y se debería considerar como un valor medio sobre un determinado periodo de referencia (por ejemplo el periodo de servicio previsto o, alternativamente, un periodo del orden de 10 a 20 años). En términos generales, serían aceptables desviaciones de este valor medio anual., Sin embargo, solo se podrían aceptar valores superiores, para un periodo de tiempo mucho más breve que el periodo de referencia. 4 Desde el punto de vista social, se deben evitar accidentes (frecuentes) con un gran número de muertos. A estos efectos, se deberá cumplir la condición P (f | año ) ≤ A ⋅ N − α (C.7) siendo P(f | año) probabilidad de fallo de la estructura para un periodo de referencia de un año SE - 25

Documento Básico SE Seguridad Estructural N número supuesto de muertos A constante (por ejemplo A = 0,01 a 0,1) α constante (por ejemplo α = 1 a 2) 5 Se puede admitir una probabilidad de fallo estructural que supere el valor más restrictivo de los deducidos de las condiciones (C.6) y (C.7) si se adoptan medidas de protección específicas (por ejemplo un plan de evacuación en caso de emergencia), con el fin de cumplir con los requisitos relativos a el riesgo mortal individual y el riesgo colectivo para las personas. C.4.2 Optimización económica 1 Desde el punto de vista económico, el nivel de fiabilidad requerido se puede determinar estableciendo un equilibrio entre las consecuencias de un fallo estructural de un edificio y el coste de las medidas de protección y de seguridad. 2 El objetivo de una optimización económica consiste en minimizar el coste total acumulado durante el periodo de servicio previsto. Formalmente, el coste total se puede representar mediante la rela- ción Ctot = Cb + Cm + Σ(Pf · Cf) (C.8) siendo Ctot coste total Cb coste del proyecto y de la ejecución Cm coste previsto para la inspección, al mantenimiento y la demolición Cf coste del fallo Pf probabilidad de fallo La suma Σ(Pf · Cf) se debe establecer para todas las situaciones de riesgo independientes y todos los posibles mecanismos de fallo. Esta representación del coste total tiene un alto grado de simplificación y se debe detallar más a efectos de su aplicación práctica. 3 En los casos en los que el fallo (colapso) estructural pueda afectar a las personas (caso nor-mal), además de los criterios económicos, la estructura deberá cumplir con los requisitos relaciona-dos con la fiabilidad mínima. En estos casos, la optimización condicional se puede llevar a cabo para la relación (C.8), siempre y cuando se cumpla con los requisitos deducidos de (C.6) y (C.7). En algunos casos, el coste del riesgo (Σ(Pf · Cf)) puede estar cubierto por un seguro. 4 C.4.3 Valores numéricos 1 Los valores numéricos relativos a la fiabilidad de una estructura se expresan a menudo en términos del índice de fiabilidad, b, relacionado con la probabilidad de fallo, Pf, a través de β = - Φ -1 (Pf ) (C.9) La tabla C.1 contiene valores numéricos para la relación entre el índice de fiabilidad, b, y la probabilidad de fallo, Pf. Tabla C.1 Relación entre el índice de fiabilidad, b, y la probabilidad de fallo, Pf -1 10-2 10-3 10-4 10-5 10-6 10-7 Pf 10 β 1,3 2,3 3,1 3,7 4,2 4,7 5,2 2 Los valores numéricos de la probabilidad de fallo (y de los correspondientes índices de fiabilidad) a los que hacen referencia los principios de C.3 y que se pueden determinar según los métodos mencionados en C.5, representan valores nominales y no describen la frecuencia real de fallos estructurales. Las diferencias sustanciales entre la probabilidad de fallo nominal y la frecuencia real de fallos estructurales se debe por un lado a que en realidad los fallos son debidos, en muchos casos, a errores humanos y, por otro lado, a las simplificaciones introducidas a través de los modelos. Debido a que las probabilidades de fallo se deben interpretar como valores nominales, las probabilidades de fallo admisibles deben basarse en los resultados de una calibración. El empleo de valores de este tipo para caracterizar la fiabilidad requerida de una estructura está relacionado con un conjunto coherente y específico de modelos probabilistas y de modelos estructurales. No es admi- SE - 26

Documento Básico SE Seguridad Estructural sible el empleo de valores calibrados para la probabilidad de fallo admisible (o para el índice de fiabilidad requerido) en combinación con otros modelos, ya que conduce a resultados distorsionados en cuanto al nivel de fiabilidad. 3 La tabla C.2 representa valores calibrados para el índice de fiabilidad requerido, referidos a todo el periodo de servicio de la estructura, en función de las consecuencias de un fallo estructural y del coste relativo de un incremento de la fiabilidad. Tabla C.2 Valores nominales, referidos a todo el periodo de servicio, para el índice de fiabilidad requerido Coste relativo Consecuencias de un fallo estructural para incrementar despreciables pequeñas moderadas grandes la fiabilidad elevado 0 1,5 2,3 3,1 moderado 1,3 2,3 3,1 3,8 bajo 2,3 3,1 3,8 4,3 Los valores de la tabla C.2 se han deducido aplicando los métodos de los valores de cálculo (C.6), adoptando las siguientes hipótesis para las funciones de distribución de los modelos probabilistas: a) modelos de resistencia lognormal o Weibull b) acciones permanentes normal c) acciones variables Gumbel. 4 Los valores recomendados para el índice de fiabilidad requerido, referidos a todo el periodo de servicio de la estructura, son: a) para estados límite de servicio β=0 reversibles β = 1,5 irreversibles β = 2,3 a 3,1 (en función de las posibilidades de inspección) b) para fatiga c) para estados límite últimos β = 3,1; 3,8; 4,3 El empleo de estos valores a efecto de un análisis probabilista explícito requiere necesariamente la adopción de las mismas hipótesis en las que se basan los valores nominales de la tabla C.2. C.5 Determinación de probabilidades de fallo C.5.1 Problemática general 1 En términos generales, la determinación de la probabilidad de fallo requiere establecer la probabilidad { } Pf = P ∪ ∩ g ij (X , t ) < 0 para t ∈ [0, T ] (C.10) siendo gij funciones de fallo (Funciones Límite) en el espacio de las variables básicas i número del modo de fallo j número del elemento. gi1 ≤ 0 , gi2 ≤ 0 , etc. especifica una secuencia de fallo estructural para un determinado modo de fallo, i. 2 La dependencia del tiempo puede estar relacionada con las acciones e influencias, o con la resistencia (por ejemplo debido a un mecanismo de deterioro). 3 Algunas de las variables X pueden ser funciones del tiempo y de coordenadas espaciales. C.5.2 Problemas invariables en el tiempo 1 En los casos en los que todas las variables X puedan considerarse invariables en el tiempo, la probabilidad de fallo, Pf, se determina a partir de la relación SE - 27

Documento Básico SE Seguridad Estructural ∫ f x (x )d x (C.11) Pf = DF siendo fx (x ) función de densidad de probabilidad conjunta de las variables aleatorias básicas X (no procesos aleatorios) DF dominio de fallo En general, los dominios de fallo quedan definidos por las intersecciones y uniones de los dominios caracterizados por: g ij (X ) ≤ 0 (C.12) 2 Los valores numéricos de la probabilidad de fallo se pueden determinar mediante: a) métodos analíticos exactos; b) métodos de integración numérica; c) métodos analíticos aproximados (FORM: First Order Reliability Method; FOSM: First Order Se- cond Moment Method; SORM: Second Order Reliability Method); d) métodos de simulación. En algunos casos se puede emplear una combinación de los diferentes métodos. C.5.3 Transformación de problemas variables en problemas invariables en el tiempo 1 Se pueden distinguir dos tipos de problemas variables en el tiempo: a) fallos debidos a una sobrecarga; b) fallos por acumulación de daños (por ejemplo fatiga, corrosión). La dependencia del tiempo se debe a la variabilidad en el tiempo de las acciones e influencias y/o de la resistencia (mecanismos de deterioro). En general, las acciones, influencias o resistencias que sean variables en el tiempo, se deben representar a través de procesos estocásticos. 2 En el caso de un fallo debido a una sobrecarga, el proceso puede ser sustituido por una distribución probabilista representando la incertidumbre para el periodo de tiempo para el que se debe determinar la probabilidad de fallo. A estos efectos, el valor medio se podrá adoptar como el valor máximo esperado en el periodo de referencia. Para la incertidumbre aleatoria se podrá adoptar la correspondiente al valor máximo esperado. 3 La función empleada para describir un fallo por fatiga se podrá expresar, por ejemplo, en los térmi- nos de las curvas SN y de la regla de Palmaren-Miner. De esta manera, y si se refiere a un determinado periodo de tiempo, la función es invariable en el tiempo. C.6 Métodos basados en la determinación de los valores de cálculo C.6.1 Generalidades 1 El estado límite considerado podrá establecerse mediante un modelo de cálculo en términos de una o varias funciónes g(...) de un conjunto de variables X1, X2, ... Xn relativas a las acciones, las carac- terísticas de los materiales, etc. En este caso, la condición de ausencia del fallo de la estructura asociado con el estado límite considerado, se podrá expresar en la forma g (X 1 , X 2 , ..., X n ) ≥ 0 (C.13) 2 A efectos de la verificación del estado límite considerado, la condición (C.13) se podrá expresar en términos de los valores de cálculo de las variables g (x 1d , x 2 d , ..., x nd ) ≥ 0 (C.14) x1d, x2d, ..., xnd valores de cálculo de las variables X1, X2, ..., Xn (según C.6.2). C.6.2 Valores de cálculo según el método FORM 1 El valor de cálculo xid de la variable Xi depende de: SE - 28

Documento Básico SE Seguridad Estructural a) los parámetros de la variable Xi; b) el tipo de distribución probabilista supuesta; el índice de fiabilidad, β, requerido para el estado límite y la situación de dimensionado consi- c) derados; un factor αi que describe la sensibilidad de la probabilidad de fallo, asociada con el estado lími- d) te y la situación de dimensionado considerados, con respecto a la variación de Xi. 2 Para una distribución arbitraria F(xi), los valores de cálculo se definen por F (x id ) = Φ (− α iβ ) (C.15) Para variables Xi con una distribución normal, se obtiene x id = µ i (1 − α i ⋅ β ⋅ V i ) (C.16) siendo µi valor medio de la variable Xi Vi coeficiente de variación de la variable Xi. Para variables Xi con una distribución lognormal, se obtiene x id = ξ i e (− α i ⋅β ⋅ ν i ) (C.17) donde µi ξi = 1 + V i2 ( ) ln 1 + V i 2 νi = Para valores pequeños de Vi, por ejemplo Vi ≤ 0,25 , se puede suponer: ξi ≈ µ i ν i ≈ Vi C.6.3 Factores de sensibilidad según el método FORM Si las variables aleatorias son estadísticamente independientes, los factores de sensibilidad, αi, que 1 se deben emplear en un análisis mediante el método FORM, tienen las siguientes propiedades: −1 ≤ αi ≤ 1 (C.18) (C.19) ∑ α i2 = 1 En principio, los valores de αi se deben determinar a partir de un análisis, mediante el método 2 FORM, de un conjunto representativo de obras. Este procedimiento requiere unos cálculos iterati- vos laboriosos, por lo que no se presta para aplicaciones prácticas. Por este motivo, la tabla C.3 contiene un conjunto de valores normalizados para αi, basados en la experiencia. Valores normalizados para los factores de sensibilidad αi Tabla C.3 Factor de sensibilidad αi Variable Xi Resistencia Variable dominante de resistencia 0,8 Otras variables de resistencia 0,4 · 0,8 = 0,32 Acciones / influencias Acción / influencia dominante - 0,7 Otras variables relativas a acciones / - 0,4 · 0,7 = -0,28 influencias Debido a la adopción de unas hipótesis conservadoras, los valores indicados en la tabla C.3 no cumplen la condición (C.19). Con el fin de limitar los errores cometidos al aplicar estos valores, se debe cumplir la siguiente condición: SE - 29

Documento Básico SE Seguridad Estructural (C.20) σ E1 0,16 < < 6,6 σ R1 siendo σE1 desviación típica de la variable correspondiente a la acción / influencia dominante σR1 desviación típica de la variable dominante de resistencia. 3 Al efectuar un análisis estructural, no es posible saber de antemano cuál de las variables se debe considerar como dominante. A estos efectos, se deberá efectuar el análisis adoptándo como dominante cada una de las variables, con el fin de deducir según cual de ellas se rige el problema. C.7 El formato de los coeficientes parciales C.7.1 Coeficientes parciales basados en valores de cálculo 1 Los métodos probabilistas implícitos que se utilizan normalmente en la práctica a efectos del dimensionado de las estructuras, no emplean directamente valores de cálculo para las variables, xd. Las variables aleatorias se introducen mediante sus valores representativos (según 3), que se emplean con un conjunto de coeficientes parciales para las acciones e influencias y para la resistencia (según 4). 2 En la mayoría de los casos, la condición que debe cumplirse puede expresarse en los siguientes términos g (x d ) = R d − E d ≥ 0 (C.21) siendo Ed valor de cálculo de los efectos de las acciones / influencias Rd valor de cálculo de la resistencia correspondiente. 3 Los valores de cálculo de los efectos de las acciones / influencias y de la resistencia, respectivamente, se pueden expresar a través de E d = E (F d , a d , θ d , ... ) (C.22) R d = R (f d , a d , θ d , ... ) (C.23) siendo Fd valores de cálculo de las acciones / influencias ad valores de cálculo de las dimensiones geométricas θd valores de cálculo de los coeficientes de incertidumbre de los modelos fd valores de cálculo de las propiedades de los materiales. 4 Los valores de cálculo de las diferentes variables se determinan a partir de las siguientes relaciones a) Valor de cálculo de una acción / influencia Fd = γ f ⋅ Fk (C.24a) Fd = γ f ⋅ ψ 0 ⋅ Fk (C.24b) siendo Fk valor característico de una acción / influencia γf coeficiente parcial para la misma acción / influencia ψ0 coeficiente para el valor de combinación de una acción variable. b) Valor de cálculo de una propiedad de un material (C.25) fk fd = γm siendo fk valor característico de una propiedad de un material γm coeficiente parcial para la misma propiedad del material SE - 30

Documento Básico SE Seguridad Estructural c) Valor de cálculo de una dimensión geométrica a d = a nom ± ∆ a (C.26) siendo anom valor nominal de la dimensión ∆a desviación de la dimensión de su valor nominal d) Valor de cálculo del coeficiente de incertidumbre de un modelo Normalmente, los valores de cálculo de los coeficientes de incertidumbre de los modelos se introducen en los cálculos a través de los coeficientes parciales, respectivamente para el modelo de los efectos de las acciones, γEd, y para el modelo de resistencia, γRd: E d = γ Ed ⋅ E (γ f ⋅ Fk , γ f ⋅ ψ 0 ⋅ Fk , a nom ± ∆ a , ... ) (C.27) (C.28) f  1 ⋅ R  k , a nom ± ∆ a , ...  Rd = γ  γ Rd m  5 Los coeficientes parciales se podrán deducir a partir de los valores de cálculo de las variables, determinados por ejemplo según C.6, de acuerdo con las relaciones: (C.29) Fd γf = Fk (C.30) fk γm = fd 6 Desde un punto de vista práctico, el formato anterior para la determinación de los valores de cálculo de los efectos de las acciones y de la resistencia conduce a cálculos laboriosos. Por este motivo se podrán adoptar las siguientes simplificaciones: a) para los efectos de las acciones y de las influencias E d = E (γ F ⋅ Fk , a nom ) (C.31) b) para la resistencia (C.32a) f  R d = R  k , a nom  o alternativamente γ  M  (C.32b) 1 ⋅ R (fk , a nom ) Rd = γR En estos casos, los coeficientes parciales γF y γM o γR deberán calibrarse de modo que (C.31) y (C.32) conduzcan a los mismos resultados que las ecuaciones originales. C.7.2 Coeficientes parciales calibrados 1 Partiendo de un formato arbitrario de coeficientes parciales, el objetivo de la calibración consiste en la deducción de coeficientes parciales de modo que la fiabilidad estructural resultante se desvíe lo menos posible de la fiabilidad requerida y predefinida. 2 El proceso de calibración consta de los siguientes pasos: a) Definición de un formato de coeficientes parciales (C.33) f  f g  k 1 , k 2 , ..., γ f1 ⋅ Fk1 , γ f2 ⋅ Fk2 , ...  ≥ 0 γ   m1 γ m 2  siendo fki valor característico de una propiedad (por ejemplo la resistencia) del material i γmi coeficiente parcial para la misma propiedad del material i Fkj valor característico (representativo) de la acción j γfj coeficiente parcial para la acción j SE - 31

Documento Básico SE Seguridad Estructural b) Selección de un conjunto de n elementos estructurales representativos que cubran adecuadamente el campo de aplicación de los modelos a calibrar en cuanto a: • los tipos de acciones; • las dimensiones de las estructuras; • los materiales constitutivos; • los estados límite considerados. c) Dimensionado de los n elementos estructurales representativos, aplicando un conjunto de coeficientes parciales (γm1, γm2, ..., γf1, γf2, ...). A cada uno de los elementos así dimensionados le corresponderá un nivel de fiabilidad, expresado por ejemplo en términos de índice β que se desviará más o menos de la fiabilidad requerida y predefinida, βt. d) La desviación entre el nivel de fiabilidad de los n elementos y la fiabilidad requerida se podrá expresar en los siguientes términos ∑ [β k (γ mi , γ fj ) − β t ] (C.34) n 2 D= k =1 siendo βt valor requerido del índice de fiabilidad βk índice de fiabilidad correspondiente al elemento k, dimensionado con los coeficientes parciales (γm1, γm2, ..., γf1, γf2, ...). e) Selección del conjunto de coeficientes parciales que conduzca al valor mínimo de D. f) Alternativamente, el nivel de fiabilidad se podrá expresar en términos de la probabilidad de fallo. 3 En los casos en los que los n elementos estructurales tengan importancias relativas desiguales, D se podrá determinar introduciendo unos factores de importancia. Los valores que excedan el valor admisible de la probabilidad de fallo deberían penalizarse más que los valores que se queden por debajo de la probabilidad de fallo admisible. SE - 32

Documento Básico SE Seguridad Estructural Anejo D Evaluación estructural de edificios existentes D.1 Generalidades D.1.1 Ámbito de aplicación 1 Este Anejo define las bases y los procedimientos para la evaluación estructural de edificios existentes, en concordancia con los principios del análisis de la seguridad estructural. Si bien los conceptos básicos para el análisis de la seguridad estructural de un edificio están establecidos en el Anejo C, en la evaluación estructural de edificios existentes puede existir un mayor grado de diferenciación de la seguridad que para el dimensionado estructural de edificios de nueva construcción, debido a consideraciones de tipo económico, social o medioambiental. 2 Los criterios generales establecidos en este Anejo son aplicables para la evaluación estructural de cualquier tipo de edificio existente, si se cumple alguna de las siguientes condiciones: a) se ha concebido, dimensionado y construido de acuerdo con las reglas en vigor en el momento de su realización; b) se ha construido de acuerdo con la buena práctica, la experiencia histórica y la práctica profesional aceptada. 3 La evaluación de la seguridad estructural en caso de incendio está fuera del alcance de este anejo. No obstante, la evaluación de la seguridad estructural tras un incendio si puede realizarse de acuerdo con las reglas aquí incluidas. D.1.2 Consideraciones previas 1 No es adecuada la utilización directa de las normas y reglas establecidas en este CTE en la evalua- ción estructural de edificios existentes, construidos en base a reglas anteriores a las actuales para los edificios de nueva construcción, por los siguientes motivos: c) toda evaluación debe realizarse teniendo en cuenta las características y las condiciones reales del edificio (lo que normalmente no está contemplado en las normas de dimensionado que in- corporan la incertidumbre asociada al proceso); d) las normas actuales suelen estar basadas en exigencias diferentes y generalmente más estrictas que las vigentes en el momento en que se proyectó el edificio, por lo cual, muchos edificios existentes se clasificarían como no fiables si se evaluaran según las normas actuales; e) se puede considerar, en muchos casos, un período de servicio reducido, lo que se traduce también en una reducción de las exigencias; f) se pueden emplear modelos de análisis más afinados (a través inspecciones, ensayos, mediciones in situ o consideraciones teóricas), lo que puede aportar beneficios adicionales. D.2 Criterios básicos para la evaluación D.2.1 Procedimiento 1 La evaluación estructural de un edificio existente se realizará, normalmente, mediante una verifica- ción cuantitativa de su capacidad portante y, en su caso, de su aptitud al servicio, teniendo en cuenta los procesos de deterioro posibles. Para ello, puede adoptarse un procedimiento de evaluación por fases que tenga en cuenta las condiciones actuales del edificio, definiendo cada una de las fases en función de las circunstancias y condiciones específicas de la misma tales como la disponibi- lidad del proyecto original, la observación de daños estructurales, el uso del edificio, etc,.. y de los objetivos de la evaluación (D.2.3). En cada una de las fases se incrementa la precisión de las hipó- tesis para la evaluación, así como el grado de detalle de los métodos de análisis respecto de la fase anterior. 2 En edificios en los que no resulte posible o sea poco fiable una verificación cuantitativa, o cuando el edificio haya demostrado un comportamiento satisfactorio en el pasado, podrá realizarse una eva- luación cualitativa de la capacidad portante y de la aptitud al servicio de acuerdo con los criterios enumerados en D.6. 3 El proceso de evaluación se considera finalizado cuando en alguna de las fases se alcanza una conclusión inequívoca sobre la seguridad estructural del edificio o sobre las medidas a adoptar. En SE - 33

Documento Básico SE Seguridad Estructural los casos en los que no resulte posible verificar una capacidad portante o una aptitud al servicio adecuada, el informe final debe contener también las recomendaciones necesarias sobre las medidas a adoptar. D.2.2 Fases de la evaluación 1 Con carácter general pueden establecerse tres fases: 1ª Fase: Evaluación preliminar, que incluye en general: - la recopilación y estudio de la documentación disponible y, en su caso, el levantamien- to de planos; - una inspección preliminar; - la elaboración de las bases para la evaluación; - la verificación preliminar de la capacidad portante y de la aptitud al servicio de los elementos estructurales principales. 2ª Fase: Evaluación detallada, que incluye en general: - la determinación del estado del edificio mediante una inspección detallada, incluida la cuantificación de posibles daños; - la actualización de la geometría y de los planos del edificio; - la actualización de las características de los materiales; - la actualización de las acciones; - la actualización de las bases para la evaluación; - el análisis estructural; - la verificación de la capacidad portante y de la aptitud al servicio. 3ª Fase: Evaluación avanzada, con métodos de análisis de la seguridad, que incluye en general: - la determinación de las situaciones de dimensionado determinantes; - la adquisición, en su caso, de más datos sobre las características de la estructura o de los materiales, o sobre las acciones; - la determinación de los modelos probabilistas de las variables; - el análisis estructural; - la verificación con métodos de seguridad. D.2.3 Especificación de los objetivos 1 Antes del inicio de la evaluación deben establecerse claramente los objetivos de la misma, en tér- minos de las prestaciones futuras del edificio, definidas éstas a partir de las siguientes exigencias: a) el nivel de seguridad en relación con la resistencia y la estabilidad estructural; b) la garantía de continuidad del funcionamiento en edificios de especial importancia, tales como hospitales, centros de comunicación o similares; c) las exigencias específicas de la propiedad en relación con la protección de los bienes (protec- ción frente a pérdidas económicas) o con la aptitud al servicio. El nivel de estas exigencias se basa normalmente en requisitos funcionales específicos y en criterios de optimización. D.3 Recopilación de información D.3.1 Determinación del estado actual 1 Previamente a la evaluación de un edificio existente se determinará el estado actual del mismo, recabando toda la información relativa a: a) Las acciones de todo tipo, directas o indirectas (influencias) con los siguientes criterios: - El peso propio de los elementos podrá comprobarse en obra, adaptándose en consecuencia, los valores adoptados inicialmente, de acuerdo con la información previa; - Las sobrecargas de uso dependerán del uso futuro de la obra, pudiendo adoptarse, a efectos de la evaluación modelos específicos adaptados al caso estudiado (normalmente menos conservadores que los modelos correspondientes según el CTE). En estos casos, se adopta- rán disposiciones adicionales con el fin de asegurar que no se sobrepasen los valores extremos establecidos; SE - 34

Documento Básico SE Seguridad Estructural - Las acciones climáticas a tener en cuenta pueden determinarse a partir de mediciones directas efectuadas en estaciones meteorológicas representativas para la obra objeto de la eva- luación estructural, durante un periodo de tiempo adecuado. En este caso, en la determina- ción de estas acciones se tendrá en cuenta que sus efectos extremos no se pueden deducir directamente de los valores medidos. En el ajuste de los valores extremos se podrá tener en cuenta el periodo de servicio restante; - Se tendrán en cuenta las influencias ambientales de origen físico, químico o biológico que puedan afectar a las características de los materiales o a la resistencia de los elementos estructurales, así como los posibles cambios en las mismas que puedan producirse como consecuencia de una intervención. En los casos en los que existan incertidumbres, se determi- narán mediante inspecciones, ensayos o mediciones. b) Las dimensiones de la obra, recopilando los datos de la misma y de los elementos estructurales, cuando la información disponible carezca de ellos, cuando se hayan realizado modificaciones y no exista documentación fiable al respecto, o cuando se observen discrepancias entre la información disponible y la situación real. c) Características de los materiales empleados. Cuando las características de los materiales no se puedan deducir de manera fiable a partir de la información disponible, se determinarán mediante ensayos no destructivos o destructivos a partir de muestreos estadísticamente representativos, que tengan en cuenta el uso del edificio, así como las influencias ambientales. d) El sistema estático y el comportamiento estructural, con los siguientes criterios: - se comprobarán en obra las condiciones de todo tipo que resulten determinantes para el comportamiento estructural, como las condiciones de apoyo, empotramientos, libertad de movimiento de apoyos y juntas o la capacidad de deformación. - cuando se determine experimentalmente el comportamiento estructural (estático o dinámico) de un edificio, en la evaluación e interpretación de los resultados se tendrá en cuenta que los ensayos se realizan con cargas de servicio, mientras que la capacidad portante se debe evaluar para estados más avanzados de carga. e) los daños y anomalías existentes: deformaciones, desplazamientos, corrosión, fatiga y enveje- cimiento en general. D.3.2 Evaluación de los ensayos y representación de los resultados 1 Cuando el número de resultados sea reducido, la aplicación de los métodos clásicos de la estadísti- ca puede conducir a valores conservadores, debido a la influencia de los errores de estimación. En estos casos, si se dispone de información previa, ésta podría combinarse con los resultados obtenidos, para mejorar la información. 2 La representación de los resultados obtenidos en la evaluación de los ensayos o de las mediciones dependerá del método de análisis empleado, semi-probabilista o probabilista. 3 Cuando se realice un análisis semi-probabilista, el objetivo de la evaluación de los ensayos o de las mediciones será la determinación del valor representativo de la variable correspondiente. La defini- ción del valor representativo depende de la variable contemplada, y debe ser consistente con la de- finición del coeficiente parcial correspondiente. Salvo que exista información en sentido contrario, la definición del valor representativo de una variable se corresponderá con lo indicado en 3.3. 4 Cuando se realice un análisis probabilista, las variables que intervienen en una verificación se re- presentarán mediante las correspondientes funciones de densidad de probabilidad. En muchos casos, estas funciones pueden ser caracterizadas a través de sus principales parámetros (valor medio, desviación típica, tipo de distribución). A falta de un análisis más detallado, a las variable se les asignará el mismo tipo de distribución que se haya tenido en cuenta en la calibración de los modelos para las acciones y para la resistencia estructural de edificios de nueva construcción (Anejo C). . D.3.3 Bases de cálculo 1 Se deben revisar y, según el caso, se adaptar o completar las situaciones de dimensionado que se hayan considerado en el proyecto original, teniendo en cuenta los daños y anomalías observados, así como la incidencia que estos puedan tener sobre los posibles mecanismos de fallo. Cuando no se disponga de las bases de cálculo del proyecto original, se establecerán las situaciones de dimensionado a efectos de la evaluación. SE - 35

Documento Básico SE Seguridad Estructural 2 Las situaciones de dimensionado, así como las medidas previstas para alcanzar las exigencias relativas a la capacidad portante y a la aptitud al servicio deber reflejarse en las bases de cálculo actualizadas. D.3.4 Control de riesgos: inspección y planificación de medidas 1 Podrán considerarse aceptables ciertos riesgos, bien por la baja frecuencia de ocurrencia de las situaciones que estén en su origen, o bien porque las consecuencias en caso de ocurrencia de una de estas situaciones resulten suficientemente pequeñas. La aceptación de estos riesgos requiere la adopción de medidas adicionales de inspección y de control (observación, inspecciones periódicas, mediciones de control, monitorización), cuyo objetivo consistirá en la detección de los posibles da- ños o anomalías en un estado temprano, para poder adoptar las medidas adecuadas que mitiguen los riesgos antes de que se pueda producir un evento no deseado. Los riesgos aceptados se refle- jarán en la memoria. 2 El alcance y la intensidad de las medidas de inspección y de control, así como las medidas para la reducción de las consecuencias de los riesgos aceptados se determinarán en función de las carac- terísticas y de la importancia de la obra, así como en función del tipo y de las características de dichos riesgos. D.4 Análisis estructural 1 Para el análisis estructural de un edificio existente deben emplearse modelos que reflejen adecuadamente el estado actual del edificio y tengan en cuenta los procesos de deterioro que puedan resultar importantes. Las incertidumbres asociadas con los modelos se tendrán en cuenta mediante coeficientes parciales adecuados en análisis semiprobabilistas y mediante la introducción de una variable del modelo en análisis probabilistas. 2 La influencia de los efectos de escala o de forma, de la duración de la aplicación de una carga, de la temperatura o de la humedad se tendrán en cuenta mediante coeficientes de conversión. 3 En el análisis se tendrá en cuenta el nivel de incertidumbre relativo a las condiciones y al estado de los elementos. A estos efectos, se podrá ajustar la dispersión asumida , entre otros, para la capacidad portante de los elementos, o para las dimensiones de sus secciones transversales. 4 Si se observa el deterioro estructural de un edificio existente, deben identificarse los mecanismos de deterioro y determinarse modelos de deterioro que permitan predecir el comportamiento futuro del mismo. D.5 Verificación D.5.1 Generalidades 1 Las exigencias relativas a la capacidad portante y a la aptitud al servicio dependerán del periodo de servicio restante que se estime. Las verificaciones de la capacidad portante y de la aptitud al servicio se efectuarán sobre la base de las situaciones de dimensionado actualizadas. 2 La evaluación de la capacidad portante de un edificio existente se efectuará teniendo en cuenta su capacidad de deformación así como su modo de fallo previsible. En particular, se determinará si es posible una redistribución de los esfuerzos y si a un inminente fallo le precederían deformaciones importantes. 3 En los casos en los que, durante el periodo de servicio restante, puedan producirse situaciones extraordinarias, éstas se tendrán en cuenta en la verificación de la capacidad portante. 4 Si durante el periodo de servicio restante actúan sobre el edificio cargas variables repetidas o si se pueden producir vibraciones por resonancia, se realizará una verificación de la seguridad frente a la fatiga. D.5.2 Verificación de la capacidad portante D.5.2.1 Evaluación preliminar 1 La verificación de la capacidad portante para el periodo de servicio restante se realizará a partir de los valores representativos actualizados de las acciones y de la información actualizada sobre la estructura, adoptando los coeficientes parciales de seguridad para las acciones y para la resistencia de acuerdo con lo establecido en el apartado 4.2 y en los documentos básicos de seguridad estructural de los diferentes materiales. SE - 36

Documento Básico SE Seguridad Estructural D.5.2.2 Evaluación detallada 1 La verificación de la capacidad portante para el periodo de servicio restante se realizará a partir de los valores representativos actualizados de las acciones y de la información actualizada sobre la estructura, adoptando coeficientes parciales de seguridad particularizados para las acciones y para la resistencia. Para la determinación de dichos coeficientes particularizados se tendrá en cuenta la influencia de los cambios –debidos a la adquisición de información– en las incertidumbres asociadas con las variables. 2 Los coeficientes parciales particularizados se calibrarán para que sean consistentes con el nivel requerido de seguridad estructural. Normalmente serán menos conservadores que los coeficientes correspondientes incluidos en los los documentos básicos correspondientes para el dimensionado en edificios de nueva construcción. D.5.2.3 Evaluación avanzada con métodos probabilistas 1 La seguridad estructural de un edificio podrá cuantificarse en términos de su fiabilidad, que tendrá en cuenta las incertidumbres asociadas con las distintas variables básicas. Dicha fiabilidad se representa a través de una probabilidad de fallo. 2 En el estado actual de los conocimientos no es posible definir un valor único para la probabilidad de fallo admisible. Se considera que un edificio correctamente dimensionado y construido según un conjunto consistente de reglas para la determinación de la resistencia y de las acciones, correspondientes al estado de la práctica en un determinado momento, es fiable en este momento y en el marco de dichas reglas. 3 La evaluación estructural de un edificio existente con métodos probabilistas, requerirá los siguientes pasos: a) dimensionado estricto de la estructura que quiere evaluarse según un conjunto consistente de normas de acciones y de resistencia que estén en vigor; b) determinación de la probabilidad de fallo de la estructura dimensionada en a), considerando para las variables básicas los parámetros que están implícitos en las especificaciones de las normas empleadas. La probabilidad de fallo así obtenida es la probabilidad de fallo admisible según las normas empleadas; c) determinación de la probabilidad de fallo de la estructura que quiere evaluarse, utilizando los parámetros actualizados de las variables que intervienen en los cálculos. 4 La estructura evaluada tiene una seguridad estructural adecuada si la probabilidad de fallo de la estructura evaluada es menor o igual a la probabilidad de fallo admisible. D.5.3 Verificación de la aptitud al servicio 1 Una estructura o un elemento estructural tiene un comportamiento adecuado para el periodo de servicio restante en relación con un determinado criterio, si para las situaciones de dimensionado consideradas se cumple que el efecto de las acciones no alcanza el valor límite establecido para dicho efecto. La verificación se realizará a partir de los valores representativos actualizados de las acciones y de la información actualizada sobre la estructura. 2 Los efectos de las acciones se determinarán de acuerdo con los objetivos de la evaluación establecidos, teniendo en cuenta los valores representativos actualizados de las acciones y de todas las influencias pertinentes, así como la información actualizada de la estructura. En ausencia de acuerdos específicos, estos efectos se determinarán según el apartado 4.3. 3 Los valores límite para los distintos efectos de las acciones deben estar en concordancia con el objetivo de cada verificación y se determinarán para cada caso. En ausencia de acuerdos específi- cos, se adoptarán como valores límite los valores nominales según 4.3. 4 La verificación de la aptitud al servicio se podrá realizar mediante métodos probabilistas, utilizando los parámetros actualizados de las variables que intervienen en los cálculos. D.6 Evaluación cualitativa D.6.1 Capacidad portante 1 Puede suponerse que un edificio que haya sido dimensionado y construido de acuerdo con las reglas de normas antiguas, tendrá una capacidad portante adecuada, si se cumplen las siguientes condiciones: SE - 37

Documento Básico SE Seguridad Estructural a) el edificio se ha utilizado durante un periodo de tiempo suficientemente largo sin que se hayan producido daños o anomalías (desplazamientos, deformaciones, fisuras, corrosión, etc.); b) una inspección detallada no revele ningún indicio de daños o deterioro; c) la revisión del sistema constructivo permita asegurar una transmisión adecuada de las fuerzas, especialmente a través de los detalles críticos; d) teniendo en cuenta el deterioro previsible así como el programa de mantenimiento previsto se puede anticipar una durabilidad adecuada; e) durante un periodo de tiempo suficientemente largo no se han producido cambios que pudieran haber incrementado las acciones sobre el edificio o haber afectado su durabilidad; f) durante el periodo de servicio restante no se prevean cambios que pudieran incrementar las acciones sobre el edificio o afectar su durabilidad de manera significativa. 2 Una evaluación cualitativa de la capacidad portante de un edificio existente puede ser insuficiente para situaciones de dimensionado extraordinarias. 3 El comportamiento de un edificio cuya capacidad portante haya sido evaluada cualitativamente se controlará periódicamente durante el periodo de servicio restante. Para ello se emplearan los medios que se estimen necesarios, dependiendo de las características de la estructura, así como de las acciones e influencias que actúen sobre ella y de su estado. D.6.2 Aptitud al servicio 1 Un edificio que haya sido dimensionado y construido de acuerdo con las reglas de normas antiguas podrá considerarse apto para el servicio, si se cumplen las siguientes condiciones: a) el edificio se ha comportado satisfactoriamente durante un periodo de tiempo suficientemente largo sin que se han producido daños o anomalías, y sin que se han producido deformaciones o vibraciones excesivas; b) una inspección detallada, no revela ningún indicio de daños o deterioro, ni de deformaciones, desplazamientos o vibraciones excesivas; c) durante el periodo de servicio restante no se prevean cambios que puedan alterar significativamente las acciones sobre el edificio o afectar su durabilidad; d) teniendo en cuenta el deterioro previsible así como el programa de mantenimiento previsto se pueda anticipar una adecuada durabilidad. D.7 Resultados de la evaluación 1 Los resultados de la evaluación se documentarán en un informe que incluirá los trabajos efectuados, que traten al menos los siguientes aspectos: a) objetivos de la evaluación; b) descripción del edificio y de sus elementos estructurales; síntomas y lesiones; c) recopilación de información y adquisición de datos: d) documentación recopilada y analizada; e) objetivos y planificación; f) realización de inspecciones, catas y ensayos; g) resultados; h) análisis; i) verificación; j) diagnóstico; k) opciones de intervención; l) recomendaciones. 2 Cuando se demuestre una seguridad estructural adecuada, el edificio se podrá seguir usando en las condiciones establecidas. En estos casos, se definirá un programa de inspección y de mantenimien- to en concordancia con las características y la importancia de la obra. 3 Cuando no pueda demostrarse una seguridad estructural adecuada, los resultados de la evaluación se podrán utilizar para la elaboración de las recomendaciones oportunas sobre las medidas a adoptar. Según el caso, estas medidas podrán ser técnico-administrativas o constructivas. En algunos SE - 38

Documento Básico SE Seguridad Estructural casos, las conclusiones de una evaluación preliminar pueden aconsejar la adopción de medidas preventivas de aseguramiento estructural del edificio (D.8). 4 Las medidas a adoptar para asegurar, restablecer o mantener la seguridad estructural de un edificio deben ser planificadas adecuadamente. D.8 Medidas D.8.1 Medidas de aseguramiento estructural 1 En el momento en el que la evaluación realizada así lo aconseje, especialmente en los casos en los que no se pueda demostrar una seguridad adecuada, se adoptarán medidas de aseguramiento estructural del edificio, tales como la restricción del uso del mismo, el apeo provisional de elementos estructurales, la puesta fuera de servicio y cierre de la obra o la evacuación de las zonas que pudieran estar afectadas por un posible derrumbe, según corresponda. El objetivo de las medidas de aseguramiento será primordialmente la protección inmediata de las personas o del medio ambiente. D.8.2 Medidas técnico-administrativas 1 En función de los resultados obtenidos en una evaluación y para controlar, modificar o atenuar los riesgos de origen estructural, puede resultar adecuada la adopción de medidas técnico – administrativas como el control (permanente o periódico) del comportamiento estructural o de las condiciones de utilización, la limitación en la utilización del edificio, la instalación de dispositivos automáticos de aviso o de control activo, la puesta a punto de medidas de emergencia o la introducción de esquemas de evacuación. Dichas medidas se establecerán para cada caso, teniendo en cuenta la importancia de la obra, el riesgo para las personas o para el medio ambiente, el modo de rotura previsible (dúctil o frágil), las posibilidades de control y limitación de los daños, las distintas alternativas técnicamente viables y el costo absoluto o relativo al incremento de seguridad. D.8.3 Medidas constructivas. 1 Según los resultados de la evaluación, puede resultar necesaria la adopción de medidas constructivas que incrementen la seguridad estructural de forma que se cumplan las exigencias acordes con los objetivos establecidos para el periodo de servicio futuro, tales como el incremento o reducción de la resistencia de elementos o de secciones, de la rigidez o de la masa, el incremento de la capacidad de deformación, la instalación de amortiguadores o el cambio del sistema estático. 2 Los elementos de refuerzo de una estructura se dimensionarán según las especificaciones para el dimensionado estructural de edificios de nueva construcción. Alternativamente, las verificaciones relativas a los elementos de refuerzo se podrán basar en una aplicación directa de los métodos de análisis de la seguridad. SE - 39

Documento BásicoSE-AE Seguridad Estructural Acciones en la edificación Marzo 2006

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Índice 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación 2 Acciones permanentes 2.1 Peso propio 2.2 Pretensado 2.3 Acciones del terreno 3 Acciones variables 3.1 Sobrecarga de uso 3.2 Acciones sobre barandillas y elementos divisorios 3.3 Viento 3.4 Acciones térmicas 3.5 Nieve 4 Acciones accidentales 4.1 Sismo 4.2 Incendio 4.3 Impacto Anejo A. Terminología Anejo B. Notaciones y unidades B.1 Notaciones B.3 Unidades Anejo C. Prontuario de pesos y coeficientes de rozamiento interno Anejo D. Acción del viento D.1 Presión dinámica D.2 Coeficiente de exposición D.3 Coeficientes de presión exterior Anejo E. Datos climáticos SE-AE i

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación 1 El campo de aplicación de este Documento Básico es el de la determinación de las acciones sobre los edificios, para verificar el cumplimiento de los requisitos de seguridad estructural (capacidad portante y estabilidad) y aptitud al servicio, establecidos en el DB-SE. 2 Están fuera del alcance de este Documento Básico las acciones y las fuerzas que actúan sobre elementos tales como aparatos elevadores o puentes grúa, o construcciones como los silos o los tanques. 3 En general, las fuerzas de rozamiento no se definen en este Documento Básico, ya que se consideran como efectos de las acciones. 4 Salvo que se indique lo contrario, todos los valores tienen el sentido de característicos. 5 Los tipos de acciones y su tratamiento se establecen en SE SE-AE 1

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 2 Acciones permanentes 2.1 Peso propio 1 El peso propio a tener en cuenta es el de los elementos estructurales, los cerramientos y elementos separadores, la tabiquería, todo tipo de carpinterías, revestimientos (como pavimentos, guarneci- dos, enlucidos, falsos techos), rellenos (como los de tierras) y equipo fijo. 2 El valor característico del peso propio de los elementos constructivos, se determinará, en general, como su valor medio obtenido a partir de las dimensiones nominales y de los pesos específicos medios. En el Anejo C se incluyen los pesos de materiales, productos y elementos constructivos tí- picos. En el caso de tabiques ordinarios cuyo peso por metro cuadrado no sea superior a 1,2 kN/m2, su 3 grueso no exceda de 0,08 m, y cuya distribución en planta sea sensiblemente homogénea, su peso propio podrá asimilarse a una carga equivalente uniformemente distribuida. Como valor de dicha carga equivalente se podrá adoptar el valor 0,8 kN/m2 multiplicado por la razón media entre la superficie de tabiquería y la de la planta considerada. En el caso de tabiquería más pesada, ésta po- drá asimilarse al mismo valor de carga equivalente uniforme citado más un incremento local, de valor igual al exceso de peso del tabique respecto a 1,0 kN por m2 de alzado. En general, en viviendas bastará considerar como peso propio de la tabiquería una carga de 1,0 kN por cada m2 de superficie construida. 4 Si se procede por medición directa del peso de la tabiquería proyectada, deberán considerarse las alteraciones y modificaciones que sean razonables en la vida del edificio. 5 El peso de las fachadas y elementos de compartimentación pesados, tratados como acción local, se asignará como carga a aquellos elementos que inequívocamente vayan a soportarlos, teniendo en cuenta, en su caso, la posibilidad de reparto a elementos adyacentes y los efectos de arcos de descarga. En caso de continuidad con plantas inferiores, debe considerarse, del lado de la seguridad del elemento, que la totalidad de su peso gravita sobre sí mismo. 6 El valor característico del peso propio de los equipos e instalaciones fijas, tales como calderas co- lectivas, transformadores, aparatos de elevación, o torres de refrigeración, debe definirse de acuerdo con los valores aportados por los suministradores. 2.2 Pretensado 1 La acción del pretensado se evaluará a partir de lo establecido en la Instrucción EHE. 2.3 Acciones del terreno 1 Las acciones derivadas del empuje del terreno, tanto las procedentes de su peso como de otras acciones que actúan sobre él, o las acciones debidas a sus desplazamientos y deformaciones, se evalúan y tratan según establece el DB-SE-C. SE-AE 3

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 3 Acciones variables 3.1 Sobrecarga de uso 1 La sobrecarga de uso es el peso de todo lo que puede gravitar sobre el edificio por razón de su uso. 2 La sobrecarga de uso debida a equipos pesados, o a la acumulación de materiales en bibliotecas, almacenes o industrias, no está recogida en los valores contemplados en este Documento Básico, debiendo determinarse de acuerdo con los valores del suministrador o las exigencias de la propiedad. 3.1.1 Valores de la sobrecarga 1 Por lo general, los efectos de la sobrecarga de uso pueden simularse por la aplicación de una carga distribuida uniformemente. De acuerdo con el uso que sea fundamental en cada zona del mismo, como valores característicos se adoptarán los de la Tabla 3.1. Dichos valores incluyen tanto los efectos derivados del uso normal, personas, mobiliario, enseres, mercancías habituales, contenido de los conductos, maquinaria y en su caso vehículos, así como las derivadas de la utilización poco habitual, como acumulación de personas, o de mobiliario con ocasión de un traslado. 2 Asimismo, para comprobaciones locales de capacidad portante, debe considerase una carga concentrada actuando en cualquier punto de la zona. Dicha carga se considerará actuando simultá- neamente con la sobrecarga uniformemente distribuida en las zonas de uso de tráfico y aparcamiento de vehículos ligeros, y de forma independiente y no simultánea con ella en el resto de los casos. Dichas carga concentrada se considerará aplicadas sobre el pavimento acabado en una superficie cuadrada de 200 mm en zonas uso de de tráfico y aparcamiento y de 50 mm de lado en el resto de los casos. Tabla 3.1 Valores característicos de las sobrecargas de uso Carga Carga uniforme concentrada Categoría de uso Subcategorías de uso [kN/m2] [kN] Viviendas y zonas de habitaciones en, hospi- A1 2 2 tales y hoteles A Zonas residenciales A2 Trasteros 3 2 B Zonas administrativas 2 2 C1 Zonas con mesas y sillas 3 4 C2 Zonas con asientos fijos 4 4 Zonas sin obstáculos que impidan el libre Zonas de acceso al movimiento de las personas como vestíbulos público (con la excep- C3 5 4 de edificios públicos, administrativos, hote- C ción de las superficies les; salas de exposición en museos; etc. pertenecientes a las Zonas destinadas a gimnasio u actividades categorías A, B, y D) C4 5 7 físicas Zonas de aglomeración (salas de conciertos, C5 5 4 estadios, etc) D1 Locales comerciales 5 4 D Zonas comerciales Supermercados, hipermercados o grandes D2 5 7 superficies 20 (1) E Zonas de tráfico y de aparcamiento para vehículos ligeros (peso total < 30 kN) 2 Cubiertas transitables accesibles sólo privadamente (2) F 1 2 Cubiertas accesibles 1(4) G1 Cubiertas con inclinación inferior a 20º 2 G únicamente para con- G2 Cubiertas con inclinación superior a 40º 0 2 (3) servación SE-AE 5

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación (1) Deben descomponerse en dos cargas concentradas 10 separadas entre si 1,8 m,. Alternativamente dichas cargas se podrán 2 sustituir por una sobrecarga uniformemente distribuida en la totalidad de la zona de 3,0 kN/m para el cálculo de elementos se- 2 cundarios, como nervios o viguetas, doblemente apoyados, de 2,0 kN/m para el de losas, forjados reticulados o nervios de for- 2 jados continuos, y de 1,0 kN/m para el de elementos primarios como vigas, ábacos de soportes, soportes o zapatas. (2) En cubiertas transitables de uso público, el valor es el correspondiente al uso de la zona desde la cual se accede. (3) Para cubiertas con un inclinación entre 20º y 40º, el valor de qk se determina por interpolación lineal entre los valores correspondientes a las subcategorías H1 y H2. (4) El valor indicado se refiere a la proyección horizontal de la superficie de la cubierta. 3 En las zonas de acceso y evacuación de los edificios de las zonas de categorías A y B, tales como portales, mesetas y escaleras, se incrementará el valor correspondiente a la zona servida en 1 kN/m2. 4 Para su comprobación local, los balcones volados de toda clase de edificios se calcularán con la sobrecarga de uso correspondiente a la categoría de uso con la que se comunique, más una sobrecarga lineal actuando en sus bordes de 2 kN/m. 5 Para las zonas de almacén o biblioteca, se consignará en la memoria del proyecto y en las instrucciones de uso y mantenimiento el valor de sobrecarga media, y en su caso, distribución de carga, para la que se ha calculado la zona, debiendo figurar en obra una placa con dicho valor 6 En porches, aceras y espacios de tránsito situados sobre un elemento portante o sobre un terreno que desarrolla empujes sobre otro elementos estructurales, se considerará una sobrecarga de uso de 1 kN/m2 si se trata de espacios privados y de 3 kN/m2 si son de acceso público. 7 Los valores indicados ya incluyen el efecto de la alternancia de carga, salvo en el caso de elementos críticos, como vuelos, o en el de zonas de aglomeración. 8 A los efectos de combinación de acciones, las sobrecargas de cada tipo de uso tendrán la conside- ración de acciones diferentes. Los items dentro de cada subcategoría de la tabla 3.1 son tipos distintos. 3.1.2 Reducción de sobrecargas 1 Para el dimensionado de los elementos portantes horizontales (vigas, nervios de forjados, etc.), la suma de las sobrecargas de una misma categoría de uso que actúen sobre él, puede reducirse mul- tiplicándola por el coeficiente de la Tabla 3.2, para las categorías de uso A, B, C y D. 2 Para el dimensionado de un elemento vertical (pilar, muro), la suma de las sobrecargas de un mismo uso que graviten sobre él, puede reducirse multiplicándola por el coeficiente de la Tabla 3.2, para las categorías de uso A, B, C y D. Tabla 3.2 Coeficiente de reducción de sobrecargas Elementos verticales Elementos horizontales Superficie tributaria (m2) Número de plantas del mismo uso 1o2 3o4 5 o más 16 25 50 100 1,0 0,9 0,8 1,0 0,9 0,8 0,7 3 Los coeficientes de reducción anteriores podrán aplicarse simultáneamente en un elemento vertical cuando las plantas situadas por encima de dicho elemento estén destinadas al mismo uso y siempre que correspondan a diferentes usuarios, lo que se hará constar en la memoria del proyecto y en las instrucciones de uso y mantenimiento. 3.2 Acciones sobre barandillas y elementos divisorios 1 La estructura propia de las barandillas, petos, antepechos o quitamiedos de terrazas, miradores, balcones o escaleras deben resistir una fuerza horizontal, uniformemente distribuida, y cuyo valor característico se obtendrá de la tabla 3.2. La fuerza se considerará aplicada a 1,2 m o sobre el borde superior del elemento, si éste está situado a menos altura. SE-AE 6

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla 3.2 Acciones sobre las barandillas y otros elementos divisorios Categoría de uso Fuerza horizontal [kN/m] C5 3,0 C3, C4, E, F 1,6 Resto de los casos 0,8 2 En las zonas de tráfico y aparcamiento, los parapetos, petos o barandillas y otros elementos que delimiten áreas accesibles para los vehículos deben resistir una fuerza horizontal, uniformemente distribuida sobre una longitud de 1 m, aplicada a 1,2 m de altura sobre el nivel de la superficie de rodadura o sobre el borde superior del elemento si éste está situado a menos altura, cuyo valor ca- racterístico se definirá en el proyecto en función del uso específico y de las características del edificio, no siendo inferior a qk = 100 kN. 3 Los elementos divisorios, tales como tabiques, deben soportar una fuerza horizontal mitad a la definida en los párrafos anteriores, según el uso a cada lado del mismo. 3.3 Viento 3.3.1 Generalidades 1 La distribución y el valor de las presiones que ejerce el viento sobre un edificio y las fuerzas resultantes dependen de la forma y de las dimensiones de la construcción, de las características y de la permeabilidad de su superficie, así como de la dirección, de la intensidad y del racheo del viento. 2 Las disposiciones de este Documento Básico no son aplicables a los edificios situados en altitudes superiores a 2.000 m. En estos casos, las presiones del viento se deben establecer a partir de datos empíricos disponibles. 3 En general, los edificios ordinarios no son sensibles a los efectos dinámicos del viento. Este Docu- mento Básico no cubre las construcciones de esbeltez superior a 6, en las que sí deben tenerse en cuenta dichos efectos. 3.3.2 Acción del viento 1 La acción de viento, en general una fuerza perpendicular a la superficie de cada punto expuesto, o presión estática, qe puede expresarse como: qe = qb · c e · c p (3.1) siendo: qb la presión dinámica del viento. De forma simplificada, como valor en cualquier punto del territorio español, puede adoptarse 0,5 kN/m2. Pueden obtenerse valores más precisos mediante el anejo E, en función del emplazamiento geográfico de la obra. ce el coeficiente de exposición, variable con la altura del punto considerado, en función del grado de aspereza del entorno donde se encuentra ubicada la construcción. Se determina de acuerdo con lo establecido en 3.3.3. En edificios urbanos de hasta 8 plantas puede tomarse un valor constante, independiente de la altura, de 2,0. cp el coeficiente eólico o de presión, dependiente de la forma y orientación de la superficie respecto al viento, y en su caso, de la situación del punto respecto a los bordes de esa superficie; un valor negativo indica succión. Su valor se establece en 3.3.4 y 3.3.5. 2 Los edificios se comprobarán ante la acción del viento en todas direcciones, independientemente de la existencia de construcciones contiguas medianeras, aunque generalmente bastará la considera- ción en dos sensiblemente ortogonales cualesquiera. Para cada dirección se debe considerar la ac- ción en los dos sentidos. Si se procede con un coeficiente eólico global, la acción se considerará aplicada con una excentricidad en planta del 5% de la dimensión máxima del edificio en el plano perpendicular a la dirección de viento considerada y del lado desfavorable. 3 La acción de viento genera además fuerzas tangenciales paralelas a la superficie. Se calculan como el producto de la presión exterior por el coeficiente de rozamiento, de valor igual a 0,01 si la superficie es muy lisa, por ejemplo de acero o aluminio, 0,02 si es rugosa como en el caso de hormi- gón, y 0,04 si es muy rugosa, como en el caso de existencia de ondas, nervadura o pliegues. En las SE-AE 7

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación superficies a barlovento y sotavento no será necesario tener en cuenta la acción del rozamiento si su valor no supera el 10% de la fuerza perpendicular debida a la acción del viento. 3.3.3 Coeficiente de exposición 1 El coeficiente de exposición tiene en cuenta los efectos de las turbulencias originadas por el relieve y la topografía del terreno. Su valor se puede tomar de la tabla 3.3, siendo la altura del punto considerado la medida respecto a la rasante media de la fachada a barlovento. Para alturas superiores a 30 m los valores deben obtenerse de las expresiones generales que se recogen en el Anejo A. 2 En el caso de edificios situados en las cercanías de acantilados o escarpas de pendiente mayor de 40º, la altura se medirá desde la base de dichos accidentes topográficos. Este Documento Básico sólo es de aplicación para alturas de acantilado o escarpa inferiores a 50 m. 3 A efectos de grado de aspereza, el entorno del edificio se clasificará en el primero de los tipos de la tabla 3.4 al que pertenezca, para la dirección de viento analizada. Tabla 3.3 Valores del coeficiente de exposición ce Altura del punto considerado (m) Grado de aspereza del entorno 3 6 9 12 15 18 24 30 Borde del mar o de un lago, con una superficie de agua en la I 2,2 2,5 2,7 2,9 3,0 3,1 3,3 3,5 dirección del viento de al menos 5 km de longitud II Terreno rural llano sin obstáculos ni arbolado de importancia 2,1 2,5 2,7 2,9 3,0 3,1 3,3 3,5 Zona rural accidentada o llana con algunos obstáculos aisla- III 1,6 2,0 2,3 2,5 2,6 2,7 2,9 3,1 dos, como árboles o construcciones pequeñas IV Zona urbana en general, industrial o forestal 1,3 1,4 1,7 1,9 2,1 2,2 2,4 2,6 Centro de negocio de grandes ciudades, con profusión de V 1,2 1,2 1,2 1,4 1,5 1,6 1,9 2,0 edificios en altura 3.3.4 Coeficiente eólico de edificios de pisos 1 En edificios de pisos, con forjados que conectan todas las fachadas a intervalos regulares, con huecos o ventanas pequeños practicables o herméticos, y compartimentados interiormente, para el análisis global de la estructura, bastará considerar coeficientes eólicos globales a barlovento y sotavento, aplicando la acción de viento a la superficie proyección del volumen edificado en un plano perpendicular a la acción de viento. Como coeficientes eólicos globales, podrán adoptarse los de la tabla 3.4 Tabla 3.4 Coeficiente eólico en edificios de pisos Esbeltez en el plano paralelo al viento ≤ 5,00 < 0,25 0,50 0,75 1,00 1,25 Coeficiente eólico de presión, cp 0,7 0,7 0,8 0,8 0,8 0,8 Coeficiente eólico de succión, cs -0,3 -0,4 -0,4 -0,5 0,6 0,7 Para otros casos y como alternativa al coeficiente eólico global se podrá determinar la acción de viento como resultante de la que existe en cada punto, a partir de los coeficientes eólicos que se establecen en del Anejo D.2 para diversas formas canónicas, aplicando los de la que presente rasgos más coincidentes con el caso analizado, considerando en su caso la forma conjunta del edificio con los medianeros. 2 En edificios con cubierta plana la acción del viento sobre la misma, generalmente de succión, opera habitualmente del lado de la seguridad, y se puede despreciar. 3 Para análisis locales de elementos de fachada o cerramiento, tales como carpinterías, acristalamientos, aplacados, anclajes, o correas, la acción de viento se determinará como resultante de la que existe en cada punto, a partir de los coeficientes eólicos que se establecen en del Anejo D.2 en el sentido indicado anteriormente SE-AE 8

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 3.3.5 Coeficiente eólico de naves y construcciones diáfanas 1 En naves y construcciones diáfanas, sin forjados que conecten las fachadas, la acción de viento debe individualizarse en cada elemento de superficie exterior. Cuando en al menos dos de los lados del edificio (fachadas o cubiertas) el área total de los huecos exceda el 30% del área total del lado considerado, la acción del viento se determina considerando la estructura como una marquesina o una pared libre. 2 A efectos del cálculo de la estructura, del lado de la seguridad se podrá utilizar la resultante en cada plano de fachada o cubierta de los valores del Anejo D.2, que recogen el pésimo en cada punto debido a varias direcciones de viento. A los efectos locales, tales como correas, paneles de cerramiento, o anclajes, deben utilizarse los valores correspondientes a la zona o zonas en que se encuentra ubicado dicho elemento. 3 Si el edificio presenta grandes huecos la acción de viento genera, además de presiones en el exterior, presiones en el interior, que se suman a las anteriores. El coeficiente eólico de presión interior, cpi, se considera único en todos los paramentos interiores del edificio. Para la determinación de la presión interior, en edificios de una sola planta, se conside- rará como coeficiente de exposición el correspondiente a la altura del punto medio del hueco, salvo que exista un hueco dominante,,en cuyo caso el coeficiente de exposición será el correspondiente a la altura media de dicho hueco. Si el edificio tiene varias plantas se considerara la altura media de la planta analizada. Un hueco se considera dominante si su área es por lo menos diez veces superior a la suma de las áreas de los huecos restantes. 4 Cuando el área de las aberturas de una fachada sea el doble de las aberturas en el resto de las fachadas del edificio, se tomará cpi = 0,75cpe; si es el triple cpi = 0,9cpe siendo cpe el coeficiente eóli- co de presión exterior. En casos intermedios se interpolará linealmente. En otro caso se tomarán los valores de la tabla 3.5 Tabla 3.5 Coeficientes de presión interior Esbeltez en el Área de huecos en zonas de succión respecto al área total de huecos del edificio plano 0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 paralelo al viento ≤1 0,7 0,7 0,6 0,4 0,3 0,1 0,0 -0,1 -0,3 -0,4 -0,5 ≥4 0,5 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0,0 -0,1 -0,2 -0,3 -0,3 Fig. 3.1 Presiones ejercidas por el viento en una construcción diáfana 3.4 Acciones térmicas 3.4.1 Generalidades 1 Los edificios y sus elementos están sometidos a deformaciones y cambios geométricos debidos a las variaciones de la temperatura ambiente exterior. La magnitud de las mismas depende de las condiciones climáticas del lugar, la orientación y de la exposición del edificio, las características de los materiales constructivos y de los acabados o revestimientos, y del régimen de calefacción y ven- tilación interior, así como del aislamiento térmico. 2 Las variaciones de la temperatura en el edificio conducen a deformaciones de todos los elementos constructivos, en particular, los estructurales, que, en los casos en los que estén impedidas, producen tensiones en los elementos afectados. SE-AE 9

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 3 La disposición de juntas de dilatación puede contribuir a disminuir los efectos de las variaciones de la temperatura. En edificios habituales con elementos estructurales de hormigón o acero, pueden no considerarse las acciones térmicas cuando se dispongan juntas de dilatación de forma que no existan elementos continuos de más de 40 m de longitud. Para otro tipo de edificios, los DB incluyen la distancia máxima entre juntas de dilatación en función de las características del material utilizado. 3.4.2 Cálculo de la acción térmica 1 Los efectos globales de la acción térmica pueden obtenerse a partir de la variación de temperatura media de los elementos estructurales, en general, separadamente para los efectos de verano, dila- tación, y de invierno, contracción, a partir de una temperatura de referencia, cuando se construyó el elemento y que puede tomarse cono la media anual del emplazamiento o 10ºC. 2 Las temperaturas ambiente extremas de verano y de invierno pueden obtenerse del Anejo E. 3 Para elementos expuestos a la intemperie, como temperatura mínima se adoptará la extrema del ambiente. Como temperatura máxima en verano se adoptará la extrema del ambiente incrementada en la procedente del efecto de la radiación solar, según la tabla 3.6 Tabla 3.6 Incremento de temperatura debido a la radiación solar Color de la superficie Orientación de la superficie Muy claro Claro Oscuro Norte y Este 0 ºC 2 ºC 4 ºC Sur y Oeste 18 ºC 30 ºC 42 ºC 4 Como temperatura de los elementos protegidos en el interior del edificio puede tomarse, durante todo el año, una temperatura de 20ºC. 5 Como temperatura de los elementos de la envolvente no directamente expuestos a la intemperie se puede adoptar la media entre las de los dos casos anteriores. 3.5 Nieve 1 La distribución y la intensidad de la carga de nieve sobre un edificio, o en particular sobre una cubierta, depende del clima del lugar, del tipo de precipitación, del relieve del entorno, de la forma del edificio o de la cubierta, de los efectos del viento, y de los intercambios térmicos en los paramentos exteriores. 2 Los modelos de carga de este apartado sólo cubren los casos del depósito natural de la nieve. En cubiertas accesibles para personas o vehículos, deben considerarse las posibles acumulaciones debidas a redistribuciones artificiales de la nieve. Asimismo, deben tenerse en cuenta las condiciones constructivas particulares que faciliten la acumulación de nieve. 3.5.1 Determinación de la carga de nieve 1 En cubiertas planas de edificios de pisos situados en localidades de altitud inferior a 1.000 m, es suficiente considerar una carga de nieve de 1,0 kN/m2. En otros casos o en estructuras ligeras, sensibles a carga vertical, los valores pueden obtenerse como se indica a continuación. 2 Como valor de carga de nieve por unidad de superficie en proyección horizontal, qn, puede tomarse: qn=µ·sk (3.2) siendo: µ coeficiente de forma de la cubierta según 3.5.3 sk el valor característico de la carga de nieve sobre un terreno horizontal según 3.5.2 3 Cuando la construcción esté protegida de la acción de viento, el valor de carga de nieve podrá reducirse en un 20%. Si se encuentra en un emplazamiento fuertemente expuesto, el valor deberá aumentarse en un 20%. 4 Para el cálculo de los elementos volados de la cubierta de edificios situados en altitudes superiores a 1.000 m debe considerarse, además de la carga superficial de nieve, una carga lineal pn, en el SE-AE 10

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación borde del elemento, debida a la formación de hielo, que viene dada por la expresión (donde k = 3 metros): p n = k ·µ2 · s k (3.3) 5 La carga que actúa sobre elementos que impidan el deslizamiento de la nieve, se puede deducir a partir de la masa de nieve que puede deslizar. A estos efectos se debe suponer que el coeficiente de rozamiento entre la nieve y la cubierta es nulo. 3.5.2 Carga de nieve sobre un terreno horizontal 1 El valor de la sobrecarga de nieve sobre un terreno horizontal, sk, en las capitales de provincia y ciudades autónomas se puede tomar de la tabla 3.7 Tabla 3.7 Sobrecarga de nieve en capitales de provincia y ciudades autónomas Altitud sk Altitud sk Altitud sk Capital Capital Capital 2 2 2 m kN/m m kN/m m kN/m Albacete 690 0,6 Guadalajara 680 0,6 Pontevedra 0 0,3 Alicante / Alacant 0 0,2 Huelva 0 0,2 Salamanca 780 0,5 Almería 0 0,2 Huesca 470 0,7 SanSebastián/Donostia 0 0,3 Ávila 1.130 1,0 Jaén 570 0,4 Santander 0 0,3 Badajoz 180 0,2 León 820 1,2 Segovia 1.000 0,7 Barcelona 0 0,4 Lérida / Lleida 150 0,5 Sevilla 10 0,2 Bilbao / Bilbo 0 0,3 Logroño 380 0,6 Soria 1.090 0,9 Burgos 860 0,6 Lugo 470 0,7 Tarragona 0 0,4 Cáceres 440 0,4 Madrid 660 0,6 Tenerife 0 0,2 Cádiz 0 0,2 Málaga 0 0,2 Teruel 950 0,9 Castellón 0 0,2 Murcia 40 0,2 Toledo 550 0,5 Ciudad Real 640 0,6 Orense / Ourense 130 0,4 Valencia/València 0 0,2 Córdoba 100 0,2 Oviedo 230 0,5 Valladolid 690 0,4 Coruña / A Coruña 0 0,3 Palencia 740 0,4 Vitoria / Gasteiz 520 0,7 Cuenca 1.010 1,0 Palma de Mallorca 0 0,2 Zamora 650 0,4 Gerona / Girona 70 0,4 Palmas, Las 0 0,2 Zaragoza 210 0,5 Granada 690 0,5 Pamplona/Iruña 450 0,7 Ceuta y Melilla 0 0,2 2 En otras localidades el valor puede deducirse del Anejo E, en función de la zona y de la altitud to- pográfica del emplazamiento de la obra. 3 En emplazamientos con altitudes superiores a las máximas tabuladas en el citado Anejo, como carga de nieve se adoptará la indicada por la ordenanza municipal, cuando exista, o se establecerá a partir de los datos empíricos disponibles. El peso específico de la nieve acumulada es muy variable, pudiendo adoptarse 0,12 kN/m3 para la 4 recién caída, 0,20 kN/m3 para la prensada o empapada, y 0,40 kN/m3 para la mezclada con granizo. SE-AE 11

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 3.5.3 Coeficiente de forma 1 El viento puede acompañar o seguir a las nevadas, lo que origina un depósito irregular de la nieve sobre las cubiertas. Por ello, el espesor de la capa de nieve puede ser diferente en cada faldón. Pa- ra la determinación del coeficiente de forma de cada uno de ellos, se aplicarán sucesivamente las siguientes reglas 2 En un faldón limitado inferiormente por cornisas o limatesas, y en el que no hay impedimento al deslizamiento de la nieve, el factor de forma tiene el valor de 1 para cubiertas con inclinación menor o igual que 30º y 0 para cubiertas con inclinación de mayor o igual que 60º (para valores intermedios se interpolará linealmente). Si hay impedimento, se tomará µ = 1 sea cual sea la inclinación. 3 En un faldón que limita inferiormente con una limahoya, lo que supone un impedimento al deslizamiento de la nieve, se distinguen dos casos: a) si el faldón sucesivo está inclinado en el mismo sentido, como factor de forma del de encima se tomará el correspondiente a la inclinación del de debajo. b) si está inclinado en sentido contrario, y la semisuma de las inclinaciones, β, es mayor de 30º, el factor de forma de ambos será de 2,0; en otro caso será µ = 1 + β/30º Figura 3.3 Factor de forma en faldones 4 Se tendrán en cuenta las posibles distribuciones asimétricas de nieve, debidas al trasporte de la misma por efecto del viento, reduciendo a la mitad el factor de forma en las partes en que la acción sea favorable. 3.5.4 Acumulación de nieve 1 Adicionalmente, en los faldones limitados inferiormente por limatesas y cuyo coeficiente de forma, µ, sea menor que la unidad, descargan parte de la nieve aguas abajo. Tal descarga ocasiona acumulaciones de nieve si hay discontinuidades como limahoyas o cambios de nivel en esa dirección. La descarga total por unidad de longitud, pd, puede evaluarse como: pd = (1-µ)·L·sk (3.4) siendo: L proyección horizontal media de la recta de máxima pendiente del faldón. 2 La acumulación de nieve sobre una discontinuidad (limahoya o cambio de nivel) aguas abajo del faldón se simula mediante una carga lineal, pa, de valor: pa = min (µi, 1) · pd (3.5) que puede suponerse repartida uniformemente en un ancho no mayor que 2,0 m a un lado u otro de la limahoya o del cambio de nivel. 3 Si queda descarga por repartir (pd > pa), se considerará otra discontinuidad más debajo sometida a la carga restante, y así sucesivamente hasta repartir la totalidad de la descarga o llegar al perímetro del edificio. En cualquier caso, la suma de todas las cargas sobre discontinuidades no será mayor que la descarga total del faldón. 4 Sobre cada discontinuidad se sumarán, en su caso, las descargas que puedan provenir de los distintos faldones que haya aguas arriba. SE-AE 12

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 4 Acciones accidentales 4.1 Sismo 1 Las acciones sísmicas están reguladas en la NSCE, Norma de construcción sismorresistente: parte general y edificación. 4.2 Incendio 1 Las acciones debidas a la agresión térmica del incendio están definidas en el DB-SI 2 En las zonas de tránsito de vehículos destinados a los servicios de protección contra incendios, se considerará una acción de 20 kN/m2 dispuestos en una superficie de 3 m de ancho por 8 m de largo, en cualquiera de las posiciones de una banda de 5 m de ancho, y las zonas de maniobra, por donde se prevea y se señalice el paso de este tipo de vehículos. 3 Para la comprobación local de las zonas citadas, se supondrá, independientemente de la anterior, la actuación de una carga de 45 kN, actuando en una superficie cuadrada de 200 mm de lado sobre el pavimento terminado, en uno cualquiera de sus puntos. 4.3 Impacto 4.3.1 Generalidades 1 Las acciones sobre un edificio causadas por un impacto dependen de la masa, de la geometría y de la velocidad del cuerpo impactante, así como de la capacidad de deformación y de amortiguamiento tanto del cuerpo como del elemento contra el que impacta. 2 Salvo que se adoptaren medidas de protección, cuya eficacia debe verificarse, con el fin de disminuir la probabilidad de ocurrencia de un impacto o de atenuar sus consecuencias en caso de producirse, los elemento resistente afectados por un impacto deben dimensionarse teniendo en cuenta las acciones debidas al mismo, con el fin de alcanzar una seguridad estructural adecuada. 3 El impacto de un cuerpo sobre un edificio puede representarse mediante una fuerza estática equivalente que tenga en cuenta los parámetros mencionados. 4 Este Documento Básico considera sólo las acciones debidas a impactos accidentales, quedando excluidos los premeditados, tales como la del impacto de un vehículo o la caída del contrapeso de un aparato elevador. 4.3.2 Impacto de vehículos 1 La acción de impacto de vehículos desde el exterior del edificio, se considerará donde y cuando lo establezca la ordenanza municipal. El impacto desde el interior debe considerarse en todas las zonas cuyo uso suponga la circulación de vehículos. 2 Los valores de cálculo de las fuerzas estáticas equivalentes debidas al impacto de vehículos de hasta 30 kN de peso total, son de 50 kN en la dirección paralela la vía y de 25 kN en la dirección perpendicular, no actuando simultáneamente. 3 La fuerza equivalente de impacto se considerará actuando en un plano horizontal y se aplicará sobre una superficie rectangular de 0,25 m de altura y una anchura de 1,5 m, o la anchura del elemen- to si es menor, y a una altura de 0,6 m por encima del nivel de rodadura, en el caso de elementos verticales, o la altura del elemento, si es menor que 1,8 m en los horizontales. 4 En zonas en las que se prevea la circulación de carretillas elevadoras, el valor de cálculo de la fuerza estática equivalente debida a su impacto será igual a cinco veces el peso máximo autorizado de la carretilla. Se aplicará sobre una superficie rectangular de 0,4 m de altura y una anchura de 1,5 m, o la anchura del elemento si es menor, y a una altura dependiente de la forma de la carretilla; en ausencia de información específica se supondrá una altura de 0,75 m por encima del nivel de rodadura. SE-AE 13

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 5 Las características de la carretilla considerada deberán reflejarse en la memoria del proyecto y en las instrucciones de uso y mantenimiento. 6 Cuando en las instrucciones de uso y mantenimiento del edificio, se mencione otro tipo de vehícu- los, por ejemplo helicópteros, deberá definirse en el proyecto el valor característico y el modelo empleado para la acción correspondiente. 4.4. Otras acciones accidentales 1 En los edificios con usos tales como fábricas químicas, laboratorios o almacenes de materiales explosivos, se hará constar en el proyecto las acciones accidentales específicas consideradas, con indicación de su valor característico y su modelo. SE-AE 14

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Anejo A. Terminología 1 A continuación se definen algunos términos técnicos que se emplean en este Documento Básico. Los términos de carácter general están definidos en el documento DB-SE. Carga: Fuerza, debida a la gravedad, que actúa sobre un edificio y que interesa a su estructura. Carga de nieve: Carga producida por la nieve. Esbeltez de un edificio: Relación entre la máxima altura sobre rasante y el fondo en la dirección del viento Impacto: Colisión entre un cuerpo en movimiento y una construcción. Periodo de retorno: Probabilidad de ocurrencia de un determinado evento en un periodo de referencia definido. Peso propio: Carga producida por la gravedad en la masa de los elementos constructivos. Sobrecarga de uso: Peso de todo lo que puede gravitar sobre el edificio por razón de su uso. Superficie de aplicación: Superficie sobre la que actúa una fuerza concentrada. Temperatura ambiente: Temperatura del aire exterior en el emplazamiento de un edificio. SE-AE 15

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Anejo B. Notaciones y unidades B.1 Notaciones 1 Mayúsculas latinas A Área; altitud sobre el nivel del mar; constante Z Parámetro de la aspereza del entorno 2 Minúsculas latinas ce Coeficiente de exposición cpe Coeficiente de presión exterior cpi Coeficiente de presión interior d Diámetro; espesor; longitud del edificio e Dimensión h Altura del edificio Altura media hm k Coeficiente de forma de la nieve colgada; Coeficiente del terreno m Masa n Número; coeficiente p Carga distribuida en línea q Carga uniformemente distribuida en superficie Valor básico de la presión dinámica del viento qb sk Valor característico de la carga de nieve sobre un terreno horizontal vb Valor básico de la velocidad del viento x Distancia z Altura de referencia 3 Griegas α Pendiente de una cubierta β Ángulo µ Coeficiente de forma para determinar la carga de nieve θ Ángulo de dirección del viento ρ Densidad del aire φ Factor de obstrucción B.3 Unidades 1 Se utiliza el Sistema Internacional de Unidades de Medida, SI. 2 Para los cálculos se recomienda el uso de las unidades siguientes: - Fuerzas y cargas: kN, kN/m, kN/m² - Masa: kg; - Longitud: m, mm; N/mm²; kN/m2 - Tensiones: - Momentos: kN·m. 3 A efectos prácticos se podrá considerar la siguiente correspondencia entre las unidades de fuerza de los sistemas MKS y SI: 1 kilopondio [1 kp] = 10 Newton [10 N]. SE-AE 17

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Anejo C. Prontuario de pesos y coeficientes de rozamiento interno Tabla C.1 Peso específico aparente de materiales de construcción Peso especí- Materiales y elementos Peso especí- Materiales y elementos fico aparente fico aparente kN/m3 kN/m3 Materiales de albañilería Madera Arenisca 21,0 a 27,0 Aserrada, tipos C14 a C40 3,5 a 5,0 Basalto 27,0 a 31,0 Laminada encolada 3,7 a 4,4 Calizas compactas, mármoles 28.0 Tablero contrachapado 5,0 Diorita, gneis 30,0 Tablero cartón gris 8,0 Granito 27,0 a 30,0 Aglomerado con cemento 12,0 Sienita, diorita, pórfido 28,0 Tablero de fibras 8,0 a 10,0 Terracota compacta 21,0 a 27,0 Tablero ligero 4,0 Fábricas Metales Bloque hueco de cemento 13,o a 16,0 Acero 77,0 a 78,5 Bloque hueco de yeso 10,0 Aluminio 27,0 Ladrillo cerámico macizo 18,0 Bronce 83,0 a 85,0 Ladrillo cerámico perforado 15,0 Cobre 87,0 a 89,0 Ladrillo cerámico hueco 12,0 Estaño 74,0 Ladrillo silicocalcáreo 20,0 Hierro colado 71,0 a 72,5 Mampostería con mortero Hierro forjado 76,0 de arenisca 24,0 Latón 83,0 a 85,0 de basalto 27,0 Plomo 112,0 a 114,0 de caliza compacta 26,0 Zinc 71,0 a 72,0 Plásticos y orgánicos de granito 26,0 Sillería Caucho en plancha 17,0 de arenisca 26,0 Lámina acrílica 12,0 de arenisca o caliza porosas 24,0 Linóleo en plancha 12,0 de basalto 30,0 Mástico en plancha 21,0 de caliza compacta o mármol 28,0 Poliestireno expandido 0,3 Otros de granito 28,0 Hormigones y morteros Adobe 16,0 Hormigón ligero 9,0 a 20,0 Asfalto 24,0 (1) Hormigón normal 24,0 Baldosa cerámica 18,0 Hormigón pesado > 28,0 Baldosa de gres 19,0 Mortero de cemento 19,0 a 23,0 Papel 11,0 Mortero de yeso 12,0 a 28,0 Pizarra 29,0 Mortero de cemento y cal 18,0 a 20,0 Vidrio 25,0 Mortero de cal 12,0 a 18,0 (1) 3 En hormigón armado con armados usuales o fresco aumenta 1 kN/m Tabla C.2 Peso por unidad de superficie de elementos de cobertura Peso Peso Materiales y elementos Materiales y elementos kN/m2 2 kN/m Aislante (lana de vidrio o roca) Tablero de madera, 25 mm espesor 0,15 por cada 10 mm de espesor 0,02 Tablero de rasilla, una hoja Chapas grecadas, canto 80 mm, una hoja sin revestir 0,40 Acero 0,8 mm espesor 0,12 una hoja más tendido de yeso 0,50 Aluminio, 0 8 mm espesor 0,04 Tejas planas (sin enlistonado) Plomo, 1,5 mm espesor 0,18 ligeras (24 kg/pieza) 0,30 Zinc, 1,2 mm espesor 0,10 corrientes (3,0 kg/pieza) 0,40 Cartón embreado, por capa 0,05 pesadas (3,6 kg/pieza) 0,50 Tejas curvas (sin enlistonado) Enlistonado 0,05 Hoja de plástico armada, 1,2 mm 0,02 ligeras (1,6 kg/pieza) 0,40 Pizarra, sin enlistonado corrientes (2,0 kg/pieza) 0,50 solape simple 0,20 pesadas (2,4 kg/pieza) 0,60 solape doble 0,30 Vidriera (incluida la carpintería) Placas de fibrocemento, 6 mm espesor 0,18 vidrio normal, 5 mm espesor 0,25 vidrio armado, 6 mm espesor 0,35 SE-AE 19

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla C.3 Peso por unidad de superficie de elementos de pavimentación Peso Peso Materiales y elementos Materiales y elementos 2 2 kN/m kN/m Baldosa hidráulica o cerámica Linóleo o loseta de goma y mortero (incluyendo material de agarre) 0,03 m de espesor total 0,50 20 mm de espesor total 0,50 0,05 m de espesor total 0,80 Parque y tarima de 20 mm de espesor 0,07 m de espesor total 1,10 sobre rastreles 0,40 Corcho aglomerado Tarima de 20 mm de espesor tarima de 20 mm y rastrel 0,40 rastreles recibidos con yeso 0,30 Terrazo sobre mortero, 50 mm espesor 0,80 Tabla C.4 Peso por unidad de superficie de tabiques Peso Peso Tabiques (sin revestir) Revestimientos (por cara) kN/m2 2 kN/m Rasilla, 30 mm de espesor 0,40 Enfoscado o revoco de cemento 0,20 Ladrillo hueco, 45 mm de espesor 0,60 Revoco de cal, estuco 0,15 de 90 mm de espesor 1,00 Guarnecido y enlucido de yeso 0,15 Tabla C.5 Peso propio de elementos constructivos Elemento Peso kN / m2 Forjados Chapa grecada con capa de hormigón; grueso total < 0,12 m 2 Forjado unidireccional, luces de hasta 5 m; grueso total < 0,28 m 3 Forjado uni o bidireccional; grueso total < 0,30 m 4 Forjado bidireccional, grueso total < 0,35 m 5 Losa maciza de hormigón, grueso total 0,20 m 5 Cerramientos y particiones (para una altura libre del orden de 3,0 m) incluso enlucido kN / m Tablero o tabique simple; grueso total< 0,09 m 3 Tabicón u hoja simple de albañilería; grueso total < 0,14 m 5 Hoja de albañilería exterior y tabique interior; gueso total < 0,25 m 7 2 Solados (incluyendo material de agarre) kN / m Lámina pegada o moqueta; grueso total < 0,03 m 0,5 Pavimento de madera, cerámico o hidráulico sobre plastón; grueso total < 0,08 m 1,0 Placas de piedra, o peldañeado; grueso total < 0,15 m 1,5 kN / m2 Cubierta, sobre forjado (peso en proyección horizontal) Faldones de chapa, tablero o paneles ligeros 1,0 Faldones de placas, teja o pizarra 2,0 Faldones de teja sobre tableros y tabiques palomeros 3,0 Cubierta plana, recrecido, con impermeabilización vista protegida 1,5 Cubierta plana, a la catalana o invertida con acabado de grava 2,5 kN / m3 Rellenos Agua en aljibes o piscinas 10 Terreno , como en jardineras, incluyendo material de drenaje (1) 20 (1) El peso total debe tener en cuenta la posible desviación de grueso respecto a lo indicado en planos. SE-AE 20

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla C.6 Peso específico y ángulo de rozamiento de materiales almacenables y a granel(1) Peso Peso Material Ángulo Material Ángulo kN/m3 kN/m3 Arena 14 a 19 30º Carbón en leña de trozos 4 45º Arena de piedra pómez 7 35º Hulla Arena y grava 15 a 20 35º briquetas amontonadas 8 35º Cal suelta 13 25º briquetas apiladas 13 - Cemento clinker suelto 16 28º en bruto, de mina 10 35º Cemento en sacos 15 puverizada 7 25º Escoria de altos hornos Leña 5,4 45º troceada 17 40º Lignito granulada 12 30º briquetas amontonadas 7,8 30º triturada, de espuma 9 35º briquetas apiladas 12,8 - Poliéster en resina 12 - en bruto 7,8 a 9,8 30º a 40º Polietileno, poliestirol granulado 6,4 30º pulverizado 4,9 25º a 40º Resinas y colas 13 - Turba negra y seca Yeso suelto 15 25º muy empaquetada 6a9 - Agua dulce 10 - amontonada y suelta 3a6 45º (1) En la ENV 1990 pueden encontrarse valores adicionales de materiales agrícolas, industriales y otros. SE-AE 21

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Anejo D. Acción del viento D.1 Presión dinámica 1 El valor básico de la presión dinámica del viento puede obtenerse con la expresión: qb = 0,5 · δ· vb2 (D.1) siendo δ la densidad del aire y vb el valor básico de la velocidad del viento. 2 El valor básico de la velocidad del viento corresponde al valor característico de la velocidad media del viento a lo largo de un período de 10 minutos, tomada en una zona plana y desprotegida frente al viento (Grado de aspereza del entorno II según tabla D.2) a una altura de 10 m sobre el suelo. El valor característico de la velocidad del viento mencionada queda definido como aquel valor cuya probabilidad anual de ser sobrepasado es de 0,02 (periodo de retorno de 50 años). 3 La densidad del aire depende, entre otros factores, de la altitud, de la temperatura ambiental y de la fracción de agua en suspensión. En general puede adoptarse el valor de 1,25 kg/m3. En emplazamientos muy cercanos al mar, en donde sea muy probable la acción de rocío, la densidad puede ser mayor. 4 El valor básico de la velocidad del viento en cada localidad puede obtenerse del mapa de la figura D.1. El de la presión dinámica es, respectivamente de 0,42 kN/m2, 0,45 kN/m2 y 0,52 kN/m2 para las zonas A, B y C de dicho mapa. Figura D.1 Valor básico de la velocidad del viento, vb 5 Para comprobaciones de estados límite de servicio, la velocidad básica indicada en párrafos anteriores puede modificarse con el coeficiente de la tabla D.1 según el periodo de retorno considerado, tomando para esa variable un tiempo igual al periodo de servicio con el que se proyecta el edificio. SE-AE 23

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.1 Corrección de la velocidad básica en función del periodo de servicio Periodo de retorno (años) 1 2 5 10 20 50 200 Coeficiente corrector 0,41 0,78 0,85 0,90 0,95 1,00 1,08 D.2 Coeficiente de exposición 1 El coeficiente de exposición ce para alturas sobre el terreno, z, no mayores de 200 m, puede determinarse con la expresión: ce = F · (F + 7 k) (D.2) F = k ln (max (z,Z) / L) (D.3) siendo k, L, Z parámetros característicos de cada tipo de entorno, según la tabla D.2 Tabla D.2 Coeficientes para tipo de entorno Parámetro Grado de aspereza del entorno k L (m) Z (m) Borde del mar o de un lago, con una superficie de agua en la I 0,15 0,003 1,0 dirección del viento de al menos 5 km de longitud II Terreno rural llano sin obstáculos ni arbolado de importancia 0,17 0,01 1,0 Zona rural accidentada o llana con algunos obstáculos aisla- III 0,19 0,05 2,0 dos, como árboles o construcciones pequeñas IV Zona urbana en general, industrial o forestal 0,22 0,3 5,0 Centro de negocios de grandes ciudades, con profusión de V 0,24 1,0 10,0 edificios en altura D.3 Coeficientes de presión exterior 1 Los coeficientes de presión exterior o eólico, cp, dependen de la dirección relativa del viento, de la forma del edificio, de la posición de elemento considerado y de su área de influencia. 2 En las tablas D.3 a D.14 se dan valores de coeficientes de presión para diversas formas simples de construcciones, obtenidos como el pésimo de entre los del abanico de direcciones de viento definidas en cada caso. En todas ellas la variable A se refiere al área de influencia del elemento o punto considerado. El signo “ indica que el valor es idéntico al de la casilla superior. Cuando se aportan dos valores de distinto signo separados, significa que la acción de viento en la zona considerada puede variar de presión a succión, y que debe considerarse las dos posibilidades. En todas las tablas puede interpolarse linealmente para valores intermedios de las variables. Los valores nulos se ofrecen para poder interpolar. 3 Para comprobaciones locales de elementos de fachada o cubierta, el área de influencia será la del propio elemento. Para comprobaciones de elementos estructurales subyacentes, el área de asigna- ción de carga. Si la zona tributaria del elemento se desarrolla en dos o más zonas de las establecidas en las tablas, como es el caso de análisis de elementos estructurales generales, el uso de los coeficientes tabulados opera del lado de la seguridad, toda vez que no representan valores simultá- neos de la acción de viento. 2 2 Para elementos con área de influencia A, entre 1 m y 10 m , el coeficiente de presión exterior se 4 puede obtener mediante la siguiente expresión: cpe,A = cpe,1 +(cpe,10 – cpe,1)· log10A (D.4) siendo: coeficiente de presión exterior para elementos con un área de influencia A ≥ 10 m2 cpe,10 coeficiente de presión exterior para elementos con un área de influencia A ≤ 1 m2 cpe,1 SE-AE 24

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación 5 En caso de construcciones con forma diferente de las aquí establecidas, deberá procederse por analogía, considerando, si es preciso, que el volumen está formado por la construcción considerada y las medianeras. Tabla D.1 Paramentos verticales Zona (según figura), -45º < θ < 45º A h/d 2) (m A B C D E ≥ 10 5 -1,2 -0,8 -0,5 0,8 -0,7 1 “ “ “ “ -0,5 ≤ 0,25 “ “ 0,7 -0,3 5 5 -1,3 -0,9 -0,5 0,9 -0,7 1 “ “ “ “ -0,5 ≤ 0,25 “ “ “ 0,8 -0,3 2 5 -1,3 -1,0 -0,5 0,9 -0,7 1 “ “ ·” “ -0,5 ≤ 0,25 “ “ “ 0,7 -0,3 ≤1 5 -1,4 -1,1 -0,5 1,0 -0,7 1 “ “ “ “ -0,5 ≤ 0,25 “ “ “ “ -0,3 SE-AE 25

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.2 Cubiertas planas Zona (según figura), -45º < θ < 45º 2) A (m F G H I 0,2 ≥ 10 -1,8 -1,2 -0,7 -0,2 Bordes con aristas 0,2 ≤1 -2,5 -2,0 -1,2 -0,2 0,2 ≥ 10 -1,6 -1,1 -0,7 ≥ 10 -0,2 ≤1 0,2 ≤1 -2,2 -1,8 -1,2 -0,2 0,2 ≥ 10 -1,4 -0,9 -0,7 ≥ 10 -0,2 Con parapetos ≤1 0,2 ≤1 -2,0 -1,6 -1,2 -0,2 0,2 ≥ 10 1,2 -0,8 -0,7 ≥ 10 -0,2 ≤1 0,2 ≤1 -1,8 -1,4 -1,2 -0,2 Nota: - Se considerarán cubiertas planas aquellas con una pendiente no superior a 5º SE-AE 26

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.3 Cubiertas a un agua. Dirección del viento -45º ≤ θ ≤ 45º a) Zona (según figura), -45º < θ < 45 Pendiente de la 2 A (m ) cubierta α F G H -1,7 -1,2 -0,6 ≥ 10 +0,0 +0,0 +0,0 5º -2,5 -2,0 -1,2 ≤1 +0,0 +0,0 +0,0 -0,9 -0,8 -0,3 ≥ 10 0,2 0,2 0,2 15º -2,0 -1,5 -0,3 ≤1 0,2 0,2 0,2 -0,5 -0,5 -0,2 ≥ 10 0,7 0,7 0,4 30º -1,5 -1,5 -0,2 ≤1 0,7 0,7 0,4 -0,0 -0,0 -0,0 ≥ 10 0,7 0,7 0,6 45º -0,0 -0,0 -0,0 ≤1 0,7 0,7 0,6 ≥ 10 0,7 0,7 0,7 60º ≤1 0,7 0,7 0,7 ≥ 10 0,8 0,8 0,8 75º ≤1 0,8 0,8 0,8 SE-AE 27

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Dirección del viento 135º ≤ θ ≤ 225º b) Zona (según figura), 135º ≤ θ ≤ 225º Pendiente de la A (m2) cubierta α F G H ≥ 10 -2,3 -1,3 -0,8 5º ≤1 -2,5 -2,0 -1,2 ≥ 10 -2,5 -1,3 -0,9 15º ≤1 -2,8 -2,0 -1,2 ≥ 10 -1,1 -0,8 -0,8 30º ≤1 -2,3 -1,5 -0,8 ≥ 10 -0,6 -0,5 -0,7 45º ≤1 -1,3 -0,5 -0,7 ≥ 10 -0,5 -0,5 -0,5 60º ≤1 -1,0 -0,5 -0,5 ≥ 10 -0,5 -0,5 -0,5 75º ≤1 -1,0 -0,5 -0,5 SE-AE 28

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Dirección del viento 45º ≤ θ ≤ 135º c) Zona (según figura), 45º ≤ θ ≤ 135º Pendiente de la 2 A (m ) cubierta α Finf Fsup G H I ≥ 10 -2,1 -2,1 -1,8 -0,6 -0,5 5º ≤1 -2,4 -2,6 -2,0 -1,2 -0,5 ≥ 10 -1,6 -2,4 -1,9 -0,8 -0,7 15º ≤1 -2,4 2,9 -2,5 -1,2 -1,2 ≥ 10 -1,3 -2,1 -1,5 -1,0 -0,8 30º ≤1 -2,0 -2,9 -2,0 -1,3 -1,2 ≥ 10 -1,3 -1,5 -1,4 -1,0 -0,9 45º ≤1 -2,0 -2,4 -2,0 -1,3 -1,2 ≥ 10 -1,2 -1,2 -1,2 -1,0 -0,7 60º ≤1 -2,0 -2,0 -2,0 -1,3 -1,2 ≥ 10 -1,2 -1,2 -1,2 -1,0 -0,5 75º ≤1 -2,0 -2,0 -2,0 -1,3 -0,5 SE-AE 29

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.4 Cubiertas a dos aguas Dirección del viento -45º ≤θ≤ 45º a) Pendiente de la Zona (según figura) 2 A (m ) cubierta α F G H I J ≥ 10 -0,6 -0,6 -0,8 -0,7 -1 -45º ≤1 -0,6 -0,6 -0,8 -0,7 -1,5 ≥ 10 -1,1 -0,8 -0,8 -0,6 -0,8 -30º ≤1 -2 -1,5 -0,8 -0,6 -1,4 ≥ 10 -2,5 -1,3 -0,9 -0,5 -0,7 -15º ≤1 -2,8 -2 -1,2 -0,5 -1,2 0,2 0,2 ≥ 10 -2,3 -1,2 -0,8 -0,6 -0,6 -5º 0,2 0,2 ≤1 -2,5 -2 -1,2 -0,6 -0,6 -1,7 -1,2 -0,6 0,2 0,2 ≥ 10 +0,0 +0,0 +0,0 -0,6 -0,6 5º -2,5 -2 -1,2 0,2 0,2 ≤1 +0,0 +0,0 +0,0 -0,6 -0,6 -0,9 -0,8 -0,3 -0,4 -1 ≥ 10 0,2 0,2 0,2 +0,0 +0,0 15º -2 -1,5 -0,3 -0,4 -1,5 ≤1 0,2 0,2 0,2 +0,0 +0,0 -0,5 -0,5 -0,2 -0,4 -0,5 ≥ 10 0,7 0,7 0,4 0 0 30º -1,5 -1,5 -0,2 -0,4 -0,5 ≤1 0,7 0,7 0,4 0 0 -0,0 -0,0 -0,0 -0,2 -0,3 ≥ 10 0,7 0,7 0,6 +0,0 +0,0 45º -0,0 -0,0 -0,0 -0,2 -0,3 ≤1 0,7 0,7 0,6 +0,0 +0,0 ≥ 10 0,7 0,7 0,7 -0,2 -0,3 60º ≤1 0,7 0,7 0,7 -0,2 -0,3 ≥ 10 0,8 0,8 0,8 -0,2 -0,3 75º ≤1 0,8 0,8 0,8 -0,2 -0,3 SE-AE 30

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Dirección del viento 45º ≤ θ ≤ 135º b) Zona (según figura), -45º ≤ θ ≤ 45º Pendiente de la A (m2) cubierta α F G H I ≥ 10 -1,4 -1,2 -1,0 -0,9 -45º ≤1 -2,0 -2,0 -1,3 -1,2 ≥ 10 -1,5 -1,2 -1,0 -0,9 -30º ≤1 -2,1 -2,0 -1,3 -1,2 ≥ 10 -1,9 -1,2 -0,8 -0,8 -15º ≤1 -2,5 -2,0 -1,2 -1,2 ≥ 10 -1,8 -1,2 -0,7 -0,6 -5º ≤1 -2,5 -2,0 -1,2 -1,2 ≥ 10 -1,6 -1,3 -0,7 -0,6 5º ≤1 -2,2 -2,0 -1,2 -0,6 ≥ 10 -1,3 -1,3 -0,6 -0,5 15º ≤1 -2,0 -2,0 -1,2 -0,5 ≥ 10 -1,1 -1,4 -0,8 -0,5 30º ≤1 -1,5 -2,0 -1,2 -0,5 ≥ 10 -1,1 -1,4 -0,9 -0,5 45º ≤1 -1,5 -2,0 -1,2 -0,5 ≥ 10 -1,1 -1,2 -0,8 -0,5 60º ≤1 -1,5 -2,0 -1,0 -0,5 ≥ 10 -1,1 -1,2 -0,8 -0,5 75º ≤1 -1,5 -2,0 -1,0 -0,5 Nota: - No se deben mezclar valores positivos y negativos en una sola cara. SE-AE 31

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.5 Cubiertas a cuatro aguas Pendiente Zona (según figura) 2 de la cubier- A (m ) F G H I J K L M N ta α -1,7 -1,2 -0,6 ≥ 10 -0,3 -0,6 -0,6 -1,2 -0,6 -0,4 +0,0 +0,0 +0,0 5º -2,5 -2,0 -1,2 ≤1 -0,3 -0,6 -0,6 -2,0 -1,2 -0,4 +0,0 +0,0 +0,0 -0,9 -0,8 -0,3 ≥ 10 -0,5 -1,0 -1,2 -1,4 -0,6 -0,3 +0,2 +0,2 +0,2 15º -2,0 -1,5 -0,3 ≤1 -0,5 -1,5 -2,0 -2,0 -1,2 -0,3 +0,2 +2,0 +0,2 -0,5 -0,5 -0,2 ≥ 10 -0,4 -0,7 -0,5 -1,4 -0,8 -0,2 +0,5 +0,7 +0,4 30º -1,5 -1,5 -0,2 ≤1 -0,4 -1,2 -0,5 -2,0 -1,2 -0,2 +0,5 +0,7 +0,4 -0,0 -0,0 -0,0 ≥ 10 -0,3 -0,6 -0,3 -1,3 -0,8 -0,2 +0,7 +0,7 +0,6 45º -0,0 -0,0 -0,0 ≤1 -0,3 -0,6 -0,3 -2,0 -1,2 -0,2 +0,7 +0,7 +0,6 ≥ 10 +0,7 +0,7 +0,7 -0,3 -0,6 -0,3 -1,2 -0,4 -0,2 60º ≤1 +0,7 +0,7 +0,7 -0,3 -0,6 -0,3 -2,0 -0,4 -0,2 ≥ 10 +0,8 +0,8 +0,8 -0,3 -0,6 -0,3 -1,2 -0,4 -0,2 75º ≤1 +0,8 +0,8 +0,8 -0,3 -0,6 -0,3 -2,0 -0,4 -0,2 Nota: - La pendiente de la cubierta a barlovento resulta dominante para los coeficientes de presión. SE-AE 32

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.6 Cubiertas en diente de sierra Dirección del viento -45º ≤ θ ≤ 45º a) Dirección del viento -45º ≤ θ ≤ 45º b) Notas: - Los coeficientes de presión para cada faldón se podrán tomar de la tabla relativa a cubierta a un agua, mo- dificándolos de acuerdo con las indicaciones de las figuras a) y b) anteriores. - En el caso de la figura b) se deberán considerar dos situaciones. En la primera el viento ejerce una presión sobre la cubierta del primer faldón a barlovento, y en la segunda la misma cubierta está sometida a una succión del viento. SE-AE 33

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.7 Cubiertas múltiples Dirección del viento -45º ≤θ≤ 45º Notas: - Los coeficientes de presión para cada par de faldones se podrán tomar de la tabla relativa a cubiertas a dos aguas, modificándolos de acuerdo con las indicaciones de las figuras a) y b) anteriores. - En el caso de la figura a) los coeficientes de presión cpe correspondientes a los módulos extremos se podrán tomar de la tabla relativa a cubiertas a un agua. SE-AE 34

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.8 Marquesinas a un agua Coeficientes de presión exterior cρ,10 Factor de Zona (según figura) Pendiente de Efecto del obstrucción la cubierta α viento hacia A B C ϕ 0 ≤ ϕ ≤ 1  Abajo 0,5 1,8 1,1 0º Arriba 0 -0,6 -1,3 -1,4 Arriba 1 -1,5 -1,8 -2,2 0 ≤  ϕ ≤ 1 Abajo 0,8 2,1 1,3 5º Arriba 0 -1,1 -1,7 -1,8 Arriba 1 -1,6 -2,2 -2,5 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,2 2,4 1,6 10º Arriba 0 -1,5 -2,0 -2,1 Arriba 1 -2,1 -2,6 -2,7 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,4 2,7 1,8 15º Arriba 0 -1,8 -2,4 -2,5 Arriba 1 -1,6 -2,9 -3,0 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,7 2,9 2,1 20º Arriba 0 -2,2 -2,8 -2,9 Arriba 1 -1,6 -2,9 -3,0 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 2,0 3,1 2,3 25º Arriba 0 -2,6 -3,2 -3,2 Arriba 1 -1,5 -2,5 -2,8 0 ≤ ϕ ≤ 1  Abajo 2,2 3,2 2,4 30º Arriba 0 -3,0 -3,8 -3,6 Arriba 1 -1,5 -2,2 -2,7 Notas: - El grado de obstrucción del flujo del viento por debajo de una marquesina se caracteriza mediante el factor de obstrucción, ϕ, definido como la relación entre el área obstruida y el área de la sección total bajo la marquesina. Ambas áreas se consideran en un plano perpendicular a la dirección del viento. SE-AE 35

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación - Los coeficientes de presión y los coeficientes globales tienen en cuenta los efectos del viento actuando sobre ambas superficies, la superior y la inferior. Un valor negativo del coeficiente indica que la acción del viento tiende a levantar la marquesina, y un valor positivo lo contrario. Por regla general, a efectos del dimensionado de las marquesinas se deberán considerar ambas situaciones. - Los coeficientes de presión representan la máxima presión localizada sobre un área de por lo menos 10 m2. Los coeficientes de presión se podrán emplear en el dimensionado de los elementos de cobertura y de sus fijaciones. - A efectos del dimensionado de la estructura, la resultante de la acción del viento se supondrá actuando a una distancia de d/4, medida desde el borde de barlovento. - A sotavento del punto de máximo bloqueo, se emplearán los valores de los coeficientes de presión exterior correspondientes a un factor de obstrucción ϕ=0. SE-AE 36

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.9 Marquesinas a dos aguas Coeficientes de presión cρ,10 Pendiente Factor de Zona (según figura) Efecto del de la cubier- obstrucción viento hacia A B C D ta α ϕ 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,8 1,6 0,6 1,7 -20º Arriba 0 -0,9 -1,3 -1,6 -0,6 Arriba 1 -1,5 -2,4 -2,4 -0,6 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,6 1,5 0,7 1,4 -15º Arriba 0 -0,8 -1,3 -1,6 -0,6 Arriba 1 -1,6 -2,7 -2,6 -0,6 0 ≤ϕ ≤ 1 Abajo 0,6 1,4 0,8 1,1 -10º Arriba 0 -0,8 -1,3 -1,5 -0,6 Arriba 1 -1,6 -2,7 -2,6 -0,6 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,5 1,5 0,8 0,8 -5º Arriba 0 -0,7 -1,3 -1,6 -0,6 Arriba 1 -1,5 -2,4 -2,4 -0,6 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,6 1,8 1,3 0,4 5º Arriba 0 -0,6 -1,4 -1,4 -1,1 Arriba 1 -1,3 -2,0 -1,8 -1,5 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,7 1,8 1,4 0,4 10º Arriba 0 -0,7 -1,5 -1,4 -1,4 Arriba 1 -1,3 -2,0 -1,8 -1,8 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 0,9 1,9 1,4 0,4 15º Arriba 0 -0,9 -1,7 -1,4 -1,8 Arriba 1 -1,3 -2,2 -1,6 -2,1 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,1 1,9 1,5 0,4 20º Arriba 0 -1,2 -1,8 -1,4 -2,0 Arriba 1 -1,4 -2,2 -1,6 -2,1 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,2 1,9 1,6 0,5 25º Arriba 0 -1,4 -1,9 -1,4 -2,0 Arriba 1 -1,4 -2,0 -1,5 -2,0 0 ≤ ϕ ≤ 1 Abajo 1,3 1,9 1,6 0,7 30º Arriba 0 -1,4 -1,9 -1,4 -2,0 Arriba 1 -1,4 -1,8 -1,4 -2,0 SE-AE 37

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Notas: - El grado de obstrucción del flujo del viento por debajo de una marquesina se caracteriza mediante el factor de obstrucción, ϕ, definido como la relación entre el área obstruida y el área de la sección total bajo la marquesina. Ambas áreas se consideran en un plano perpendicular a la dirección del viento. - Los coeficientes de presión y los coeficientes globales tienen en cuenta los efectos del viento actuando sobre ambas superficies, la superior y la inferior. Un valor negativo del coeficiente indica que la acción del viento tiende a levantar la marquesina, y un valor positivo lo contrario. Por regla general, a efectos del dimensionado de las marquesinas se deberán considerar ambas situaciones. - Los coeficientes de globales, cg, representan la presión global sobre toda la marquesina y se podrán emplear a efectos del dimensionado de la estructura. Los coeficientes de presión, cρ,10, representan la máxima 2 presión localizada sobre un área de por lo menos 10 m . Los coeficientes de presión, cρ,10, se podrán emplear en el dimensionado de los elementos de cobertura y de sus fijaciones. - A efectos del dimensionado de la estructura, la resultante de la acción del viento sobre cada uno de los faldones se admitirá actuando en su centro. Además, se considerará también la situación en la que el viento actúa únicamente sobre uno de los dos faldones. - Para factores de obstrucción con 0<ϕ<1, los coeficientes de sustentación y de fuerza se podrán determinar mediante interpolación lineal. - A sotavento del punto de máxima obstrucción, se emplearán los valores de los coeficientes de sustentación correspondientes a un factor de obstrucción ϕ=0. SE-AE 38

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.10 Cubiertas cilíndricas Notas: - Para 0 < g/d < 0,5, el coeficiente de presión exterior, cpe,10, correspondiente a la superficie A, se obtendrá mediante interpolación lineal. - Para 0,2 ≤ f/d ≤ 0,3 y g/d ≥ 0,5, se adoptará el más desfavorable de los dos posibles valores del coeficiente de presión exterior, cpe,10, correspondiente a la zona A. SE-AE 39

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Tabla D.11 Cubiertas esféricas Notas: - cpe,10 es constante a lo largo de cada uno de los arcos del círculo de intersección entre la esfera y los planos perpendiculares a la dirección del viento. - Los valores de cpe,10 a lo largo de los arcos de circunferencia paralelos a la dirección del viento se podrán determinar mediante interpolación lineal ente los valores en A, B, C.. - Para 0<g/d<1 el coeficiente de presión exterior en A se obtendrá mediante interpolación lineal entre los valores indicados en la figura. - Para 0<g/d<0,5, los coeficientes de presión exterior en B y C se obtendrán mediante interpolación lineal entre los valores indicados en la figura. SE-AE 40

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Anejo E. Datos climáticos 1 El valor característico de la temperatura máxima del aire, depende del clima del lugar y de la altitud. A falta de datos empíricos más precisos, se podrá tomar, independientemente de la altitud, igual al límite superior del intervalo reflejado en el mapa de la figura E.1 Figura E.1 Isotermas de la temperatura anual máxima del aire (Tmax en ºC) 2 Como valor característico de la temperatura mínima del aire exterior, puede tomarse la de la tabla E.2, en función de la altitud del emplazamiento, y la zona climática invernal, según el mapa de la figura E.3. Tabla E.1 Temperatura mínima del aire exterior (ºC) Zona de clima invernal, (según figura E.2) Altitud (m) 1 2 3 4 5 6 7 0 -7 -11 -11 -6 -5 -6 6 200 -10 -13 -12 -8 -8 -8 5 400 -12 -15 -14 -10 -11 -9 3 600 -15 -16 -15 -12 -14 -11 2 800 -18 -18 -17 -14 -17 -13 0 1.000 -20 -20 -19 -16 -20 -14 -2 1.200 -23 -21 -20 -18 -23 -16 -3 1.400 -26 -23 -22 -20 -26 -17 -5 1.600 -28 -25 -23 -22 -29 -19 -7 1.800 -31 -26 -25 -24 -32 -21 -8 2.000 -33 -28 -27 -26 -35 -22 -10 SE-AE 41

Documento Básico SE-AE Acciones en la edificación Figura E.2 Zonas climáticas de invierno 3 Como valor de carga de nieve en un terreno horizontal, sk, puede tomarse de la tabla E.2 función de la altitud del emplazamiento o término municipal, y de la zona climática del mapa de la figura E.2 Tabla E.2 Sobrecarga de nieve en un terreno horizontal (kN/m2) Zona de clima invernal, (según figura E.2) Altitud (m) 1 2 3 4 5 6 7 0 0,3 0,4 0,2 0,2 0,2 0,2 0,2 200 0,5 0,5 0,2 0,2 0,3 0,2 0,2 400 0,6 0,6 0,2 0,3 0,4 0,2 0,2 500 0,7 0,7 0,3 0,4 0,4 0,3 0,2 600 0,9 0,9 0,3 0,5 0,5 0,4 0,2 700 1,0 1,0 0,4 0,6 0,6 0,5 0,2 800 1,2 1,1 0,5 0,8 0,7 0,7 0,2 900 1,4 1,3 0,6 1,0 0,8 0,9 0,2 1.000 1,7 1,5 0,7 1,2 0,9 1,2 0,2 1.200 2,3 2,0 1,1 1,9 1,3 2,0 0,2 1.400 3,2 2,6 1,7 3,0 1,8 3,3 0,2 1.600 4,3 3,5 2,6 4,6 2,5 5,5 0,2 1.800 - 4,6 4,0 - - 9,3 0,2 2.200 - 8,0 - - - - - SE-AE 42

SE-C Documento Básico Seguridad estructural Cimientos Marzo 2006

Documento Básico SE-C Cimientos Índice 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación 1.2 Condiciones particulares para el cumplimiento del DB-SE-C 2 Bases de cálculo 2.1 Generalidades 2.2 Método de los estados límite 2.3 Variables básicas 2.4 Verificaciones basadas en el formato de los coeficientes parciales 3 Estudio geotécnico 3.1 Generalidades 3.2 Reconocimiento del terreno 3.3 Contenido del estudio geotécnico 4 Cimentaciones directas 4.1 Definiciones y tipologías 4.2 Análisis y dimensionado 4.3 Presión admisible y de hundimiento 4.4 Asiento de las cimentaciones directas 4.5 Condiciones constructivas 4.6 Control 5 Cimentaciones profundas 5.1 Definiciones y tipologías 5.2 Acciones a considerar 5.3 Análisis y dimensionado 5.4 Condiciones constructivas y de control 6 Elementos de contención 6.1 Definiciones y tipologías 6.2 Acciones a considerar y datos geométricos 6.3 Análisis y dimensionado 6.4 Condiciones constructivas y de control 7 Acondicionamiento del terreno 7.1 Criterios básicos 7.2 Excavaciones 7.3 Rellenos 7.4 Gestión del agua 8 Mejora o refuerzo del terreno 8.1 Generalidades 8.2 Condiciones iniciales del terreno 8.3 Elección del procedimiento de mejora o refuerzo del terreno SE-C-i

Documento Básico SE-C Cimientos 8.4 Condiciones constructivas y de control 9 Anclajes al terreno 9.1 Definiciones y tipologías 9.2 Acciones a considerar y datos geométricos 9.3 Análisis y dimensionado 9.4 Condiciones constructivas y de control Anejo A. Terminología Anejo B. Notación y unidades Anejo C. Técnicas de prospección Anejo D. Criterios de clasificación, correlaciones y valores orientativos tabulados de referencia Anejo E. Interacción suelo-estructura Anejo F. Modelos de referencia para el cálculo de cimentaciones y elementos de contención Anejo G. Normas de referencia SE-C-ii

Documento Básico SE-C Cimientos SE-C-iii

Documento Básico SE-C Cimientos 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación 1 El ámbito de aplicación de este DB-C es el de la seguridad estructural, capacidad portante y aptitud al servicio, de los elementos de cimentación y, en su caso, de contención de todo tipo de edificios, en relación con el terreno, independientemente de lo que afecta al elemento propiamente dicho, que se regula en los Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los diferentes materiales o la instrucción EHE. 1.2 Condiciones particulares para el cumplimiento del DB-SE-C 1 La aplicación de los procedimientos de este DB se llevará a cabo de acuerdo con las condiciones particulares que en el mismo se establecen, con las condiciones particulares indicadas en el DB-SE y con las condiciones generales para el cumplimiento del CTE, las condiciones del proyecto, las condiciones en la ejecución de las obras y las condiciones del edificio que figuran en los artículos 5, 6, 7 y 8 respectivamente de la parte I del CTE. 2 La documentación del proyecto será la que figura en el apartado 2 Documentación del DB-SE e incluirá los datos de partida, las bases de cálculo, las especificaciones técnicas de los materiales y la descripción gráfica y dimensional de las cimentaciones y los elementos de contención de los edificios. 2 Bases de cálculo 2.1 Generalidades 1 Este apartado se refiere a los aspectos propios de la cimentación, como complemento a los principios y reglas establecidos con carácter general en DB-SE. 2 El comportamiento de la cimentación debe comprobarse frente a la capacidad portante (Resistencia y estabilidad) y la aptitud al servicio. A estos efectos se distinguirá, respectivamente, entre estados límite últimos y estados límite de servicio. 3 Las comprobaciones de la capacidad portante y de la aptitud al servicio de la cimentación se efec- tuarán para las situaciones de dimensionado que sean pertinentes. 4 Se tendrán en cuenta los efectos que, dependiendo del tiempo, pueden afectar a la capacidad portante o aptitud de servicio la cimentación comprobando su comportamiento frente a: a) acciones físicas o químicas que pueden conducir a procesos de deterioro; b) cargas variables repetidas que puedan conducir a mecanismos de fatiga del terreno; c) las verificaciones de los estados límites de la cimentación relacionados con los efectos que dependen del tiempo deben estar en concordancia con el periodo de servicio de la construc- ción. 5 Las situaciones de dimensionado de la cimentación se seleccionarán para todas las circunstancias igualmente probables en las que la cimentación tengan que cumplir su función, teniendo en cuenta las características de la obra y las medidas adoptadas para atenuar riesgos o asegurar un adecuado comportamiento tales como las actuaciones sobre el nivel freático. 6 Las situaciones de dimensionado se clasifican en: a) situaciones persistentes, que se refieren a las condiciones normales de uso; b) situaciones transitorias, que se refieren a unas condiciones aplicables durante un tiempo limitado, tales como situaciones sin drenaje o de corto plazo durante la construcción; c) situaciones extraordinarias, que se refieren a unas condiciones excepcionales en las que se puede encontrar, o a las que puede estar expuesto el edificio, incluido el sismo. 7 Las condiciones que aseguren el buen comportamiento de los cimientos se deben mantener durante la vida útil del edificio, teniendo en cuenta la evolución de las condiciones iniciales y su interac- ción con la estructura 8 Lo indicado en este capítulo para las cimentaciones de los edificios es análogamente de aplicación a los elementos de contención, con las particularidades que se indican en el capítulo 6. SE-C-1

Documento Básico SE-C Cimientos 2.2 Método de los estados límite 2.2.1 Estados límite 2.2.1.1 Generalidades 1 Para el dimensionado de la cimentación se distinguirá entre: a) Estados límite últimos: asociados con el colapso total o parcial del terreno o con el fallo estructural de la cimentación. b) Estados límite de servicio: asociados con determinados requisitos impuestos a las deformaciones del terreno por razones estéticas y de servicio. 2.2.1.2 Estados límite últimos 1 Se considerarán estados límite últimos todos aquellos clasificados como tales en el apartado 3.2.1 del DB-SE. 2 Como estados límite últimos deben considerarse los debidos a: a) pérdida de la capacidad portante del terreno de apoyo de la cimentación por hundimiento, deslizamiento o vuelco, u otros indicados en los capítulos correspondientes; b) pérdida de la estabilidad global del terreno en el entorno próximo a la cimentación; c) pérdida de la capacidad resistente de la cimentación por fallo estructural; d) fallos originados por efectos que dependen del tiempo (durabilidad del material de la cimenta- ción, fatiga del terreno sometido a cargas variables repetidas). 2.2.1.3 Estados límite de servicio 1 Se considerarán estados límite de servicio todos aquellos clasificados como tales en el apartado 3.2.2 del DB-SE. 2 Como estados límite de servicio deben considerarse los relativos a: a) los movimientos excesivos de la cimentación que puedan inducir esfuerzos y deformaciones anormales en el resto de la estructura que se apoya en ellos, y que aunque no lleguen a rom- perla afecten a la apariencia de la obra, al confort de los usuarios, o al funcionamiento de equipos e instalaciones; b) las vibraciones que al transmitirse a la estructura pueden producir falta de confort en las personas o reducir su eficacia funcional; c) los daños o el deterioro que pueden afectar negativamente a la apariencia, a la durabilidad o a la funcionalidad de la obra. 3 Otras comprobaciones a efectuar en relación con la aptitud al servicio de la cimentación dependen de su tipología y se tratan en los capítulos correspondientes. 2.2.2 Verificaciones 1 Las verificaciones de los estados límite se basarán en el uso de modelos adecuados para la cimen- tación y el terreno de apoyo, así como para evaluar los efectos de las acciones del edificio y del terreno sobre el mismo. 2 Se verificará que no se supere ningún estado límite si se utilizan, en los modelos mencionados en el párrafo anterior, valores adecuados para: a) las solicitaciones del edificio sobre la cimentación; b) las acciones (cargas y empujes) que se puedan transmitir o generar a través del terreno sobre la cimentación; c) los parámetros del comportamiento mecánico del terreno; d) los parámetros del comportamiento mecánico de los materiales utilizados en la construcción de la cimentación; e) los datos geométricos del terreno y la cimentación. 3 Las verificaciones se llevarán a cabo para todas las situaciones de dimensionado. SE-C-2

Documento Básico SE-C Cimientos 4 En el marco del método de los estados límite los requisitos relativos a la cimentación se verificarán normalmente mediante cálculos, utilizando el formato de los coeficientes parciales descrito en 2.4. 5 En determinadas circunstancias podrán verificarse los estados límite utilizando alguno de los siguientes procedimientos: a) medidas prescriptivas; b) experimentación en modelo; c) pruebas de carga; d) método observacional. 2.3 Variables básicas 2.3.1 Generalidades 1 La verificación de los estados límite se realiza mediante modelos en los que intervienen las denominadas variables básicas, que representan cantidades físicas que caracterizan las acciones sobre el edificio, acciones sobre el terreno, acciones generadas por el terreno sobre la cimentación, influencias ambientales, características del terreno y de los materiales de la cimentación, y los datos geométricos tanto del terreno como de la cimentación. 2 En el marco de las verificaciones basadas en el formato de los coeficientes parciales descrito en 2.4, la magnitud de las acciones se describe por valores representativos, y los parámetros del terreno a través de valores característicos afectados ambos por los correspondientes coeficientes parciales. La información contenida en los apartados 2.3.2. a 2.3.5 se refiere a los valores representativos y característicos de las distintas variables. 2.3.2 Acciones 1 Para cada situación de dimensionado de la cimentación se distinguirá entre acciones que actúan sobre el edificio y acciones geotécnicas que se transmiten o generan a través del terreno en que se apoya. 2.3.2.1 Acciones sobre el edificio 1 Las acciones sobre el edificio se clasifican tal y como se indica en el apartado 3.3.2.1 del DB-SE. 2 Los valores característicos y otros representativos de las acciones sobre el edificio se determinarán de acuerdo con el apartado 3.3.2.2 y 3.3.2.3 del DB-SE. 3 La representación de las acciones dinámicas se hará de acuerdo con el contenido del apartado 3.3.2.4 del DB-SE. 2.3.2.2 Acciones del edificio sobre la cimentación 1 Para situaciones persistentes y transitorias, y a efectos de aplicación de este DB, se considerará el valor de cálculo de los efectos de las acciones sobre la cimentación a los determinados de acuerdo con la expresión (4.3) del DB-SE, asignando el valor unidad a todos los coeficientes parciales para las acciones permanentes y variables desfavorables y cero para las acciones variables favorables. 2 Para situaciones extraordinarias se considerarán el valor de cálculo de los efectos de las acciones sobre la cimentación determinados con la expresión (4.4) y (4.5) del DB-SE; igualmente asignando el valor unidad a todos los coeficientes parciales para las acciones permanentes y variables desfavorables y cero para acciones variables favorables. 2.3.2.3 Acciones geotécnicas sobre la cimentación que se transmiten o generan a través del terreno. 1 Para cada situación de dimensionado habrá que tener en cuenta los valores representativos de los tipos siguientes de acciones: a) acciones que actúan directamente sobre el terreno y que por razones de proximidad pueden afectar al comportamiento de la cimentación. Las acciones de este tipo que procedan de la estructura se determinarán de acuerdo con los criterios definidos en 2.3.2.2; b) cargas y empujes debidos al peso propio del terreno; c) acciones del agua existente en el interior del terreno. SE-C-3

Documento Básico SE-C Cimientos 2.3.3 Modelo geotécnico y parámetros del terreno 1 Para cada situación de dimensionado y estudio de estado límite se definirá un modelo geotécnico del terreno que incorpore junto con los distintos tipos de materiales y sus superficies de contacto los niveles piezométricos pertinentes. 2 Las características del terreno deben quedar representadas, para cada situación de dimensionado y estado límite considerado, por una serie de valores característicos que normalmente se deducirán de la investigación geotécnica. 3 A efectos de aplicación de este DB se entiende como valor característico de un determinado pará- metro del terreno a una estimación prudente de su valor en el contexto del estado límite que se considere. Esto implica que determinados parámetros del terreno pueden adoptar valores caracte- rísticos diferentes en función del estado límite considerado. 4 Cuando se utilicen métodos estadísticos se definirá el valor característico de un determinado pará- metro del terreno necesario para el estudio de un estado límite por: a) el fractil del 5% en caso de que un valor bajo resulte desfavorable; b) el fractil del 95% en caso de que un valor alto resulte desfavorable. 2.3.4 Parámetros de los materiales de construcción utilizados en la cimentación 1 Las características de los materiales utilizados en la construcción de la cimentación deben representarse mediante sus valores característicos, que se determinarán de acuerdo con el apartado 3.3.4 del DB-SE. 2.3.5 Datos geométricos 1 A la hora de definir la configuración geométrica para cada tipo de cimentación se tendrán en cuenta las consideraciones que se hacen en los capítulos correspondientes de este DB dedicando especial atención a la cota y pendiente de la superficie del terreno, los niveles de excavación y la definición de los niveles piezométricos del agua del terreno en cada una de las situaciones de dimensionado a las que sus posibles variaciones puedan dar lugar. 2 Los valores de cálculo de la dimensiones geométricas de la cimentación coincidirán con sus valores nominales reflejados en los planos de ejecución. 3 En los casos en que las posibles desviaciones de una dimensión geométrica de su valor nominal puedan tener una influencia significativa en el comportamiento de la cimentación, el valor de cálculo de esta dimensión quedará definido por el que sea más desfavorable, resultante de sumar o restar la desviación al valor nominal de la dimensión. 2.4 Verificaciones basadas en el formato de los coeficientes parciales 2.4.1 Generalidades 1 La utilización del formato de los coeficientes parciales implica la verificación de que, para las situaciones de dimensionado de la cimentación, no se supere ninguno de los estados límite pertinentes, al introducir en los modelos correspondientes, los valores de cálculo para las distintas variables que describen los efectos de las acciones sobre la cimentación y la resistencia del terreno. 2 Los valores de cálculo de las variables descritas en el párrafo anterior se obtienen a partir de sus valores representativos y característicos respectivamente, multiplicándolos o dividiéndolos por los correspondientes coeficientes parciales. 3 El dimensionado de la cimentación como elemento que ejerce presiones sobre el terreno se realiza- rá exclusivamente con el formato de acciones y coeficientes de seguridad indicados, a tal efecto, en este DB. 4 La comprobación de la capacidad estructural de la cimentación, como elemento estructural a dimensionar, puede realizarse con el formato general de acciones y coeficientes de seguridad incluidos en el DB-SE, y en el resto de Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los di- SE-C-4

Documento Básico SE-C Cimientos ferentes materiales o la instrucción EHE, o utilizando el formato de acciones y coeficientes de seguridad incluidos a tal efecto en este DB. 2.4.2 Estados límite últimos 2.4.2.1 Verificaciones a efectuar 1 Para las diferentes situaciones de dimensionado se deben verificar los estados límite últimos correspondientes, según se indica en el apartado 2.2.1.2. 2 En todas estas verificaciones se utilizarán los valores de cálculo de las variables involucradas. 2.4.2.2 Verificación de la Estabilidad 1 El equilibrio de la cimentación (estabilidad al vuelco o estabilidad frente a la subpresión) quedará verificado, si para las situaciones de dimensionado pertinentes se cumple la condición: Ed,dst ≤ Ed,stb (2.1) siendo Ed,dst el valor de cálculo del efecto de las acciones desestabilizadoras; Ed,stb el valor de cálculo del efecto de las acciones estabilizadoras. 2 Los valores de cálculo de los efectos de las acciones estabilizadoras y desestabilizadoras se de- terminarán según el apartado 2.4.2.5. 2.4.2.3 Verificación de la Resistencia 1 Para el estudio de la resistencia del terreno en cada situación de dimensionado se distinguirá entre resistencia local y resistencia global. 2 Los cálculos relativos a la resistencia local del terreno tienen como objetivo último asegurar la estabilidad de la cimentación frente a los fenómenos de hundimiento y deslizamiento. 3 Los cálculos relativos a la resistencia global del terreno, también llamada estabilidad global, tienen como objetivo último asegurar la estabilidad de la cimentación frente a posibles deslizamientos a lo largo de superficies pésimas posibles que la engloben. 4 La resistencia local o global del terreno quedará verificada si se cumple, para las situaciones de dimensionado pertinentes, la condición: Ed ≤ Rd (2.2) siendo Ed el valor de cálculo del efecto de las acciones; Rd el valor de cálculo de la resistencia del terreno. 5 El valor de cálculo del efecto de las acciones sobre la cimentación se determinará, para cada situa- ción de dimensionado, según el apartado 2.4.2.5. 6 El valor de cálculo de la resistencia del terreno se determinará según el apartado 2.4.2.6. 2.4.2.4 Verificación de la capacidad estructural la cimentación 1 La resistencia de la cimentación como elemento estructural quedará verificada si el valor de cálculo del efecto de las acciones del edificio y del terreno sobre la cimentación no supera el valor de cálcu- lo de la resistencia de la cimentación como elemento estructural. (véase 2.4.1) 2 Los valores de cálculo del efecto de las acciones del edificio y del terreno sobre la cimentación se determinarán según el apartado 2.4.2.5. 3 El valor de cálculo de la resistencia de la cimentación como elemento estructural se determinará según el apartado 4.2.4 del DB-SE y según las reglas de los Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los diferentes materiales o la instrucción EHE. 2.4.2.5 Valores de cálculo del efecto de las acciones 1 Los valores de cálculo de los efectos de las acciones sobre la cimentación se determinarán, para cada situación de dimensionado, a partir de la combinación de acciones que se deban considerar simultáneamente. Esto incluye tanto las acciones del edificio sobre la cimentación, según el aparta- SE-C-5

Documento Básico SE-C Cimientos do 2.3.2.2, como las acciones geotécnicas transmitidas o generadas por el terreno sobre la misma indicadas en el apartado 2.3.2.3. 2 El valor de cálculo del efecto de las acciones para cada situación de dimensionado se podrá determinar según la relación:   X E d = γ E E γ F ⋅ Frepr ; K ; a d  (2.3)   γM   siendo Frepr el valor representativo de las acciones que intervienen en la situación de dimensionado considerada; XK el valor característico de los materiales; ad el valor de cálculo de los datos geométricos; γE el coeficiente parcial para el efecto de las acciones; γF el coeficiente parcial para las acciones; γM el coeficiente parcial para las propiedades de los materiales. Los coeficientes γE, γF y γM se definen para cada tipo de cimentación en la tabla 2.1. 3 2.4.2.6 Valor de cálculo de la resistencia del terreno 1 El valor de cálculo de la resistencia del terreno se podrá determinar utilizando la siguiente expre- sión: 1  X R γ F ⋅ Frep ; K ; a d  Rd = (2.4)   γR  γM  siendo γR el coeficiente parcial de resistencia Los coeficientes γR se definen en la tabla 2.1. 2 La utilización conjunta de los valores γF = 1, γM = 1 y γR = 1 en la expresión (2.4) proporciona, para 3 cada tipo de cimentación y estado límite último el valor característico, RK, de la resistencia del terreno. En los capítulos 4 y 5 se identifican distintos procedimientos que pueden utilizarse para determinar dicho valor en cimentaciones directas y profundas. SE-C-6

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla 2.1. Coeficientes de seguridad parciales Materiales Acciones Situación de Tipo γR γM γE γF dimensionado 3,0(1) Hundimiento 1,0 1,0 1,0 (2) Deslizamiento 1,5 1,0 1,0 1,0 (2) Vuelco (3) Acciones estabilizadoras 1,0 1,0 0,9 1,0 Acciones desestabilizadoras 1,0 1,0 1,8 1,0 Estabilidad global 1,0 1,8 1,0 1,0 (4) (4) (5) Capacidad estructural - - 1,6 1,0 Pilotes Persistente o Arrancamiento 3,5 1,0 1,0 1,0 transitoria Rotura horizontal 3,5 1,0 1,0 1,0 Pantallas 2,5(6) Estabilidad fondo excavación 1,0 1,0 1,0 Sifonamiento 1,0 2,0 1,0 1,0 Rotación o traslación 0,6(7) Equilibrio límite 1 1,0 1,0 (7) Modelo de Winkler 1 1,0 0,6 1,0 Elementos finitos 1,0 1,5 1,0 1,0 (8) Hundimiento 2,0 1,0 1,0 1,0 (2) Deslizamiento 1,1 1,0 1,0 1,0 (2) Vuelco Acciones estabilizadoras 1,0 1,0 0,9 1,0 Acciones desestabilizadoras 1,0 1,0 1,2 1,0 Estabilidad global 1,0 1,2 1,0 1,0 (4) (4) Capacidad estructural - - 1,0 1,0 Extraordinaria Pilotes Arrancamiento 2,3 1,0 1,0 1,0 Rotura horizontal 2,3 1,0 1,0 1,0 Pantallas Rotación o traslación Equilibrio límite 1,0 1,0 0,8 1,0 Modelo de Winkler 1,0 1,0 0,8 1,0 Elementos finitos 1,0 1,2 1,0 1,0 (1) En pilotes se refiere a métodos basados en ensayos de campo o fórmulas analíticas (largo plazo), para métodos basados en fórmulas analíticas (corto plazo), métodos basados en pruebas de carga hasta rotura y métodos basados en pruebas dinámicas de hinca con control electrónico de la hinca y contraste con pruebas de carga, se podrá tomar 2,0. (2) De aplicación en cimentaciones directas y muros. (3) En cimentaciones directas, salvo justificación en contrario, no se considerará el empuje pasivo. SE-C-7

Documento Básico SE-C Cimientos (4) Los correspondientes de los Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los diferentes materiales o la instrucción EHE. (5) Aplicable a elementos de hormigón estructural cuyo nivel de ejecución es intenso o normal, según la Instrucción EHE. En los casos en los que el nivel de control de ejecución sea reducido, el coeficiente γE debe tomarse, para situaciones persistentes o transitorias, igual a 1,8. (6) El coeficiente γM será igual a 2,0 si no existen edificios o servicios sensibles a los movimientos en las proximidades de la pantalla. (7) Afecta al empuje pasivo (8) En pilotes, se refiere a métodos basados en ensayos de campo o fórmulas analíticas; para métodos basados en pruebas de carga hasta rotura y métodos basados en pruebas dinámicas de hinca con control electrónico de la hinca y contraste con pruebas de carga, se podrá tomar 1,5 2.4.3 Estados límite de servicio 2.4.3.1 Verificaciones a efectuar 1 Para las diferentes situaciones de dimensionado se deben verificar los estados límite de servicio correspondientes, según se indica en el apartado 2.2.1.3. 2 Los módulos de deformación del terreno necesarios para la verificación de un adecuado comportamiento de la cimentación en servicio se representarán por sus valores medios representativos. 3 El comportamiento adecuado de la cimentación, en relación con un determinado criterio, queda verificado si se cumple, para las situaciones de dimensionado pertinentes, la condición: Eser ≤ Clim (2.5) siendo Eser el efecto de las acciones para una determinada situación de dimensionado; Clim el valor límite para el mismo efecto. 4 El valor de cálculo de los efectos de las acciones se determinará, para cada situación de dimensionado y cada criterio a verificar, a partir de la combinación de acciones que le corresponda entre las indicadas en el apartado 4.3.2 del DB-SE o según el apartado 2.3.2.2. 5 Los valores límite para los distintos efectos de las acciones deben estar en concordancia con el objetivo de cada comprobación específica y se deben determinar para cada caso en el proyecto. 6 Para la determinación de los valores límite de los movimientos de la cimentación se tendrán en cuenta los siguientes aspectos: a) grado de fiabilidad en la estimación de dichos movimientos, en los casos de que se utilicen métodos alternativos a los indicados en este DB; b) posibles movimientos del terreno y su evolución en el tiempo; c) tipo de estructura y materiales del edificio; d) tipo de cimentación y características del terreno; e) distribución de cargas en el edificio; f) proceso constructivo del edificio; g) uso que se vaya a dar al edificio. 7 Los desplazamientos y deformaciones admisibles de las estructuras o servicios próximos, ajenos a la obra proyectada, se definirán en función de sus características y estado. 8 La verificación de los estados límite de servicio relacionados con los movimientos de la cimentación podrá llevarse a cabo, mediante criterios basados en valores límite para los siguientes parámetros (véase Figura 2.1): Figura 2.1. Definiciones básicas del movimiento de cimentaciones SE-C-8

Documento Básico SE-C Cimientos a) asiento, s, definido como el descenso de cualquier punto de la cimentación de un edificio (Ej.: sA); asiento diferencial, δs, definido como la diferencia de asiento entre dos puntos cualesquiera de b) la cimentación; δ s AB = s B − s A (2.6) distorsión angular, β, definida como el asiento diferencial entre dos puntos dividido por la dis- c) tancia que les separa. sB − s A δ s AB β AB = = (2.7) L AB L AB Se denomina giro relativo o rotación relativa cuando el asiento diferencial está referido a la distancia medida según la línea que define la inclinación media de la cimentación (línea A’ D’ en la Figura 2.1); inclinación, ω, definida como el ángulo girado con respecto a la vertical según la línea media d) que define la posición deformada de la cimentación; e) desplazamiento horizontal, x, definido como el movimiento horizontal de cualquier punto de la cimentación (Ej: xA); desplazamiento horizontal diferencial, δx, definido como la diferencia de movimiento horizontal f) entre dos puntos cualesquiera de la cimentación; δx AB = x B − x A (2.8) distorsión horizontal ε definida como el desplazamiento horizontal diferencial entre dos puntos g) dividido por la distancia que los separa. (2.9) δ x AB x B − x A ε AB = = L AB L AB 9 En el caso de que no se especifiquen en el proyecto los valores límites de servicio de los movimientos de la cimentación del edificio podrán adoptarse los indicados en las tablas 2.2 y 2.3. Tabla 2.2. Valores límite basados en la distorsión angular Tipo de estructura Limite Estructuras isostáticas y muros de contención 1/300 Estructuras reticuladas con tabiquería de separación 1/500 Estructuras de paneles prefabricados 1/700 Muros de carga sin armar con flexión cóncava hacia arriba 1/1000 Muros de carga sin armar con flexión cóncava hacia abajo 1/2000 Tabla 2.3. Valores límite basados en la distorsión horizontal Tipo de estructura Limite Muros de carga 1/2000 10 En los capítulos relativos a los diferentes tipos de cimentación se encuentran otros criterios de veri- ficación de la aptitud al servicio de éstas relacionados más específicamente con los materiales y procedimientos de construcción empleados. 11 Para las vibraciones previstas de corta duración se comprobará que los valores máximos de los componentes del vector velocidad del terreno y cimentación quedan por debajo de los valores establecidos en las tablas 2.4 y 2.5. SE-C-9

Documento Básico SE-C Cimientos 12 Para vibraciones estacionarias se comprobará que las vibraciones horizontales medidas en el piso más alto sean inferiores a 5 mm/s, y las verticales medidas en el centro de los forjados o techos permanezcan por debajo de 10 mm/s. Tabla 2.4. Valores de referencia para el valor pico de la vibración del terreno en su mayor componente frente a vibraciones de corta duración (UNE 22-381-93) Frecuencia principal (Hz) Clase de edificio 2-15 15-75 >75 (1) Velocidad Desplazamiento Velocidad [mm/s] [mm] [mm/s] Edificios y naves industriales ligeras con estructuras de 20 0,212 100 hormigón armado o metálicas. Edificios de viviendas y otros similares en su construcción 9 0,095 45 y/o en su utilización. Edificios especialmente sensibles a las vibraciones. 4 0,042 20 (1) En los tramos de frecuencias comprendidas entre 15 y 75 Hz se podrá calcular la velocidad equivalente conociendo la frecuencia principal a través de la ecuación: v = 2·π ·f · d siendo v la velocidad de vibración equivalente en mm/s f la frecuencia principal en Hz d el desplazamiento admisible en mm indicado en la tabla Tabla 2.5. Valores de referencia para la velocidad de vibración (mm/s) de las cimentaciones frente a vibraciones de corta duración Nivel del techo Forjados o del piso mas alto Techos Cimientos habitable Valor máximo de las 3 componentes del Vibraciones Vibración ver- vector velocidad horizontales en tical en el cen- Clase de edificio dos direcciones tro Todas las fre- Todas las Frecuencias cuencias frecuencias (1) < 10 Hz 10 a 15 Hz 50 a 100 Hz Edificios utilizados para actividades industriales y 20 20 a 40 40 a 50 40 edificios industriales Edificios de viviendas y otros 20 similares en su construcción 5 5 a 15 15 a 20 15 y/o su utilización. Edificios con enlucidos Edificios especialmente 3 3a8 8 a 10 8 sensibles a las vibraciones (1) Para frecuencias superiores a 100 Hz se deben aplicar, como mínimo, los valores de referencia para 100 Hz SE-C-10

Documento Básico SE-C Cimientos 3 Estudio geotécnico 3.1 Generalidades 1 El estudio geotécnico es el compendio de información cuantificada en cuanto a las características del terreno en relación con el tipo de edificio previsto y el entorno donde se ubica, que es necesaria para proceder al análisis y dimensionado de los cimientos de éste u otras obras. 2 Las características del terreno de apoyo se determinarán mediante una serie de actividades que en su conjunto se denomina reconocimiento del terreno y cuyos resultados quedarán reflejados en el estudio geotécnico. 3 El reconocimiento del terreno, que se fijará en el estudio geotécnico en cuanto a su intensidad y alcance, dependerá de la información previa del plan de actuación urbanística, de la extensión del área a reconocer, de la complejidad del terreno y de la importancia de la edificación prevista. Salvo justificación el reconocimiento no podrá ser inferior al establecido en este DB. 4 Para la realización del estudio deben recabarse todos los datos en relación con las peculiaridades y problemas del emplazamiento, inestabilidad, deslizamientos, uso conflictivo previo tales como hornos, huertas o vertederos, obstáculos enterrados, configuración constructiva y de cimentación de las construcciones limítrofes, la información disponible sobre el agua freática y pluviometría, antecedentes planimétricos del desarrollo urbano y, en su caso, sismicidad del municipio, de acuerdo con la Norma de Construcción Sismorresistente NCSE vigente. 5 Dado que las conclusiones del estudio geotécnico pueden afectar al proyecto en cuanto a la con- cepción estructural del edificio, tipo y cota de los cimientos, se debe acometer en la fase inicial de proyecto y en cualquier caso antes de que la estructura esté totalmente dimensionada. 6 La autoría del estudio geotécnico corresponderá al proyectista, a otro técnico competente o, en su caso, al Director de Obra y contará con el preceptivo visado colegial. 3.2 Reconocimiento del terreno 3.2.1 Programación 1 Para la programación del reconocimiento del terreno se deben tener en cuenta todos los datos relevantes de la parcela, tanto los topográficos o urbanísticos y generales del edificio, como los datos previos de reconocimientos y estudios de la misma parcela o parcelas limítrofes si existen, y los generales de la zona realizados en la fase de planeamiento o urbanización. 2 A efectos del reconocimiento del terreno, la unidad a considerar es el edificio o el conjunto de edificios de una misma promoción, clasificando la construcción y el terreno según las tablas 3.1 y 3.2 respectivamente. Tabla 3.1. Tipo de construcción (1) Tipo Descripción Construcciones de menos de 4 plantas y superficie construida inferior a 300 m2 C-0 C-1 Otras construcciones de menos de 4 plantas C-2 Construcciones entre 4 y 10 plantas C-3 Construcciones entre 11 a 20 plantas C-4 Conjuntos monumentales o singulares, o de más de 20 plantas. (1) En el cómputo de plantas se incluyen los sótanos. Tabla 3.2. Grupo de terreno Grupo Descripción T-1 Terrenos favorables: aquellos con poca variabilidad, y en los que la práctica habitual en la zona es de cimentación directa mediante elementos aislados. T-2 Terrenos intermedios: los que presentan variabilidad, o que en la zona no siempre se recurre a la misma solución de cimentación, o en los que se puede suponer que tienen rellenos antrópicos de cierta relevancia, aunque probablemente no superen los 3,0 m. SE-C-11

Documento Básico SE-C Cimientos T-3 Terrenos desfavorables: los que no pueden clasificarse en ninguno de los tipos anteriores. De forma especial se considerarán en este grupo los siguientes terrenos: a) Suelos expansivos b) Suelos colapsables c) Suelos blandos o sueltos d) Terrenos kársticos en yesos o calizas e) Terrenos variables en cuanto a composición y estado f) Rellenos antrópicos con espesores superiores a 3 m g) Terrenos en zonas susceptibles de sufrir deslizamientos h) Rocas volcánicas en coladas delgadas o con cavidades i) Terrenos con desnivel superior a 15º j) Suelos residuales k) Terrenos de marismas 3 La densidad y profundidad de reconocimientos debe permitir una cobertura correcta de la zona a edificar. Para definirlos se tendrá en cuenta el tipo de edificio, la superficie de ocupación en planta y el grupo de terreno. 4 Con carácter general el mínimo de puntos a reconocer será de tres. En la tabla 3.3 se recogen las distancias máximas dmáx entre puntos de reconocimiento que no se deben sobrepasar y las profundidades orientativas P bajo el nivel final de la excavación. La profundidad del reconocimiento en cada caso se fijará teniendo en cuenta el resto del articulado de este capítulo y el corte geotécnico del terreno. 5 Todos los puntos de reconocimiento, en planimetría y altimetría, deben quedar reflejados en un plano, referidos a puntos fijos claramente reconocibles del entorno, o en su defecto a coordenadas UTM. Tabla 3.3. Distancias máximas entre puntos de reconocimiento y profundidades orientativas Grupo de terreno Tipo de construcción T1 T2 dmáx (m) P (m) dmáx (m) P (m) C-0, C-1 35 6 30 18 C-2 30 12 25 25 C-3 25 14 20 30 C-4 20 16 17 35 6 En el caso de que las distancias dmáx excedan las dimensiones de la superficie a reconocer, deben disminuirse hasta que se cumpla con el número de puntos mínimos requeridos. En el caso de edificios con superficies en planta superiores a los 10.000 m2 se podrá reducir la den- 7 sidad de puntos. Esta reducción tendrá como límite el 50% de los obtenidos mediante la regla anterior aplicada sobre el exceso de la superficie. 8 Las condiciones fijadas anteriormente no son de aplicación en los reconocimientos del terreno para la elaboración de los estudios geotécnicos de los proyectos de urbanización. 9 En la tabla 3.4 se establece el número mínimo de sondeos mecánicos y el porcentaje del total de puntos de reconocimiento que pueden sustituirse por pruebas continuas de penetración cuando el número de sondeos mecánicos exceda el mínimo especificado en dicha tabla. SE-C-12

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla 3.4. Número mínimo de sondeos mecánicos y porcentaje de sustitución por pruebas continuas de penetración Número mínimo % de sustitución T-1 T-2 T-1 T-2 C-0 - 1 - 66 C-1 1 2 70 50 C-2 2 3 70 50 C-3 3 3 50 40 C-4 3 3 40 30 10 Debe comprobarse que la profundidad planificada de los reconocimientos ha sido suficiente para alcanzar una cota en el terreno por debajo de la cual no se desarrollarán asientos significativos bajo las cargas que pueda transmitir el edificio, tal y como se indica en los distintos capítulos de este DB. 11 Dicha cota podrá definirse como la correspondiente a una profundidad tal que en ella el aumento neto de tensión en el terreno bajo el peso del edificio sea igual o inferior al 10% de la tensión efectiva vertical existente en el terreno en esa cota antes de construir el edificio, a menos que se haya alcanzado una unidad geotécnica resistente tal que las presiones aplicadas sobre ella por la cimenta- ción del edificio no produzcan deformaciones apreciables. 12 La unidad geotécnica resistente a la que se hace referencia en el párrafo anterior debe comprobarse en una profundidad de al menos 2 m, más 0,3 m adicionales por cada planta que tenga la cons- trucción. 13 El aumento neto de tensión en el terreno, al que se hace referencia en el párrafo 11 de este apartado, podrá determinarse utilizando los ábacos y tablas existentes en la literatura geotécnica de uso habitual ó también, de forma aproximada, suponiendo que la carga del edificio se distribuye uniformemente en cada profundidad sobre una superficie definida por planos que, buzando hacia el exterior del área cargada en la superficie del terreno, alcanzan dicha profundidad con líneas de máxima pendiente 1H:2V. 14 En el caso de que se prevean cimentaciones profundas se llevarán a cabo las comprobaciones indicadas en los párrafos 10 y 11 suponiendo que la cota de aplicación de la carga del edificio sobre el terreno es la correspondiente a una profundidad igual a las dos terceras partes de la longitud de los pilotes. Salvo justificación, en el caso de pilotes columna se comprobará que la profundidad investigada alcanza aproximadamente cinco diámetros (5D) por debajo de la punta del pilote previsible a utilizar. 15 En caso de terrenos del grupo T-3 o cuando el reconocimiento se derive de otro que haya resultado insuficiente, se intercalarán puntos de reconocimiento en las zonas problemáticas hasta definirlas adecuadamente. 3.2.2 Prospección 1 La prospección del terreno podrá llevarse a cabo mediante calicatas, sondeos mecánicos, pruebas continuas de penetración o métodos geofísicos. En el anejo C se describen las principales técnicas de prospección así como su aplicabilidad, que se llevarán a cabo de acuerdo con el Real Decreto 1627/1997, de 24 de octubre, por el que se establecen disposiciones mínimas de seguridad y salud en las obras de construcción. 2 En los reconocimientos de los tipos de construcción C-0 y grupo de terreno T-1, las pruebas de penetración deben complementarse siempre con otras técnicas de reconocimiento como podrían ser calicatas. En otros casos, en el reconocimiento se podrán utilizar las pruebas de penetración para la identificación de unidades geotécnicas, que deben contrastarse mediante sondeos mecáni- cos. 3 En el marco del presente DB no se pueden utilizar exclusivamente métodos geofísicos para caracterizar el terreno, debiendo siempre contrastarse sus resultados con los sondeos mecánicos. 4 En general, se podrán aplicar las técnicas geofísicas para la caracterización geotécnica y geológica, con el objeto de complementar datos, mejorar su correlación, acometer el estudio de grandes superficies y determinar los cambios laterales de facies, no siendo aconsejable en cascos urbanos consolidados. SE-C-13

Documento Básico SE-C Cimientos 3.2.3 Ensayos de campo 1 Son ensayos que se ejecutan directamente sobre el terreno natural y que proporcionan datos que pueden correlacionarse con la resistencia, deformabilidad y permeabilidad de una unidad geotécni- ca a una determinada profundidad. Se distinguen, como más usuales, los siguientes: a) en sondeo: ensayo de penetración estándar (SPT), ensayo de molinete (Vane Test), ensayo presiométrico (PMT), ensayo Lefranc, ensayo Lugeon; b) en superficie o en pozo: ensayo de carga con placa; c) en pozo: ensayo de bombeo. 2 En el caso de suelos con un porcentaje apreciable de grava gruesa, cantos y bolos y cuando la importancia del edificio lo justifique, se pueden contrastar los valores de resistencia SPT con los valores de velocidad de transmisión de las ondas S obtenidas mediante ensayos de tipo “cross-hole” o “down-hole”. 3 En el apartado 4.2.3.1 se proporcionan algunas de las correlaciones más frecuentemente utilizadas entre las pruebas continuas de penetración estáticas y el ensayo SPT. 4 La descripción y condiciones de utilización de estos ensayos se indican en la tabla D.7. 3.2.4 Toma de muestras 1 El objetivo de la toma de muestras es la realización, con una fiabilidad suficiente, de los ensayos de laboratorio pertinentes según las determinaciones que se pretendan obtener. Por tanto en la toma de muestras se deben cumplir unos requisitos diferentes según el tipo de ensayo que se vaya a ejecutar sobre la muestra obtenida. 2 Se especifican tres categorías de muestras: a) muestras de categoría A: son aquellas que mantienen inalteradas las siguientes propiedades del suelo: estructura, densidad, humedad, granulometría, plasticidad y componentes químicos estables; b) muestras de categoría B: son aquellas que mantienen inalteradas las siguientes propiedades del suelo: humedad, granulometría, plasticidad y componentes químicos estables; c) muestras de categoría C: todas aquellas que no cumplen las especificaciones de la categoría B. 3 En la tabla 3.5 se señala la categoría mínima de la muestra requerida según los tipos de ensayos de laboratorio que se vayan a realizar. Tabla 3.5. Categoría de las muestras de suelos y rocas para ensayos de laboratorio Propiedades a determinar Categoría mínima de la muestra - Identificación organoléptica C - Granulometría C - Humedad B - Límites de Atterberg C - Peso específico de las partículas B - Contenido en materia orgánica y en CaCO3 C - Peso específico aparente. Porosidad A - Permeabilidad A - Resistencia A - Deformabilidad A - Expansividad A - Contenido en sulfatos solubles C 4 En la categoría A, los tomamuestras que se empleen en los sondeos se recomienda se ajusten a las especificaciones de la tabla 3.6 en función del tipo de suelo en que se ejecute la toma y el diá- metro interior Di de la zapata utilizada. SE-C-14

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla 3.6. Especificaciones de la categoría A de tomamuestras Tipo de suelo Sistema de Diámetro Despeje Relación de Espesor Angulo de hincado interior Di Áreas Ra zapata de interior D Zapata del corte tomamuestras E Arcillas, Limos, ≤ 1% ≤ 15 ≤ 2 mm ≤ 5º Presión > 70 mm Arenas finas Arenas medias Presión ≤3% ≤ 15 ≤ 5 mm ≤ 10º Arenas gruesas > 80 mm Golpeo Mezclas Con los valores de las siguientes expresiones: D e − Di D= ⋅ 100 (3.1) Di D 2 − D i2 e Ra = ⋅ 100 (3.2) D i2 D e − Di E= (3.3) 2 siendo De el diámetro exterior de la zapata del tomamuestras Di el diámetro interior de la zapata del tomamuestras 5 En la tabla D.8 se especifican los diferentes tipos de tomamuestras, el método de hinca y la catego- ría adjudicada. 6 Además de las muestras de suelo o roca señaladas, el reconocimiento geotécnico debe incluir la toma de muestras de agua de los distintos acuíferos encontrados, en el fin de prever posibles problemas de agresividad o contaminación. En algunos casos estas muestras servirán para una mejor definición de la hidrogeología de la zona de estudio. 7 Una vez extraídas las muestras se procederá a su parafinado o protección adecuada y se traslada- rán al laboratorio de ensayo en las mejores condiciones posibles. 3.2.5 Caracterización de macizos rocosos 1 A los efectos de este DB, un macizo rocoso se caracteriza por la resistencia de la roca matriz, que debe matizarse con otras propiedades de su discontinuidad, como son: apertura, rugosidad, tipo de relleno, espaciamiento, índice de fracturación, persistencia, clase RQD, o presencia de agua. Di- chos parámetros podrán utilizarse para determinar otros índices, tales como el RMR, indicativos del comportamiento global del macizo rocoso. En las tablas D.9 a D.17 se indican criterios para esta ca- racterización. 3.2.6 Ensayos de laboratorio 1 De todas las muestras obtenidas en calicatas o sondeos se hará una descripción detallando aquellos aspectos que no son objeto de ensayo, como el color, olor, litología de las gravas o trozos de roca, presencia de escombros o materiales artificiales, etc, así como eventuales defectos en la calidad de la muestra, para ser incluida en algunas de las categorías A o B. 2 El número de determinaciones del valor de un parámetro de una unidad geotécnica investigada será el adecuado para que éste sea fiable. Para una superficie de estudio de hasta 2000 m2, en cada unidad de importancia geotécnica se considera orientativo el número de determinaciones que se indica en la tabla 3.7. 3 Deberá procurarse que los valores se obtengan de muestras procedentes de puntos de investiga- ción diferentes, una vez que se hayan identificado como pertenecientes a la misma capa. Las determinaciones se podrán obtener mediante ensayos en laboratorio, o si es factible con ensayos in situ, aplicando las oportunas correlaciones si fueran necesarias. SE-C-15

Documento Básico SE-C Cimientos Para superficies mayores se multiplicarán los números de la tabla 3.7 por (s/2000)1/2, siendo s la 4 superficie de estudio en m2. Tabla 3.7. Número orientativo de determinaciones in situ o ensayos de laboratorio para superficies de estu- 2 dio de hasta 2000 m Propiedad Terreno T-1 T-2 Identificación Granulometría 3 6 Plasticidad 3 5 Deformabilidad Arcillas y limos 4 6 Arenas 3 5 Resistencia a compresión simple Suelos muy blandos 4 6 Suelos blandos a duros 4 5 Suelos fisurados 5 7 Resistencia al corte Arcillas y Limos 3 4 Arenas 3 5 Contenido de sales agresivas 3 4 5 Los ensayos indicados en la tabla 3.7 corresponden a cada unidad geotécnica que pueda ser afectada por las cimentaciones. El número de determinaciones in situ o ensayos indicados corresponde a edificios C-1 ó C-2. Para edificios C-3 o C-4 los valores del cuadro se recomienda incrementarlos en un 50%. 6 Para terrenos tipo T-3 se decidirá el tipo y número de determinaciones, que nunca serán inferiores a las indicadas para el T-2. 7 En la tabla D.18 se indican ensayos considerados adecuados para la determinación de las propiedades más usuales de un suelo o de una roca matriz. 8 Los resultados de los ensayos granulométricos de suelos permitirán matizar los criterios de clasifi- cación denominándolos con una palabra según su componente principal que podrá acompañarse de calificativos y sufijos según los componentes secundarios teniendo en cuenta el baremo de pro- porción en % de peso de cada fracción de suelo según se indica en las tablas D.20 y D.21. 9 Para la comprobación de los estados límite considerados en los distintos capítulos de este DB se distinguirá entre aquellos suelos cuya proporción en finos (limo + arcilla) sea inferior al 35% y los que superen dicha proporción, pudiéndose denominar unos y otros tal y como se indica en las tablas D.20 y D.21. 10 La acidez Baumann-Gully y el contenido en sulfatos, detectados en muestras de suelo y rocas, así como determinados componentes químicos, presentes en el agua freática, permiten clasificar la agresividad química del terreno frente al hormigón. En la tabla D.22 figura la clasificación de la agresividad química recogida en la Instrucción de Hormigón Estructural EHE. 11 Para caracterizar la agresividad del agua freática se tomará como mínimo una muestra en el 50% de los sondeos. 12 La Instrucción EHE establece el empleo de cementos que posean resistencia adicional a los sulfatos, según la norma UNE 80303:96, para una exposición tipo Q, es decir, siempre que el contenido 2- en sulfatos del terreno sea igual o mayor a 3000 mg/kg (SO4 en suelos ≥ 3000 mg/kg) y de 600 2- mg/kg en el agua freática (SO4 en aguas ≥ 600 mg/l). 3.3 Contenido del estudio geotécnico 1 El estudio geotécnico incluirá los antecedentes y datos recabados, los trabajos de reconocimiento efectuados, la distribución de unidades geotécnicas, los niveles freáticos, las características geo- técnicas del terreno identificando en las unidades relevantes los valores característicos de los pa- rámetros obtenidos y los coeficientes sismorresistentes, si fuere necesario. SE-C-16

Documento Básico SE-C Cimientos 2 En el estudio se recogerá la distribución de unidades geotécnicas diferentes, sus espesores, exten- sión e identificación litológica, hasta la profundidad establecida en los reconocimientos. Para ello se elegirán los perfiles geotécnicos longitudinales y transversales que mejor representen la distribución de estas unidades. Para los edificios de categoría C-0 y C-1 el número de perfiles mínimo será de dos y para el resto de tres. Se determinará en su caso la unidad geotécnica resistente, así como las agrupaciones de unidades geotécnicas de similares características. Igualmente se recogerá la profundidad de las aguas freáticas y, en su caso, las oscilaciones de las mismas. 3 De cada una de las unidades geotécnicas relevantes se dará su identificación, en los términos contenidos en las tablas de este DB, y de acuerdo con los ensayos y otra información de contraste utilizada, los parámetros esenciales para determinar la resistencias de cada unidad geotécnica, tales como densidad, rozamiento, cohesión, y los de deformabilidad, expansividad, colapso, y parámetros de agresividad de agua y terreno. 4 En municipios con aceleración sísmica de al menos 0,08 g, o si se ha solicitado expresamente, de cada sondeo, se identificará la clasificación de cada unidad geotécnica o estrato a efectos de su comportamiento sísmico, según la NSCE. Si no se ha explorado hasta 30 m de profundidad, se jus- tificará el valor asignado a los estratos por debajo de la profundidad explorada. El coeficiente C de cada sondeo se establecerá como promedio del valor de cada estrato, ponderado con su espesor. Si los resultados de los distintos sondeos son diferentes, se concluirá, justificadamente, el valor C con el que debe obtenerse tanto la acción sísmica del emplazamiento, como el cálculo de dicho efecto en el edificio y sus cimientos. La justificación será tanto más matizada cuanto más se aparte el valor de C de 1,15 5 Los resultados del estudio, incluyendo la descripción del terreno, se referirán a las distintas unidades geotécnicas. En su caso, las posibles alternativas de solución de cimentación, excavación o elementos de contención en su caso, técnica y económicamente viables, se establecerán de acuerdo con los problemas planteados así como de la posible interacción con otros edificios y servicios próximos. 6 El estudio geotécnico contendrá un apartado expreso de conclusiones y, en su caso, a petición del proyectista o del Director de Obra, de recomendaciones constructivas en relación con la cimenta- ción e incluirá los anejos necesarios. En el apartado de conclusiones y recomendaciones se recoge- rán éstas de tal forma que se puedan adoptar las soluciones más idóneas para la realización del proyecto para el que se ha hecho el estudio geotécnico. Asimismo se indicarán los posibles trabajos complementarios a realizar en fases posteriores, antes o durante la obra, a fin de subsanar las limitaciones que se hayan podido observar. 7 Las recomendaciones antedichas serán cualitativas y cuantitativas, concretando todos los valores necesarios con la precisión requerida para ser utilizados para el análisis y dimensionado de los cimientos, los elementos de contención o el movimiento de tierras. 8 El estudio, en función del tipo de cimentación, debe establecer los valores y especificaciones necesarios para el proyecto relativos a: a) cota de cimentación; b) presión vertical admisible (y de hundimiento) en valor total y, en su caso, efectivo, tanto bruta como neta; c) presión vertical admisible de servicio (asientos tolerables) en valor total y, en su caso, efectivo, tanto bruta como neta; d) en el caso de pilotes, resistencia al hundimiento desglosada en resistencia por punta y por fuste; e) parámetros geotécnicos del terreno para el dimensionado de elementos de contención. Empu- jes del terreno: activo, pasivo y reposo; f) datos de la ley “tensiones en el terreno-desplazamiento” para el dimensionado de elementos de pantallas u otros elementos de contención; g) módulos de balasto para idealizar el terreno en cálculos de dimensionado de cimentaciones y elementos de contención, mediante modelos de interacción suelo-estructura; h) resistencia del terreno frente a acciones horizontales; i) asientos y asientos diferenciales, esperables y admisibles para la estructura del edificio y de los elementos de contención que se pretende cimentar; SE-C-17

Documento Básico SE-C Cimientos j) calificación del terreno desde el punto de vista de su ripabilidad, procedimiento de excavación y terraplenado más adecuado. Taludes estables en ambos casos, con carácter definitivo y durante la ejecución de las obras; k) situación del nivel freático y variaciones previsibles. Influencia y consideración cuantitativa de los datos para el dimensionado de cimentaciones, elementos de contención, drenajes, taludes e impermeabilizaciones; l) la proximidad a ríos o corrientes de agua que pudieran alimentar el nivel freático o dar lugar a la socavación de los cimientos, arrastres, erosiones o disoluciones; m) cuantificación de la agresividad del terreno y de las aguas que contenga, para su calificación al objeto de establecer las medidas adecuadas a la durabilidad especificada en cimentaciones y elementos de contención, de acuerdo con los Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los diferentes materiales o la instrucción EHE; n) caracterización del terreno y coeficientes a emplear para realizar el dimensionado bajo el efec- to de la acción sísmica; o) cuantificación de cuantos datos relativos al terreno y a las aguas que contenga sean necesarios para el dimensionado del edificio, en aplicación de este DB, otros Documentos Básicos relativos a la seguridad estructural de los diferentes materiales o la instrucción EHE, y a otros DB, especialmente al DB-HS (Habitabilidad: Salubridad); p) cuantificación de los problemas que pueden afectar a la excavación especialmente en el caso de edificaciones o servicios próximos existentes y las afecciones a éstos; q) relación de asuntos concretos, valores determinados y aspectos constructivos a confirmar después de iniciada la obra, al inicio de las excavaciones, o en el momento adecuado que así se indique, y antes de ejecutar la cimentación, los elementos de contención o los taludes previstos. 3.4 Confirmación del estudio geotécnico antes de la ejecución 1 Una vez iniciada la obra e iniciadas las excavaciones, a la vista del terreno excavado y para la si- tuación precisa de los elementos de la cimentación, el Director de Obra apreciará la validez y suficiencia de los datos aportados por el estudio geotécnico, adoptando en casos de discrepancia las medidas oportunas para la adecuación de la cimentación y del resto de la estructura a las caracte- rísticas geotécnicas del terreno. SE-C-18

Documento Básico SE-C Cimientos 4 Cimentaciones directas 4.1 Definiciones y tipologías 1 Una cimentación directa es aquella que reparte las cargas de la estructura en un plano de apoyo horizontal (véase Figura 4.1). Las cimentaciones directas se emplearán para trasmitir al terreno las cargas de uno o varios pilares de la estructura, de los muros de carga o de contención de tierras en los sótanos, de los forjados o de toda la estructura. 2 Cuando las condiciones lo permitan se emplearán cimentaciones directas, que habitualmente, pero no siempre, se construyen a poca profundidad bajo la superficie, por lo que también son llamadas cimentaciones superficiales. Figura 4.1. Cimiento directo 3 Los tipos principales de cimientos directos y su utilización más usual se recogen en la tabla 4.1. Figura 4.2. Tabla 4.1. Tipos de cimientos directos y su utilización más usual Tipo de cimiento directo Elementos estructurales más usuales a los que sirven de cimen- tación Zapata aislada Pilar aislado, interior, medianero o de esquina Zapata combinada 2 ó más pilares contiguos Zapata corrida Alineaciones de 3 o más pilares o muros Pozo de cimentación Pilar aislado Emparrillado Conjunto de pilares y muros distribuidos, en general, en retícula. Losa Conjunto de pilares y muros Figura 4.2. Tipos de cimentaciones directas SE-C-19

Documento Básico SE-C Cimientos 4.1.1 Zapatas aisladas 1 Cuando el terreno sea firme y competente, se pueda cimentar con una presión media alta y se es- peren asientos pequeños o moderados, la cimentación normal de los pilares de un edificio estará basada en zapatas individuales o aisladas. 2 En general, las zapatas interiores serán de planta cuadrada, tanto por su facilidad constructiva como por la sencillez del modo estructural de trabajo. Sin embargo, podrá convenir diseñar zapatas de planta rectangular o con otra forma, entre otros, en los siguientes casos: a) las separaciones entre crujías sean diferentes en dos sentidos perpendiculares; b) existan momentos flectores en una dirección; c) los pilares sean de sección rectangular; d) se haya de cimentar dos pilares contiguos separados por una junta de dilatación; e) casos especiales de difícil geometría. 3 Si los condicionantes geométricos lo permiten, las zapatas de medianería serán de planta rectangular, preferentemente con una mayor dimensión paralela a la medianería, y las de esquina de planta cuadrada. 4 Desde el punto de vista estructural se tendrán en cuenta las prescripciones de la instrucción EHE (Figura 4.3), y se considerarán estructuralmente rígidas las zapatas cuyo vuelo v, en la dirección principal de mayor vuelo, sea menor o igual que dos veces el canto h (v ≤ 2h). Las zapatas se con- siderarán flexibles en caso contrario (v>2h). Esta definición de rigidez estructural no presupone nin- gún comportamiento específico sobre la distribución de presiones en el terreno y se incluye en este DB al sólo efecto de diferenciarla del concepto de rigidez relativa descrito en 4.2.1.2. Figura 4.3. Concepto de rigidez estructural 5 Las zapatas aisladas se podrán unir entre sí mediante vigas de atado o soleras, que tendrán como objeto principal evitar desplazamientos laterales. En especial se tendrá en cuenta la necesidad de atado de zapatas en aquellos casos prescritos en la Norma de Construcción Sismorresistente NCSE vigente. 6 Podrá ser conveniente unir zapatas aisladas, en especial las fuertemente excéntricas como son las de medianería y esquina, a otras zapatas contiguas mediante vigas centradoras para resistir momentos aplicados por muros o pilares, o para redistribuir cargas y presiones sobre el terreno (véase Figura 4.4). Para cumplir este cometido se podrá disponer asimismo de otras múltiples posibilidades de diseño (contribución de forjados, introducción de tirantes, etc.), debiendo justificarse en cada caso. 7 En el caso de vigas de atado o vigas centradoras hormigonadas directamente sobre el terreno, deben considerarse los posibles esfuerzos derivados del asiento previsto en las zapatas unidas por ellas. Del mismo modo se considerarán los efectos derivados de cualquier otro movimiento relativo que pueda inducir esfuerzos sobre dichas vigas y sobre los demás elementos de cimentación unidos por ellas. En especial no se considera aconsejable recurrir al apoyo directo de las vigas de unión entre zapatas en el caso de cimentar sobre terrenos metaestables (expansivos o colapsables). SE-C-20

Documento Básico SE-C Cimientos Figura 4.4. Ejemplo del empleo de vigas centradoras para redistribución de presiones sobre el terreno 4.1.2 Zapatas combinadas y corridas 1 Cuando la capacidad portante del terreno sea pequeña o moderada, existan varios pilares muy próximos entre sí, o bien las cargas por pilar sean muy elevadas; el dimensionado de los cimientos puede dar lugar a zapatas aisladas muy cercanas, incluso solapadas. En ese caso se podrá recurrir a la unión de varias zapatas en una sola, llamada zapata combinada cuando recoja dos o más pilares, o zapata corrida cuando recoja tres o más alineados. 2 El diseño de zapatas combinadas o corridas podrá ser recomendable para evitar movimientos o asientos diferenciales excesivos entre varios pilares, ya sea por una variación importante de sus cargas o por posibles heterogeneidades del terreno de cimentación. 3 Asimismo, si en la base de pilar se producen momentos flectores importantes, lo que puede dar lugar a excentricidades grandes, las zapatas combinadas y corridas podrán constituir una solución apropiada, ya que podrán facilitar que, en su conjunto, la carga total se sitúe relativamente centrada con el centro de gravedad de la zapata. 4 La forma habitual en planta de las zapatas combinadas será la rectangular, aunque ocasionalmente podrá resultar conveniente emplear zapatas combinadas de formas irregulares, particularmente de planta trapecial. 5 Un caso particular de zapata corrida será la empleada para cimentar muros. En el caso de muros de sótano en los que los pilares forman parte del muro sobresaliendo del mismo, el cimiento del muro más el pilar puede considerarse una zapata corrida que generalmente tendrá un ensanchamiento en la zona del pilar en sentido transversal. 6 El caso de muros de contención o muros de sótano que hayan de soportar empujes horizontales de suelo o agua freática se desarrolla en el capítulo 6. 4.1.3 Pozos de cimentación 1 Se podrán realizar pozos de cimentación cuando el terreno lo permita y la ejecución sea ventajosa con respecto a otras soluciones. 2 Los pozos más habituales en edificación son de dos tipos (véase Figura 4.5). El primero consiste en un relleno de la excavación desde la cota de apoyo con hormigón pobre, situando la zapata encima de éste de forma que se transmitan las cargas a la profundidad deseada. El segundo tipo, menos habitual, consiste en bajar la cota de zapata hasta alcanzar el nivel de terreno competente de apoyo, elevando a continuación un plinto de gran rigidez con el fin de evitar problemas de pandeo. 3 La comprobación de los estados límite último y de servicio se hará sobre el plano de apoyo elegido de forma análoga al de zapatas aisladas, añadiendo a las cargas transmitidas por la estructura el peso de la columna de hormigón pobre. 4 En la comprobación del estado límite último frente al hundimiento debe tenerse en cuenta la profundidad del plano de apoyo y el empleo del concepto de presión neta (apartado 4.3). 5 En el caso de que no se justifique la colaboración lateral del terreno siguiendo los criterios de la mecánica del suelo y existan momentos o esfuerzos horizontales apreciables se deben introducir vigas centradoras. SE-C-21

Documento Básico SE-C Cimientos Figura 4.5. Tipos principales de pozos de cimentación 4.1.4 Emparrillados 1 Cuando el terreno presente baja capacidad de carga y elevada deformabilidad, o bien muestre heterogeneidades que hagan prever asientos totales elevados y, consiguientemente, importantes asientos diferenciales, se podrá cimentar por el sistema de emparrillados. 2 En este caso todos los pilares de la estructura quedarán recogidos en una única cimentación, consistente en zapatas corridas entrecruzadas en malla habitualmente ortogonal. Al quedar así reuni- dos todos los apoyos de la estructura en una sola cimentación se podrá conseguir una con- siderable rigidización con el fin de disminuir el problema de la heterogeneidad del terreno impidiendo grandes asientos diferenciales. 4.1.5 Losas 1 Se podrán emplear en los casos indicados en el apartado anterior o cuando el área cubierta por posibles cimentaciones aisladas o por emparrillados cubra un porcentaje elevado de la superficie de ocupación en planta del edificio. 2 Las losas de cimentación pueden ser de los siguientes tipos: continua y uniforme, con refuerzos bajo pilares, con pedestales, con sección en cajón, nervada, aligerada. Figura 4.6 3 La losa recogerá los elementos estructurales del edificio y cubrirá el área disponible, dando así lugar a la mínima presión unitaria, pero a la máxima anchura de cimentación. Especialmente en el caso de suelos compresibles de gran espesor, estas consideraciones pueden dar lugar a asientos considerables a no ser que se planteen compensaciones de cargas (véase el párrafo 6 de este apartado). SE-C-22

Documento Básico SE-C Cimientos Figura 4.6. Tipos de losas de cimentación 4 Las losas de cimentación se utilizarán preferentemente para reducir los asientos diferenciales en terrenos heterogéneos, o cuando exista una variabilidad importante de cargas entre apoyos cercanos. El sistema de cimentación por losa tiende a integrar estas heterogeneidades, aunque a cambio de una distribución irregular de las presiones sobre el terreno. 5 También podrá ser conveniente una solución mediante losa cuando, aunque el terreno de apoyo sea homogéneo y resistente, el edificio contenga sótanos y su cota inferior se sitúe por debajo del nivel freático. En estos casos se debe tener en cuenta los posibles empujes ascensionales del agua subálvea (subpresión) y los requisitos de estanquidad necesarios. 6 Cuando el edificio vaya a disponer de sótanos y se vaya a cimentar por medio de losa, es posible que el peso de las tierras excavadas sea semejante al peso total del edificio. En ese caso, la pre- sión unitaria neta que transmitirá la losa al terreno será del mismo orden de magnitud que la presión efectiva preexistente, y los asientos serán probablemente de pequeña entidad. Esta situación particular se denomina cimentación compensada. 7 La cimentación compensada de edificios con zonas de diferente altura (y por tanto de peso) podrá requerir la disposición de un número variable de sótanos distribuidos de forma proporcional al nú- mero de plantas a construir por encima de la superficie del terreno. En estas circunstancias será preciso disponer juntas estructurales debidamente tratadas entre las diferentes zonas del edificio, e intentar que el centro de gravedad de las acciones de la estructura en cada zona coincida con el centro de gravedad de las losas, de forma que se reduzca cualquier tendencia al giro. Asimismo se- rá necesario analizar con detalle los asientos inducidos sobre las construcciones colindantes. 4.2 Análisis y dimensionado 4.2.1 Criterios básicos 4.2.1.1 Concepto de hundimiento 1 En un cimiento, la aplicación de una carga vertical creciente V, da lugar a un asiento creciente, (Fi- gura 4.7). Las diversas formas que pueden adoptar las curvas presión–asiento dependen en general de la forma y tamaño de la zapata, de la naturaleza y resistencia del suelo y de la carga aplicada (tipo, velocidad de aplicación, frecuencia, etc.). Figura 4.7. Concepto de presión de hundimiento 2 Mientras la carga V sea pequeña o moderada, el asiento crecerá de manera aproximadamente proporcional a la carga aplicada. Sin embargo, si la carga V sigue aumentando, la pendiente de la rela- ción asiento-carga se acentuará, llegando finalmente a una situación en la que puede sobrepasarse la capacidad portante del terreno, agotando su resistencia al corte y produciéndose movimientos inadmisibles, situación que se identifica con el hundimiento. 3 La carga V para la cual se alcanza el hundimiento es función de la resistencia al corte del terreno, de las dimensiones y forma de la cimentación, de la profundidad a la que está situada, del peso es- pecífico del terreno y de las condiciones del agua subálvea. 4.2.1.2 Rigidez relativa terreno-estructura. Esfuerzos sobre los elementos de cimentación 1 La transmisión de las cargas del edificio al terreno plantea un complejo problema de interacción entre los tres elementos implicados: estructura, cimentación y terreno. Los principales factores a considerar en dicho proceso de interacción serán el tipo y características del terreno, la forma y dimensiones de la cimentación y la rigidez relativa terreno-estructura y terreno-cimentación. SE-C-23

Documento Básico SE-C Cimientos 2 Aparte de la rigidez de la cimentación, la propia rigidez de la estructura a cimentar inducirá también restricciones al movimiento y a la respuesta asociada del terreno. En el caso más general, cuando el terreno tienda a asentar por efecto de la presión aplicada, la estructura, en función de su rigidez, redistribuirá sus esfuerzos, modificando a su vez las solicitaciones sobre los cimientos y el terreno. La situación de equilibrio final dependerá por tanto de la rigidez relativa del conjunto terreno- cimiento-estructura. 3 En la actualidad no se dispone de métodos analíticos que permitan determinar con exactitud las cargas de estructura y su redistribución en función de la respuesta del terreno y los esfuerzos sobre los cimientos correspondientes al equilibrio final. 4 Salvo en los casos en que tanto la estructura como la cimentación se consideren rígidas, los esfuerzos en zapatas corridas, emparrillados y losas de cimentación se evaluarán teniendo en cuenta los fenómenos de interacción terreno-estructura. A los efectos de este DB se podrán emplear los conceptos y métodos simplificados que figuran en el anejo E. 4.2.1.3 Modelos de interacción 1 Para casos sencillos y habituales, en general para los edificios de tipo C-0, C-1 y C-2 y grupo de terreno T1 y T2, se podrán emplear métodos basados en el modelado del terreno por medio de coeficientes de balasto, sistema éste que, aunque sujeto a limitaciones, cuenta con una amplia experiencia práctica. (Véase anejo E). 2 Para aquellas situaciones en las que las características del terreno o la estructura resulten especialmente complejas (en el sentido de no ajustarse a la práctica habitual), será preferible emplear métodos avanzados que incorporen modelos de comportamiento del terreno más acordes con la realidad. 3 Para situaciones en las que el terreno resulte heterogéneo en sentido horizontal, será recomendable emplear herramientas de cálculo que permitan introducir módulos de balasto variables capaces de reproducir dicha heterogeneidad. 4 En el estado actual del conocimiento la obtención de parámetros de deformabilidad del terreno y la estimación de asientos están sujetas a incertidumbres considerables. Para edificios de categorías C-3 y C-4 se recomienda llevar a cabo análisis de sensibilidad que permitan estudiar la influencia en el dimensionado final de posibles desviaciones de los parámetros característicos seleccionados. 4.2.2 Verificaciones 1 Las comprobaciones para verificar que una cimentación superficial cumple los requisitos necesarios se basarán en el método de los estados límite tal y como se indica en el apartado 2.2. 4.2.2.1 Estados límite últimos 1 Se debe verificar que el coeficiente de seguridad disponible con relación a las cargas que producirí- an el agotamiento de la resistencia del terreno para cualquier mecanismo posible de rotura, sea adecuado. Los estados límite últimos que siempre habrán de verificarse para las cimentaciones directas, son (véase Figura 4.8): a) hundimiento; b) deslizamiento; c) vuelco; d) estabilidad global; e) capacidad estructural del cimiento. 2 La verificación de estos estados límite para cada situación de dimensionado se hará utilizando la expresión (2.2), en vuelco (2.1), y los coeficientes de seguridad parciales para la resistencia del terreno y para los efectos de las acciones del resto de la estructura sobre la cimentación definidos en la tabla 2.1. 4.2.2.1.1 Hundimiento 1 El hundimiento se alcanzará cuando la presión actuante (total bruta) sobre el terreno bajo la cimen- tación supere la resistencia característica del terreno frente a este modo de rotura, también llamada presión de hundimiento. En el apartado 4.3 se establece el método para su determinación. SE-C-24

Documento Básico SE-C Cimientos 2 El valor de cálculo de la resistencia del terreno o presión admisible se obtendrá aplicando la expre- sión (2.4) de este DB y los coeficientes parciales de la tabla 2.1. Teniendo en cuenta el valor de los coeficientes de la tabla 2.1 y las consideraciones hechas en el apartado 2.4.2.6 su valor puede expresarse para cada situación de dimensionado mediante la siguiente ecuación: RK (4.1) Rd = γR siendo RK el valor característico de la presión de hundimiento, (qh) γR el coeficiente parcial de resistencia de la tabla 2.1. Figura 4.8. Ejemplos de estados límite últimos 4.2.2.1.2 Deslizamiento 1 Se podrá producir este modo de rotura cuando, en elementos que hayan de soportar cargas horizontales, las tensiones de corte en el contacto de la cimentación con el terreno superen la resistencia de ese contacto. 2 En el caso de zapatas estructuralmente ligadas entre sí en la comprobación al deslizamiento debe considerarse la redistribución de las acciones horizontales entre ellas. 4.2.2.1.3 Vuelco 1 Se podrá producir este modo de rotura en cimentaciones que hayan de soportar cargas horizontales y momentos importantes cuando, siendo pequeño el ancho equivalente de la cimentación (véase apartado 4.3.1.3), el movimiento predominante sea el giro de la cimentación. 2 La verificación frente al vuelco debe realizarse en todos los elementos de cimentación que se ajusten a las consideraciones anteriores, tanto en forma aislada como conjunta, del edificio completo o de todo elemento estructuralmente independiente, cuando en el equilibrio intervengan acciones o reacciones procedentes del terreno. 3 En general en el equilibrio no se considerará la colaboración del empuje pasivo, a menos que pueda garantizarse que el terreno que lo produce estará siempre presente. SE-C-25

Documento Básico SE-C Cimientos 4.2.2.1.4 Estabilidad global 1 Un edificio podrá fallar globalmente, sin que se produzcan antes otros fallos locales, cuando se forme una superficie de rotura continua (superficie de deslizamiento) que englobe una parte o toda la cimentación, y en la que los esfuerzos de corte alcancen el valor de la resistencia al corte del terreno. 2 Este tipo de rotura es típico en cimientos próximos a la coronación de taludes de excavación o relleno, o en medias laderas, particularmente si éstas presentan una estabilidad natural precaria. 4.2.2.1.5 Capacidad estructural del cimiento 1 Este estado límite se alcanzará cuando los valores de cálculo de los efectos de las acciones en los elementos estructurales que componen el cimiento superen el valor de cálculo de su capacidad resistente. 2 La verificación de este estado límite se hará de acuerdo con el apartado 2.4.2.4. Las acciones del terreno sobre las cimentaciones, para verificar la capacidad estructural de las mismas, se determi- narán siguiendo los criterios expuestos en 4.2.1.2. 4.2.2.2 Estados límite de servicio 1 Las tensiones transmitidas por las cimentaciones dan lugar a deformaciones del terreno que se traducen en asientos, desplazamientos horizontales y giros de la estructura que, si resultan excesivos, podrán originar una pérdida de la funcionalidad, producir fisuraciones, agrietamientos, u otros daños (véase la Figura 4.9). Se debe verificar que: a) los movimientos del terreno serán admisibles para el edificio a construir; b) los movimientos inducidos en el entorno no afectarán a los edificios colindantes. 2 Las limitaciones de movimiento o los movimientos máximos admisibles se estipularán en cada caso en función del tipo de edificio, diferenciando entre el edificio objeto del proyecto y las construcciones y servicios próximos según se indica en el apartado 2.4.3. Figura 4.9. Ejemplos de estados límite de servicio 4.2.2.3 Otras comprobaciones adicionales 1 Las condiciones que aseguren el buen comportamiento de la cimentación habrán de mantenerse durante su vida útil, lo que hará necesario considerar la posible evolución de las condiciones iniciales debido, entre otras, a las siguientes causas: a) cambios de volumen espontáneos, como en el caso del colapso de rellenos mal compactados o suelos naturalmente colapsables (loess, algunos limos yesíferos, etc.); b) cambios de volumen debidos a modificaciones en estado de humedad de terrenos arcillosos potencialmente expansivos; c) fenómenos de disolución kárstica; d) socavación en los cauces y orillas de los ríos; e) erosión interna del terreno por rotura de colectores u otras conducciones de agua; f) deterioro de los hormigones de las cimentaciones en contacto con terrenos o aguas subálveas agresivas; SE-C-26

Documento Básico SE-C Cimientos g) oscilaciones del nivel del agua que puedan dar lugar a cambios en los niveles de tensiones efectivas o a alteraciones en la resistencia o deformabilidad del suelo. 2 Debe tomarse en consideración que la seguridad de la cimentación puede verse comprometida por los problemas siguientes: a) estabilidad de excavaciones durante la ejecución de la cimentación; b) asientos por mala calidad en la construcción (falta de limpieza del fondo de las excavaciones, por ejemplo); c) problemas de impermeabilización en sótanos y soleras; d) posibles excavaciones futuras junto a la cimentación a realizar; e) efectos sísmicos sobre el propio terreno de cimentación (licuefacción). 3 En el caso de cimentaciones en roca pueden concurrir problemas diversos debidos a la estructura, orientación de diaclasas, anisotropía, etc. del macizo. De forma orientativa, en la Figura 4.10 se muestran algunas de las situaciones que requerirán un análisis específico desde el punto de vista de la estabilidad o de la deformabilidad. Figura 4.10. Efectos de la estructura geológica en la comprobación de la estabilidad y deformabilidad de cimentaciones en roca. (a) Deslizamiento a favor de planos de discontinuidad (bloque). (b) Deslizamiento en presencia de varias familias de discontinuidades (cuña) (c) Vuelco de estratos (toppling) (d) Rotura generalizada en macizos muy fracturados. (e) Pandeo de estratos (f) Comprobación de asientos en alternancias de rocas de diferente deformabilidad 4.2.3 Variables básicas y parámetros del terreno 4.2.3.1 Estados límite últimos 1 Para la verificación del estado límite último frente al hundimiento en suelos será necesario contar con una estimación fiable de la resistencia al corte característica de las unidades geotécnicas relevantes. Dicha resistencia vendrá expresada, en términos de tensiones efectivas, por el ángulo de rozamiento interno (φ’) y la cohesión (c’), preferiblemente obtenidos mediante ensayos de corte triaxiales (CU ó CD). No obstante, se podrá recurrir a las siguientes simplificaciones: a) En suelos granulares limpios y sin cohesión que no contengan más de un 30% en peso de par- tículas de más de 20 mm de diámetro, se podrá estimar el ángulo de rozamiento interno a par- SE-C-27

Documento Básico SE-C Cimientos tir de métodos indirectos tales como el golpeo del ensayo SPT o la resistencia por la punta del penetrómetro estático, qc según la tabla 4.1 (Figura D.1). Tabla 4.1 Correlación entre golpeo NSPT, y CPT con el ángulo de rozamiento Muy Medio- Muy Suelto Denso suelto denso denso Ángulo de rozamiento interno del terreno 30º 32º 34º 36º 38º 40º 42º Golpeo NSPT (número) 10 15 22 30 36 45 55 Resistencia por punta del penetrómetro estático (MPa) - 2 4 7 15 21 30 Para la verificación directa del estado límite último de hundimiento se podrá recurrir asimismo a los métodos simplificados descritos en el apartado 4.3.3, basados en ensayos de penetra- ción. Si se dispone de resultados de ensayos de penetración estática, la resistencia por la punta medida, qc, se podrá correlacionar con el golpeo del ensayo SPT de acuerdo con la tabla 4.2 (Figura D.2) en función de la granulometría del terreno. Tabla 4.2 Correlación entre CPT y NSPT Arena limosa Limo arcilloso o Arena Arena limosa Arcilla o limo arcilla limosa 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 qc / N (MPa / nº30 ) D50 (mm) 0,3 0,1 0,04 0,01 0,001 Para el caso de construcciones del tipo C-3 y C-4 se puede recurrir a la comprobación de los parámetros de resistencia obtenidos indirectamente por los procedimientos anteriores mediante la ejecución de ensayos de laboratorio con muestras recompactadas. b) En suelos granulares limpios sin cohesión cuyo contenido en partículas de tamaño mayor que 20 mm supere el 30% en peso, los ensayos SPT, de penetración dinámica o estática pueden proporcionar resultados en exceso elevados a consecuencia del gran tamaño de las partículas más gruesas del suelo. Para estas situaciones se recomienda recurrir al empleo de ensayos tipo cross-hole o down-hole para la estimación de los parámetros de deformabilidad. c) En suelos finos sin cohesión (limos no cohesivos) podrán ser de aplicación los criterios apuntados en el párrafo a) anterior. d) En suelos finos (limos y arcillas), saturados y de baja permeabilidad, habrá que comprobar las situaciones de dimensionado transitorias de carga sin drenaje. Bajo esta hipótesis se supone que los incrementos de presión intersticial generados por las cargas del edificio no se disipan tras su aplicación. En términos generales y salvo justificación expresa en contra, se supondrá que puede darse esta situación de dimensionado si el coeficiente de permeabilidad del terreno saturado resulta inferior a k=0,001 mm/s. En este caso la resistencia al corte del terreno podrá expresarse en términos de tensiones totales, representada mediante un ángulo de rozamiento interno φ=0 y una cohesión c=cu, ésta última denominada resistencia al corte sin drenaje. El valor de dicha resistencia provendrá de ensayos triaxiales UU o CU, o en su caso, de compre- sión simple. Asimismo podrá haber sido obtenida de forma indirecta a partir de ensayos in situ (molinete, penetrómetro estático, presiómetro). Salvo que se cuente con una dilatada experiencia local, para la selección final de la resistencia al corte sin drenaje a emplear en cálculo será recomendable que el estudio geotécnico cuente, para casos importantes, con diferentes tipos de ensayo, tanto de campo como de laboratorio, con el fin de comparar resultados y seleccionar su valor característico. e) En formaciones rocosas se podrán aplicar los métodos simplificados recogidos en 4.3.4. Para ello será necesario que el estudio geotécnico contenga información descriptiva suficiente en cuanto al tipo de roca, su estructura y grado de meteorización. Asimismo debe contener una valoración cuantitativa de la resistencia a la compresión simple y de los índices RQD y RMR. 2 Si bien la verificación del estado límite de hundimiento depende de numerosos factores que han de ser analizados en cada situación particular, a efectos de predimensionado la tabla D.25 recoge algunas cifras orientativas del valor de cálculo de la resistencia del terreno (Rd), tradicionalmente denominada presión admisible (qadm), en función del tipo de terreno. 3 Para la verificación del estado límite último frente a la estabilidad global será necesario contar con los parámetros de resistencia al corte de las unidades geotécnicas implicadas (ángulo de ro- SE-C-28

Documento Básico SE-C Cimientos zamiento interno y cohesión), en términos de tensiones efectivas (c’, φ’) para situaciones drenadas o en tensiones totales (c=cu, φ=0) para situaciones transitorias sin drenaje. 4 Para la verificación del estado límite último de deslizamiento a lo largo de superficies de contacto terreno-cimiento, será necesario establecer la resistencia al corte de dicho contacto. Si, el modelo empleado para el terreno es un modelo de rotura del tipo Mohr-Coulomb (τ = a’ + σ· tg δ’), como valores para cimentaciones convencionales de hormigón armado ejecutadas sobre suelo se pueden adoptar para la adherencia (a’) (componente cohesiva) y el ángulo de rozamiento terreno-cimiento (δ’) (componente friccional), los siguientes valores: a) en términos de tensiones efectivas y para un terreno de resistencia al corte definida por pará- metros efectivos (c’, φ’): a’ = 0; δ’ = 3/4φ'; b) en términos de tensiones totales para situaciones transitorias en las que el proyectista considere necesario emplear cálculos en condiciones sin drenaje: δ’ = 0; a' = cu. 5 En cimientos sobre terrenos expansivos en la zona susceptible de alteración de humedad, se recomienda que las presiones transmitidas al terreno no sean significativamente inferiores a la de hinchamiento. 4.2.3.2 Estados límite de servicio 1 Para la verificación de los estados límite de servicio será necesario contar con parámetros representativos de la deformabilidad del terreno. Normalmente dependerán del tipo de terreno en estudio y del método seleccionado para la estimación de asientos (véase apartado 4.4). 2 En la estimación de asientos diferenciales, dependiendo del tipo estructural se debe prestar especial atención a las consideraciones incluidas en el apartado 4.2.1.2. 3 En el caso en que el tipo de terreno haga prever asientos diferidos a largo plazo será necesario llevar a cabo un estudio específico sobre la magnitud de los asientos y el tiempo que tardarán en producirse. 4 En situaciones de poco riesgo en las que exista experiencia local abundante, la comprobación de los estados límite de servicio puede no requerir más información del terreno, aparte de las comprobaciones de los perfiles geotécnicos, que las condiciones hidrogeológicas y las propiedades índice básicas, necesarias para asegurar la similitud del caso considerado y los casos sobre los que se tiene experiencia. En cualquier caso, cuando se utilice este procedimiento para avalar la seguridad de la cimentación en estudio, debe dejarse constancia explícita de los parámetros geotécnicos, solicitaciones sobre la cimentación y tipos de cimiento. SE-C-29

Documento Básico SE-C Cimientos 4.3 Presión admisible y de hundimiento 4.3.1 Generalidades 4.3.1.1 Definiciones 1 En este DB se emplean los siguientes términos en cuanto a la identificación de las presiones en relación con los principios clásicos de la mecánica del suelo: (véase Figura 4.11): Figura 4.11. Definiciones de presiones a) presión total bruta (qb): Es la presión vertical total que actúa en la base del cimiento, definida como el cociente entre la carga total actuante, incluyendo el peso del cimiento y aquello que pueda gravitar sobre él, y el área equivalente del cimiento (véase 4.3.1.3); b) presión efectiva bruta (q’b): Es la diferencia entre la presión total bruta y la presión intersticial de equilibrio, (u), al nivel de la base del cimiento; c) presión total neta (qneta): Es la diferencia entre la presión total bruta (qb) y la presión vertical total existente en el terreno (q0) al nivel de la base del cimiento (sobrecarga que estabiliza lateralmente el cimiento). La presión total neta (qneta) es por tanto, el incremento de presión vertical total a que se ve sometido el terreno por debajo del cimiento debido a las cargas de la cimentación; d) presión efectiva neta (q’neta): Es la diferencia entre la presión efectiva bruta (q’b) y la presión efectiva vertical (q’0) al nivel de la base del cimiento, debida a la sobrecarga. La presión total neta es igual a la efectiva neta (qneta=q’neta); e) presión vertical de hundimiento (qh, q’h): Es la resistencia característica del terreno RK, definida tal como se indica en el apartado 2.4.2.6, para el estado límite último de hundimiento. Puede expresarse en términos de presiones totales o efectivas, brutas o netas; f) presión vertical admisible (qadm, q’adm). Es el valor de cálculo de la resistencia del terreno (Rd). Puede expresarse en términos de presiones totales o efectivas, brutas o netas. g) presión vertical admisible de servicio (qs, q’s): Es la presión vertical admisible de una cimentación teniendo en cuenta no sólo la seguridad frente al hundimiento, sino también su tolerancia a los asientos; por tanto igual o menor que la presión vertical admisible. Puede expresarse en términos de presiones totales o efectivas, brutas o netas. 4.3.1.2 Métodos para la comprobación del estado límite último de hundimiento 1 En cimentaciones sobre todo tipo de suelos la presión admisible o valor de cálculo de la resistencia del terreno Rd se podrá determinar mediante la expresión (4.1) utilizando los métodos analíticos del apartado 4.3.2 para la determinación de la presión de hundimiento y los valores γR de la tabla 2.1. 2 En el caso de cimentaciones sobre suelos con menos del 35% de finos, se podrá aplicar el método basado en ensayos de penetración contenidos del apartado 4.3.3, con las limitaciones en él indicadas, para obtener directamente la presión admisible de servicio, considerándose verificado de esta forma el estado límite último de hundimiento. En suelos cuyo contenido en gruesos de más de 20 mm supere el 30% en peso, en función del resultado del ensayo, puede en su caso, ser conveniente la comprobación de la fiabilidad de los valores deducidos de los ensayos SPT mediante ensayos tipo cross-hole o down-hole SE-C-30

Documento Básico SE-C Cimientos 3 En el caso de cimentaciones en roca se podrá aplicar el contenido del apartado 4.3.4 para obtener directamente la carga admisible, considerándose comprobado de esta forma el estado límite último de hundimiento. 4.3.1.3 Área equivalente de un cimiento 1 El área equivalente de un cimiento es la máxima sección cobaricéntrica con la componente vertical de la resultante de la solicitación en la base del cimiento. 2 Cuando para cualquier situación de dimensionado exista excentricidad de la resultante de las acciones respecto al centro geométrico del cimiento, se deben realizar las comprobaciones pertinentes de los estados últimos de hundimiento, adoptando un cimiento equivalente de las siguientes dimensiones (véase Figura 4.12): (4.2) a) ancho equivalente, B* = B - 2·eB b) largo equivalente, L* = L - 2·eL (4.3) siendo e B y eL las excentricidades según las dos direcciones ortogonales de la zapata, supuesta de sección rectangular en planta (véase Figura 4.12). 3 Los cimientos no rectangulares podrán asimilarse a otros similares conservando la misma superficie y el mismo momento de inercia respecto al eje del momento resultante. 4 Calculadas esas dimensiones equivalentes se obtendrá el valor de la presión total bruta media, definida por: (4.4) V qb = B *·L * siendo V la componente vertical de la resultante de las acciones en la base del cimiento, incluyendo el peso de éste y de aquello que gravite libremente sobre él. 5 En zapatas rectangulares se podrá tomar como sección equivalente la sección real si la excentricidad de la resultante es menor de 1/20 del lado respectivo. 6 Cuando la cimentación incluya elementos estructurales destinados a centrar la resultante de las acciones sobre aquella (vigas centradoras, tirantes, contribución de forjados, etc.), el área equivalente de la cimentación podrá ser la definida por sus dimensiones reales en planta. Figura 4.12. Definición de zapata equivalente para la comprobación de estados límite últimos. 7 También habrá de determinarse, para cada situación de dimensionado, el ángulo “δ” que mide la desviación de la resultante de las acciones con respecto a la vertical, así como sus componentes según dos direcciones ortogonales: SE-C-31

Documento Básico SE-C Cimientos H tan δ = (4.5) V HB tan δ B = (4.6) V HL tan δ L = (4.7) V siendo H la componente horizontal de la resultante de las acciones HB, HL las componentes de H en dos direcciones ortogonales (habitualmente paralelas a los ejes o direcciones principales de la cimentación) 8 Normalmente, el plano de cimentación será horizontal. Si ese plano tuviese una ligera inclinación, el concepto vertical y horizontal podrán cambiarse por normal y tangencial al plano de cimentación y seguir aplicando las reglas indicadas. Las inclinaciones superiores al 3(H): 1(V) requerirán técnicas de análisis específicas que exceden el alcance de este DB. 4.3.2 Determinación de la presión de hundimiento mediante métodos analíticos. 4.3.2.1 Expresión analítica básica 1 La presión de hundimiento de una cimentación directa vendrá definida por la ecuación (4.8). Podrá expresarse en presiones totales o efectivas, brutas o netas. (4.8) 1 qh = c K Nc d c s c i c t c + q 0 K N q d q s q i q t q + B * γ K Nγ dγ s γ i γ t γ 2 siendo qh la presión vertical de hundimiento o resistencia característica del terreno Rk; q0K la presión vertical característica alrededor del cimiento al nivel de su base; cK el valor característico de la cohesión del terreno; B* el ancho equivalente del cimiento; γK el peso específico característico del terreno por debajo de la base del cimiento; Nc, Nq, Nγ los factores de capacidad de carga. Son adimensionales y dependen exclusivamente del valor característico del ángulo de rozamiento interno característico del terreno (φk). Se denominan respectivamente factor de cohesión, de sobrecarga y de peso específico; dc, dq, dγ los coeficientes correctores de influencia para considerar la resistencia al corte del terreno situado por encima y alrededor de la base del cimiento. Se denominan factores de profundidad; sc, sq, sγ los coeficientes correctores de influencia para considerar la forma en planta del cimiento; ic, iq, iγ los coeficientes correctores de influencia para considerar el efecto de la inclinación de la resultante de las acciones con respecto a la vertical; tc, tq, tγ los coeficientes correctores de influencia para considerar la proximidad del cimiento a un talud. Los parámetros característicos de la resistencia al corte del terreno (ck, φk) deben ser representati- 2 vos, para cada situación de dimensionado, de la resistencia del terreno en una profundidad comprendida, al menos, entre vez y vez y media el ancho real de la cimentación (B), a contar desde la base de ésta. 3 La expresión (4.8) se podrá ampliar con factores de influencia adicionales para tener en cuenta la existencia de una capa rígida a escasa profundidad bajo la cimentación, la inclinación de la base de la zapata, etc. Los factores a emplear en estos casos deben encontrarse suficientemente justifica- dos y documentados, y se ajustarán a los criterios comúnmente aceptados en Mecánica del Suelo. 4 El desarrollo de los coeficientes correctores de influencia figura en el Anejo F A efectos prácticos, si el terreno es uniforme (de peso específico aparente aproximado γ’ = 18 5 kN/m3) y si la cimentación se encuentra por encima del nivel freático, sobre terreno horizontal, se SE-C-32

Documento Básico SE-C Cimientos podrán tomar los valores de la presión de hundimiento (qh) que figuran en la tabla 4.3, válidos para zapatas rectangulares de ancho equivalente comprendido entre 1 y 3 m. Tabla 4.3. Presiones de hundimiento para zapatas 1≤ B* ≤3, (kN/m2) * * B* / L* = 0,5 B* / L* = 0,25 B* / L* = 0 B /L =1 D (m) D (m) D (m) D (m) φ ck 0 1 2 0 1 2 0 1 2 0 1 2 (kN/m2) (º) 50 310 385 450 280 355 420 270 340 400 255 325 385 0º 100 615 750 860 565 690 790 540 660 755 515 630 720 150 925 1120 1265 850 1025 1160 810 980 1110 770 935 1060 10 145 255 375 140 245 360 135 240 355 130 235 350 15º 20 280 410 545 260 390 520 250 375 510 240 365 495 10 215 385 570 210 375 560 205 370 555 200 365 550 20º 20 395 595 805 370 570 775 360 555 760 350 540 745 10 335 605 915 330 600 905 330 595 900 330 595 895 25º 20 580 900 1240 560 870 1205 550 855 1185 535 840 1165 0 190 580 1055 230 620 1095 250 640 1115 270 660 1135 30º 10 550 1010 1530 560 1015 1530 565 1015 1530 570 1020 1530 35º 0 425 1135 1990 520 1225 2085 565 1270 2130 610 1320 2175 siendo D la profundidad definida en el Anejo F 4.3.3 Método simplificado para la determinación de la presión vertical admisible de servicio en suelos granulares 1 En suelos granulares la presión vertical admisible de servicio suele encontrarse limitada por condiciones de asiento, más que por hundimiento. Dada la dificultad en el muestreo de estos suelos, un método tradicional para el diseño de cimentaciones consiste en el empleo de correlaciones empíri- cas más o menos directas con ensayos de penetración, o con otro tipo de ensayos in situ a su vez correlacionables con el mismo (véase apartado 4.2.3.1). 2 A efectos de este DB, cuando la superficie del terreno sea marcadamente horizontal (pendiente inferior al 10%), la inclinación con la vertical de la resultante de las acciones sea menor del 10% y se admita la producción de asientos de hasta 25 mm, la presión vertical admisible de servicio podrá evaluarse mediante las siguientes expresiones basadas en el golpeo NSPT obtenido en el ensayo SPT. a) Para B* < 1,2 m D   St    kN/m 2 · q adm = 12N SPT 1 + (4.9)  25  3B *     Para B* ≥ 1,2 m: b)  S t   B * + 0,3  2  D  kN/m 2  · q d = 8 N SPT 1+ (4.10)   25   B *   3B *      siendo St El asiento total admisible, en mm. NSPT el valor medio de los resultados, obtenidos en una zona de influencia de la cimentación comprendida entre un plano situado a una distancia 0,5B* por encima de su base y otro situado a una distancia mínima 2B* por debajo de la misma; D la profundidad definida en el Anejo F  D El valor de 1+ a introducir en las ecuaciones será menor o igual a 1,3. *  3B  SE-C-33

Documento Básico SE-C Cimientos 3 Si existe nivel freático a la altura de apoyo de la cimentación o por encima, para poder aplicar las formulas anteriores debe garantizarse mediante un adecuado proceso constructivo que las caracte- rísticas mecánicas del terreno de cimentación no se alteran respecto a los valores determinados en el reconocimiento geotécnico. 4 Las formulas anteriores se considerarán aplicables para cimentaciones superficiales de hasta 5 m de ancho real (B). Para anchuras superiores a 5 m deben siempre comprobarse los asientos de acuerdo con el apartado F.1.2.2. 5 Cuando el asiento admisible de cualquier elemento de cimentación sea inferior a 25 mm, el análisis de asientos debe llevarse a cabo de acuerdo con el apartado F.1.2.2. 6 Será necesaria en todo caso la comprobación de que no se producen asientos excesivos debidos a la presencia de cargas próximas y suelos menos firmes situados a mayor profundidad que 2B* desde la base de la cimentación. 7 Si existiera flujo de agua en el entorno de la cimentación superficial se requerirá un estudio especí- fico de la solución a adoptar. 8 Cuando se realicen ensayos de penetración estáticos o dinámicos continuos se podrá aplicar el método descrito anteriormente siempre y cuando se utilicen correlaciones bien establecidas con el resultado NSPT del ensayo SPT. 9 Las correlaciones suelen mostrar un marcado carácter local y deben justificarse convenientemente, como puede ser mediante la realización de penetrómetros continuos situados a corta distancia de sondeos en los que se cuente con pruebas SPT. 10 Excepto para aquellos casos en los que sea preceptiva la realización de sondeos mecánicos, se podrá llevar a cabo la estimación de las presiones verticales admisibles de cimentación a partir de la ejecución exclusiva de penetrómetros continuos siempre que concurran las siguientes circunstancias: a) cuando exista una correlación de suficiente nivel de confianza entre la resistencia a la penetra- ción del ensayo realizado y las propiedades mecánicas del terreno, establecidas por el reconocimiento específico o preliminar efectuado para el edificio en estudio o los reconocimientos efectuados en las edificaciones próximas; b) cuando la correlación entre la resistencia a la penetración y las propiedades mecánicas del terreno provenga de estudios e investigaciones efectuadas en la zona en terrenos análogos a los encontrados en el área de edificación; c) cuando exista en la localidad del emplazamiento de la edificación una tradición firmemente establecida entre el ensayo de penetración continua empleado y la presión vertical admisible, y siempre que la nueva edificación tenga un número de plantas similar, su nivel de cimentación no profundice respecto a los contiguos más de 1,50 m, y la modulación de la superestructura y las cargas por apoyo sean similares. 11 A efectos prácticos se podrán tomar los valores de la presión vertical admisible (qadm) que figuran en la tabla 4.4, calculadas para valores de NSPT = 10. Para valores de NSPT > 10, la presión admisible varía proporcionalmente. Tabla 4.4 Presiones admisibles en suelos granulares para N=10, (kN/m2) B (m) 0,8 m 1,0 m 1,2 m 1,5 m 2,0 m 3,0 m 5,0 m St D (m) D (m) D (m) D (m) D (m) D (m) D (m) (mm) 0,5 2 0,5 2 0,5 2 0,5 2 0,5 2 0,5 2 0,5 2 10 58 62 56 62 57 65 51 60 46 55 41 47 37 41 15 87 94 84 94 85 98 77 90 69 83 61 71 56 61 20 116 125 112 125 114 130 102 120 92 110 82 95 74 81 25 145 156 140 156 142 163 128 150 115 138 102 118 93 102 SE-C-34

Documento Básico SE-C Cimientos 4.3.4 Presiones verticales admisibles para cimentaciones en roca 4.3.4.1 Dimensionado según normas 1 En los casos de edificaciones sencillas con cargas de trabajo no muy elevadas, una primera aproximación en la determinación de las presiones admisibles frente al hundimiento y asientos po- drá llevarse a cabo siguiendo normas de uso habitual, en los que se fijan mediante reglas sencillas las cargas admisibles que, en la realidad, se han seleccionado con gran prudencia y se encuentran muy alejadas de las condiciones de hundimiento. A estos efectos se podrán utilizar los valores indicados en la tabla D.25. 4.3.4.2 Cálculo analítico simplificado 1 En casos de rocas de muy baja resistencia a la compresión simple (qu<2,5 MPa; tabla D.9) o fuertemente diaclasadas (RQD<25; tabla D.16), o que estén bastante o muy meteorizadas (tabla D.5, grado de meteorización mayor que IV), se considerará la roca como si se tratase de un suelo y se recurrirá a los procedimientos de verificación correspondientes que se dan en este DB. 2 En rocas más duras, menos diaclasadas y menos alteradas que lo indicado en el párrafo preceden- te, y cuando se cumplan las siguientes condiciones, se podrá determinar la presión admisible de servicio qd mediante la expresión (4.11). a) la superficie de la roca es esencialmente horizontal sin problemas de inestabilidad lateral; b) la carga no tiene componente tangencial, o ésta es inferior al 10% de la carga normal; c) en rocas sedimentarias los estratos deben ser horizontales o subhorizontales. q d = K sp ·qu (4.11) siendo qu la resistencia a la compresión simple de la roca sana (4.12) s 3+ B K sp = a 10 1 + 300 s s espaciamiento de las discontinuidades; s > 300 mm B anchura del cimiento en m; 0,05 < s/B < 2 a apertura de las discontinuidades; a< 5 mm en junta limpia, a< 25 mm en junta rellena con suelo o con fragmentos de roca alterada; siendo 0 < a/s < 0,02 3 A efectos de verificación del estado límite último de hundimiento el valor de qd determinado a través de la expresión (4.11) puede considerarse que lleva incorporado un coeficiente de seguridad γR =3. Para la comprobación del asiento se podrá recurrir al empleo de formulaciones elásticas. Los módu- los de deformación a emplear habrán de ser representativos del macizo. 4 De forma orientativa, para rocas con índice RMR < 50 se podrá emplear la siguiente expresión: RMR−10 (4.13) 40 E macizo = α . 10 (GPa) siendo α = 0,1 para qu = 1 MPa; α = 0,2 para qu = 4 MPa; α = 0,3 para qu = 10 MPa; α = 0,7 para qu = 50 MPa; α = 1,0 para qu > 100 MPa. 4.4 Asiento de las cimentaciones directas 1 La estimación de los asientos producidos por una cimentación directa requiere generalmente la determinación de la distribución de presiones verticales originadas por las cargas en el terreno, lo SE-C-35

Documento Básico SE-C Cimientos que podrá llevarse a cabo mediante el empleo de formulaciones elásticas. (véase tablas D.23 y D.24) 2 En la estimación de los asientos se podrá utilizar la presión neta, de utilidad para las cimentaciones compensadas. 3 En general se podrá suponer que la zona de interés a efectos de cálculo de asientos se circunscribe a una profundidad tal que el incremento de presión vertical originado en el terreno sea el menor de los siguientes valores: a) el 10% de la presión vertical neta transmitida por la cimentación; b) el 5% de la presión efectiva vertical existente a esa profundidad antes de construir el edificio. 4 El criterio apuntado en el párrafo anterior suele dar lugar a que, el citado límite de interés en el terreno tenga una profundidad aproximada de 2B, siendo B el ancho o dimensión menor en planta de la cimentación correspondiente. 5 Si se trata de un edificio cimentado por zapatas relativamente próximas los bulbos de tensiones de las zapatas individuales se podrán solapar en profundidad (véase apartado E.4). Los criterios expuestos en los párrafos anteriores deben aplicarse teniendo en cuenta el potencial efecto de solape citado. 6 La estimación de asientos se podrá realizar conforme a lo indicado en el anejo F.1.2. 4.5 Condiciones constructivas 4.5.1 Zapatas 4.5.1.1 Precauciones contra defectos del terreno 1 Todas las cimentaciones directas sobre zapatas se conciben en la hipótesis de que el suelo situado debajo de las mismas se halle aproximadamente en el mismo estado en que fue encontrado durante las investigaciones realizadas para estudiarlos. Si el suelo contiene bolsadas blandas no detectadas por dichos reconocimientos, o si se altera la estructura del suelo durante su excavación, el asiento será mayor y más irregular de lo que se ha supuesto. Si dentro de la zona que pudiera quedar afectada por la zapata se encuentran puntos excepcionalmente blandos, debe proyectarse de nuevo la zapata. 2 Todos los elementos encontrados en el fondo de las excavaciones, tales como rocas, restos de cimentaciones antiguas y, de una manera general, todos los lentejones resistentes susceptibles de formar puntos duros locales, serán retirados y se rebajará lo suficiente el nivel del fondo de la exca- vación para que las zapatas apoyen en condiciones homogéneas. 3 De la misma manera, todos los lentejones o bolsadas más compresibles que el terreno en conjunto serán excavados y sustituidos por un suelo de compresibilidad sensiblemente equivalente a la del suelo general, o por hormigón en masa. El suelo de relleno debe compactarse convenientemente, pues una simple colocación por vertido no puede asegurar el grado de compresibilidad requerido. 4.5.1.2 Solera de asiento 1 Si las zapatas son de hormigón en masa o armado, sobre la superficie de la excavación debe ex- tenderse una capa de hormigón, de regularización, que recibe el nombre de solera de asiento u hormigón de limpieza. 2 La solera de asiento tiene por misión crear una superficie plana y horizontal de apoyo de la zapata y, en suelos permeables, evitar que penetre la lechada del hormigón estructural en el terreno y queden los áridos de la parte inferior mal recubiertos. 3 El espesor mínimo de la solera de asiento será de 10 cm. El nivel de enrase de la solera de asiento será el previsto en el proyecto para la base de las zapatas y las vigas riostras. El perfil superior ten- drá una terminación adecuada a la continuación de la obra. 4.5.1.3 Excavaciones 4.5.1.3.1 Terminación de las excavaciones 1 La terminación de la excavación en el fondo y las paredes debe tener lugar inmediatamente antes de la colocación de la solera de asiento, sea cual sea la naturaleza del terreno. Especialmente se tendrá en cuenta en terrenos arcillosos. SE-C-36

Documento Básico SE-C Cimientos 2 Si la solera de asiento no puede ponerse en obra inmediatamente después de terminada la excava- ción, debe dejarse ésta de 10 a 15 centímetros por encima de la cota definitiva de cimentación hasta el momento en que todo esté preparado para hormigonar. 3 La excavación debe hacerse con sumo cuidado para que la alteración de las características mecá- nicas del suelo sea la mínima inevitable. 4 Una vez hecha la excavación hasta la profundidad necesaria y antes de constituir la solera de asiento, se nivelará bien el fondo para que la superficie quede sensiblemente de acuerdo con el proyecto, y se limpiará y apisonará ligeramente. 4.5.1.3.2 Dimensiones de las excavaciones 1 Las zanjas y pozos de cimentación tendrán las dimensiones fijadas en el proyecto. 2 La cota de profundidad de estas excavaciones será la prefijada en los planos, o las que el Director de Obra ordene por escrito o gráficamente a la vista de la naturaleza y condiciones del terreno excavado. 3 Aunque el terreno firme se encuentre muy superficial, es conveniente profundizar de 0,5 a 0,8 m por debajo de la rasante. 4 Si los cimientos son muy largos es conveniente también disponer llaves o anclajes verticales más profundos, por lo menos cada 10 m. 4.5.1.3.3 Excavaciones para zapatas a diferentes niveles 1 En el caso de excavaciones para cimentaciones a diferentes niveles, la ejecución de los trabajos debe hacerse de modo que se evite todo deslizamiento de las tierras comprendidas entre los dos niveles distintos. 2 La inclinación de los taludes de separación entre zapatas a diferentes niveles debe ajustarse a las características del terreno. A efectos indicativos y salvo justificación en contra, la línea de unión de los bordes inferiores entre dos zapatas situadas a diferente nivel no debe superar una inclinación 1H:1V en el caso de rocas y suelos duros, debiendo reducirse dicha inclinación a 2H:1V para suelos flojos a medios. 4.5.1.3.4 Excavaciones en presencia de agua 1 En el caso de suelos permeables que requieran agotamiento del agua para realizar las excavaciones de las zapatas, el agotamiento se mantendrá durante toda la ejecución de los trabajos de ci- mentación. 2 El agotamiento debe realizarse de tal forma que no comprometa la estabilidad de los taludes o de las obras vecinas. 3 En el caso de excavaciones ejecutadas sin agotamiento en suelos arcillosos y con un contenido de humedad próximo al límite líquido, se procederá a un saneamiento del fondo de la excavación previo a la ejecución de las zapatas. 4 Cuando haya que efectuar un saneamiento temporal del fondo de las excavaciones por absorción capilar del agua del suelo, para permitir la ejecución en seco, en los suelos arcillosos, se emplearán materiales secos permeables. 5 En el caso de excavaciones ejecutadas con agotamiento en los suelos cuyo fondo sea suficientemente impermeable como para que el contenido de humedad no disminuya sensiblemente con los agotamientos, debe comprobarse, según las características del suelo, si es necesario proceder a un saneamiento previo de la capa inferior permeable, por agotamiento o por drenaje. 4.5.1.3.5 Drenajes y saneamiento del terreno 1 Siempre que se estime necesario, se realizará un drenaje del terreno de cimentación. 2 El drenaje se podrá realizar con drenes colocados en el fondo de zanjas, en unas perforaciones inclinadas con suficiente pendiente (por lo menos 5 cm por metro), mediante empedrados, o con otros materiales idóneos. 3 Los empedrados se rellenarán de cantos o grava gruesa, dispuestos en una zanja, cuyo fondo pe- netrará en la medida necesaria y tendrá una pendiente longitudinal de al menos 3 a 4 cm por metro. Con anterioridad a la colocación de la grava, en su caso se dispondrá un geotextil en la zanja que cumpla las condiciones de filtro necesarias para evitar la migración de materiales finos. SE-C-37

Documento Básico SE-C Cimientos 4 Se podrá también emplear un procedimiento mixto, de dren y empedrado, colocando un dren en el fondo del empedrado. 4.5.1.3.6 Precauciones contra el hielo 1 Si el fondo de la excavación se inunda y hiela, o presenta capas de agua transformadas en hielo, no se procederá a la construcción de la zapata antes de que se haya producido el deshielo completo, o bien se haya excavado en mayor profundidad hasta retirar la capa de suelo helado. 2 La temperatura mínima de hormigonado será la indicada en la EHE. 4.5.1.3.7 Precauciones contra aterramientos 1 Deben adoptarse las disposiciones necesarias para asegurar la protección de las cimentaciones contra los aterramientos, durante y después de la ejecución de aquéllas. 4.5.1.3.8 Precauciones contra la inundación. 1 En el caso de inundación de las excavaciones durante los trabajos de cimentación, deben adoptarse las disposiciones necesarias de evacuación de las aguas. Estas disposiciones deben ser tales que en ningún momento, durante o después de la terminación de las obras, la acción del agua dé lugar a aterramientos, erosión, o puesta en carga imprevista de las obras, que puedan comprometer su estabilidad. 4.5.1.4 Ejecución de zapatas de hormigón armado. 1 El recubrimiento mínimo de la armadura se ajustará a las especificaciones de la EHE. 2 Las armaduras verticales de los pilares deben penetrar en la zapata hasta el nivel de la capa inferior de armadura de ésta. 3 Las zapatas se hormigonarán a sección de excavación completa, después de la limpieza del fondo, si las paredes de la excavación presentan una cohesión suficiente. En caso contrario, el hormigonado se ejecutará entre encofrados que eviten los desprendimientos. 4 Si el nivel de fabricación del hormigón es superior al de hormigonado de las zapatas, la colocación del hormigón se efectuará mediante los dispositivos necesarios para evitar la caída libre del hormi- gón. La colocación directa no debe hacerse más que entre niveles de aprovisionamiento y de eje- cución sensiblemente equivalentes. 5 No debe circularse sobre el hormigón fresco. 4.5.2 Losas de cimentación 4.5.2.1 Generalidades 1 Deben cumplirse todas las normas generales indicadas sobre soleras de asiento excavación y eje- cución de zapatas tanto en la excavación hasta el nivel de cimentación como en la ejecución de la losa de cimentación. 4.5.2.2 Excavación hasta el nivel de cimentación 1 Si en el terreno se puede producir sifonamiento (limos, arenas finas, etc.), el agotamiento debe efectuarse desde pozos filtrantes y nunca desde sumideros. Para ello se tendrá en cuenta el contenido de los apartados 6.3.2.2.2 y 7.4.3. 2 Si el terreno está constituido por arcilla, al menos la solera de asiento debe echarse inmediatamente después de terminada la excavación, de la misma manera que se ha indicado para el caso de zapatas. Si esto no puede realizarse, la excavación debe dejarse de 10 a 15 cm por encima de la cota definitiva de cimentación hasta el momento en que todo esté preparado para hormigonar. 3 La excavación que se realiza para losas con cota de cimentación profunda trae aparejado un levantamiento del fondo de la excavación. Si la excavación se efectúa en arena por encima de la capa freática, el levantamiento del fondo es tan pequeño que normalmente puede despreciarse. 4 En una arcilla blanda, el levantamiento del fondo puede, en principio, calcularse por la teoría de la elasticidad. Los resultados de este cálculo deben considerarse como levantamiento máximo, respecto al cual deben tomarse las precauciones oportunas. SE-C-38

Documento Básico SE-C Cimientos 5 Si la arcilla situada debajo del fondo de una excavación contiene un gran número de capas continuas de limo grueso o de arena, el contenido de humedad de la arcilla puede llegar a aumentar lo suficiente como para que la mayor parte del levantamiento se produzca por hinchamiento. 6 Si la profundidad de la excavación a cielo abierto para sótanos es importante, el fondo de la exca- vación puede resultar inestable y romper por levantamiento, cualesquiera que sean la resistencia y el tipo de entibación utilizado para las paredes laterales. En este caso debe comprobarse la estabilidad del fondo de la excavación tal y como se indica en 6.3.2.2.2. 4.5.2.3 Estructura de cimentación 1 Se recomienda que la losa de hormigón se establezca sobre una solera de asiento u hormigón de limpieza de 10 cm de espesor mínimo, a fin de permitir la fácil colocación de las armaduras evitando el contacto directo con el terreno. 2 Los recubrimientos de las armaduras de la losa serán las especificadas por la EHE. 4.5.2.4 Ejecución de los elementos de impermeabilización 1 Los sótanos bajo el nivel freático se deben proteger de las filtraciones de agua conforme a lo indicado en el DB-HS Sección 1. 4.5.3 Pozos de cimentación 1 La excavación de los pozos se puede hacer manualmente, si no se alcanza el nivel freático, o me- cánicamente en cualquier caso. Se cuidará de que los medios de excavación no alteren el terreno en el fondo del pozo. Si las paredes del pozo no son estables sin un revestimiento, se entibarán. 2 Si la excavación se ejecuta por debajo del nivel freático y se procede al agotamiento para rellenar en seco, se pondrá especial cuidado en evitar la alteración del terreno en el fondo por las corrientes de agua. Esto es especialmente importante si el fondo del pozo esta constituido por arenas finas o limos sin cohesión. 3 Antes de proceder al relleno, se ejecutará una buena limpieza del fondo y, si es necesario, se api- sonará o compactará debidamente. 4.6 Control 4.6.1 Generalidades 1 Durante el período de ejecución se tomarán las precauciones oportunas para asegurar la conserva- ción en buen estado de las cimentaciones. 2 En el caso de presencia de aguas ácidas, salinas, o de agresividad potencial se tomarán las oportunas medidas. No se permitirá la presencia de sobrecargas cercanas a las cimentaciones, si no se han tenido en cuenta en el proyecto. En todo momento se debe vigilar la presencia de vías de agua, por el posible descarnamiento que puedan dar lugar bajo las cimentaciones. En el caso en que se construyan edificaciones próximas, deben tomarse las oportunas medidas que permitan garantizar el mantenimiento intacto del terreno y de sus propiedades tenso-deformacionales. 3 La observación de asientos excesivos puede ser una advertencia del mal estado de las zapatas (ataques de aguas selenitosas, desmoronamiento por socavación, etc.); de la parte enterrada de pilares y muros o de las redes de agua potable y de saneamiento. En tales casos debe procederse a la observación de la cimentación y del terreno circundante, de la parte enterrada de los elementos resistentes verticales y de las redes de agua potable y saneamiento, de forma que se pueda conocer la causa del fenómeno. 4 En edificación cimentada de forma directa no se harán obras nuevas sobre la cimentación que pueda poner en peligro su seguridad, tales como: a) perforaciones que reduzcan su capacidad resistente; b) pilares u otro tipo de cargaderos que trasmitan cargas importantes; c) excavaciones importantes en sus proximidades u otras obras que pongan en peligro su estabilidad. 5 Las cargas a las que se sometan las cimentaciones, en especial las dispuestas sobre los sótanos, no serán superiores a las especificadas en el proyecto. Para ello los sótanos no deben dedicarse a SE-C-39

Documento Básico SE-C Cimientos otro uso que para el que fueran proyectados. No se almacenarán materiales que puedan ser dañi- nos para los hormigones. 6 Cualquier modificación de las prescripciones descritas de los dos párrafos anteriores debe ser auto- rizada por el Director de Obra e incluida en el proyecto. 4.6.2 Comprobaciones a realizar sobre el terreno de cimentación 1 Antes de proceder a la ejecución de la cimentación se realizará la confirmación del estudio geotéc- nico según el apartado 3.4. Se comprobará visualmente, o mediante las pruebas que se juzguen oportunas, que el terreno de apoyo de aquella se corresponde con las previsiones del proyecto. El resultado de tal inspección, definiendo la profundidad de la cimentación de cada uno de los apoyos de la obra, su forma y dimensiones, y el tipo y consistencia del terreno se incorporará a la documen- tación final de obra. Estos planos quedarán incorporados a la documentación de la obra acabada. 2 En particular se debe comprobar que: a) el nivel de apoyo de la cimentación se ajusta al previsto y apreciablemente la estratigrafía coincide con la estimada en el estudio geotécnico; b) el nivel freático y las condiciones hidrogeológicas se ajustan a las previstas; c) el terreno presenta apreciablemente una resistencia y humedad similar a la supuesta en el estudio geotécnico; d) no se detectan defectos evidentes tales como cavernas, fallas, galerías, pozos, etc; e) no se detectan corrientes subterráneas que puedan producir socavación o arrastres; 4.6.3 Comprobaciones a realizar sobre los materiales de construcción 1 Se comprobará que: a) los materiales disponibles se ajustan a lo establecido en el proyecto de edificación y son idó- neos para la construcción; b) las resistencias son las indicadas en el proyecto. 4.6.4 Comprobaciones durante la ejecución 1 Se dedicará especial atención a comprobar que: a) el replanteo es correcto; b) se han observado las dimensiones y orientaciones proyectadas; c) se están empleando los materiales objeto de los controles ya mencionados; d) la compactación o colocación de los materiales asegura las resistencias del proyecto; e) los encofrados están correctamente colocados, y son de los materiales previstos en el proyec- to; f) las armaduras son del tipo, número y longitud fijados en el proyecto; g) las armaduras de espera de pilares u otros elementos se encuentran correctamente situadas y tienen la longitud prevista en el proyecto; h) los recubrimientos son los exigidos en proyecto; i) los dispositivos de anclaje de las armaduras son los previstos en el proyecto; j) el espesor del hormigón de limpieza es adecuado; k) la colocación y vibración del hormigón son las correctas; l) se está cuidando que la ejecución de nuevas zapatas no altere el estado de las contiguas, ya sean también nuevas o existentes; m) las vigas de atado y centradoras así como sus armaduras están correctamente situadas; n) los agotamientos entran dentro de lo previsto y se ajustan a las especificaciones del estudio geotécnico para evitar sifonamientos o daños a estructuras vecinas; o) las juntas corresponden con las previstas en el proyecto; p) las impermeabilizaciones previstas en el proyecto se están ejecutando correctamente. SE-C-40

Documento Básico SE-C Cimientos 4.6.5 Comprobaciones finales 1 Antes de la puesta en servicio del edificio se debe comprobar que: a) las zapatas se comportan en la forma prevista en el proyecto; b) no se aprecia que se estén superando las cargas admisibles; c) los asientos se ajustan a lo previsto, si, en casos especiales, así lo exige el proyecto o el Di- rector de Obra; d) no se han plantado árboles, cuyas raíces puedan originar cambios de humedad en el terreno de cimentación, o creado zonas verdes cuyo drenaje no esté previsto en el proyecto, sobre todo en terrenos expansivos. 2 Si bien es recomendable controlar los movimientos del terreno para cualquier tipo de construcción, en edificios de tipo C-3 y C-4 será obligado el establecimiento de un sistema de nivelación para controlar el asiento de las zonas más características de la obra, en las siguientes condiciones: a) el punto de referencia debe estar protegido de cualquier eventual perturbación, de forma que pueda considerarse como inmóvil, durante todo el periodo de observación; b) el número de pilares a nivelar no será inferior al 10% del total de la edificación. En el caso de que la superestructura se apoye sobre muros, se preverá un punto de observación cada 20 m de longitud, como mínimo. En cualquier caso el número mínimo de referencias de nivelación será de 4. La precisión de la nivelación será de 0,1 mm; c) la cadencia de lecturas será la adecuada para advertir cualquier anomalía en el comportamiento de la cimentación. Es recomendable efectuarlas al completarse el 50% de la estructura al final de la misma, y al terminar la tabiquería de cada dos plantas de la edificación; d) el resultado final de las observaciones se incorporará a la documentación de la obra. SE-C-41

Documento Básico SE-C Cimientos 5 Cimentaciones profundas 5.1 Definiciones y tipologías 5.1.1 Definiciones 1 A efectos de este DB se considerará que una cimentación es profunda si su extremo inferior, en el terreno, está a una profundidad superior a 8 veces su diámetro o ancho. 2 Cuando la ejecución de una cimentación superficial no sea técnicamente viable, se debe contemplar la posibilidad de realizar una cimentación profunda. 3 Las cimentaciones profundas se pueden clasificar en los siguientes tipos: a) pilote aislado: aquél que está a una distancia lo suficientemente alejada de otros pilotes como para que no tenga interacción geotécnica con ellos; b) grupo de pilotes: son aquellos que por su proximidad interaccionan entre sí o están unidos mediante elementos estructurales lo suficientemente rígidos, como para que trabajen conjuntamente; c) zonas pilotadas: son aquellas en las que los pilotes están dispuestos con el fin de reducir asientos o mejorar la seguridad frente a hundimiento de las cimentaciones. Suelen ser pilotes de escasa capacidad portante individual y estar regularmente espaciados o situados en puntos estratégicos; d) micropilotes: son aquellos compuestos por una armadura metálica formada por tubos, barras o perfiles introducidos dentro de un taladro de pequeño diámetro, pudiendo estar o no inyectados con lechada de mortero a presión más o menos elevada. El cálculo de micropilotes inyectados no se contempla en el presente Documento Básico. 5.1.2 Tipologías 5.1.2.1 Por la forma de trabajo 1 En cuanto a la forma de trabajo, los pilotes se clasifican en (véase Figura 5.1): a) pilotes por fuste: en aquellos terrenos en los que al no existir un nivel claramente más resistente, al que transmitir la carga del pilotaje, éste transmitirá su carga al terreno fundamentalmente a través del fuste. Se suelen denominar pilotes “flotantes”; b) pilotes por punta: en aquellos terrenos en los que al existir, a cierta profundidad, un estrato claramente más resistente, las cargas del pilotaje se transmitirán fundamentalmente por punta. Se suelen denominar pilotes “columna”. Figura 5.1. Esquema de cimentaciones profundas (pilotajes) SE-C-42

Documento Básico SE-C Cimientos 5.1.2.2 Por el tipo de pilote 1 Los pilotes pueden ser de naturaleza y forma muy variada. En general siempre será un elemento aproximadamente prismático cuya longitud es mucho mayor que la dimensión transversal media. Para diferenciar los tipos de pilotes se pueden utilizar los siguientes criterios: 5.1.2.2.1 Por el tipo de material del pilote 1 Para la construcción de pilotes se podrán utilizar los siguientes materiales: a) hormigón “in situ”: se ejecutarán mediante excavación previa, aunque también podrán realizarse mediante desplazamiento del terreno o con técnicas mixtas (excavación y desplazamiento parcial); b) hormigón prefabricado: podrá ser hormigón armado (hormigones de alta resistencia) u hormi- gón pretensado o postensado; c) acero: se podrán utilizar secciones tubulares o perfiles en doble U o en H. Los pilotes de acero se deben hincar con azuches (protecciones en la punta) adecuados; d) madera: se podrá utilizar para pilotar zonas blandas amplias, como apoyo de estructuras con losa o terraplenes; e) mixtos, como los de acero tubular rodeados y rellenos de mortero. 5.1.2.2.2 Por la forma de la sección transversal 1 La forma de la sección transversal del pilote podrá ser circular o casi circular (cuadrada, hexagonal u octogonal) de manera que no sea difícil asimilar la mayoría de los pilotes a elementos cilíndricos de una cierta longitud L y de un cierto diámetro D. 2 La asimilación a cilindros debe hacerse de acuerdo con los siguientes criterios: a) Cuando se quiera evaluar la capacidad portante por la punta, debe hacerse la equivalencia igualando las áreas de la sección transversal, esto es: 4 D eq = (5.1) A π siendo A la sección transversal del área de apoyo. b) En los casos en los que se quiera evaluar la resistencia por fuste, debe hacerse la equivalencia en la longitud del contorno de la sección, L, esto es: 1 D eq = (5.2) L π c) En pilotes metálicos en H, la longitud de contorno que se recomienda tomar es igual al doble de la suma del ancho del ala más el canto. 3 Como caso excepcional deben considerarse los pilotes-pantalla. Los pilotes-pantalla, o elementos portantes de pantalla, suelen ser de hormigón armado y con una sección recta rectangular con una proporción longitud-anchura tal, que la asimilación a la forma circular es difícil. En el presente DB se admitirá que, a efectos de estimar la resistencia por punta, se utilice el factor reductor siguiente: B f = 0,7 + 0,3 (5.3) L Siendo B el ancho y L la longitud de la sección recta rectangular equivalente. La resistencia por fuste se calculará del mismo modo que en los pilotes excavados, contando, como longitud del períme- tro de la sección transversal, la longitud real del mismo. 5.1.2.2.3 Por el procedimiento constructivo 1 De forma general, atendiendo al modo de colocar el pilotes dentro del terreno, se considerarán los siguientes: a) pilotes prefabricados hincados: la característica fundamental de estos pilotes estriba en el desplazamiento del terreno que su ejecución puede inducir, ya que el pilote se introduce en el terreno sin hacer excavaciones previas que faciliten su alojamiento en el terreno; SE-C-43

Documento Básico SE-C Cimientos b) pilotes hormigonados “in situ”: son aquellos que se ejecutan en excavaciones previas realizadas en el terreno. 2 También podrán ejecutarse pilotes de carácter intermedio entre los dos anteriores, tales como los hincados en preexcavaciones parciales de menor longitud y mayor diámetro que el pilote. 5.1.2.2.4 Pilotes prefabricados hincados Las formas de hincar pilotes pueden ser diferentes según se use vibración o se emplee, como suele ser más frecuente, la hinca o percusión con golpes de maza. A efectos de este DB se considerará el pilote prefabricado hincado de directriz recta cuya profundidad de hinca sea mayor a 8 veces su diámetro equivalente. 3 Los pilotes hincados podrán estar constituidos por un único tramo, o por la unión de varios tramos, mediante las correspondientes juntas, debiéndose, en estos casos, considerar que la resistencia a flexión, compresión y tracción del pilote nunca será superior a la de las juntas que unan sus tramos. 4 Los pilotes prefabricados hincados se podrán construir aislados siempre que se realice un arriostramiento en dos direcciones ortogonales y que se demuestre que los momentos resultantes en dichas direcciones son nulos o bien absorbidos por la armadura del pilote o por las vigas riostras. 5.1.2.2.5 Pilotes hormigonados “in situ” 1 A efectos de este DB se diferencian los siguientes tipos: pilotes de desplazamiento con azuche, pilotes de desplazamiento con tapón de gravas, pilotes de extracción con entubación recuperable, pilotes de extracción con camisa perdida, pilotes de extracción sin entubación con lodos tixotrópi- cos, pilotes barrenados sin entubación, pilotes barrenados, hormigonados por el tubo central de la barrena y pilotes de desplazamiento por rotación. 2 Para los pilotes hormigonados “in situ” se tendrán en cuenta las siguientes consideraciones: a) diámetro < 0,45 m: no se deben ejecutar pilotes aislados, salvo en elementos de poca responsabilidad en los que un posible fallo del elemento de cimentación no tenga una repercusión significativa; b) 0,45 m < diámetro < 1,00 m; se podrán realizar pilotes aislados siempre que se realice un arriostramiento en dos direcciones ortogonales y se asegure la integridad del pilote en toda su longitud de acuerdo con los métodos de control recogidos en el apartado 5.4; c) diámetro > 1,00 m; se podrán realizar pilotes aislados sin necesidad de arriostramiento siempre y cuando se asegure la integridad del pilote en toda su longitud de acuerdo con los méto- dos de control recogidos en el apartado 5.4 y el pilote se arme para las excentricidades permi- tidas y momentos resultantes. 3 Para la selección del tipo de pilote se tendrán en cuenta las indicaciones recogidas en el apartado 5.4.1.1. 5.1.3 Configuración geométrica de la cimentación 1 En el proyecto, la disposición geométrica de una cimentación por pilotes se realizará tanteando diferentes disposiciones de pilotes hasta alcanzar una situación óptima. Cuando se trate de analizar una situación ya existente, será imprescindible conocer los datos geométricos de la disposición de los pilotes. 2 Los datos geométricos de mayor interés para analizar el comportamiento de un pilote aislado son la longitud dentro del terreno y su diámetro, o la ley de variación de su diámetro si es que éste no fuera constante. 3 En los grupos de pilotes será necesario tener en cuenta además su distribución geométrica, en particular, su separación. (véase Figura 5.2). 4 De cada pilote se debe conocer su sección transversal y su ubicación dentro del encepado. Nor- malmente, los pilotes serán de igual longitud; en caso contrario, habrá de considerarse en los cálcu- los de detalle. 5.2 Acciones a considerar 1 Además de las acciones de la estructura sobre la cimentación se tendrá en cuenta que los pilotes puedan estar sometidos a efectos “parásitos” inducidos por acciones derivadas por el movimiento del propio terreno de cimentación. SE-C-44

Documento Básico SE-C Cimientos 2 Debe considerarse la forma y dimensiones del encepado a fin de incluir su peso, así como el de las tierras o aquello que pueda gravitar sobre éste, en el cómputo de las acciones. 3 En su caso, se especificará el nivel del terreno alrededor del pilotaje. En aquellos casos en los que pueda existir socavación habrá que considerar al menos, con carácter accidental, la situación correspondiente a la máxima prevista Figura 5.2. Esquema de un posible pilotaje 5.2.1 Acciones del resto de la estructura sobre la cimentación 1 Para el dimensionado del pilotaje se tomarán las acciones indicadas en el apartado 2.3.2. 2 En el caso de un grupo de pilotes, para cada combinación de acciones se debe realizar un reparto de cargas entre los pilotes del grupo. Este reparto requiere de un proceso iterativo. Los coeficientes de reparto entre pilotes dependen de la naturaleza del terreno y de la rigidez de los pilotes y del encepado. 3 En general, si el encepado que une los pilotes es suficientemente rígido, bastará con considerar la distribución de cargas que se obtiene al suponer que los pilotes están articulados en cabeza y que el encepado es infinitamente rígido (véase Figura 5.3). 4 Si hubiera pilotes de distinto diámetro dentro de un mismo grupo, los valores de cálculo se de- terminarán para cada uno de los diámetros (o diámetros equivalentes para formas no circulares) que se usen. SE-C-45

Documento Básico SE-C Cimientos V= H z Z My Mz Y My Hx X Y Mx xi Ai Hy Mz yi Mx X Resultante de las acciones Vertical = V Horizontales = Hx , Hy Momentos = Mx , My , Mz Reparto entre pilotes Ai Ai yi Ai xi Ni = ⋅V ± ⋅ Mx ± ⋅ My Compresión ΣA i 2 2 ΣA i y i ΣA i x i 2 Ai Ai yi H xi = ⋅ Hx ± ⋅ Mz Cortantes ΣA i 2 2 2 ΣA i ( x i + y i ) 2 Ai Ai xi H yi = ⋅ Hy ± ⋅ Mz ΣA i 2 2 2 ΣA i ( x i + y i ) Figura 5.3. Distribución de esfuerzos en la hipótesis de encepado rígido y pilotes articulados en cabeza 5.2.2 Rozamiento negativo 1 La situación de rozamiento negativo se produce cuando el asiento del terreno circundante al pilote es mayor que el asiento del pilote. En esta situación, el pilote soporta, además de la carga que le transmite la estructura, parte del peso del terreno. Como consecuencia, el rozamiento negativo hace que aumente la carga total de compresión que el pilote tiene que soportar. 2 Debe estudiarse el posible desarrollo de rozamiento negativo cuando se dé alguna de las circunstancias siguientes: a) consolidación por su propio peso de rellenos o niveles de terreno de reciente deposición; b) consolidación de niveles compresibles bajo sobrecargas superficiales; c) variaciones del nivel freático; d) humectación de niveles colapsables; e) asientos de materiales granulares inducidos por cargas dinámicas (vibraciones, sismo); f) subsidencias inducidas por excavaciones o disolución de materiales profundos. 3 La identificación del problema puede realizarse comparando, mediante un cálculo previo, los asientos del terreno y del pilote. En general, es suficiente una pequeña diferencia de asientos para que se produzca la situación de rozamiento negativo. Un asiento de 1 cm puede producir ya efectos no- tables. 4 El rozamiento lateral por fuste se puede reducir notablemente en pilotes prefabricados (hormigón, metálicos o madera) tratándolo mediante pinturas bituminosas. 5 El rozamiento unitario negativo en el fuste se calculará con la expresión: n Fs,neg = ∑ β i · σ' vi (5.4) i=1 SE-C-46

Documento Básico SE-C Cimientos siendo i cada una de las unidades geotécnicas consideradas a lo largo del pilote; β 0,25 en arcillas y limos blandos; 0,1 en arenas flojas y 0,8 en arenas densas; σ’vi la tensión efectiva en el punto del fuste considerado. 6 Cuando el rozamiento negativo no se desarrolle en su totalidad a lo largo del fuste, podrán emplearse métodos de cálculo que consideren deformaciones relativas entre el suelo y el pilote para cuantificar la profundidad hasta la que se produce. 7 Los pilotes exteriores de los grupos de pilotes deben considerarse sometidos al mismo rozamiento negativo que si estuviesen aislados, especialmente los situados en las esquinas. 5.2.3 Empujes horizontales causados por sobrecargas 1 Cuando existan suelos blandos en profundidad, las cargas colocadas en superficie producen desplazamientos horizontales del terreno que pueden afectar negativamente a las cimentaciones próximas pilotadas. Por tanto, si en ese tipo de terreno se proyecta un edificio contiguo a una cons- trucción pilotada, debe evitarse una cimentación superficial. 2 Los pilotes ejecutados en taludes pueden estar sometidos también a cargas horizontales importantes. 3 A efectos de este DB podrá prescindirse de la consideración de los empujes horizontales sobre los pilotes siempre que la máxima componente de estos empujes sea inferior al 10% de la carga vertical compatible con ella. 4 El estudio del efecto de los empujes horizontales requiere un análisis de interacción terreno-pilote, que será necesario realizar con tanto más detalle cuanto más crítico resulte el problema. Para el cálculo se podrá seguir el método simplificado que se indica a continuación. 5.2.3.1 Método simplificado para la consideración del empuje horizontal en pilotes 1 El empuje horizontal se estimará de acuerdo con la siguiente expresión: ph = p v – 2 c u (5.5) siendo pv la presión vertical en la parte superior del estrato blando, considerando un reparto a 30º de las presiones en superficie. cu la resistencia al corte sin drenaje. 2 Se supondrá que cada pilote soporta una carga por unidad de longitud igual al valor menor de los siguientes: a) Pp = ph · S, siendo S la separación entre ejes de pilotes; b) Pp = ph · 3D, siendo D el diámetro del pilote; c) Pp = ph · H, siendo H el espesor del estrato blando. 3 Cuando existan varias filas de pilotes se podrá suponer que los esfuerzos se distribuyen entre las sucesivas filas de acuerdo con la siguiente expresión: Pp ' ph = ph − (5.6) S Pp −1 ' n Pp ;......., p n = p n−1 − '' ' que se aplicará de forma sucesiva p h = p h − h h S S 4 Una vez calculado el valor de Pp se obtendrán los valores de los momentos flectores en los pilotes como una viga, suponiendo, según los casos, las condiciones en los apoyos que se reflejan en la Figura 5.4 y que se concretan en: a) empotramiento en cabeza; b) empotramiento a 0,5 m en la capa resistente inferior; c) empotramiento a 1 m en capas resistentes situadas por encima de la capa blanda si su espesor es superior a 8 diámetros, en caso contrario se considerará como una articulación (apoyo). SE-C-47

Documento Básico SE-C Cimientos Figura 5.4. Condiciones de apoyo para el cálculo de esfuerzos horizontales en los pilotes 5.3 Análisis y dimensionado 1 Las comprobaciones para verificar que una cimentación profunda cumple los requisitos necesarios se basarán en el método de los estados límite tal y como se indica en el apartado 2.2. 2 Además deben analizarse los problemas indicados en el apartado 5.3.3. 5.3.1 Estados límite últimos 1 Las formas de fallo de una cimentación profunda pueden ser de muy diverso tipo. Los tipos de rotura más comunes y que en cualquier caso deben verificarse son: a) estabilidad global; b) hundimiento; c) rotura por arrancamiento; d) rotura horizontal del terreno bajo cargas del pilote; e) capacidad estructural del pilote. 2 La verificación de estos estados límite para cada situación de dimensionado se hará utilizando la expresión (2.2) y los coeficientes de seguridad parciales para la resistencia del terreno y para los efectos de las acciones del resto de la estructura sobre la cimentación definidos en la tabla 2.1. 5.3.1.1 Estabilidad global 1 El conjunto de la estructura y su cimentación pilotada pueden fallar mediante un mecanismo de rotura aún más profundo que la cimentación o que, no siendo tan profundo, pudiera cortar los pilotes por su fuste. 5.3.1.2 Hundimiento 1 Se podrá producir este modo de rotura cuando la carga vertical sobre la cabeza del pilote supere la resistencia del terreno causando asientos desproporcionados. En el apartado 5.3.4, se establece un método para la determinación de la carga de hundimiento, Rck. 2 Teniendo en cuenta el valor de los coeficientes de la tabla 2.1 y las consideraciones hechas en el apartado 2.4.2.6 el valor de Rcd puede expresarse para cada situación de dimensionado mediante la siguiente ecuación: R ck R cd = (5.7) γR 5.3.1.3 Rotura por arrancamiento 1 Los pilotes podrán utilizarse para soportar cargas de tracción en su cabeza. Si estas cargas exceden la resistencia al arrancamiento, el pilote se desconecta del terreno, rompiendo su unión y produciéndose el consiguiente fallo. Este tipo de mecanismo y el procedimiento de evaluación de la carga de arrancamiento se consideran en el apartado 5.3.5. SE-C-48

Documento Básico SE-C Cimientos 5.3.1.4 Rotura horizontal del terreno bajo cargas del pilote 1 Cuando las cargas horizontales aplicadas en los pilotes producen en el terreno tensiones que éste no puede soportar, se producen deformaciones excesivas o incluso, si el pilote es corto y suficientemente resistente como estructura, el vuelco del mismo. Este estado límite debe comprobarse tan sólo en aquellos casos en los que la máxima componente de los empujes horizontales sobre los pilotes sea mayor del 10% de la carga vertical compatible con ellos. 2 La carga horizontal límite que puede soportar el terreno que rodea a los pilotes o a los grupos de pilotes se considera en el apartado 5.3.6. 5.3.1.5 Capacidad estructural del pilote 1 Las cargas transmitidas a los pilotes en su cabeza inducen esfuerzos en los mismos que pueden dañar su estructura. 2 Los criterios de verificación de la capacidad estructural de los pilotes frente a los esfuerzos axiles (tope estructural), cortantes y momentos flectores a lo largo de su eje se indican en el apartado 5.3.8. 5.3.2 Estados límite de servicio 1 Los estados límite de servicio en las cimentaciones profundas están normalmente asociados a los movimientos. 2 Tanto al proyectar pilotes aislados como grupos de pilotes, deben realizarse las comprobaciones relacionadas con los movimientos (asientos y desplazamientos transversales) en los que influye no sólo la resistencia del terreno sino también su deformabilidad, tal y como se indica en el apartado 5.3.7. 5.3.3 Otras consideraciones 1 Aparte de la consideración de los estados límite citados en los apartados precedentes, se tendrán en cuenta otros efectos que pueden afectar a la capacidad portante o aptitud de servicio de la ci- mentación. Entre los posibles problemas que puedan presentarse se hará una consideración expresa de los siguientes: a) influencia de la hinca de pilotes prefabricados en estructuras o edificaciones cercanas; b) ataques del medio ambiente al material del pilote con la consiguiente merma de capacidad. Se debe prestar una atención especial al efecto de la corrosión del acero en las zonas batidas por la carrera de marea o por las oscilaciones del nivel freático; c) posible expansividad del terreno que pueda provocar el problema inverso al rozamiento negativo, causando el levantamiento de la cimentación; d) posible heladicidad del terreno, que pudiera afectar a encepados poco empotrados en el terreno; e) protección contra la helada en las cabezas de los pilotes recién construidos; f) posible ataque químico del terreno o de las aguas a los pilotes; g) posible modificación local del régimen hidrogeológico por conexión de acuíferos ubicados a distinta profundidad que podrían quedar conectados al ejecutar los pilotes; h) posible contaminación medioambiental por la utilización de lodos o polímeros durante la exca- vación de pilotes de hormigón “in situ”; i) estabilidad de los taludes de las excavaciones y plataformas realizadas para construir el pilotaje; j) desprendimientos sobre la cabeza del pilote recién construido, debidos a la diferencia de cota entre el pilote terminado y la plataforma de trabajo, así como desprendimientos o contamina- ciones causadas por la limpieza de la plataforma, especialmente en el caso de pilotes de héli- ce continua, en los que es necesaria la limpieza de la cabeza para la introducción de la armadura; k) mala limpieza del fondo de las excavaciones de los pilotes perforados; l) problemas de colapso en suelos que tengan una estructura metaestable; SE-C-49

Documento Básico SE-C Cimientos m) posibles efectos sísmicos y en particular la posible licuefacción del entorno y que pudiera incluir al propio pilotaje; n) posible pérdida de capacidad portante por socavación de pilotajes. 5.3.4 Carga de hundimiento 5.3.4.1 Generalidades 5.3.4.1.1 Criterios básicos 1 La resistencia característica al hundimiento de un pilote aislado se considerará dividida en dos partes (véase Figura 5.5): resistencia por punta y resistencia por fuste = + (5.8) R ck R pk R fk siendo Rck la resistencia frente a la carga vertical que produce el hundimiento; Rpk la parte de la resistencia que se supone soportada por la punta; Rfk la parte de la resistencia que se supone soportada por el contacto pilote-terreno en el fuste. Figura 5.5. Esquema de distribución de la carga de un pilote aislado 2 Para estimar ambas componentes de la resistencia se supondrá que son proporcionales a las áreas de contacto respectivas de acuerdo con las expresiones: R pk = qp . Ap (5.9) L R fk = ∫ τ f ·p f · dz (5.10) 0 siendo qp la resistencia unitaria por la punta según F.2.1 Ap el área de la punta τf la resistencia unitaria por el fuste, obtenida de F.2.1 L la longitud del pilote dentro del terreno pf el perímetro de la sección transversal del pilote, considerada según 5.1.2.2.2 z la profundidad contada desde la parte superior del pilote en contacto con el terreno 5.3.4.1.2 Consideraciones sobre la resistencia por punta 1 El área de la punta a utilizar en el cálculo será igual al área de la sección transversal del pilote al nivel de la punta (pilotes de extracción) o a la proyección sobre el plano transversal del área del azuche en pilotes hincados. Para pilotes huecos (sección en forma de corona circular), o para perfiles metálicos hincados sin azuche, habrá que calcular el área de la punta equivalente según 5.1.2.2.2. SE-C-50

Documento Básico SE-C Cimientos 2 El área de la punta que ha de considerarse para el cálculo de los pilotes metálicos en H será, salvo que se justifique otro valor, o se disponga un azuche especial, el menor de los dos valores siguientes: a) el área del rectángulo circunscrito; b) vez y media el cuadrado del ala. 3 En los pilotes huecos hincados, se tomará como área de la punta el total de la superficie encerrada por el contorno externo. 4 En casos de terreno heterogéneo, se supondrá que la carga de hundimiento por la punta está con- trolada por un terreno con las características medias de la zona comprendida entre tres diámetros bajo la punta (zona activa inferior) y seis diámetros sobre la punta (zona pasiva superior), aproximadamente. 5 En las situaciones en las que bajo la punta existan zonas arcillosas de menor resistencia, que reduzcan la resistencia unitaria por punta \"qp\", dicho valor vendrá limitado por la expresión: 2 H  q p ≤ 6 1 +  cu (5.11) D    siendo H la distancia de la punta del pilote al estrato del suelo cohesivo blando inferior; D el diámetro real o equivalente (igual área) del pilote; cu la resistencia al corte sin drenaje del suelo cohesivo blando. 6 Si la separación entre pilotes es inferior a la distancia de la punta del pilote al nivel del suelo cohesivo blando inferior debe considerarse el efecto combinado del grupo de pilotes para estimar la carga de hundimiento y el posible asiento de la cimentación. 5.3.4.1.3 Consideraciones sobre la resistencia por fuste 1 Cuando la resistencia unitaria por fuste varíe con la profundidad, para el cálculo de la resistencia total por fuste se debe realizar una integración a lo largo del pilote. En los casos en que la resistencia total por fuste sea constante por tramos y también lo sea la longitud del contorno del pilote en cualquier sección horizontal, la resistencia por fuste se considerará como un sumatorio con un tér- mino por cada tramo, esto es: Rfk = ∑ τf · Af (5.12) siendo Af el área del contacto entre el fuste del pilote y el terreno en cada tramo; τf la resistencia unitaria por fuste en cada tramo. 2 En los pilotes con sección transversal especial, pilotes en H por ejemplo, se tomará como longitud del contorno la correspondiente a la figura geométrica simple (circunferencia, rectángulo o cuadrado) que conduzca a un perímetro menor. 3 En los pilotes columna sobre roca, no debe contemplarse la resistencia por fuste en los suelos cuya deformabilidad sea claramente mayor que la correspondiente a la zona de la punta. 5.3.4.1.4 Consideraciones del efecto grupo 1 De forma general, para el cálculo de los pilotes, no se considerará el efecto grupo para una separa- ción entre ejes de pilotes igual o mayor a 3 diámetros. 2 A partir de grupos de 4 pilotes se debe considerar que la proximidad entre los pilotes se traduce en una interacción entre ellos, de tal forma que si el grupo tiene n pilotes, y la carga de hundimiento del pilote aislado es Rck, la carga que produce el hundimiento del grupo, Rckg, en general, no suele ser igual a n·Rck, al tener que aplicar a este valor, n·Rck, un coeficiente de eficiencia, η, que se define como el cociente: R ckg Carga de hundimient o del grupo η= = (5.13) ⋅ n Carga hundimient o del pilote individual n · R ck Siendo n el numero de pilotes SE-C-51

Documento Básico SE-C Cimientos 3 El coeficiente de eficiencia será de 1, para separaciones entre ejes iguales o superiores a 3 D. Para separaciones de 1 D el coeficiente de eficiencia será 0,7. Para separaciones entre 1 D y 3 D se in- terpolará linealmente entre 0,7 y 1. 4 En pilotes hincados en arenas densas o muy densas se podrá adoptar un coeficiente de eficiencia igual a 1. Podrá aumentarse este valor, previa justificación, por la posible compactación que se pueda producir, sin que en ningún caso pueda ser superior a 1,3. 5 Para determinar el valor de cálculo de la resistencia al hundimiento del grupo, analizado como una única cimentación que engloba los pilotes, debe utilizarse un coeficiente, γR, que como mínimo será el indicado en la tabla 2.1. 5.3.4.1.5 Métodos para verificar el estado límite por hundimiento de un pilote 1 En el caso de pilotes en arcillas y arenas el valor de cálculo de la resistencia del terreno Rcd que permite verificar el estado límite del hundimiento se obtendrá a partir de la expresión (5.7), pudién- dose determinar la resistencia Rck del terreno con los métodos indicados en el anejo F. 2 En el caso de pilotes en roca se puede determinar directamente el valor de Rcd a través de los valores qp,d y τf,d determinados según se indica en el anejo F.2. 5.3.5 Cálculo de la resistencia al arrancamiento 1 Si el pilote está sometido a tracción, la solicitación no debe superar la capacidad resistente al arrancamiento. Se puede considerar que la resistencia al arrancamiento es igual al 70% de la resistencia por fuste a compresión, establecida en la determinación de la carga de hundimiento. 2 En los pilotes sometidos a tracción se debe prestar un especial cuidado a los problemas de posible corrosión. 5.3.6 Resistencia del terreno frente a acciones horizontales 1 Tal como se ha indicado en el apartado 5.2.3, el cálculo de los pilotes frente a esfuerzos horizontales, a efectos de este DB, tan sólo debe realizarse en aquellos casos en los que la máxima componente de los empujes horizontales sea superior al 10% de la carga vertical compatible con ella. 2 En el caso de utilizar pruebas de carga en la estimación de la carga horizontal de rotura, se podrán reducir los coeficientes de seguridad en función de la importancia de las pruebas. El coeficiente de seguridad no será, en cualquier caso, inferior al 70% de los valores recogidos en la tabla 2.1. 3 En el anejo F.2.5. se indica un método para la estimación de la resistencia del terreno frente a acciones horizontales, válida para pilote aislado. 4 En el caso de grupo de pilotes, la resistencia frente a esfuerzos horizontales del terreno situado alrededor del grupo se estimará como el menor valor de los dos siguientes: a) la suma de las resistencias horizontales del terreno alrededor de cada pilote, calculadas individualmente; b) la resistencia horizontal del terreno correspondiente a un pilote equivalente cuyo diámetro fuese la anchura del grupo y cuya profundidad fuese igual a la profundidad media de los pilotes del grupo. 5 En los casos en los que este aspecto en el proyecto resulte crítico, se deben utilizar procedimientos de cálculo más detallados o realizar pruebas de carga que permitan una estimación más exacta de la carga de rotura. 5.3.7 Movimientos de la cimentación 5.3.7.1 Asientos 1 La limitación de asientos se hará de acuerdo con los criterios recogidos en el apartado 2.4.3. 2 Si el asiento en los pilotes resulta ser un aspecto crítico, será conveniente la realización de pruebas de carga especialmente diseñadas para la determinación de asientos a largo plazo, única manera precisa de conocer la relación carga-asiento. Para la realización de dicha prueba se recomienda independizar la resistencia de punta de la del fuste del pilote. SE-C-52

Documento Básico SE-C Cimientos 3 En los casos en los que este aspecto no resulte crítico, los asientos se calcularán tanto para el pilote aislado como teniendo en cuenta el efecto grupo, debiéndose cumplir que los valores así estimados deben ser menores que los límites admisibles para los estados límite de servicio. En el anejo F2.6. se indica un método para la estimación de asientos en pilotes. 5.3.7.2 Movimientos horizontales 1 Los movimientos horizontales deben estudiarse en aquellos casos en los que se analice el comportamiento de los pilotes frente a esfuerzos horizontales. 2 Si el movimiento horizontal de la cimentación pilotada resulta ser un aspecto crítico del problema en estudio, será conveniente hacer pruebas de campo para estimarlos. 3 Se comprobará que los movimientos horizontales sean inferiores a los límites admisibles para los estados límite de servicio. En el anejo F.2.7. se indica un método simplificado para su estimación, distinguiendo entre pilote aislado y efecto grupo. 5.3.8 Consideraciones estructurales 1 En el análisis de los estados límite últimos se tendrá en cuenta que las acciones en el pilote pueden llegar a provocar el agotamiento de la capacidad estructural de su sección resistente. 5.3.8.1 Tope estructural 1 El tope estructural o carga nominal es el valor de cálculo de la capacidad resistente del pilote. Se debe comprobar que, la solicitación axil sobre cada pilote, no supere este tope. Como tales solicitaciones deben compararse con los valores de los efectos de las acciones definidos en el apartado 2.3.2.2. 2 El tope estructural depende de: a) la sección transversal del pilote; b) el tipo de material del pilote; c) el procedimiento de ejecución; d) el terreno. 3 Los valores del tope estructural se adoptarán de acuerdo con la siguiente expresión: Qtope = σ . A (5.14) siendo la tensión del pilote (tabla 5.1) σ A el área de la sección transversal Tabla 5.1. Valores recomendados para el tope estructural de los pilotes Valores de σ (Mpa) Procedimiento Tipo de pilote Hormigón pretensado o postesado 0,30 (fck – 0,9 fp) Hormigón armado 0,30 fck Hincados Metálicos 0,30 fyk Madera 5 Tipo de apoyo Suelo firme Roca Entubados 5 6 Lodos 4 5 (1) Perforados En seco 4 5 Barrenados sin control de parámetros 3,5 - Barrenados con control de parámetros 4 - SE-C-53

Documento Básico SE-C Cimientos (1) válidos para hormigón HA-25, para otros hormigones se pueden tomar valores proporcionales. Con un control adecuado de la integridad, los pilotes perforados podrán ser utilizados con topes estructurales un 25% mayores. fck es la resistencia característica del hormigón fp es la tensión introducida en el hormigón por el pretensado fyk es el límite elástico del acero 5.3.8.2 Capacidad estructural del pilote 1 Tal y como se indica en el apartado 2.4.2.4 se debe comprobar que los valores de cálculo de los efectos de las acciones de la estructura sobre cada pilote (momentos y esfuerzos cortantes) no superan el valor de cálculo de su capacidad resistente. 2 En ausencia de otras recomendaciones más específicas y en los casos normales, donde las acciones horizontales no sean dominantes, el cálculo de esfuerzos en los pilotes podrá hacerse con el mismo modelo estructural indicado en el apartado 5.3.7 para el cálculo de movimientos. En este modelo, la cimentación proporciona esfuerzos en la parte exenta (no enterrada) de los pilotes que pueden considerarse suficientemente precisos. En el Anejo F.2.8 se indica un método para el cálcu- lo de los esfuerzos. 3 El armado de los pilotes se hará de acuerdo con las reglas especificadas en la instrucción EHE 4 A efectos del cálculo a flexión de pilotes hormigonados in situ se recomienda considerar una resistencia característica del hormigón igual o inferior a 18 MPa. 5.4 Condiciones constructivas y de control 5.4.1 Condiciones constructivas 5.4.1.1 Pilotes hormigonados “in situ” 1 Los pilotes hormigonados al amparo de entubaciones metálicas (camisas) recuperables deben avanzar la entubación hasta la zona donde el terreno presente paredes estables, debiéndose limpiar el fondo. La entubación se retirará al mismo tiempo que se hormigone el pilote, debiéndose mantener durante todo este proceso un resguardo de al menos 3 m de hormigón fresco por encima del extremo inferior de la tubería recuperable. 2 En los casos en los que existan corrientes subterráneas capaces de producir el lavado del hormigón y el corte del pilote o en terrenos susceptibles de sufrir deformaciones debidas a la presión lateral ejercida por el hormigón se debe considerar la posibilidad de dejar una camisa perdida. 3 Cuando las paredes del terreno resulten estables, los pilotes podrán excavarse sin ningún tipo de entibación (excavación en seco), siempre y cuando no exista riesgo de alteración de las paredes ni del fondo de la excavación. 4 En el caso de paredes en terrenos susceptibles de alteración, la ejecución de pilotes excavados, con o sin entibación, debe contemplar la necesidad o no de usar lodos tixotrópicos para su estabili- zación. 5 El uso de lodos tixotrópicos podrá también plantearse como método alternativo o complementario a la ejecución con entubación recuperable siempre que se justifique adecuadamente. 6 En el proceso de hormigonado se debe asegurar que la docilidad y fluidez del hormigón se mantiene durante todo el proceso de hormigonado, para garantizar que no se produzcan fenómenos de atascos en el tubo Tremie, o bolsas de hormigón segregado o mezclado con el lodo de perforación. 7 El cemento a utilizar en el hormigón de los pilotes se ajustará a los tipos definidos en la instrucción vigente para la Recepción de Cemento. 8 En los pilotes barrenados la entibación del terreno la produce el propio elemento de excavación (barrena o hélice continua). Una vez alcanzado el fondo, el hormigón se coloca sin invertir el sentido de la barrena y en un movimiento de extracción del útil de giro perforación. La armadura del pilotaje se introduce a posteriori, hincándola en el hormigón aún fresco hasta alcanzar la profundidad de proyecto, que será como mínimo de 6 m o 9D. 9 A efectos de este DB no se deben realizar pilotes de barrena continua cuando: a) se consideren pilotes aislados, salvo que se efectúen con registro continuo de parámetros de perforación y hormigonado, que aseguren la continuidad estructural del pilote; SE-C-54

Documento Básico SE-C Cimientos b) la inclinación del pilote sea mayor de 6º, salvo que se tomen medidas para controlar el direc- cionado de la perforación y la colocación de la armadura; c) existan capas de terreno inestable con un espesor mayor que 3 veces el diámetro del pilote, salvo que pueda demostrarse mediante pilotes de prueba que la ejecución es satisfactoria o se ejecuten pilotes con registro continuo de parámetros y tubo telescópico de hormigonado, que asegure la continuidad estructural del pilote. 10 En relación con el apartado anterior, se considerarán terrenos inestables los siguientes: a) terrenos uniformes no cohesivos con coeficiente de uniformidad (relación de diámetros correspondientes al 60 y al 10% en peso) inferior a 2 (D60/D10< 2) por debajo del nivel freático; b) terrenos flojos no cohesivos con N<7; c) terrenos muy blandos cohesivos con resistencia al corte no drenada, cu, inferior a 15 kPa. 11 No se considera recomendable ejecutar pilotes con barrena continua en zonas de riesgo sísmico o que trabajen a tracción salvo que se pueda garantizar el armado en toda su longitud y el recubrimiento de la armadura. 12 Para la ejecución de pilotes hormigonados “in situ” se consideran adecuadas las especificaciones constructivas con relación a este tipo de pilotes, recogidas en la norma UNE-EN 1536:2000. 5.4.1.1.1 Materias primas 1 Tanto las materias primas como la dosificación de los hormigones, se ajustarán a lo indicado en la Instrucción de Hormigón Estructural EHE. a) Agua El agua para la mezcla debe cumplir lo expuesto en la Instrucción EHE, de forma que no pueda afectar a los materiales constituyentes del elemento a construir. b) Cemento El cemento a utilizar en el hormigón de los pilotes se ajustará a los tipos definidos en la vigente instrucción para la recepción de cemento. Pueden emplearse otros cementos cuando se especifiquen y tengan una eficacia probada en condiciones determinadas. No se recomienda la utilización de cementos de gran finura de molido y el alto calor de hidra- tación, debido a altas dosificaciones a emplear. No será recomendable el empleo de cementos de aluminato de calcio, siendo preferible el uso de cementos con adiciones (tipo II), porque se ha manifestado que éstas mejoran la trabajabilidad y la durabilidad, reduciendo la generación de calor durante el curado. En el caso de que el nivel de agresividad sea muy elevado, se emplearán cementos con la ca- racterística especial de resistencia a sulfatos o agua de mar (SR/MR) c) Áridos Los áridos cumplirán las especificaciones contenidas en el artículo 28º de la Instrucción de Hormigón Estructural EHE. A fin de evitar la segregación, la granulometría de los áridos será continua. Es preferible el empleo de áridos redondeados cuando la colocación del hormigón se realice mediante tubo Tremie. El tamaño máximo del árido se limitará a treinta y dos milímetros (32 mm), o a un cuarto (1/4) de la separación entre redondos longitudinales, eligiéndose la menor en ambas dimensiones. En condiciones normales se utilizarán preferiblemente tamaños máximos de árido de veinticinco milímetros (25 mm), si es rodado, y de veinte milímetros (20 mm), si procede de macha- queo. d) Aditivos Para conseguir las propiedades necesarias para la puesta en obra del hormigón, se podrán utilizar con gran cuidado reductores de agua y plastificantes, incluidos los superplastificantes, con el fin de evitar el rezume o segregación que podría resultar por una elevada proporción de agua. Se limitará, en general, la utilización de aditivos de tipo superfluidificante de duración limitada al tiempo de vertido, que afecten a una prematura rigidez de la masa, al tiempo de fraguado y a la segregación. En el caso de utilización se asegurará que su dosificación no provoque estos efectos secundarios y mantenga unas condiciones adecuadas en la fluidez del hormigón durante el periodo completo del hormigonado de cada pilote. SE-C-55

Documento Básico SE-C Cimientos 5.4.1.1.2 Dosificación y propiedades del hormigón 1 El hormigón de los pilotes deberá poseer: a) alta capacidad de resistencia contra la segregación; b) alta plasticidad y buena cohesión; c) buena fluidez; d) capacidad de autocompactación; e) suficiente trabajabilidad durante el proceso de vertido, incluida la retirada, en su caso, de entubados provisionales. 2 En la tabla 5.2 se recogen los criterios de contenido mínimo de cemento, relación agua/cemento y contenido mínimo de finos. Tabla 5.2. Dosificaciones de amasado Contenido de cemento ≥ 325 Kg/m3 - vertido en seco ≥ 375 Kg/m3 - hormigonado sumergido < 0,6 Relación agua-cemento (A/C) Contenido de finos d < 0,125 mm (cemento incluido) ≥ 400 kg/m3 - árido grueso d > 8 mm ≥ 450 kg/m3 - árido grueso d ≤ 8 mm 3 En la tabla 5.3 se recogen los valores de consistencia del hormigón, según diferentes condiciones de colocación. Tabla 5.3. Consistencia del hormigón Asientos de cono de Abrams mm Condiciones típicas de uso (ejemplos) 130 ≤ H ≤ 180 Hormigón vertido en seco H ≥ 160 Hormigón bombeado o bien hormigón sumergido, vertido bajo agua con tubo tremie H ≥ 180 Hormigón sumergido, vertido bajo fluido estabilizador con tubo tremie Nota.- Los valores medidos del asiento (H) deben redondearse a los 10 mm 4 En el caso de que las dosificaciones de amasado y los valores de consistencia establecidos en las tablas 5.2 y 5.3 no den una mezcla de alta densidad, se puede ajustar el contenido de cemento y la consistencia. 5 Se ha de asegurar que la docilidad y fluidez se mantiene durante todo el proceso de hormigonado, para garantizar que no se produzcan fenómenos de atascos en el tubo Tremie, discontinuidades en el hormigón o bolsas de hormigón segregado o mezclado con el lodo de perforación. Durante 4 horas y, al menos durante todo el periodo de hormigonado de cada pilote, la consistencia del hor- migón dispuesto deberá mantenerse en un cono de Abrams no inferior a 100mm. 6 Se debe proporcionar una adecuada protección a través del diseño de la mezcla o de camisas per- didas, contra la agresividad del suelo o de los acuíferos. 5.4.1.2 Pilotes prefabricados hincados 1 Para la ejecución de los pilotes prefabricados se consideran adecuadas las especificaciones constructivas recogidas con relación a este tipo de pilotes en la norma UNE-EN 12699:2001. 5.4.2 Control 5.4.2.1 Control de ejecución de pilotes hormigonados in situ 1 La correcta ejecución del pilote, incluyendo la limpieza y en su caso el tratamiento de la punta son factores fundamentales que afectan a su comportamiento, y que deben tomarse en consideración para asegurar la validez de los métodos de cálculo contemplados en este DB. 2 Los pilotes ejecutados “in situ” se controlarán durante la ejecución, confeccionando un parte que contenga, al menos, los siguientes datos: SE-C-56

Documento Básico SE-C Cimientos a) datos del pilote (Identificación, tipo, diámetro, punto de replanteo, profundidad, etc.); b) longitud de entubación (caso de ser entubado); c) valores de las cotas: del terreno, de la cabeza del pilote, de la armadura, de la entubación, de los tubos sónicos, etc; d) tipos de terreno atravesados (comprobación con el terreno considerado originalmente); e) niveles de agua; f) armaduras (tipos, longitudes, dimensiones, etc.); g) hormigones (tipo, características, etc.); h) tiempos (de perforación, de colocación de armaduras, de hormigonado); i) observaciones (cualquier incidencia durante las operaciones de perforación y hormigonado). 3 Durante la ejecución se consideran adecuados los controles siguientes, según la norma UNE-EN 1536:2000 (tablas 6 a 11): a) control del replanteo; b) control de la excavación; c) control del lodo; d) control de las armaduras; e) control del hormigón. 4 En el control de vertido de hormigón, al comienzo del hormigonado, el tubo Tremie no podrá des- cansar sobre el fondo, sino que se debe elevar unos 20 cm para permitir la salida del hormigón. 5 En los pilotes de barrena continua se consideran adecuados los controles indicados en la tabla 12 de la norma UNE-EN 1536:2000. Cuando estos pilotes se ejecuten con instrumentación, se contro- larán en tiempo real los parámetros de perforación y de hormigonado, permitiendo conocer y corre- gir instantáneamente las posibles anomalías detectadas. 6 Se pueden diferenciar dos tipos de ensayos de control: a) ensayos de integridad a lo largo del pilote; b) ensayos de carga (estáticos o dinámicos). 7 Los ensayos de integridad tienen por objeto verificar la continuidad del fuste del pilote y la resistencia mecánica del hormigón. 8 Pueden ser, según los casos, de los siguientes tres tipos: a) transparencia sónica; b) impedancia mecánica; c) sondeos mecánicos a lo largo del pilote. Además, se podrá realizar un registro continuo de parámetros en pilotes de barrena continua. 9 El número y la naturaleza de los ensayos se fijarán en el Pliego de condiciones del proyecto y se establecerán antes del comienzo de los trabajos. El número de ensayos no debe ser inferior a 1 por cada 20 pilotes, salvo en el caso de pilotes aislados con diámetros entre 45 y 100 cm que no debe ser inferior a 2 por cada 20 pilotes. En pilotes aislados de diámetro superior a 100 cm no debe ser inferior a 5 por cada 20 pilotes. 5.4.2.2 Control de ejecución de pilotes prefabricados hincados 1 Los controles de todos los trabajos de realización de las diferentes etapas de ejecución de un pilote se deben ajustar al método de trabajo y al plan de ejecución establecidos en el proyecto. 2 Se deben controlar los efectos de la hinca de pilotes en la proximidad de obras sensibles o de pendientes potencialmente inestables. Los métodos pueden incluir la medición de vibraciones, de presiones intersticiales, deformaciones y medición de la inclinación. Estas medidas se deben comparar con los criterios de prestaciones aceptables. 3 La frecuencia de los controles debe estar especificada y aceptada antes de comenzar los trabajos de hincado de los pilotes. 4 Los informes de los controles se deben facilitar en plazo convenido y conservarlos en obra hasta la terminación de los trabajos de hincado de los pilotes. 5 Todos los instrumentos utilizados para el control de la instalación de los pilotes o de los efectos derivados de esta instalación deben ser adecuados al objetivo previsto y deben estar calibrados. SE-C-57

Documento Básico SE-C Cimientos 6 Debe reseñarse cualquier no conformidad. 7 Se debe registrar la curva completa de la hinca de un cierto número de pilotes. Dicho número debe fijarse en el Pliego de condiciones del proyecto. 8 De forma general se debe reseñar: a) sobre las mazas: la altura de caída del pistón y su peso o la energía de golpeo, así como el número de golpes de la maza por unidad de penetración; b) sobre los pilotes hincados por vibración: la potencia nominal, la amplitud, la frecuencia y la velocidad de penetración; c) sobre los pilotes hincados por presión: la fuerza aplicada al pilote. 9 Cuando los pilotes se hinquen hasta rechazo, se debe medir la energía y avance. 10 Si los levantamientos o los desplazamientos laterales son perjudiciales para la integridad o la capacidad del pilote, se debe medir, respecto a una referencia estable, el nivel de la parte superior del pilote y su implantación, antes y después de la hinca de los pilotes próximos o después de excavaciones ocasionales. 11 Los pilotes prefabricados que se levanten por encima de los límites aceptables, se deben volver a hincar hasta que se alcancen los criterios previstos en el proyecto en un principio (cuando no sea posible rehincar el pilote, se debe realizar un ensayo de carga para determinar sus características carga-penetración, que permitan establecer las prestaciones globales del grupo de pilotes). 12 No se debe interrumpir el proceso de hinca de un pilote hasta alcanzar el rechazo previsto que asegure la resistencia señalada en el proyecto. En suelos arcillosos, y para edificios de categoría C-3 y C-4, debe comprobarse el rechazo alcanzado, transcurrido un periodo mínimo de 24 horas, en una muestra representativa de pilotes. 5.4.3 Tolerancias de ejecución 1 Para pilotes hormigonados in situ se deben cumplir, salvo especificación en contra del Pliego de condiciones del proyecto, las siguientes tolerancias: a) Posición de los pilotes a nivel de la plataforma de trabajo e < emax = 0,1·Deq; para pilotes con Deq ≤ 1,5 m. e < emax = 0,15 m, para pilotes con Deq > 1,5 m. siendo Deq el diámetro equivalente del pilote. b) Inclinación i < imax = 0,02 m/m. para θ ≤ 4º i < imax = 0,04 m/m. para θ > 4º siendo θ el ángulo que forma el eje del pilote con la vertical. 2 Para pilotes prefabricados hincados se deben cumplir los siguientes requisitos: a) Posición de los pilotes a nivel de la plataforma de trabajo en tierra: e < emax = valor mayor entre el 15% del diámetro equivalente ó 5 cm en agua: de acuerdo con las especificaciones definidas en el proyecto. b) Inclinación i < imax = 0,02 m/m. para θ ≤ 4º i < imax = 0,04 m/m. para θ > 4º siendo θ el ángulo que forma el eje del pilote con la vertical 3 Cuando se requieran tolerancias más estrictas que las anteriores, se deben establecer en el Pliego de condiciones del proyecto, y, en cualquier caso, antes del comienzo de los trabajos. 4 Para la medida de las desviaciones de ejecución se considerará que el centro del pilote es el centro de gravedad de las armaduras longitudinales, o el centro del mayor círculo inscrito en la sección de la cabeza del pilote para los no armados. 5.4.4 Ensayos de pilotes 1 Los ensayos de pilotes se pueden realizar para: SE-C-58

Documento Básico SE-C Cimientos a) estimar los parámetros de cálculo; b) estimar la capacidad portante; c) probar las características resistente-deformacionales en el rango de las acciones especificadas; d) comprobar el cumplimiento de las especificaciones; e) probar la integridad del pilote. 2 Los ensayos de pilotes pueden consistir en: a) ensayos de carga estática; b) ensayos de carga dinámica, o de alta deformación; c) ensayos de integridad; d) ensayos de control. 3 Los ensayos de carga estática podrán ser: a) por escalones de carga; b) a velocidad de penetración constante. 4 Los ensayos de integridad podrán ser: a) ensayos de eco o sónicos por reflexión y por impedancia, o de baja deformación; b) ensayos sónicos por transparencia, o cross-hole sónicos. 5 Los ensayos de control podrán ser: a) con perforación del hormigón para obtención de testigos; b) con inclinómetros para verificar la verticalidad del pilote. 6 Conviene que los ensayos de carga estática y dinámica no se efectúen hasta después de un tiempo suficiente, que tenga en cuenta los aumentos de resistencia del material del pilote, así como la evo- lución de la resistencia de los suelos debida a las presiones intersticiales. 7 Para edificios de categoría C-3 y C-4, en pilotes prefabricados, se considera necesaria la realiza- ción de pruebas dinámicas de hinca contrastadas con pruebas de carga. 6 Elementos de contención 6.1 Definiciones y tipologías 6.1.1 Pantallas 1 Se denomina pantallas a los elementos de contención de tierras que se emplean para realizar excavaciones verticales en aquellos casos en los que el terreno, los edificios u otras estructuras ci- mentadas en las inmediaciones de la excavación, no serían estables sin sujeción, o bien, se trata de eliminar posibles filtraciones de agua a través de los taludes de la excavación y eliminar o reducir a límites admisibles las posibles filtraciones a través del fondo de la misma, o de asegurar la estabilidad de éste frente a fenómenos de sifonamiento. Se construyen desde la superficie del terreno previamente a la ejecución de la excavación y trabajan fundamentalmente a flexión. Quedan exclui- das las pantallas que tienen únicamente por objeto la impermeabilización o estanqueidad. 2 Si la excavación se produce por debajo del nivel freático, habrá que prever una impermeabilización suplementaria al propio hormigón conforme a lo indicado en el DB-HS Sección 1. 3 La pantalla cumple una labor estructural de contención de tierras, y de impermeabilización del vaso, pero no puede considerarse un elemento totalmente terminado ni absolutamente impermeable, dadas las características intrínsecas del material y del proceso de ejecución. En cualquier caso será necesario prever un acabado final de su superficie, ya que se hormigona contra el propio terreno. En general, la fase crítica en la vida de la pantalla es la de la ejecución. 4 Las condiciones esenciales de las pantallas que las diferencian de los muros y las entibaciones, son: a) se ejecutan previamente a la excavación; b) en general alcanzan una profundidad bajo el fondo de excavación que no es pequeña en rela- ción con la altura libre de la pantalla; SE-C-59

Documento Básico SE-C Cimientos c) el empotramiento de la pantalla en el terreno por debajo del fondo de la excavación es, en general, indispensable para su estabilidad, constituyendo en ocasiones el único elemento que la proporciona y siendo el peso propio de la pantalla un factor de influencia muy escasa o nula; d) son estructuras flexibles y resisten los empujes del suelo deformándose. 5 En la tabla 6.1 se recogen los diversos tipos de pantallas que se consideran en este DB: Tabla 6.1. Tipos de pantallas Pantallas ejecutadas Pantallas continuas de hormigón enteramente in situ Pantallas de pilotes Tablestacas de hormigón armado o pretensado Pantallas de Hincadas Tablestacas de acero Tablestacas de madera elementos prefabricados De paneles de hormigón armado o pretensado que se colocan en una zanja previamente excavada 6 Las pantallas pueden requerir en muchos casos sujeción en uno o varios puntos de su altura libre, además del empotramiento en el terreno por debajo del nivel de excavación, bien sea por estabilidad, resistencia o para impedir excesivas deformaciones horizontales o verticales del terreno en el trasdós. En el apartado 6.3.2.1 se describen los procedimientos más habituales. 6.1.1.1 Pantallas continuas de hormigón 1 Generalmente consisten en la excavación de una zanja, cuyo espesor varía normalmente entre 0,4 y 1,50 m, por paños o módulos de un ancho que oscila generalmente entre un valor mínimo correspondiente a la apertura de la cuchara y un valor máximo en función de la estabilidad del terreno, generalmente de 2,5 a 4,5 m, movimientos y deformaciones admisibles u otras condiciones de la obra. 2 Un panel puede tener una o varias jaulas de armadura a lo largo de su longitud. En terrenos con cohesión y por encima del nivel freático, las zanjas, de las dimensiones antes indicadas para cada módulo y de la profundidad total de la pantalla, podrán ser estables sin necesitar ningún elemento de contención, debido, en parte, al efecto tridimensional asociado a sus proporciones. 3 Sin embargo, en general, y especialmente si se trata de suelos sin cohesión, como arenas y limos, bajo el nivel freático, las zanjas no serán estables por sí mismas. La estabilidad sin entibación se conseguirá llenando cada módulo de zanja con lodos tixotrópicos (suspensiones en agua de arcillas tixotrópicas, de muy alta plasticidad, como bentonitas, sepiolitas, etc.). 6.1.1.2 Pantallas de pilotes 1 Comúnmente las pantallas de pilotes se efectúan mediante pilotes perforados, aunque en determinadas ocasiones podrían ejecutarse con pilotes prefabricados hincados. 2 Si no hay necesidad de que la pantalla sea estanca, los pilotes podrán disponerse con una cierta separación entre ellos, con separaciones entre ejes inferiores al doble del diámetro de los pilotes, salvo justificación en contra. 3 En la estabilidad del terreno entre pilotes separados se podrá tener en cuenta el efecto de arco. La separación entre pilotes se determinará en función de la naturaleza del terreno, de los esfuerzos a resistir y de la capacidad de flexión de los pilotes. 4 Cuando la excavación haya de permanecer abierta mucho tiempo, y sobre todo, si el terreno es meteorizable y pierde rápidamente sus características resistentes en contacto con el aire, debe protegerse la banda de terreno que queda vista entre pilotes por medio de hormigón proyectado. 5 Cuando haya que excavar bajo el nivel freático será necesario que los pilotes sean secantes entre sí, por lo que la pantalla deberá efectuarse mediante pilotes perforados o aplicar otras técnicas de tratamiento del terreno entre pilotes. 6.1.1.3 Pantallas de tablestacas 1 Se consideran como tales las alineaciones de paneles prefabricados o tablestacas, que se hincan en el terreno a golpes o por vibración para constituir, debidamente enlazadas, pantallas resistentes o de impermeabilización, que sirvan de protección para la ejecución de otras obras. 2 Los tipos de tablestacas considerados en este DB son: a) tablestacas de hormigón armado o pretensado; b) tablestacas de acero. Éstas a causa de su menor sección se hincan más fácilmente que las tablestacas de hormigón armado, originando menores vibraciones en el terreno. SE-C-60

Documento Básico SE-C Cimientos 6.1.2 Muros 1 Los muros se definen como elementos de contención destinados a establecer y mantener una diferencia de niveles en el terreno con una pendiente de transición superior a lo que permitiría la resistencia del mismo, transmitiendo a su base y resistiendo con deformaciones admisibles los correspondientes empujes laterales. En el caso de muros de sótano, éstos se utilizan para independizar una construcción enterrada del terreno circundante. 2 En edificación, los muros de contención suelen ser construcciones quebradas o cerradas en planta, a las que acometen otros elementos tanto de la edificación como de la urbanización. 3 No están cubiertos por este DB los muros de simple protección o revestimiento, los muros de cerramiento exentos por ambas caras, los muros de contención de agua o fluidos en depósitos no enterrados, etc. Tampoco es aplicable este DB a los paramentos creados por aumento artificial de la resistencia del terreno, los muros-criba, los muros de suelo reforzado y todos aquellos que, aún siendo soluciones adecuadas para diversos casos, por su carácter especial requieran métodos particulares de diseño, cálculo y ejecución. 4 Por los materiales empleados, los muros generalmente son de hormigón en masa o armado, mam- postería o fábrica. 5 Por su concepto estructural se distinguen, entre otros, los muros de gravedad, de gravedad aligerados, de contrafuertes, en L o en ménsula, de sótano y los realizados por bataches a medida que se ejecuta la excavación. (véase Figura 6.1). Figura 6.1. Tipos de muros 6 Los muros de gravedad son elementos de contención cuyas dimensiones son suficientemente grandes como para equilibrar los empujes únicamente por su peso, sin que se produzcan tracciones en la fábrica u hormigón o siendo éstas despreciables. Estos muros en general no precisan armadura y son los más resistentes a los agentes destructivos. Sus formas son muy variadas, y para el enlace de las partes construidas sucesivamente suelen dejarse retallos o llaves. 7 En el caso de muros de gravedad aligerados, al reducirse el espesor del alzado del muro, las pe- queñas tracciones correspondientes se absorben con una ligera armadura. El pie ha de sobresalir en ménsula para mantener el ancho de base necesario, por lo que es necesario también la coloca- ción de armadura en la base de la zapata. En algunos casos, el muro se aligera recortando su tras- dós en la zona donde las presiones transmitidas al terreno son menores. 8 En el caso de disponer una o varias placas en ménsula en el trasdós del muro, al aliviar los empujes por efecto \"sombra\", permite una menor sección de muro. 9 En los muros en L o en ménsula, la base del muro esta constituida por una losa o zapata sobre la que se levanta el alzado, que suele ser de espesor reducido, absorbiéndose las flexiones de la ménsula mediante armadura sencilla o doble. Para mejorar la resistencia al deslizamiento, estos muros pueden llevar zarpas centrales o en el talón posterior y si los esfuerzos son importantes el empotramiento en la zapata podrá reforzarse mediante cartabones. 10 Los muros de contrafuertes son una variante de los anteriores en los que el ancho del muro se re- fuerza a determinados intervalos para reducir las flexiones del muro y conseguir además una orien- SE-C-61

Documento Básico SE-C Cimientos tación más favorable de los empujes. Las placas frontales pueden ser planas o abovedadas, de directriz circular preferentemente. Si es necesario, pueden llevar zarpas en el talón de la placa de base. 11 Los muros realizados por bataches, a medida que se ejecuta la excavación generalmente estan constituidos por placas, de hormigón armado, de unos 3 x 3 m, y espesor, entre 40 y 80 mm, hormigonadas contra el terreno, cada una de las cuales se ancla al terreno una vez endurecido el hormi- gón. Los bataches se ejecutan a medida que se efectúa la excavación, sin iniciar la apertura de un batache en tanto que la placa superior no se encuentre anclada y se solaparán para dar continuidad a las armaduras, tanto en sentido horizontal como en sentido vertical, formando módulos en general con al menos 3 anclajes. Salvo justificación en contra, este procedimiento se utilizará únicamente en excavaciones sobre el nivel freático. Estos muros no se empotran en el terreno por debajo del nivel de excavación por lo que su estabilidad se logrará exclusivamente por medio de los anclajes. 12 Los muros de sótano generalmente tienen forma de cajones cerrados y están sometidos al empuje del terreno y, en su situación definitiva, a las cargas procedentes de forjados, y en ocasiones a las de soportes o muros de carga que nacen de su cúspide. Los forjados actúan como elementos de arriostramiento transversal. A los efectos de su dimensionado o comprobación como elementos estructurales, las reglas de este DB deben complementarse con las de las demás funciones que po- seen. En este tipo de muros los efectos derivados de la contención pueden ser secundarios, sobre todo en edificios de varias plantas. Figura 6.2. Muro de sótano 13 Dado que existen numerosos tipos y variantes de construcción de muros, puede utilizarse cualquier otro tipo de muro, de acuerdo con las solicitaciones, condicionantes exteriores, de funcionalidad o estéticas en cada caso, siempre que cumpla las condiciones indicadas en este DB. 6.2 Acciones a considerar y datos geométricos 6.2.1 Generalidades 1 En la definición de las acciones deben considerarse las sobrecargas debidas a la presencia de edificaciones próximas, posibles acopios de materiales, vehículos, etc. Las fuerzas de los puntales y anclajes se considerarán como acciones. 2 El valor de cálculo de la densidad del material de relleno debe definirse a partir de las característi- cas del material previsto en el estudio de materiales, o su caso en el estudio geotécnico (véase tablas D.26 y D.27). Deberán especificarse los controles a realizar en fase de obra para comprobar que los valores reales cumplen las hipótesis del proyecto. 3 La presencia de cargas repetitivas o dinámicas significativas requerirá un estudio especial para evaluar su influencia sobre la estructura de contención. 4 La densidad del agua freática se evaluará considerando la posible presencia de sales o elementos contaminantes. SE-C-62

Documento Básico SE-C Cimientos 5 En el cálculo de elementos de contención, sobre todo en los provisionales, se tendrán en cuenta las posibles variaciones espaciales y temporales de la temperatura. Esto puede ser de especial importancia por su repercusión en la tensión de los codales. 6 El cálculo de un elemento de contención constituye un proceso iterativo en el que, partiendo de su dimensionado previo, se comprueba si la seguridad para resistir las diversas acciones es suficiente, modificando el diseño en caso contrario. 7 Las acciones principales a considerar son: a) el peso propio del elemento de contención, de acuerdo con el material previsto para su ejecu- ción; b) el empuje y peso del terreno circundante, teniendo en cuenta la posición del nivel freático; c) los empujes debidos al agua, bien en forma de presión intersticial, subpresión o presión de fil- tración; d) las sobrecargas sobre la estructura de contención o sobre el terreno de trasdós; e) los efectos sísmicos, cuando sea necesaria su previsión por la zona de emplazamiento de la estructura de contención; f) excepcionalmente, los empujes de terrenos expansivos, los debidos a la congelación del agua en el suelo, los inducidos por la compactación del relleno o las incidencias constructivas previsibles. 8 El cálculo de empujes para el análisis de estados límite últimos se basa generalmente en la hipó- tesis de que existe suficiente rotación o traslación del elemento de contención para llegar a un estado de rotura. Esto se debe tener en cuenta en los casos en los que existan construcciones o servicios en su entorno. 9 Los estados de empuje dependen del desplazamiento del terreno y son los siguientes: a) empuje activo: cuando el elemento de contención gira o se desplaza hacia el exterior bajo las presiones del relleno o la deformación de su cimentación hasta alcanzar unas condiciones de empuje mínimo; b) empuje pasivo: cuando el elemento de contención es comprimido contra el terreno por las cargas transmitidas por una estructura u otro efecto similar hasta alcanzar unas condiciones de máximo empuje; c) empuje en reposo: cuando se produce un estado intermedio que es el correspondiente al estado tensional inicial en el terreno. 6.2.2 Datos geométricos 1 La confirmación geométrica de cálculo debe tomar en consideración las variaciones futuras previsibles del nivel del terreno, especialmente en coronación o en el pie del elemento de contención. 2 En cálculos de estados límite últimos en los que la estabilidad del elemento de contención dependa de la resistencia del terreno frente al mismo, la cota del suelo estabilizante debe reducirse del valor nominal en un valor ∆a, que se definirá tomando en consideración el grado de control existente sobre la permanencia de dicho material. En general y salvo justificación, se considerarán los siguientes valores de ∆a: pantallas: se considerará un valor de ∆a igual al 10% de la altura de la pantalla sobre el fondo a) de excavación, con un máximo de 0,5m; muros: se considerará un valor de ∆a igual al 10% de la distancia entre el plano de apoyo y el b) fondo de excavación, con un máximo de 0,5m. Podrán emplearse valores inferiores de ∆a, o incluso 0, cuando pueda garantizarse la permanencia 3 en el tiempo del terreno. Por el contrario, deben emplearse valores superiores de ∆a si la geometría del terreno en el fondo de la excavación es especialmente dudosa. 6.2.3 Cálculo de los coeficientes de empuje activo (KA) y pasivo (KP) El empuje activo Pa se define como la resultante de los empujes unitarios, σ’a, que puede determi- 1 narse mediante las siguientes fórmulas: SE-C-63

Documento Básico SE-C Cimientos (6.1) σ' a = K A ·σ' v −2·c '· K A (6.2) σ' ah = σ' a ·sen(β + δ ) 2     cosec β ·sen (β - φ' )   (6.3) KA =  sen(δ + φ' )·sen(φ'−i)   sen(β + δ) +    sen(β − i)   siendo σ’v la tensión efectiva vertical, de valor γ’·z, siendo γ’ el peso específico efectivo del terreno y z la altura del punto considerado respecto a la rasante del terreno en su acometida al muro; σ’ah La componente horizontal del empuje unitario φ’ y c’ el ángulo de rozamiento interno y la cohesión del terreno o relleno del trasdós; β, i los ángulos indicados en la Figura 6.3; δ El ángulo de rozamiento entre el muro y el terreno o relleno. Figura 6.3. Empuje activo 2 En un terreno granular, homogéneo, el empuje activo, Pa, sobre un paramento vertical, debido exclusivamente al terreno, será igual a: Pa = KA · γ’·H2 / 2 (6.4) siendo γ’ el peso específico efectivo (aparente o sumergido) del terreno En el caso de muro vertical, y terreno horizontal si δ=0, el valor de KA=tg2(π/4-φ’/2); siendo φ’en ra- 3 dianes. El empuje pasivo Pp se define como la resultante de los empujes unitarios σ’p, pueden determinarse 4 mediante las siguientes fórmulas: (6.5) σ' p = K P ·σ' v +2·c'· K P σ' ph = σ'p ·sen(β − δ) (6.6) SE-C-64

Documento Básico SE-C Cimientos 2     (6.7) cosec β ·sen (β + φ' )   KP = sen( δ + φ' )·sen( φ'+i)    sen(β − δ ) −  sen(β − i)   siendo σ’v la tensión efectiva vertical, de valor γ’·z, siendo γ’ el peso específico efectivo del terreno y z la altura del punto considerado respecto a la rasante del terreno en su acometida al muro; σ’ph La componente horizontal del empuje unitario pasivo φ’ y c’ el ángulo de rozamiento interno y la cohesión del terreno β, i y δ los ángulos indicados en la Figura 6.4. Figura 6.4. Empuje pasivo 5 En un terreno granular homogéneo, el empuje pasivo, Pp, sobre un paramento vertical, debido exclusivamente al terreno, será igual a: Pp = KP · γ’·H2 / 2 (6.8) 2 En el caso de muro vertical, y terreno horizontal si δ=0, el valor de KP=tg (π/4+φ’/2); siendo φ’en 6 radianes. 7 El rozamiento entre el terreno y el muro influye sobre la magnitud del movimiento necesario para la movilización total de los empujes por lo que, salvo una justificación especial, se tendrán en cuenta las estimaciones siguientes del ángulo de rozamiento δ entre el terreno y el muro: 2 para empuje activo y muro rugoso; δ ≤ φ' , como es la situación de muro encofrado contra el a) 3 terreno 1 para empuje activo y muro poco rugoso; δ ≤ φ' , como es la situación de muro encofrado a b) 3 doble cara para empuje activo y muro liso: δ = 0, si se emplea la hipótesis de Rankine o el empleo de lo- c) dos tixotrópicos 1 para empuje pasivo: δ ≤ φ' d) 3 El valor de φ’ empleado en la evaluación de δ no debe superar el ángulo de rozamiento interno críti- 8 co del suelo. SE-C-65

Documento Básico SE-C Cimientos El ángulo δ puede ser positivo o negativo según el movimiento relativo del relleno respecto del ele- 9 mento de contención. Usualmente δ ≥ 0 (componente de rozamiento hacia abajo); pero pueden existir combinaciones de fuerzas que alteren el signo de δ, por lo que en estos casos especiales deben comprobarse las hipótesis adoptadas sobre la dirección de la fuerza de rozamiento. 10 En pantallas de pilotes se calculará el empuje activo sobre la superficie total de la pantalla. 11 En pantallas de pilotes con separación entre ejes inferior a 3 veces su diámetro, se considerará el empuje pasivo sobre la superficie total de la pantalla de pilotes como si se tratara de una pantalla continua. 12 Para separaciones entre ejes de pilotes superiores a 3 veces el diámetro del pilote, el empuje pasivo se calculará sobre la superficie proyectada de cada pilote. Para profundidades superiores a 1,5 veces el diámetro del pilote se considerarán valores del empuje pasivo sobre dicha superficie, tri- ples a los definidos anteriormente. 6.2.4 Cálculo del coeficiente de empuje en reposo Ko 1 Es difícil su determinación por depender de los esfuerzos tectónicos a los que haya estado sometido el terreno en su historia geológica, del grado de consolidación y de la compacidad alcanzada por el terreno natural o artificialmente. A falta de una valoración basada en la experiencia local, ensayos “in situ”, información geológica u otras, puede estimarse con los siguientes criterios: a) Para una superficie de terreno horizontal, el coeficiente Ko de empuje en reposo, que expresa la relación entre las tensiones efectivas horizontal y vertical (esto es, el peso de las tierras), se puede determinar mediante: K0 = (1 – sen φ’)·(Roc)½ (6.9) siendo φ’ el ángulo de rozamiento interno efectivo del terreno Roc la razón de sobreconsolidación definida en el anejo A de este DB. La fórmula no se de- bería utilizar para valores extremadamente altos de Roc, superiores a 25-30. Si el terreno se eleva a partir del muro con un ángulo i ≤ φ' con respecto a la horizontal, la b) componente horizontal del empuje de tierras efectivo σ'ho se puede relacionar con la tensión efectiva debida al peso por la relación Koi que es igual a: Koi = K0·(1 – sen i) (6.10) La dirección del empuje de tierras se puede suponer, entonces, paralela a la superficie del terreno. 6.2.5 Empujes del terreno sobre el elemento de contención 1 Para calcular los empujes del terreno sobre un elemento de contención o viceversa puede suponerse la siguiente ley de empujes unitarios: σh = K · σ´z + uz (6.11) siendo σh tensión horizontal total a la profundidad considerada K el coeficiente de empuje correspondiente σ 'z la tensión efectiva vertical a la profundidad considerada uz la presión intersticial a la profundidad considerada. 2 Si existe una sobrecarga uniforme q sobre el terreno, ésta se puede sustituir por una altura de tierras equivalente He: q = (6.12) He γ siendo γ el peso especifico aparente de las tierras. 3 En este caso los empujes unitarios sobre el muro se incrementarán, en toda la altura, en: σh = K·γ·H e (6.13) SE-C-66

Documento Básico SE-C Cimientos 4 Si el terreno de trasdós está estratificado, cada estrato puede transformarse en una sobrecarga para el subyacente, deduciéndose la ley de empujes en forma acumulativa. 5 Si el trasdós del elemento de contención es quebrado, la ley de empujes se obtendrá aplicando para cada tramo el coeficiente (K) correspondiente a su inclinación. 6 Cuando la superficie del terreno sea irregular, el empuje resultante sobre el elemento de contención se determinará tanteando diversas superficies de rotura. 7 En el planteamiento de un elemento de contención deben tenerse en cuenta, tanto los condicionantes geotécnicos como los relacionados con su funcionalidad, que entre otros serían: a) geometría y deformabilidad del elemento de contención; b) características geotécnicas e historia tensional de suelo retenido; c) compactación requerida, en su caso, para el relleno; d) terreno de cimentación; e) movimientos admisibles en la cabeza y el pie del elemento, así como en el terreno situado en el entorno; f) situación del nivel freático y afección del elemento de contención y del sistema de drenaje al nivel freático del entorno; g) espacio disponible para la construcción; h) uso y durabilidad. 8 En la valoración de los parámetros de cálculo y la evaluación de los empujes sobre los elementos de contención deben considerarse los siguientes puntos: a) al valorar los empujes debe tenerse en cuenta la estabilidad en el tiempo de los materiales existentes en el trasdós. En este sentido, los materiales deficientemente compactados o los ciclos de humedad – sequedad debidos a un sistema de drenaje inadecuado, pueden provocar una evolución en el tiempo del estado tensional y unas deformaciones diferidas que probablemente no puedan ser seguidas por el elemento de contención, lo que daría lugar a empujes superiores a los correspondientes al estado activo; b) en la Figura 6.5 se recoge un esquema de relación entre empuje del terreno y los movimientos necesarios para su desarrollo. Es importante resaltar los importantes movimientos necesarios para que se desarrolle el empuje pasivo. ESTADO PASIVO ESTADO ACTIVO K 10.00 Kp 8.00 1 6.00 xx 5.00 4.00 3.00 2 H 2.00 1.00 Ko 0.80 ESTADO EN 0.60 REPOSO 0.50 0.40 0.30 Ka 0.20 0.10 x -3 -3 -3 -2 -2 H 5.10 3.10 10 0 10 3.10 1 Terreno granular denso 2 Terreno granular suelto Figura 6.5. Relación entre empuje del terreno y los movimientos necesarios para su desarrollo c) en la tabla 6.2 se recoge una estimación de los valores de rotación de la pantalla necesarios para desarrollar las condiciones de rotura para distintos tipos de terreno: SE-C-67

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla 6.2. Rotación necesaria para alcanzar estados de plastificación Rotación x/H Tipo de suelo y compacidad o consistencia Estado Estado activo pasivo -3 2·10-2 Granular denso 10 4·10-3 6·10-2 Granular suelto 10-2 2·10-2 Cohesivo duro -2 4·10-2 Cohesivo blando 2·10 d) el valor considerado para el empuje de tierras en el análisis de estados límite últimos será, en general, diferente al valor a considerar en el análisis de estados límite de servicio en los que no se considera la rotura del terreno; e) la construcción de elementos de contención en las proximidades de edificaciones requiere limitar los movimientos asociados a éstos. Al limitar los movimientos horizontales de los elementos de contención, debe considerarse un incremento en los empujes del terreno debido a que no se permite que éste desarrolle completamente su capacidad resistente. f) se evitará el empleo de suelos arcillosos o limosos en el relleno de trasdós de elementos de contención. En caso de que sea necesario su empleo, debe considerarse en el cálculo un coeficiente de empuje no inferior a 1; g) la compactación del material del trasdós del elemento de contención debe hacerse con pre- caución, empleando medios ligeros. Una compactación intensa del terreno existente en la cu- ña activa podría provocar un incremento sustancial del empuje. Cuando se empleen equipos ligeros para obtener densidades de hasta el 95% de la máxima Proctor Normal, pueden emplearse los criterios definidos en este capítulo para la determinación de los empujes. Cuando se empleen equipos pesados o se consideren densidades de compactación superiores al 95% de la máxima Proctor Normal, el cálculo del elemento de contención debe efectuarse empleando un empuje no inferior al empuje al reposo; h) Si el terreno a contener se encuentra confinado entre dos elementos sensiblemente paralelos, el empuje de cada elemento podrá reducirse considerado el efecto silo a partir del rozamiento paramento - material de relleno y la geometría y rigidez lateral de los elementos de contención. i) en elementos de contención en los que el relleno de trasdós se efectúa con los forjados ya construidos, los movimientos pueden ser tan pequeños que no permitan alcanzar las condiciones de empuje activo. En esas condiciones puede considerarse la distribución de empujes correspondiente al empuje al reposo o bien considerar la distribución de empujes definida para estructuras de contención apuntaladas en la Figura 6.6; j) en caso de considerar la cohesión en los cálculos de empujes sobre los elementos de conten- ción, su valor característico debe definirse de forma específica para este tipo de estudio, considerando la dispersión y fiabilidad de la información disponible, su estabilidad en el tiempo, la posible presencia de fisuras en el terreno y la sensibilidad del estudio a dicho valor; k) para obras de carácter permanente el comportamiento a largo plazo de los elementos de con- tención debe estudiarse en tensiones efectivas. Para obras de carácter provisional en suelos arcillosos, el cálculo puede hacerse a partir de la resistencia al corte no drenada; l) para la valoración de empujes estabilizadores en el intradós del elemento de contención, es importante garantizar la permanencia y estabilidad en el tiempo de los materiales considerados así como el movimiento necesario para desarrollar el estado tensional previsto. En este sentido debe preverse la posibilidad de la ejecución de excavaciones futuras junto al pie del elemento de contención para el tendido de servicios o futuros vaciados según se define en el apartado 6.2.2; m) igualmente, deben considerarse los importantes movimientos necesarios para el desarrollo del empuje pasivo, en general incompatibles con las condiciones de seguridad y funcionalidad del elemento de contención. 9 En el análisis de estados límite últimos por métodos de equilibrio límite se considerarán los siguientes criterios: a) se considerará el empuje activo en el trasdós salvo para aquellos casos en los que, debido a la rigidez del elemento de contención, las restricciones impuestas a su deformación (anclajes, apuntalamientos, forjados u otros), o por el proceso de puesta en obra del relleno o sensibilidad a las deformaciones de edificaciones o servicios situados en las proximidades de la coro- SE-C-68

Documento Básico SE-C Cimientos nación del elemento de contención, no se puedan producir los movimientos mínimos necesarios para movilizarlo; b) si existen cimentaciones de edificios o servicios sensibles a los movimientos, situados a poca profundidad, a una distancia de la coronación del elemento de contención inferior a la mitad de su altura, se considerará el empuje en reposo, K0 en el dimensionado del elemento de conten- ción por procedimientos de equilibrio límite. Si la distancia está comprendida entre la mitad de la altura y la altura del elemento de contención, debe considerarse al menos un coeficiente K = (K0 + KA)/2. Estos valores podrán modificarse si se efectúa un estudio de detalle para el cálculo de los movimientos; c) en cualquier caso, la presión de tierras considerada sobre el elemento de contención no será inferior a 0,25 veces la tensión efectiva vertical; el empuje pasivo estará afectado por un coeficiente de seguridad γE no superior a 0,6; d) e) para el cálculo de elementos de contención apuntalados en arena por métodos de equilibrio límite, se utilizará el diagrama rectangular semiempírico de la Figura 6.6a. A estos empujes deben añadirse los debidos a las presiones intersticiales. Para profundidades superiores a 12 m debe comprobarse que dicho diagrama es aplicable. Figura 6.6. Diagramas de envolventes de empujes aparentes para elementos de contención apuntalados f) para elementos de contención apuntalados en arcillas saturadas blandas a medias (resistencia al corte no drenado inferior a 0,05 MPa) por métodos de equilibrio límite, se utilizará el diagrama de la Figura 6.6b. Este diagrama corresponde a tensiones totales, pero debe comprobarse que en ningún punto la tensión total sea inferior a la presión intersticial. Si bajo el fondo de la excavación existe un espesor importante de arcillas de consistencia blanda a media puede considerarse m = 0,4. Si existe una capa más resistente en el entorno del fondo de la excava- ción, puede utilizarse m=1,0; g) para elementos de contención apuntalados en arcillas fisuradas rígidas a duras (resistencia al corte no drenado superior a 0,05 MPa) por métodos de equilibrio límite, se utilizará el diagrama rectangular de la Figura 6.6c. En condiciones normales se considerarán valores de n com- prendidos entre 0,2 y 0,4 en función del tipo de arcilla, su grado de fracturación o fisuración, la posible evolución de su resistencia con el tiempo, la rigidez de los elementos de arriostramien- to y el periodo de tiempo previsto para la entibación. Los empujes están definidos en relación con la tensión vertical total, σ(Z=H), pero el método no está planteado en tensiones totales. Si existe el riesgo de que las fisuras de la arcilla estén rellenas de agua, debe considerarse adicionalmente el empuje del agua intersticial. 10 Los análisis de estados límite que consideren la interacción terreno - estructura se efectuarán, salvo justificación en contra, considerando el empuje al reposo en la situación inicial, previa al comienzo de la excavación. 11 Siempre que sea posible debe evitarse el empleo de rellenos cohesivos en el trasdós de elementos de contención. 12 En relación con las acciones sísmicas se tendrán en cuenta la Norma de Construcción Sismorresis- tente NCSE vigente, de acuerdo con la sismicidad de cada zona. SE-C-69

Documento Básico SE-C Cimientos 6.2.6 Empujes debidos al agua 1 En relación con los empujes debidos al agua se considerarán dos casos principales: a) estado hidrostático; b) agua en circulación. 2 Salvo justificación en contra los cálculos se efectuarán por el método de las presiones efectivas. En el caso que exista una capa freática en reposo en el trasdós del elemento de contención, se consi- derará el empuje debido al terreno sumergido, total o parcialmente, y el empuje hidrostático del agua. 3 En la Figura 6.7 se ilustran los diagramas de presiones del terreno, PS, y del agua, Pw, correspondientes a diversos ejemplos, con superficie del terreno horizontal. Figura 6.7. Empujes con agua en el trasdós y superficie del terreno horizontal 4 En caso de existir agua en circulación, debe determinarse la red de corriente o filtración correspondiente a las condiciones de contorno, en el elemento de contención y en el terreno. Para ello se pueden utilizar métodos analíticos, gráficos o analógicos. 5 En estos casos las presiones sobre el elemento de contención se deducirán de la red de corriente, al igual que las presiones de agua que actúen sobre las cuñas deslizantes a tantear para obtener la superficie de deslizamiento crítica. 6 Para la determinación de la red de corriente se hará una estimación cuidadosa de la permeabilidad, introduciendo las correcciones oportunas por anisotropía, estratificación, etc. (véase tabla D.28) 7 De acuerdo con las condiciones del emplazamiento del elemento de contención, se estudiarán los siguientes casos: a) filtración hacia el sistema de drenaje de la capa freática existente en el terreno; b) infiltración vertical del agua de lluvia. 8 Cuando al nivel de la base del elemento de contención no exista un estrato impermeable y sea posible la filtración bajo el elemento de contención, debe calcularse la fuerza de subpresión correspondiente a partir de la red de filtración. 6.2.7 Empujes debidos a sobrecargas 1 Cuando la magnitud de las sobrecargas es reducida en comparación con el empuje total sobre el elemento de contención (sobrecarga inferior al 30% del empuje total), la obtención de los empujes debidos a éstas puede efectuarse mediante la Teoría de la Elasticidad. Se admite la validez del principio de superposición. Si el elemento de contención se considera fijo, la tensión horizontal determinada por procedimientos elásticos debe duplicarse. 2 En casos de sobrecargas moderadas, habituales de edificación, como simplificación se podrán adoptar los criterios de la Figura 6.8 superponiendo los empujes debidos al terreno y los debidos a la sobrecarga. SE-C-70

Documento Básico SE-C Cimientos Figura 6.8. Criterios simplificados para diagramas de empujes debidos a sobrecargas SE-C-71

Documento Básico SE-C Cimientos 3 Para sobrecargas elevadas deben emplearse métodos de análisis basados en la definición de superficies de rotura o métodos numéricos que consideren el comportamiento no lineal del problema. 6.3 Análisis y dimensionado 1 Las comprobaciones necesarias para verificar que una estructura de contención cumple los requisitos necesarios se basarán en el método de los estados límite tal y como se indica en el apartado 2.2. 6.3.1 Estados límite 6.3.1.1 Estados límite últimos 1 En los elementos de contención deben considerarse al menos los siguientes estados límite: a) estabilidad; b) capacidad estructural; c) fallo combinado del terreno y del elemento estructural. 2 El cálculo de los estados límite últimos debe comprobar que se alcanzan las condiciones de estabilidad y resistencia, expresiones (2.1) y (2.2), utilizando el valor de cálculo de las acciones o del efecto de las acciones y las resistencias de cálculo, con los coeficientes de seguridad parciales definidos en la tabla 2.1. 3 Para la obtención de los valores de cálculo de la resistencia del terreno deben considerarse los valores característicos superior o inferior, en función de si es desfavorable o favorable el incremento de resistencia, según se define en el DB-SE. 4 Se recomienda emplear métodos de cálculo que tomen en consideración la interacción suelo - estructura. 5 En suelos con un porcentaje de finos superior al 35%, deben efectuarse los estudios en condiciones no drenadas y drenadas. 6.3.1.2 Estados límite de servicio 1 En los elementos de contención deben considerarse al menos los siguientes estados límite: a) movimientos o deformaciones de la estructura de contención o de sus elementos de sujeción que puedan causar el colapso o afectar a la apariencia o al uso eficiente de la estructura, de las estructuras cercanas o de los servicios próximos; b) infiltración de agua no admisible a través o por debajo del elemento de contención; c) afección a la situación del agua freática en el entorno con repercusión sobre edificios o bienes próximos o sobre la propia obra. 2 Los valores de cálculo de las presiones de tierras en estados límite de servicio se obtendrán considerando valores característicos de todos los parámetros del suelo. 3 Se considerarán en cada caso los valores característicos de las acciones permanentes o variables o efectos de las acciones permanentes o variables que soliciten al elemento de contención. 4 El valor de cálculo de los empujes de tierras se evaluará tomando en consideración el estado inicial de tensiones, la resistencia y deformabilidad del suelo y la deformabilidad de los elementos estructurales. 5 Deberá comprobarse que los desplazamientos estimados no superan a los desplazamientos admisibles. 6 Los desplazamientos y deformaciones admisibles de los elementos de contención y el terreno y las estructuras próximas de nueva ejecución, correspondientes a la misma obra, se establecerán con los criterios que se definen en el capítulo 2. 7 Los desplazamientos admisibles de las estructuras o servicios próximos ajenos a la obra, deben definirse en función de sus características y estado, debiendo preverse en el proyecto las medidas a adoptar en caso de que estos valores sean superados. 8 Deberá efectuarse una estimación conservadora de las deformaciones y desplazamientos de los elementos de contención y de su efecto en estructuras y servicios próximos, basada en la experiencia de construcciones similares de la zona. Si los cálculos iniciales indican que no se cumple la condición anterior. SE-C-72

Documento Básico SE-C Cimientos 9 Debe analizarse si las acciones variables, tales como las vibraciones provocadas por el proceso de ejecución o las cargas de tráfico, pueden afectar a los movimientos del elemento de contención o a estructuras o servicios próximos. 10 Deberá efectuarse un estudio más detallado, incluyendo cálculos de movimientos, en los siguientes casos: a) cuando existan obras o servicios próximos especialmente sensibles a los movimientos; b) cuando no exista experiencia en obras similares. 11 Estos cálculos deben tomar en consideración el proceso de ejecución de la obra. 12 La caracterización de los materiales en los cálculos tensodeformacionales debe ajustarse a partir de experiencias comparables con el mismo modelo de cálculo. La deformabilidad adoptada para los materiales debe evaluarse tomando en consideración su nivel de deformación. 6.3.2 Pantallas 6.3.2.1 Criterios básicos 1 En el caso de existir obras o edificaciones en las proximidades de los límites de la excavación que pudieran verse afectadas por la apertura de ésta, o que pudiesen implicar cargas sobre las pantallas o muros, se obtendrán los datos sobre el tipo de estructura, naturaleza de la cimentación, niveles de cimentación, cargas transmitidas al terreno, distancias a los bordes de la excavación, estado de la edificación, etc., suficientes para poder analizar los posibles efectos que la ejecución de la pantalla o la apertura de la excavación puedan producir sobre dichas edificaciones o viceversa. Se prestará una atención especial a las medianerías. 2 En este caso la flexibilidad de la pantalla puede ser un factor de la mayor importancia. Las estructuras de edificación son, por lo general, tan sensibles, o más a los movimientos diferenciales en sentido horizontal de los cimientos, que a los asientos diferenciales. Se tratará de impedir o minimizar ambos, para lo cual se deben elegir tipos de pantallas relativamente rígidas y, sobre todo, no dejar grandes alturas en voladizo, que salvo justificación en contra, deben ser inferiores a 5m. Se debe disponer elementos de sujeción en cabeza de la pantalla que sean muy poco susceptibles de alargamiento o deformación. 3 La necesidad de disponer elementos de sujeción vendrá determinada por la estabilidad general de la excavación, la estabilidad propia de la pantalla, la magnitud de sus esfuerzos, y la presencia de otras edificaciones en sus proximidades. 4 En general, será conveniente disponer elementos de sujeción cuando la profundidad de la excava- ción sea superior a los 3 ó 4 m (caso de más de un sótano), y en ocasiones por razón de la estabilidad de las estructuras vecinas. 5 La elección del tipo de sujeción, si se precisa, depende, fundamentalmente, de consideraciones económicas, de las posibilidades de emplear uno u otro y su influencia en la ejecución de la exca- vación o de la edificación. Los procedimientos de sujeción más usuales son: a) apuntalamiento al fondo de la excavación; b) apuntalamiento recíproco contra otras pantallas que limitan la misma excavación; c) apuntalamiento contra los forjados del propio edificio; d) anclajes al terreno; e) anclajes a otras estructuras de contención paralelas, como pantallas, muros, etc. 6 Si existiera la posibilidad de inestabilidad general de la pantalla o de la excavación, por deslizamiento a lo largo de una superficie profunda, la investigación sobre los tipos de terrenos y su dispo- sición estratigráfica debe ser tan amplia como sea necesario, para caracterizar el problema. 7 Si la excavación ha de realizarse por debajo del nivel freático, el conocimiento del terreno en profundidad habrá de ser tal que permita el estudio de la red de filtración, con el grado de precisión suficiente para determinar la seguridad frente al sifonamiento y la estimación de caudales. 8 En el caso de que parte de la excavación haya de realizarse en terrenos saturados, se determinará la situación exacta del nivel freático o de los niveles piezométricos en los distintos estratos atravesados y su evolución en el tiempo, bien sea por variaciones naturales o por el efecto que pueda producir la propia excavación u otras obras que se ejecuten en las proximidades. 9 Para poder establecer la posibilidad de ejecución de una pantalla será preciso asegurarse previamente de que no existen en el terreno obstáculos que hayan de ser atravesados por ella, tales co- SE-C-73

Documento Básico SE-C Cimientos mo: alcantarillas, colectores, galerías de servicio, conducciones eléctricas, telefónicas o de distribu- ción de gas, pozos, antiguas cimentaciones, etc. Caso de existir alguno de dichos obstáculos se de- finirá su localización exacta, a fin de tomar las medidas oportunas en el proyecto o durante la ejecu- ción por el Director de Obra. 10 Si la excavación ha de realizarse en parte por debajo del nivel freático, quedarán descartados aquellos tipos de pantalla que no garanticen un adecuado grado de estanqueidad. 11 Las vibraciones producidas por la hinca de tablestacas, sobre todo en terrenos sin cohesión, pueden afectar gravemente a las obras próximas, bien porque éstas sean muy susceptibles a las vibraciones, bien porque se compacte el terreno y se produzcan asientos. 12 Se ha de tener en cuenta igualmente las vibraciones originadas por la caída libre de los útiles de apertura de zanjas para la ejecución de pantallas continuas, especialmente cuando se trabaje sin lodos. 6.3.2.2 Estabilidad 1 La comprobación de la estabilidad de una pantalla de contención debe hacerse, según los criterios definidos en el apartado 6.3.1, en la situación pésima para todas y cada una de las fases de la ex- cavación o de la construcción del edificio, a menos que la estabilidad en una determinada fase implique necesariamente la estabilidad en otras con un mayor grado de seguridad, en cuyo caso po- drá prescindirse de las comprobaciones correspondientes a éstas. 2 Los cálculos de estabilidad en cada fase deben verificarse al menos los siguientes estados límite: a) estabilidad global; b) estabilidad del fondo de la excavación; c) estabilidad propia de la pantalla; d) estabilidad de los elementos de sujeción; e) estabilidad en las edificaciones próximas; f) estabilidad de las zanjas, en el caso de pantallas de hormigón armado. 3 La estabilidad debe verificarse bien para cada pantalla por separado o bien para el conjunto de pantallas del edificio. 6.3.2.2.1 Estabilidad global y fallo combinado del terreno y del elemento estructural 1 El conjunto de la estructura y la pantalla pueden fallar mediante un mecanismo de rotura aún más profundo que la pantalla, o que no siendo tan profundo pudiera cortar a ésta. 2 Debe comprobarse que la seguridad al deslizamiento a lo largo de la superficie pésima posible, que incluya en la masa deslizante a la pantalla completa y a sus elementos de sujeción, no es inferior al establecido. 3 Las acciones de los elementos de sujeción de la pantalla que queden incluidos por completo en las superficies de rotura no deben ser consideradas. 4 En la Figura 6.9 se esquematizan algunas de las posibles formas de rotura, por deslizamiento profundo. Grieta Anclaje al terreno Apuntalamiento Pantalla Superficies de Pantalla deslizamiento Superficie de deslizamiento Estrato de pequeña resistencia a esfuerzo cortante Figura 6.9. Formas de rotura por deslizamiento profundo SE-C-74

Documento Básico SE-C Cimientos 5 Debe comprobarse también los mecanismos de rotura a lo largo de superficies de deslizamiento que corten a los elementos de anclaje o que no incluyan en la masa deslizante a los sistemas de apuntalamiento por completo. En la Figura 6.10 se indican esquemáticamente algunas de estas posibles formas de rotura. 6 En tales casos se contará con las fuerzas de los anclajes o de los apuntalamientos, con su valor de trabajo sin afectar de coeficiente de seguridad alguno, como fuerzas exteriores. Además, puede ser necesario, como en el caso de anclajes cortados por la superficie deslizante, tener en cuenta las tensiones provocadas por los anclajes sobre la pantalla. Anclaje Puntal Pantalla Pantalla Muro o pantalla de anclaje Superficie de Superficie de deslizamiento deslizamiento Figura 6.10. Ejemplos de deslizamientos profundos que interceptan elementos de sujeción 6.3.2.2.2 Estabilidad del fondo de la excavación 1 En suelos cohesivos puede producirse la rotura del fondo de la excavación debida al descenso de la tensión vertical por efecto de la excavación (véase Figura 6.11). Asimismo, en suelos muy pre- consolidados, la tensión efectiva horizontal bajo el fondo de la excavación se reduce en menor pro- porción que la vertical pudiendo alcanzarse estados de plastificación. 2 Deberá comprobarse la seguridad respecto a un levantamiento del fondo de la excavación por agotamiento de la resistencia a esfuerzo cortante por efecto de las presiones verticales del terreno. 3 Se prestará especial atención a posibles fenómenos de sifonamiento, subpresión o erosión interna. Pantalla σ Superficie de rotura Figura 6.11. Estabilidad del fondo de la excavación 4 Salvo que se efectúe un análisis específico, la comprobación de la estabilidad se efectuará considerando el terreno situado sobre el nivel final de excavación como una sobrecarga y despreciando su resistencia así como la resistencia de la pantalla bajo el fondo de la excavación. 5 La seguridad frente a este tipo de rotura, en suelos coherentes, puede evaluarse mediante la siguiente expresión: cu σ ≤ N cb · (6.14) γM siendo σ la tensión vertical total a nivel del fondo de la excavación. cu la resistencia al corte sin drenaje del terreno existente bajo el fondo de la excavación y Ncb un factor de capacidad de carga que se define en la Figura 6.12 en función de la anchura, B, la longitud, L, y la profundidad, H, de la excavación. SE-C-75

Documento Básico SE-C Cimientos γM en situaciones persistente o transitoria, 2,0 si no existen edificios o servicios sensibles a los movimientos en las proximidades de la pantalla, y a 2,5 en caso contrario. 10 9 (B/L=1) (B/L=0.5) 8 N cb 7 (B/L=0) 6 5 4 4 5 0 1 2 3 H/B Figura 6.12. Factor de capacidad de carga para análisis de estabilidad del fondo de la excavación 6 Cuando se trate de excavaciones, superiores a 6m, debe tenerse en cuenta el levantamiento del fondo por efecto de la descarga del terreno excavado. Para ello se podrán emplear métodos elásti- cos o plásticos a través de los parámetros deducidos de ensayos de consolidación o placa de carga, en ciclos de carga y descarga. 7 Si la excavación se hace en un terreno saturado y por debajo del nivel freático, se establecerá una corriente de filtración de agua a través del terreno que aflorará en el fondo de la excavación o irá a parar a los elementos de drenaje y agotamiento que se dispongan para dejar en seco la excava- ción. En este caso, es necesario comprobar que no se va a producir sifonamiento ni arrastre del material. 8 La seguridad frente al sifonamiento se estudiará minorando el gradiente crítico del terreno, icr, por un factor, γM = 2. ir ≤ icr / γM (6.15) siendo ir el gradiente real en sentido vertical, en un determinado punto; icr el gradiente que anula la tensión efectiva vertical en dicho punto. 6.3.2.2.3 Estabilidad propia de la pantalla 1 En pantallas deben considerarse los siguientes estados límite: a) rotura por rotación o traslación del elemento de contención o partes del mismo; b) rotura por hundimiento. 2 Se comprobará que los empujes del terreno sobre la pantalla en su trasdós pueden ser equilibrados por los empujes del terreno sobre la parte empotrada de la pantalla por debajo del fondo de la ex- cavación, en su intradós, y por las reacciones de los elementos de sujeción (puntales, codales, forjados, otras pantallas, u otros) y los anclajes, si los hubiere. 3 La comprobación de estabilidad propia de la pantalla debe llevarse a cabo en las condiciones de corto o largo plazo, según sea la naturaleza del terreno y la duración de la situación para la cual se comprueba la estabilidad. 4 Los cálculos de estabilidad de la pantalla pueden efectuarse, según los casos, por los siguientes métodos que se desarrollan en el Anejo F: a) métodos de equilibrio límite; b) métodos basados en modelos del tipo Winkler; c) elementos finitos - diferencias finitas. SE-C-76

Documento Básico SE-C Cimientos 6.3.2.2.7 Estabilidad de los elementos de sujeción 1 Se debe comprobar que no se produce el fallo de cada elemento de sujeción para aquella fase de excavación o construcción del edificio que dé lugar al máximo esfuerzo sobre el mismo. 2 Deberá comprobarse que los anclajes no provocan deformaciones inadmisibles en los edificios o servicios próximos y que no interfieren con estructuras o cimentaciones colindantes. 3 La determinación de los esfuerzos sobre los elementos de sujeción se llevará a cabo según se describe en el apartado 6.3.2.3. 4 Los cálculos se podrán efectuar, en las fases intermedias de la excavación o de la construcción del edificio, considerando los valores representativos de las acciones y los valores característicos de los parámetros del terreno. 5 En el caso de apuntalamientos, la comprobación de su resistencia, incluyendo la posibilidad de pandeo, se hará a partir de los esfuerzos que resulten del cálculo, mayorados según los criterios definidos en el apartado 6.3.2.3. Si los apuntalamientos transfieren las cargas al fondo de la exca- vación, será necesario comprobar la estabilidad de su cimentación. Los coeficientes de seguridad a considerar en el cálculo de los anclajes se definen en el capítulo 9 de este DB. 6.3.2.2.8 Estabilidad de las edificaciones próximas 1 Si existen edificios medianeros con los límites de una excavación hecha al abrigo de una pantalla, o en sus proximidades, debe considerarse su existencia como una sobrecarga en los cálculos de los empujes, véase 6.2.7. Asimismo, debe comprobarse para cada una de las fases de ejecución tanto de la pantalla en si como de la excavación, que los movimientos horizontales y verticales a que se vea sometido el terreno en el trasdós, sobre el que se encuentren cimentados los edificios medianeros o próximos, no son lo suficientemente importantes como para hacer peligrar la estabilidad de los mismos o ser causa de agrietamientos, inclinaciones, etc. En el apartado 6.3.1.2 se definen los criterios en cuanto a los movimientos y deformaciones horizontales y verticales máximos admisibles de edificios o servicios próximos a elementos de contención y en el apartado 6.3.2.3, los procedimientos para evaluar estos movimientos. 6.3.2.2.9 Estabilidad de las zanjas en el caso de pantallas de hormigón armado 1 Debe comprobarse la estabilidad de las zanjas, tanto si se emplean lodos tixotrópicos como si no se hace uso de ellos. Es particularmente importante esta comprobación si existen edificaciones próxi- mas o inmediatas a las zanjas. 2 Para asegurar la estabilidad de una excavación de planta rectangular (zanja) se deben emplear lodos cuando la profundidad de la zanja sea superior a la altura que podría excavarse con talud vertical indefinido. 6.3.2.2.10 Capacidad estructural de la pantalla 3 Este estado límite se alcanzará cuando los valores de cálculo de los efectos de las acciones en los elementos estructurales que componen la pantalla superen el valor de cálculo de su capacidad resistente. 4 La verificación de este estado límite se hará de acuerdo con el apartado 2.4.2.4. En el apartado 6.3.2.3 y 6.3.2.4 se indican los criterios para el dimensionado. 6.3.2.3 Esfuerzos y deformaciones 1 Los esfuerzos obtenidos sobre los elementos estructurales se mayorarán considerando los coeficientes γE de la tabla 2.1. 2 Para el análisis de la aptitud al servicio de la pantalla se debe verificar que, para las situaciones de dimensionado, su comportamiento está dentro de los limites establecidos en DB-SE y el apartado 6.3.1.2 del presente Documento Básico, en cuanto a deformaciones, vibraciones y deterioro. 6.3.2.3.1 De la pantalla 1 Los esfuerzos sobre una pantalla son los que resultan de los empujes del terreno y las reacciones en los elementos de sujeción a que está sometida en cada una de sus fases. A su vez, los empujes unitarios del terreno y las fuerzas de sujeción son función de la deformación de la pantalla, de la propia naturaleza del terreno y de las características fuerza deformación de los elementos de suje- ción. En su determinación se tomarán en consideración el proceso de excavación, el tipo de suje- ción, el instante de su introducción, etc. SE-C-77

Documento Básico SE-C Cimientos 2 El cálculo de esfuerzos podrá efectuarse a partir de las leyes de empujes unitarios definidas en el apartado 6.2, empleadas en las comprobaciones de estabilidad por métodos de equilibrio límite y de las reacciones de los elementos de sujeción deducidas en tales comprobaciones. Con este procedimiento no se tiene en cuenta más que de forma cualitativa la rigidez de la pantalla con relación a su empotramiento en el terreno y a las condiciones de sujeción y, de ningún modo, las propiedades de deformación del terreno. 3 La determinación de los esfuerzos sobre la pantalla debe llevarse a cabo para todas las fases de ejecución de la excavación o del edificio, que impliquen una variación de los empujes del terreno o de las fuerzas de sujeción. Podrán omitirse aquellas fases en que pueda demostrarse \"a priori\" que los esfuerzos son inferiores a los que se producirán en otras. 4 Deberá efectuarse un estudio más detallado empleando modelos basados en el coeficiente de balasto o modelos de elementos finitos o diferencias finitas en los siguientes casos: a) cuando existan edificios o servicios próximos especialmente sensibles a los movimientos; b) cuando no exista experiencia en obras similares. 5 Estos métodos se describen en el apartado 6.3.2.2.3 y se desarrollan en el anejo F. 6.3.2.3.2 Del terreno 1 Si existe alguna edificación o servicio próximo al borde de la excavación o en sus inmediaciones, deben estimarse los movimientos verticales y horizontales a que se verá sometida su cimentación en las diferentes fases de excavación, para la pantalla diseñada, y juzgar si entrañan peligro para la estabilidad de dichas edificaciones o pueden ser causa de agrietamientos, inclinaciones, asientos importantes, etc. 2 La determinación de las deformaciones del terreno podrá conducir a proyectar una pantalla más rígida, con mayor número de elementos de sujeción o mejor dispuestos, con otro sistema u otras fases de ejecución, etc. 3 La determinación de las deformaciones del terreno puede efectuarse aplicando métodos de discre- tización del continuo, como elementos finitos o diferencias finitas, en los que se tengan en cuenta las características tensión - deformación de los suelos y la flexibilidad de la pantalla, o bien, méto- dos basados en el modelo de Winkler, en los que la determinación de los movimientos del terreno se limita a los de la pantalla. 6.3.2.3.3 De los elementos de sujeción 1 Los esfuerzos sobre los elementos de sujeción se determinarán para todas las fases de ejecución de la excavación en que intervengan; puede omitirse el cálculo en aquellas fases para las que puedan demostrarse a priori que los esfuerzos son inferiores a los que resultan en otras. 2 En la determinación de los esfuerzos sobre los elementos de sujeción se tomarán en consideración los siguientes aspectos: a) tipo de elemento de sujeción, bien sea apuntalamiento, anclaje o elementos estructurales del edificio; b) deformabilidad del mismo; c) deformaciones diferidas (fluencia, retracción); d) estado tensional inicial; e) fases de ejecución; f) variaciones térmicas. 3 Para tener en cuenta el posible fallo de algún elemento (como por un ablandamiento local del terreno en el caso de anclajes), que sobrecargará los más próximos, debe aumentarse en un 10% el esfuerzo deducido para cada elemento de sujeción en las comprobaciones de estabilidad de la pantalla. 6.3.2.4 Dimensionado 1 En la fase de diseño se decide el tipo de pantalla que se va a emplear, si se van a disponer elementos de sujeción, su número, tipo y situación y las fases de la excavación y ejecución del edificio que puedan afectar a la pantalla. 2 El dimensionado debe referirse a los siguientes aspectos: a) profundidad de la pantalla; SE-C-78

Documento Básico SE-C Cimientos b) dimensiones y características de su sección transversal; c) elementos de sujeción. 3 Los coeficientes parciales de seguridad a emplear para el dimensionado de la pantalla se recogen en la tabla 2.1. 6.3.2.4.1 Profundidad de la pantalla 1 La profundidad de la pantalla por debajo del fondo de la excavación se determinará de manera que se cumplan las condiciones de estabilidad fijadas en los apartados anteriores. La profundidad de la pantalla puede venir condicionada por el caudal de filtración, si se excava bajo el agua, o por alcanzar un estrato impermeable para reducir al máximo las filtraciones por el fondo, o por alcanzar un estrato resistente que permita el uso de la pantalla como elemento portante de cargas verticales. 6.3.2.4.2 Dimensiones y características de la sección transversal 1 Las características de la sección transversal de una pantalla vendrán fijadas por consideraciones de resistencia a los esfuerzos a los que se verá sometida. En ocasiones, puede estar condicionada por la necesidad de una rigidez determinada, con la que se limiten los movimientos del terreno en el trasdós a valores tolerables. 2 Los esfuerzos que se deben tomar para el dimensionado son los que se deduzcan en las comprobaciones de estabilidad en las diferentes fases de la ejecución y las comprobaciones de los estados límite de servicio, con los que se obtendrá la envolvente de los máximos momentos flectores y esfuerzos cortantes a lo largo de toda la pantalla. 3 En los apartados que figuran a continuación se recogen indicaciones adicionales para los siguientes tipos de pantallas: a) pantallas de tablestacas; b) pantallas continuas de hormigón; c) pantallas de pilotes “in situ”. 6.3.2.4.2.1 Pantallas de tablestacas 1 Tablestacas de hormigón armado y pretensado: a) se dimensionarán para que resistan los máximos esfuerzos mayorados durante el servicio, los esfuerzos que puedan producirse durante la hinca y los que se produzcan durante el transporte, igualmente mayorados. La forma de comprobación de la resistencia, de la sección transversal, en función de las características resistentes del hormigón y del acero, será la indicada en la Instrucción EHE; b) el recubrimiento del acero de las armaduras debe ser mayor o igual que 3 cm en agua dulce, y que 4 cm en agua salada y cumplirá las condiciones definidas en este DB y en la Instrucción EHE. 2 Tablestacas de acero: a) el perfil se elegirá de modo que con los esfuerzos de servicio, mayorados, no se supere en ninguna sección la tensión de limite elástico según la calidad del acero, dividida por el coeficiente de seguridad definido en la tabla 2.1; b) el perfil elegido debe permitir que pueda hincarse sin que se produzcan deterioros en cualquiera de sus extremos; c) si las tablestacas a emplear pueden haberse usado en otras obras previamente y ser de recu- peración, se adoptará un coeficiente de seguridad adicional para tener en cuenta posibles deformaciones del perfil, tensiones residuales, pérdida de sección por corrosión, etc; d) si la pantalla ha de permanecer en servicio durante mucho tiempo, en presencia de agua, se adoptarán medidas para evitar la corrosión. Si no se toma ninguna medida en ese sentido, el perfil no tendrá un espesor inferior a 8 mm y debe tomarse en consideración la pérdida de espesor producida por la corrosión. 6.3.2.4.2.2 Pantallas continuas de hormigón 1 La pantalla se calculará estructuralmente considerando los coeficientes de seguridad definidos en la tabla 2.1, según los criterios definidos en este DB y de acuerdo con la Instrucción EHE. Se podrá tener en cuenta el peso propio de la pantalla, a fin de contar con un esfuerzo axil en la sección SE-C-79

Documento Básico SE-C Cimientos transversal que proporciona una economía de armaduras. La forma de trabajo será la de flexión simple o compuesta en planos verticales perpendiculares a la pantalla. 2 En pantallas continuas y de pilotes”in situ” se recomienda utilizar, a efectos de cálculo a flexión, una resistencia característica del hormigón de 18 MPa para tomar en consideración las condiciones de puesta en obra. 3 Las paredes de la zanja, que constituyen el encofrado de la pantalla, son planas con bastantes irregularidades. El recubrimiento mínimo de las armaduras cumplirá las condiciones definidas en este DB y en la Instrucción EHE para piezas hormigonadas contra el terreno. 4 Si el terreno es cohesivo y muy estable y si no existen edificaciones en las proximidades, pueden excavarse módulos de un ancho que oscila generalmente entre un valor mínimo correspondiente a la apertura de la cuchara, generalmente de 2,5 a 4,5m, y un valor máximo función de la estabilidad del terreno. 5 En las circunstancias opuestas, terrenos muy sueltos o en proximidad de medianerías en mal estado o edificaciones muy susceptibles a los asentamientos o movimientos horizontales, la longitud de los módulos o zanjas se reducirá todo lo posible. 6.3.2.4.2.3 Pantallas de pilotes in situ 1 Se considerará a los pilotes como vigas de sección circular trabajando a flexión simple o compuesta, si se tiene en cuenta el peso propio. Se dimensionarán estructuralmente considerando los coeficientes de seguridad definidos en la tabla 2.1, según los criterios definidos en este DB y de acuerdo con la Instrucción EHE. 2 El recubrimiento mínimo de las armaduras cumplirá las condiciones definidas en este DB y en la Instrucción EHE para piezas hormigonadas contra el terreno. 6.3.2.4.3 Elementos de sujeción 1 Para el apuntalamiento contra el fondo de la excavación se tendrán en cuenta los siguientes aspectos: a) su dimensionado se hará a partir de los máximos esfuerzos deducidos de las comprobaciones de estabilidad de la pantalla, debidamente mayorados aplicando los coeficientes de seguridad parciales definidos la tabla 2.1. b) en general, será conveniente transmitir dichos esfuerzos al terreno por medio de una zapata corrida paralela a la pantalla; que dependerá de la capacidad portante del suelo en el fondo de la excavación. Como el esfuerzo que ha de transmitirse al terreno tendrá una componente horizontal importante, se pondrá especial cuidado en la comprobación del posible deslizamien- to o se tomarán las medidas oportunas para impedirlo. c) la disposición de puntales debe perturbar lo menos posible a la excavación, la ejecución de las cimentaciones del edificio, los pilares, forjados, etc. 2 Para el apuntalamiento reciproco contra otras pantallas próximas se tendrán en cuenta los siguientes criterios: a) en general se realizará el apuntalamiento por medio de codales dispuestos en planos horizontales, de manera que introduzcan la menor complicación posible en la prosecución de las sucesivas fases de excavación, en la construcción de las cimentaciones y estructuras del edificio. b) para el dimensionado se tomarán los máximos esfuerzos deducidos de las comprobaciones de estabilidad de la pantalla, convenientemente mayorados con los coeficientes de seguridad definidos en la tabla 2.1. c) en los apuntalamientos mediante los forjados de la propia edificación, los esfuerzos de suje- ción que se deduzcan de las comprobaciones de estabilidad de las pantallas, mayorados, se tendrán en cuenta en el cálculo de los forjados. Si estos esfuerzos resultasen favorables para los forjados, debe también realizarse la comprobación de la resistencia de los mismos sin tener en cuenta dichos esfuerzos, para prever la posibilidad de que el terreno en el trasdós de la pantalla no produzca empujes sobre ésta. 3 En los anclajes al terreno se tendrán en cuenta las siguientes indicaciones: a) deben estudiarse y controlarse las posibles afecciones a edificios o servicios próximos, recabando la información necesaria sobre éstos, y en su caso, los permisos pertinentes; SE-C-80

Documento Básico SE-C Cimientos b) su longitud ha de ser tal que la zona de transmisión de los esfuerzos al terreno quede fuera de la masa deslizante limitada por superficie pésima de deslizamiento, que se haya deducido en las comprobaciones de estabilidad general y de estabilidad propia de la pantalla; c) la capacidad de transmisión de esfuerzos al terreno, en la longitud de anclaje prevista para ello, será consecuencia del estado tensional del suelo en contacto con el anclaje; d) si los anclajes son definitivos, o si son provisionales y han de permanecer durante mucho tiempo, y existe peligro de corrosión de los cables o redondos, se adoptarán las medidas oportunas para evitar la corrosión. A estos efectos se consideran válidas las condiciones de pro- tección frente a la corrosión definidas en la norma UNE-EN 1537:2001; e) la comprobación de la resistencia de cada anclaje se hará a partir de los máximos esfuerzos deducidos en las comprobaciones de estabilidad de la pantalla, multiplicados por los coeficientes de seguridad correspondientes. 4 En los anclajes a pantallas o muros paralelos se tendrán en cuenta los siguientes aspectos: a) la longitud de anclajes ha de ser tal que se garantice la estabilidad de las estructuras de anclaje. Si hay peligro de corrosión del acero de los anclajes, se adoptarán barreras de protección contrastadas; b) el dimensionado de los anclajes se hará a partir de los máximos esfuerzos deducidos en las comprobaciones de estabilidad de la pantalla, mayorados con los coeficientes de seguridad que se definen en la tabla 2.1. 6.3.3 Muros 6.3.3.1 Criterios básicos 6.3.3.1.1 Generalidades 1 Para el correcto análisis y dimensionado de un muro se considerarán los siguientes aspectos: a) la determinación de los parámetros geotécnicos del terreno se efectuará teniendo en cuenta los valores más críticos a corto y largo plazo previsibles, que puedan presentarse en la vida del muro; b) es necesario especificar las características del material a emplear para el relleno del trasdós. Si no se hace así, el cálculo debe basarse en el material más desfavorable de los eventualmente utilizables; c) deben determinarse los movimientos tolerables del muro, de los edificios y servicios próximos, ya que de ellos dependen en gran parte los empujes a considerar e incluso el tipo de muro y elementos de sujeción a emplear. d) debe comprobarse que los anclajes proyectados no afectan a los edificios y servicios próxi- mos; e) el muro y cada uno de los paños debe ser estable en todas las fases de la construcción. Esta condición puede exigir el apuntalamiento de los muros de trasdós recortado mientras no se coloque el relleno; f) la estabilidad del muro puede verse afectada por procesos de socavación, erosión o por elimi- nación del terreno al pie del mismo, por lo cual deben adoptarse las medidas protectoras oportunas cuando haya lugar. 2 En muros de contención se debe tener en cuenta que un correcto dimensionado del drenaje a largo plazo del trasdós del muro, siempre es más ventajoso que el cálculo del muro, tomando en conside- ración la totalidad de las presiones hidrostáticas y de filtración a las que previsiblemente pueda estar sometido. En muros de sótano deben tenerse en cuenta las consideraciones sobre la impermeabilidad. 3 Salvo en muros de muy escasa altura, la profundidad de apoyo de la cimentación respecto a la superficie no debe ser inferior a 0,80 m. 4 Al prever las características del material de relleno de trasdós se tendrá en cuenta que: a) si el muro ha de servir para soportar un pavimento, solera o cualquier tipo de tráfico, los asientos deben ser admisibles; SE-C-81

Documento Básico SE-C Cimientos b) las propiedades de los suelos existentes en el emplazamiento del muro pueden variar notablemente, si se trata de suelos cohesivos, con las operaciones de excavación y nueva coloca- ción en el trasdós; c) la permeabilidad de los materiales de relleno es de una importancia decisiva para los posibles empujes tanto por agua freática como infiltrada; d) se evitará el empleo de suelos arcillosos o limosos en el relleno de trasdós de muros, especialmente en terrenos expansivos. 6.3.3.1.2 Juntas 1 Los muros deben disponer de juntas de dilatación para absorber las deformaciones debidas a la temperatura y, en su caso, las de retracción. 2 Deben existir juntas en los cambios de sección, o cuando existan singularidades del propio muro tales como escaleras, rampas de carga, etc. 3 Análogamente se dispondrán juntas cuando se han de diferenciar entre tramos contiguos del muro. 4 La distancia entre juntas de dilatación, salvo justificación, no será superior a 30 m, recomendándose una separación no superior a 3 veces la altura del muro. 5 Cuando los efectos de la retracción puedan ser importantes se intercalarán falsas juntas, debilitan- do la sección del muro para predeterminar el plano de rotura. La separación entre estas juntas será de 8 a 12 m. 6 Las juntas y los productos para el relleno de éstas cumplirán a efectos de la impermeabilidad, las especificaciones indicadas en el DB-HS Sección 1. 7 La abertura de las juntas de dilatación será de 2 a 4 cm, según las variaciones de temperatura previsibles. 8 Se evitará el paso de armaduras a través de las juntas. Cuando esto sea necesario para mantener alineaciones o por circunstancias especiales, salvo justificación en contra, todas las armaduras que penetren en una cara de la junta deben proyectarse como pasadores lubricados y sin dobleces ni anclajes para permitir los movimientos longitudinales y convenientemente protegidos de acuerdo con la durabilidad especificada. 6.3.3.1.3 Drenaje 1 Además de las consideraciones que figuran sobre la impermeabilidad de los muros en el DB-HS Sección 1, a los efectos de este DB el control de las presiones originadas por el agua en el relleno de trasdós se podrá considerar si se disponen sistemas adecuados de drenaje. 2 Se considerarán preferentemente los siguientes sistemas de drenaje: a) drenes verticales de material granular, hormigón poroso, u otros que puedan ocupar toda la altura del muro o parte de ella; b) láminas drenantes; c) drenes inclinados; d) tapices drenantes horizontales a uno o varios niveles; e) drenes horizontales a través del relleno; f) drenes longitudinales en la base o talud del relleno; g) mechinales en contacto directo con el relleno. 3 En el caso de suelos expansivos, rellenos susceptibles a la helada, aguas agresivas o condiciones especiales se hará un estudio específico detallado del sistema más conveniente. En general se ten- drán en cuenta las siguientes consideraciones: a) los filtros verticales son más difíciles de construir que los inclinados y producen una menor re- ducción de presiones del agua infiltrada o freática. b) funcionalmente el mejor sistema consiste en una cuña de relleno granular filtrante. Este sistema es el más sencillo de ejecución y debe preferirse a los demás cuando existen materiales adecuados en la zona y su coste no sea excesivo. c) todos los sistemas deben tener fácil evacuación del agua drenada, evitando su acumulación en el trasdós. SE-C-82

Documento Básico SE-C Cimientos d) los mechinales constituyen un sistema de resultado problemático si no están combinados con algún filtro o dren interior al relleno. Estos deben, salvo justificación, cumplir las siguientes ca- racterísticas: i) tener un diámetro o lado no inferior a 10 cm, y su separación horizontal no debe ser superior a 3 m. Deben colocarse lo más bajos posible, disponiendo además otra hilada de mechinales a media altura del muro o a 1,50 m sobre la hilada inferior en paralelo o al tresbolillo, para prever la obstrucción de éstos. Debe existir, como mínimo, un mechinal por cada 4 m2 de muro; ii) cuando se trate de muros de contrafuertes deben existir, como mínimo, dos mechinales por panel entre contrafuertes; iii) si la única salida del agua almacenada en el trasdós es a través de mechinales, deben tenerse en cuenta los empujes debidos a una saturación parcial del relleno; iv) en la salida de los mechinales por el paramento de trasdós se colocará un filtro de grava gruesa de volumen aproximado 0,40 x 0,40 x 0,30 m, o el necesario para evitar el escape del material de relleno y la colmatación del mechinal; v) siempre que sea posible debe evitarse la infiltración de agua de lluvia o escorrentía por la superficie del relleno, para lo cual se colocarán materiales o pavimentos poco permeables, con fácil drenaje por gravedad y complementados con las oportunas cunetas o sumideros. 4 Debe evitarse el paso de humedad por absorción capilar a través del muro cuando el filtro sea vertical o exista un riesgo alto de estancamiento en el trasdós. 6.3.3.2 Estabilidad 1 La comprobación de la estabilidad de un muro debe hacerse, según los criterios definidos en el apartado 6.3.1, en la situación pésima para todas y cada una de las fases de su construcción, debiendo verificarse al menos los siguientes estados límite: a) estabilidad global; b) hundimiento; c) deslizamiento; d) vuelco; e) capacidad estructural del muro. 2 En el caso de muros excavados por bataches a medida que se ejecuta la excavación, deben verificarse además los estados límites de estabilidad indicados en el apartado 6.3.2.2 para pantallas, por analogía con éstas. 3 La estabilidad debe verificarse bien para cada muro por separado o bien para el conjunto de muros del edificio. 6.3.3.2.1 Estabilidad global y fallo combinado del terreno y del elemento estructural 1 El conjunto del muro incluida su cimentación, puede fallar mediante un mecanismo de rotura aún más profundo que éstos, o que no siendo tan profundo pudiera cortarlos. 2 Debe comprobarse que la seguridad al deslizamiento a lo largo de la superficie pésima posible, que incluya en la masa deslizante al muro completo y a sus elementos de sujeción, no es inferior al lími- te establecido. 3 En la Figura 6.13 se recogen algunos casos típicos de inestabilidad frente a un deslizamiento general de muros de contención. SE-C-83

Documento Básico SE-C Cimientos D A Estrato blando Suelo firme Suelo blando Suelo blando Figura 6.13. Estabilidad global 4 Cuando la superficie deslizante atraviese la cimentación del edificio o la cimentación por pilotes del propio muro, se tendrá en cuenta lo expuesto en los capítulos correspondientes a éstos. 6.3.3.2.2 Hundimiento 1 La cimentación o base del muro debe tener la misma seguridad frente al hundimiento que una zapata de cimentación de una estructura, según los criterios que se definen en los capítulos 2, 4 y 5, considerando la inclinación y excentricidad de la resultante y los coeficientes de seguridad parciales definidos en la tabla 2.1. 2 En la Figura 6.14 se esquematizan los tipos de muros más habituales y se representan el peso propio del muro y en su caso de las tierras que lo acompañan, W, o de las cargas transmitidas al mismo, V, la resultante de los elementos de arriostramiento transversal (forjado, apuntalamiento, anclaje), F, los empujes de tierras horizontal, Eh y vertical, Ev, y las resultantes de estas solicitaciones a nivel de cimentación, N y T. En el cálculo de N y T no debe considerarse el empuje pasivo. 3 En el caso de que existan otras acciones sobre el muro habrá que considerarlas igualmente. Figura 6.14. Diagramas de fuerzas sobre muros 4 La distribución de presiones del muro debe definirse de forma que los asientos sean admisibles. 5 Cuando el terreno sea muy compresible, deben evitarse los asientos diferenciales de los bordes de la cimentación imponiendo que la resultante de fuerzas esté lo más centrada posible. 6 Si la capacidad de carga del terreno fuera insuficiente o los asientos excesivos, se podrá recurrir a una cimentación profunda, una mejora o refuerzo del terreno u otra solución que asegure la estabilidad frente al hundimiento. SE-C-84

Documento Básico SE-C Cimientos 6.3.3.2.3 Deslizamiento 1 Este estado límite debe comprobarse tan sólo en aquellos casos en los que la máxima componente de los empujes horizontales sobre el muro sea mayor del 10% de la carga vertical total. 2 En suelos granulares, la seguridad frente al deslizamiento por la base puede determinarse mediante la fórmula: N T≤ tgφ * (6.16) γR siendo NyT las componentes normal y tangencial de la resultante de las fuerzas de empuje, elementos de arriostramiento y peso propio sobre el plano de la base (Figura 6.15). 2' φ* = φ 3 siendo (6.17) φ’ el ángulo de rozamiento interno efectivo del terreno 3 Cuando el suelo posea cohesión y rozamiento: T ≤ (N·tg φ∗ + c*·B) / γR (6.18) 2' φ* = φ (6.19) 3 siendo la cohesión reducida del suelo (c* = 0,5 c'K ≤ 0,05 MPa) c* B el ancho de la base del muro c’K la cohesión efectiva del terreno Los coeficientes de seguridad γR se definen en la tabla 2.1. 4 5 No se tendrá en cuenta el efecto estabilizador del empuje pasivo, salvo justificación especial. 6 Si el muro está provisto de zarpa se considerará el deslizamiento según las superficies más probables (véase Figura 6.15). Figura 6.15. Posibles superficies de deslizamiento en muro con zarpa 6.3.3.2.4 Vuelco 1 En general puede prescindirse de esta comprobación cuando la resultante de las fuerzas que actú- an sobre el muro, incluido el peso propio y la resultante de posibles elementos de sostenimiento (anclajes, forjados o arriostramientos intermedios), tenga su punto de aplicación dentro del núcleo central de la base. En el caso de bases rectangulares indefinidas, el núcleo central es una faja de ancho: B/3. 2 En zapatas rectangulares, si V es la componente vertical de la resultante sobre la base del muro y e su excentricidad, puede suponerse que las presiones del terreno siguen una ley lineal, con valores extremos (véase Figura 6.16): SE-C-85

Documento Básico SE-C Cimientos V 6e  Si e < B/6, σ max = 1 ±  B B (6.20) V σ= Si e = 0, (6.21) B B V Si e = σmáx = 2· σmín = 0 y , B 6 (6.22) B Si e > se produciría el despegue de uno de los bordes, aumentando notablemente la tensión en 6 otro borde. Figura 6.16. Estabilidad al vuelco 3 La estabilidad al vuelco se verificará con los criterios definidos en el capítulo 2, comparando los momentos de cálculo desestabilizantes y estabilizantes respecto de la arista exterior de la base de la zapata. 4 No se tendrá en cuenta el efecto estabilizador del empuje pasivo, salvo justificación especial. 6.3.3.2.5 Capacidad estructural del muro 1 Este estado límite se alcanzará cuando los valores de cálculo de los efectos de las acciones en los elementos estructurales que componen el muro superen el valor de cálculo de su capacidad resistente. 2 La verificación de este estado límite se hará de acuerdo con el apartado 2.4.2.4. En el apartado 6.3.3.3 se indican los criterios para el dimensionado. 6.3.3.3 Dimensionado 1 El material constitutivo del muro debe poder resistir las tensiones derivadas de los empujes y solicitaciones exteriores. El cálculo de secciones se hará análogamente a lo especificado para la verifi- cación de la capacidad estructural de la cimentación en el capítulo 2. 2 Los esfuerzos y deformaciones del muro, el terreno y de los elementos de sujeción se calcularán considerando los valores representativos de las acciones y los valores característicos de los pará- metros del terreno. SE-C-86

Documento Básico SE-C Cimientos 3 En muros de urbanización, se deben incluir las acciones o reacciones que pueden darse debidas a los elementos conectados a los mismos. 4 Los esfuerzos que se deben tomar para el dimensionado son los que se deduzcan en las comprobaciones de estabilidad en las diferentes fases de la ejecución y las comprobaciones de estados lí- mite de servicio, con los que se obtendrá la envolvente de los máximos momentos flectores y esfuerzos cortantes en el muro. Los esfuerzos obtenidos sobre los elementos estructurales se mayo- rarán considerando los coeficientes γE definidos en la tabla 2.1. 5 Los estados límite de servicio se analizarán con los criterios definidos en el apartado 6.3.1.2. 6.3.3.3.1 Muros de gravedad 1 En general no es necesaria la comprobación de tensiones sobre la fábrica ya que éstas suelen ser muy pequeñas y perfectamente admisibles para la resistencia. 6.3.3.3.2 Muros de gravedad aligerados 1 Se comprobarán las secciones más críticas, teniendo en cuenta el peso propio y el empuje resultante hasta la sección considerada. 6.3.3.3.3 Muros en L o en ménsula 1 Las tres ménsulas, en alzado, pie y talón, se calcularán como empotradas en su arranque con las distribuciones de tensiones en alzados y cimentación deducidas en las comprobaciones de la estabilidad en las diferentes fases de la ejecución y en las comprobaciones de los estados límite de servicio. 6.3.3.3.4 Muros de contrafuertes 1 Las placas verticales entre contrafuertes pueden calcularse como placas empotradas en tres lados (véase Figura 6.17). Figura 6.17. Muro de contrafuertes 2 Para muros altos o de forma especial debe hacerse un cálculo detallado de los esfuerzos de tor- sión, pandeo de los contrafuertes, fisuración, etc. 3 Cuando los contrafuertes estén situados en el trasdós, se dimensionarán para resistir las tracciones correspondientes a las reacciones de apoyo o empotramiento de las placas frontales. 6.3.3.3.5 Muros de sótano 1 Estos muros están arriostrados transversalmente por los forjados y no trabajan en voladizo. La res- tricción en los movimientos transversales provocada por los forjados hace que frecuentemente no puedan producirse las deformaciones necesarias para alcanzar las condiciones de empuje activo. En el apartado 6.2 se definen los empujes del terreno a considerar en este tipo de muros. 2 En el caso de muros de sótano, a las acciones hay que añadir las verticales de la solicitación de los forjados intermedios y de cabeza, si existen, y la compresión aportada directa o indirectamente por los soportes o muros de carga del edificio que arranquen de ese mismo punto. Para el cálculo de la situación definitiva, podrá suponerse que los empujes horizontales se equilibran contra los pisos, SE-C-87

Documento Básico SE-C Cimientos tanto forjado o forjados como solera, en la medida necesaria para minimizar el fallo por deslizamien- to. 3 La resultante F, correspondiente a la reacción de los forjados sobre el muro, es una variable más en los cálculos recogidos en el apartado 6.3.3.2 (véase Figura 6.18a). Para su determinación puede ser necesario incluir en el cálculo la deformabilidad del cimiento mediante un coeficiente de balasto, con los criterios definidos en el capítulo 4. En determinados casos puede hacerse la hipótesis simplificada de considerar un reparto uniforme de presiones bajo el cimiento. 4 En el caso de muros de sótano con dos o más niveles de forjado, el cálculo puede efectuarse asimi- lando el muro a una viga continua, incluyendo la compatibilidad de deformaciones con la zapata (véase Figura 6.18b). 5 El muro de sótano debe analizarse en sentido longitudinal como una zapata continua, con los criterios definidos en el capítulo 4. 6 Si el muro tiene desarrollo lineal en planta, con una configuración geométrica y de empuje uniformes, bastará una verificación en sección, por metro de desarrollo, en dos dimensiones. Si tiene tra- za quebrada o cerrada en planta, o posee configuración variable de altura a lo largo de su desarrollo, el análisis deberá tener en cuenta el conjunto total, aunque deberá verificarse localmente, introduciendo en el equilibrio de cada parte los términos mecánicos de su interrelación con el conjunto. 6.3.3.3.6 Muros realizados por bataches, a medida que se ejecuta la excavación 1 Se puede optar entre hacer trabajar al muro como una placa sobre apoyos puntuales o como placas independientes con una fuerza centrada en cada una de ellas. 2 El cálculo estructural de las secciones de hormigón se efectuará considerando los coeficientes de seguridad definidos en la tabla 2.1, según los criterios definidos en este DB y de acuerdo con la Ins- trucción EHE. 3 Por la forma de ejecución, no se fija una limitación a la resistencia característica del hormigón ni al recubrimiento de las armaduras. Figura 6.18. Muro de sótano 6.3.3.3.7 Elementos de sujeción 1 El dimensionado de los elementos de sujeción se efectuará con los criterios definidos en el apartado 6.3.2.3.3 y 6.3.2.4.3. SE-C-88

Documento Básico SE-C Cimientos 6.4 Condiciones constructivas y de control 6.4.1 Condiciones constructivas 6.4.1.1 Generalidades 1 Los elementos de contención se calcularán en la hipótesis de que el suelo afectado por éstos se halla aproximadamente en el mismo estado en que fue encontrado durante los trabajos de reconocimiento geotécnico. Si el suelo presenta irregularidades no detectadas por dichos reconocimientos o si se altera su estado durante las obras, su comportamiento geotécnico podrá verse alterado. Si en la zona de afección de la estructura de contención aparecen puntos especialmente discordantes con la información utilizada en el proyecto, debe comprobarse y en su caso calcular de nuevo la estructura de contención. 6.4.1.2 Pantallas 6.4.1.2.1 Características generales 1 Para la ejecución de pantallas continuas se consideran aceptables las especificaciones constructivas recogidas en la norma UNE-EN 1538:2000. 2 Cuando se disponga una pantalla en el perímetro de una excavación, se analizarán con detalle los siguientes aspectos de la obra: a) ejecución de la pantalla; b) fases de la excavación; c) introducción de los elementos de sujeción o de los anclajes, si los hubiera; d) disposición de los elementos de agotamiento, si la excavación se realizase en parte bajo el nivel freático; e) sujeción de la pantalla mediante los forjados del edificio; f) eliminación de los elementos provisionales de sujeción o de los anclajes, si los hubiera. 3 Debe atenderse especialmente a evitar que, en alguna fase de la ejecución, puede encontrarse la pantalla en alguna situación no contemplada en el cálculo y que entrañe un mayor riesgo de inestabilidad de la propia pantalla, de edificios u otras estructuras próximas o del fondo de la excavación o esfuerzos en la pantalla o en los elementos de sujeción superiores a aquellos para los que han sido dimensionados. 4 El diseño de la pantalla debe garantizar que no se producen pérdidas de agua no admisibles a tra- vés o por debajo de la estructura de contención así como que no se producen afecciones no admisibles a la situación del agua freática en el entorno. 5 Los muretes guía tienen por finalidad garantizar el alineamiento de la pantalla hormigonada, guiar los útiles de excavación, evitar cualquier desprendimiento del terreno de la zanja en la zona de fluc- tuación del fluido de excavación, así como servir de soporte para las jaulas de armadura, elementos prefabricados u otros a introducir en la excavación hasta que endurezca el hormigón. Deben resistir los esfuerzos producidos por la extracción de los encofrados de juntas. 6 Habitualmente son de hormigón armado y construidos “in situ”. Su profundidad, normalmente comprendida entre medio metro y metro y medio (0,5 y 1,5 m), dependiendo de las condiciones del terreno. 7 Los muretes guía deben permitir que se respeten las tolerancias especificadas para los paneles de pantalla. 8 Será recomendable apuntalar los muretes guía hasta la excavación del panel correspondiente. 9 La distancia entre muretes guía debe ser entre veinte y cincuenta milímetros (20 y 50 mm) superior al espesor de la pantalla proyectada. 10 En caso de pantallas poligonales o de forma irregular, podrá ser necesario aumentar la distancia entre muretes guía. 11 Salvo indicación en contrario del Director de Obra, la parte superior de los muretes guía será horizontal, y estará a la misma cota a cada lado de la zanja. Es conveniente que la cara superior del murete guía se encuentre, al menos, 1,5 m sobre la máxi- ma cota prevista del nivel freático. SE-C-89

Documento Básico SE-C Cimientos 12 Las condiciones especiales de puesta en obra del hormigón en cimentaciones especiales, generalmente en perforaciones profundas, bajo agua o fluido estabilizador, y con cuantías de armadura importantes, hacen necesario exigir al material una serie de características específicas que permitan garantizar la calidad del proceso y del producto terminado. 13 El hormigón a utilizar cumplirá lo establecido en la vigente Instrucción de Hormigón Estructural EHE. 14 El hormigón utilizado debe poseer las siguientes cualidades: a) alta capacidad de resistencia a la segregación; b) alta plasticidad y buena compacidad; c) buena fluidez; d) capacidad de autocompactación; e) suficiente trabajabilidad durante todo el proceso de puesta en obra. 6.4.1.2.2 Materias primas 1 Se consideran válidas las indicaciones dadas para pilotes en el apartado 5.4.1.1.1 de este DB. 6.4.1.2.3 Dosificación y propiedades del hormigón 6.4.1.2.3.1 Dosificación del hormigón 1 Los hormigones para pantallas deben ajustar su dosificación a lo que se indica a continuación, salvo indicación en contra en el proyecto. 2 El contenido mínimo de cemento, así como la relación agua/cemento respetarán las prescripciones sobre durabilidad indicadas en el capítulo correspondiente de la Instrucción EHE. 3 En pantallas continuas de hormigón armado, se recomienda que el contenido de cemento sea mayor o igual de trescientos veinticinco kilogramos por metro cúbico (325 kg/m3) para hormigón vertido en seco en terrenos sin influencia del nivel freático, o mayor o igual de trescientos setenta y cinco kilogramos por metro cúbico (375 kg/m3) para hormigón sumergido. 4 En la tabla 6.5 se recoge el contenido mínimo de cemento recomendado en función de la dimensión máxima de los áridos (UNE-EN 1538:2000): Tabla 6.5. Contenido mínimo de cemento Dimensión máxima de los áridos (mm) Contenido mínimo de cemento (kg/m3) 32 350 25 370 20 385 16 400 5 El contenido de partículas de tamaño inferior a ciento veinticinco micras (0,125 mm), incluido el cemento, debe ser igual o inferior a cuatrocientos cincuenta kilogramos por metro cúbico (450 kg/m3) para tamaños máximos de árido inferiores o iguales a 16 milímetros, y cuatrocientos kilogramos por metro cúbico (400 kg/m3) para el resto de los casos. 6 La relación agua/cemento será la adecuada para las condiciones de puesta en obra, y debe ser aprobada explícitamente por el Director de Obra. El valor de la relación agua cemento debe estar comprendido entre cero con cuarenta y cinco (0,45) y cero con seis (0,6). 6.4.1.2.3.2 Propiedades del hormigón 1 La resistencia característica mínima del hormigón será la indicada en el proyecto o, en su defecto, por el Director de Obra, y nunca inferior a lo especificado en la Instrucción EHE. 2 El hormigón no será atacable por el terreno circundante, o por las aguas que a través de él circulen, debiéndose cumplir la relación agua/cemento y contenido mínimo de cemento especificados en la Instrucción EHE para cada tipo de ambiente. 3 La consistencia del hormigón fresco justo antes del hormigonado debe corresponder a un asiento del cono de Abrams entre ciento sesenta milímetros (160 mm) y doscientos veinte milímetros (220 mm). Se recomienda un valor no inferior a ciento ochenta milímetros (180 mm). SE-C-90

Documento Básico SE-C Cimientos 4 La docilidad será suficiente para garantizar una continuidad en el hormigonado, y para lograr una adecuada compactación por gravedad. 5 Se ha de asegurar que la docilidad y fluidez se mantiene durante todo el proceso de hormigonado, para garantizar que no se produzcan fenómenos de atascos en el tubo Tremie, discontinuidades en el hormigón o bolsas de hormigón segregado o mezclado con el lodo de perforación. Durante 4 horas y, al menos, durante todo el periodo de hormigonado de cada panel, la consistencia del hor- migón dispuesto debe mantenerse en un cono de Abrams no inferior a 100 mm. 6.4.1.2.3.3 Fabricación y transporte 1 El hormigón debe ser fabricado en central, con un sistema implantado de control de producción, con almacenamiento de materias primas, sistema de dosificación, equipos de amasado, y en su caso, equipos de transporte. 2 Dicha central podrá estar en obra, o ser una central de hormigón preparado. En cualquier caso, la dosificación a utilizar debe contar con los ensayos previos pertinentes, así como con ensayos ca- racterísticos que hayan puesto de manifiesto que, con los equipos y materiales empleados, se alcanzan las características previstas del hormigón. 6.4.1.2.4 Puesta en obra 1 Se procederá al hormigonado cuando la perforación esté limpia y las armaduras se encuentren en la posición prevista en los planos de proyecto. 2 En la tabla 6.6 se recogen las características recomendadas para el lodo tixotrópico. Tabla 6.6. Características de suspensión de lodo tixotrópico Caso de uso Parámetro Lodo fresco Lodo listo para reempleo Lodo antes de hormigonar < 1,10 < 1,20 < 1,15 Densidad (g/ml) Viscosidad Marsh (s) 32 a 50 32 a 60 32 a 50 < 30 < 50 Filtrado (ml) No ha lugar PH 7 a 11 7 a 12 No ha lugar <3 Contenido en arena % No ha lugar No ha lugar <3 <6 Cake (mm) No ha lugar 3 Durante la hormigonado se pondrá el mayor cuidado en conseguir que el hormigón rellene la sec- ción completa en toda su longitud, sin vacíos, bolsas de aire o agua, coqueras, etc. Se debe evitar también el lavado y la segregación del hormigón fresco. 4 Para una correcta colocación del hormigón y para una perfecta adherencia del mismo a las armaduras es conveniente tener una separación mínima entre barras no inferior a cinco veces el diáme- tro del árido. 5 El tubo Tremie es el elemento indispensable para el hormigonado de pantallas con procedimiento de hormigón vertido, especialmente en presencia de aguas o lodos de perforación. Dicho tubo es colocado por tramos de varias longitudes para su mejor acoplamiento a la profundidad del elemento a hormigonar, y está provisto de un embudo en su parte superior, y de elementos de sujeción y suspensión. 6 El tubo Tremie será estanco, de diámetro constante, y cumplirá las siguientes condiciones: a) el diámetro interior será mayor de seis veces (6) el tamaño máximo del árido y en cualquier caso, mayor de ciento cincuenta milímetros (150 mm); b) el diámetro exterior no podrá exceder del mínimo de 0,50 veces la anchura de la pantalla y 0,80 veces la anchura interior de la jaula de armaduras de pantallas; c) se mantendrá en la parte interior liso y libre de incrustaciones de mortero, hormigón o lechada. 7 El número de tubos Tremie a utilizar a lo largo de un panel de pantalla debe ser determinado de tal manera que se limite el recorrido horizontal a dos metros y cincuenta centímetros (2,50 m). SE-C-91

Documento Básico SE-C Cimientos 8 Cuando se utilicen varios tubos de hormigonado, será preciso alimentarlos de forma que el hormi- gón se distribuya de manera uniforme. 9 Para empezar el hormigonado, el tubo Tremie debe colocarse sobre el fondo de la perforación, y después se levantará de diez a veinte centímetros (10 a 20 cm). Siempre se colocará al inicio del homigonado un tapón o “pelota” en el tubo Tremie, que evite el lavado del hormigón en la primera colocación. 10 Durante el hormigonado, el tubo Tremie debe estar siempre inmerso en el hormigón por lo menos tres metros (3 m). En caso de conocerse con precisión el nivel de hormigón, la profundidad mínima de inmersión podrá reducirse a dos metros (2 m). En caso necesario, y sólo cuando el hormigón llegue cerca de la superficie del suelo, se podrá reducir la profundidad mencionada para facilitar el vertido. 11 Es conveniente que el hormigonado se lleve a cabo a un ritmo superior a veinticinco metros cúbicos por hora (25 m3/h). 12 El hormigonado debe realizarse sin interrupción, debiendo el hormigón que circula hacerlo dentro de un período de tiempo equivalente al setenta y cinco por ciento (75%) del comienzo de fraguado. Cuando se prevea un período mayor, deben utilizarse retardadores de fraguado. 13 El hormigonado se prolongará hasta que supere la cota superior prevista en proyecto en una magnitud suficiente para que al demolerse el exceso, constituido por un hormigón de mala calidad, el hormigón al nivel de la viga de coronación o de la cara inferior del encepado sea de la calidad adecuada. 14 Después del hormigonado se rellenarán de hormigón pobre, u otro material adecuado, las excavaciones que hubieran quedado en vacío por encima de la cota superior de hormigonado y hasta el murete guía. 6.4.1.3 Muros 1 La cimentación de los muros se efectuará tomando en consideración las recomendaciones constructivas definidas en los capítulos 4 y 5. 2 La excavación debe efectuarse con sumo cuidado para que la alteración de las características geo- técnicas del suelo sea la mínima posible. 3 Las excavaciones provisionales o definitivas deben hacerse de modo que se evite todo deslizamien- to de las tierras. Esto es especialmente importante en el caso de muros ejecutados por bataches. 4 En el caso de suelos permeables que requieran agotamiento del agua para realizar las excavaciones, el agotamiento se mantendrá durante toda la duración de los trabajos. 5 El agotamiento debe realizarse de tal forma que no comprometa la estabilidad de los taludes o de las obras vecinas. 6 Las juntas de hormigonado y los procesos de hormigonado, vibrado y curado se efectuarán con los criterios definidos en la Instrucción EHE. 6.4.2 Control de calidad 6.4.2.1 Generalidades 1 Los elementos de contención de hormigón cumplirán los condicionantes definidos en este DB y en la Instrucción EHE. 2 Durante el período de ejecución se tomarán las precauciones oportunas para asegurar el buen estado de los elementos de contención. 3 En el caso de presencia de aguas ácidas, salinas, o de agresividad potencial se tomarán las oportunas medidas. No se permitirá la presencia de sobrecargas cercanas a las cimentaciones si no se han tenido en cuenta en el proyecto. En todo momento se debe vigilar la presencia de vías de agua. 4 En caso de observarse movimientos excesivos, debe procederse a la observación de la cimentación y del terreno circundante, de la parte enterrada de los elementos resistentes verticales y de las redes de agua potable y saneamiento, de forma que se pueda conocer la causa del fenómeno. 5 Las cargas a las que se sometan las estructuras de contención, no serán superiores a las especificadas en el proyecto. 6 Son de aplicación las comprobaciones a realizar sobre el terreno, sobre los materiales de construc- ción, durante la ejecución y las comprobaciones finales indicadas en los apartados 4.6.2 al 4.6.5. SE-C-92

Documento Básico SE-C Cimientos 6.4.2.2 Pantallas 1 Se debe controlar que la docilidad y fluidez del hormigón se mantienen durante todo el proceso de hormigonado efectuando ensayos de consistencia sobre muestras de hormigón fresco para definir su evolución en función del tiempo. Este control tiene especial importancia en caso de emplear aditivos superplatificantes. 6.4.2.3 Muros 1 Es especialmente importante controlar las características de los elementos de impermeabilización y del material de relleno del trasdós. 7 Acondicionamiento del terreno 7.1 Criterios básicos 1 Se entiende por acondicionamiento del terreno, todas las operaciones de excavación o relleno controlado que es necesario llevar a cabo para acomodar la topografía inicial del terreno a la requerida en el proyecto, así como el control del agua freática para evitar su interferencia con estas operaciones o con las construcciones enterradas; control al que se designará como gestión del agua. 2 En los apartados siguientes no se contempla la existencia de edificaciones u otras obras vecinas que pudieran interferir con este tipo de trabajos en cuyo caso se requeriría un estudio específico detallado del acondicionamiento del terreno. 7.2 Excavaciones 7.2.1 Generalidades 1 A efectos de este capítulo, se entenderá por excavación todo vaciado o desmonte del terreno limitado lateralmente por un talud, provisional o permanente, sin que en el periodo, transitorio o indefinido de servicio, se contemple ningún tipo de contención mecánica añadida. 2 En el proyecto, en relación con la excavación, se considerarán los siguientes aspectos: a) problemas de estabilidad o reptación superficial de suelos dotados de cohesión cuya superficie natural está inclinada respecto de la horizontal; b) problemas de inestabilidad global en suelos sin cohesión y en rocas fracturadas cuando el talud que los limita se aproxima al ángulo de rozamiento interno equivalente de los mismos; c) problemas derivados de procesos de erosión superficial por acción de lluvia y viento y posibles ciclos de hielo y deshielo. Se tendrá en cuenta que la helada puede impedir el drenaje a través de las fisuras de un macizo rocoso limitado por un talud exterior; d) cualquier proceso que incremente el contenido de humedad natural del terreno pues contribui- rá a reducir su resistencia e incrementar su deformabilidad; e) problemas de desecación en terrenos expansivos. 3 En aquellos casos en que el marco donde se inscribe la excavación dificulte los análisis de estabilidad global, deben preverse investigaciones adicionales. 4 La realización de una excavación debe asegurar que las actividades constructivas previstas en el entorno de la misma puedan llevarse a cabo sin llegar a las condiciones de los estados límite último ni de servicio. Si el talud proyectado es permanente, estas mismas garantías se extenderán al periodo de vida útil de la obra que se realice. 5 Los taludes expuestos a erosión potencial deben protegerse debidamente para garantizar la permanencia de su adecuado nivel de seguridad. 6 Será preceptivo disponer un adecuado sistema de protección de escorrentías superficiales que pudieran alcanzar al talud y de drenaje interno que evite la acumulación de agua en trasdós del talud. 7 Deben tomarse en consideración los efectos de los procesos constructivos previstos en cuanto a que pueden afectar a la estabilidad global y a la magnitud de los movimientos en el entorno de la excavación. SE-C-93

Documento Básico SE-C Cimientos 7.2.2 Estados límite últimos 7.2.2.1 Taludes en suelos 1 Se analizarán todas aquellas configuraciones potenciales de inestabilidad que sean relevantes. La verificación de estos estados límite para cada situación de dimensionado se hará utilizando la ex- presión (2.2), y los coeficientes de seguridad parciales para la resistencia del terreno y para los efectos de las acciones siguientes: 2 Se adoptarán en los cálculos, en ausencia de construcciones afectadas por el talud: γR = 1,5 para situaciones persistentes y transitorias; γR = 1,1 para situaciones extraordinarias. γE = γF = γM= 1 3 En el cálculo de los estados límite últimos se harán intervenir, según proceda para la situación de dimensionado pertinente, los siguientes elementos: a) estratificación del terreno; b) presencia y orientación de las posibles discontinuidades mecánicas; c) fuerzas de filtración y distribución de presiones intersticiales en el entorno del talud; d) forma de inestabilidad (superficie circular o compuesta de deslizamiento, posible basculamien- to de estratos, flujo) a corto y largo plazo; e) parámetros mecánicos de resistencia asociados al problema; f) método de análisis adoptado (especialmente, el método numérico en que se base el programa de ordenador empleado); g) geometría global del problema, en el caso en que se separe de las hipótesis bidimensionales y requiera un análisis tridimensional. 4 En general las soluciones de estabilización de taludes en suelos combinarán geometría y drenaje de trasdós del talud. 7.2.2.2 Taludes de excavación en rocas 1 Se estudiarán posibles modos de inestabilidad traslacionales o rotacionales asociados a: a) bloques o cuñas limitados por discontinuidades; b) conjunto de la masa rocosa. 2 También se analizará la posible existencia de basculamiento de estratos o caída de bloques. 3 Los análisis de estabilidad estarán basados en un conocimiento adecuado de las familias de discontinuidades que afecten al macizo rocoso y en la resistencia a cortante de las discontinuidades y posible evolución de la resistencia a cortante de la matriz de roca. 4 Se tendrá en cuenta que en rocas muy densamente fracturadas y en rocas blandas o suelos cementados las superficies potenciales de inestabilidad pueden tener directrices próximas a la forma circular como en los suelos cohesivos. 5 La distribución de presiones intersticiales en discontinuidades podrán suponerse triangulares, con valor nulo en contacto a la atmósfera. 6 Se tendrá en cuenta que la situación anterior puede verse modificada muy desfavorablemente por el efecto de heladas que obturen la posible salida del agua al exterior. 7 La prevención de basculamiento de estratos y, en algún caso favorable, la de caída de bloque o cuñas podrá conseguirse combinando bulonado y drenaje. 8 En vaciados, la prevención de caída de bloques requerirá la utilización adecuada de mallas de re- tención. 9 En taludes de viales de las zonas urbanizadas podrán disponerse, cerca de su pie, mallas especiales de absorción de energía cinética, para detener y sujetar bloques. Tanto éstas últimas como los fosos o cunetones de recogida de piedras habrán de dimensionarse previo análisis de las posibles trayectorias de las piedras en su caída. SE-C-94

Documento Básico SE-C Cimientos 7.2.3 Estados límite de servicio 1 En el proyecto se debe justificar que, bajo valores representativos de las acciones, y en situaciones persistentes no se alcance el estado límite de servicio en cualquiera de las estructuras, viales o servicios que afecten a la zona del entorno de la excavación. 2 Se considerarán las posibles subsidencias generadas en dicho entorno por las siguientes causas: a) cambio en las condiciones del agua subterránea y en sus correspondientes presiones intersticiales; b) fluencia lenta del terreno en condiciones drenadas; c) pérdidas de suelo incoherente a través del talud o de materiales solubles en profundidad; d) actuaciones profundas que puedan involucrar pérdidas de suelos o de gas subterráneo. 3 La estabilidad del fondo de excavación debe analizarse en base a los conceptos expuestos en el apartado 6.3.2.2.2 y evaluar su levantamiento por descarga. 4 La posible aparición de estados límite de servicio debe evitarse: a) limitando la movilización de resistencia a cortante del terreno. b) observando los movimientos que se producen y adoptando medidas que los reduzcan o lleguen a eliminarlos en caso necesario. 7.2.4 Control de movimientos 1 Será preceptivo el seguimiento de movimientos en fondo y entorno de la excavación, utilizando una adecuada instrumentación si: a) no es posible descartar la presencia de estados límite de servicio en base al cálculo o a medidas prescriptivas; b) las hipótesis de cálculo no se basan en datos fiables. 2 Este seguimiento debe planificarse de modo que permita establecer: a) la evolución de presiones intersticiales en el terreno con objeto de poder deducir las presiones efectivas que se van desarrollando en el mismo; b) movimientos verticales y horizontales en el terreno para poder definir el desarrollo de deformaciones; c) en el caso de producirse deslizamiento, la localización de la superficie límite para su análisis retrospectivo, del que resulten los parámetros de resistencia utilizables para el proyecto de las medidas necesarias de estabilización; d) el desarrollo de movimientos en el tiempo, para alertar de la necesidad de adoptar medidas urgentes de estabilización. 7.3 Rellenos 7.3.1 Generalidades 1 A efectos de este DB se entenderán así los rellenos controlados utilizados en la edificación. 2 Para su ejecución se requerirá disponer de un material de características adecuadas al proceso de colocación y compactación y que permita obtener, después del mismo, las necesarias propiedades geotécnicas. 3 En el proyecto se debe incluir la definición del préstamo y las condiciones de explotación, transporte y colocación del material. 4 Si el relleno está limitado por un talud serán de aplicación a éste los análisis de estados límite últi- mo y de servicio definidos en el apartado 7.2. 7.3.2 Selección del material de relleno 1 Los criterios de selección del material adecuado para su utilización en un relleno se basan en la obtención, tras el proceso de compactación, de la resistencia, rigidez y permeabilidad necesarias en el relleno. Estos criterios dependerán, por tanto, del propósito del relleno y de los requisitos del servicio o construcción a disponer sobre el mismo. SE-C-95

Documento Básico SE-C Cimientos 2 Los materiales que, según los casos, pueden ser utilizados para rellenos de edificación incluyen la mayor parte de los suelos predominantemente granulares e incluso algunos productos resultantes de la actividad industrial tales como ciertas escorias y cenizas pulverizadas. Algunos productos ma- nufacturados, tales como agregados ligeros, podrán utilizarse en determinados casos. Los suelos cohesivos podrán ser tolerables pero requieren una especial selección y las condiciones de coloca- ción y compactación precisas. 3 Se tomarán en consideración los siguientes aspectos en la selección de un material para relleno: a) granulometría; b) resistencia a la trituración y desgaste; c) compactabilidad; d) permeabilidad; e) plasticidad; f) resistencia del subsuelo; g) contenido en materia orgánica; h) agresividad química; i) efectos contaminantes; j) solubilidad; k) inestabilidad de volumen; l) susceptibilidad a las bajas temperaturas y a la helada; m) resistencia a la intemperie; n) posibles cambios de propiedades debidos a la excavación, transporte y colocación; o) posible cementación tras su colocación. 4 Si los materiales no son apropiados en su estado natural, podrán mejorarse por: a) ajuste de su humedad; b) estabilización con cal o cemento; c) corrección de granulometría; d) protección con un material apropiado; e) utilización de capas drenantes intercaladas. 5 Normalmente no se utilizarán los suelos expansivos o solubles. Tampoco los susceptibles a la helada o que contengan, en alguna proporción, hielo, nieve o turba si van a emplearse como relleno estructural. 6 En caso de duda, debe ensayarse el material en préstamo, definiéndose en proyecto el tipo, núme- ro y frecuencia de losensayos en función del tipo y heterogeneidad del material y de la naturaleza de la construcción en que vaya a utilizarse el relleno. 7.3.3 Procedimientos de colocación y compactación del relleno 1 Se establecerán los procedimientos de colocación y compactación del relleno para cada zona o tongada de relleno en función de su objeto y comportamiento previstos. 2 Los procedimientos de colocación y compactación del relleno deben asegurar su estabilidad en todo momento evitando además cualquier perturbación del subsuelo natural. 3 El proceso de compactación se definirá en función de la compacidad a conseguir y de los siguientes factores: a) naturaleza del material; b) método de colocación; c) contenido de humedad natural y sus posibles variaciones; d) espesores inicial y final de tongada; e) temperatura ambiente y posibles precipitaciones; f) uniformidad de compactación; g) naturaleza del subsuelo; h) existencia de construcciones adyacentes al relleno. SE-C-96

Documento Básico SE-C Cimientos 4 El relleno que se coloque adyacente a estructuras debe disponerse en tongadas de espesor limitado y compactarse con medios de energía pequeña para evitar daño a estas construcciones. 5 Previamente a la colocación de rellenos bajo el agua debe dragarse cualquier suelo blando existente. 7.3.4 Control del relleno 1 El control de un relleno debe asegurar que el material, su contenido de humedad en la colocación y su grado final de compacidad obedece a lo especificado en el Pliego de Condiciones de proyecto. 2 Habitualmente, el grado de compacidad se especificará como porcentaje del obtenido como máxi- mo en un ensayo de referencia como el Proctor. 3 En escolleras o en rellenos que contengan una proporción alta de tamaños gruesos no son aplicables los ensayos Proctor. En este caso se comprobará la compacidad por métodos de campo, tales como definir el proceso de compactación a seguir en un relleno de prueba, comprobar el asentamiento de una pasada adicional del equipo de compactación, realización de ensayos de carga con placa o el empleo de métodos sísmicos o dinámicos. 4 La sobrecompactación puede producir efectos no deseables tales como: a) altas presiones de contacto sobre estructuras enterradas o de contención; b) modificación significativa de la granulometría en materiales blandos o quebradizos. 7.4 Gestión del agua 7.4.1 Generalidades 1 A efectos de este DB se entenderá por gestión del agua el control del agua freática (agotamientos o rebajamientos) y el análisis de las posibles inestabilidades de las estructuras enterradas en el terreno por roturas hidráulicas (subpresión, sifonamiento, erosión interna o tubificación). 7.4.2 Agotamientos y rebajamientos del agua freática 1 Cualquier esquema de agotamiento del agua del terreno o de reducción de sus presiones debe necesariamente basarse en los resultados de un estudio previo geotécnico e hidrogeológico. 2 Para permeabilidad decreciente del terreno la remoción del agua se hará: a) por gravedad; b) por aplicación de vacío; c) por electroósmosis. 3 En condiciones en que la remoción del agua en el solar genere una subsidencia inaceptable en el entorno, el esquema de agotamiento podrá ir acompañado de un sistema de recarga de agua a cierta distancia de la excavación. 4 El esquema de achique debe satisfacer, según proceda, las siguientes condiciones: a) en excavaciones, el efecto del rebajamiento debe evitar inestabilidades, tanto en taludes como en el fondo de la excavación, como por ejemplo las debidas a presiones intersticiales excesivas en un estrato confinado por otro de inferior permeabilidad; b) el esquema de achique no debe promover asientos inaceptables en obras o servicios vecinos, ni interferir indebidamente con esquemas vecinos de explotación del agua freática; c) el esquema de achique debe impedir las pérdidas de suelo en el trasdós o en la base de la ex- cavación. Deben emplearse al efecto filtros o geocompuestos adecuados que aseguren que el agua achicada no transporta un volumen significativo de finos; d) el agua achicada debe eliminarse sin que afecte negativamente al entorno; e) la explotación del esquema de achique debe asegurar los niveles freáticos y presiones intersticiales previstos en el proyecto, sin fluctuaciones significativas; f) deben existir suficientes equipos de repuesto para garantizar la continuidad del achique; g) el impacto ambiental en el entorno debe ser permisible; SE-C-97

Documento Básico SE-C Cimientos h) en el proyecto se debe prever un seguimiento para controlar el desarrollo de niveles freáticos, presiones intersticiales y movimientos del terreno y comprobar que no son lesivos al entorno; i) en caso de achiques de larga duración además debe comprobarse el correcto funcionamiento de los elementos de aspiración y los filtros para evitar perturbaciones por corrosión o depósitos indeseables. 7.4.3 Roturas hidráulicas 1 Se considerarán, según proceda, los siguientes tipos posibles de roturas hidráulicas: a) roturas por subpresión de una estructura enterrada o un estrato del subsuelo cuando la pre- sión intersticial supera la sobrecarga media total; b) rotura por levantamiento del fondo de una excavación del terreno del borde de apoyo de una estructura, por excesivo desarrollo de fuerzas de filtración que pueden llegar a anular la pre- sión efectiva pudiendo iniciarse el sifonamiento; c) rotura por erosión interna que representa el mecanismo de arrastre de partículas del suelo en el seno de un estrato, o en el contacto de dos estratos de diferente granulometría, o de un contacto terreno-estructura; d) rotura por tubificación, en la que se termina constituyendo, por erosión remontante a partir de una superficie libre, una tubería o túnel en el terreno, con remoción de apreciables volúmenes de suelo y a través de cuyo conducto se producen flujos importantes de agua. 2 Para evitar estos fenómenos se deben adoptar las medidas necesarias encaminadas a reducir los gradientes de filtración del agua. 3 Las medidas de reducción de gradientes de filtración del agua consistirán, según proceda en: a) incrementar, por medio de tapices impermeables, la longitud del camino de filtración del agua; b) filtros de protección que impidan la pérdida al exterior de los finos del terreno; c) pozos de alivio para reducir subpresiones en el seno del terreno. 4 Para verificar la resistencia a la subpresión se aplicará la expresión (2.1) siendo Ed,dst = Gd,dst + Qd,dst (7.1) Ed,stb = Gd,stb (7.2) donde Ed,dst es el valor de cálculo del efecto de las acciones desestabilizadoras Ed,stb es el valor de cálculo del efecto de las acciones estabilizadoras Gd,dst es el valor de cálculo del efecto de las acciones permanentes desestabilizadoras Qd,dst es el valor de cálculo del efecto de las acciones variables desestabilizadoras Gd,stb es el valor de cálculo del efecto de las acciones permanentes estabilizadoras 5 Los valores de cálculo Gd,dst y Qd,dst se obtendrán aplicando unos coeficientes de mayoración de 1 y 1,5 a los valores característicos de las acciones permanentes y variables desestabilizadoras, respectivamente. 6 El valor Gd,stb se obtendrá aplicando un coeficiente de minoración de 0,9 al valor característico de las acciones permanentes estabilizadoras. 7 En el caso de intervenir en la estabilidad a la subpresión, la resistencia al esfuerzo cortante del terreno se aplicarán los siguientes coeficientes de seguridad parciales γM: para la resistencia drenada al esfuerzo cortante, γM = γc´ = γΦ´ = 1,25 a) para la resistencia sin drenaje al esfuerzo cortante, γM = γcu = 1,40 b) 8 Mejora o refuerzo del terreno 8.1 Generalidades 1 A efectos de este DB se entenderá por mejora o refuerzo del terreno el incremento de sus propiedades resistentes o de rigidez para poder apoyar sobre él adecuadamente cimentaciones, viales o servicios. SE-C-98

Documento Básico SE-C Cimientos 8.2 Condiciones iniciales del terreno 1 Antes de decidir o implementar cualquier tipo de mejora o refuerzo del terreno deben establecerse, adecuadamente, las condiciones iniciales del terreno mediante el oportuno estudio geotécnico. 8.3 Elección del procedimiento de mejora o refuerzo del terreno 1 La mejora o refuerzo del terreno podrá hacerse mediante su mezcla con aglomerantes hidráulicos, sustitución, precarga, compactación dinámica, vibro-flotación, inyección, inyección de alta presión (jet grouting), u otros procedimientos que garanticen un incremento adecuado de sus propiedades. 2 Para elegir el proceso más adecuado de mejora o refuerzo del terreno deben tomarse en conside- ración, según proceda, los siguientes factores: a) espesor y propiedades del suelo o relleno a mejorar; b) presiones intersticiales en los diferentes estratos; c) naturaleza, tamaño y posición de la estructura a apoyar en el terreno; d) prevención de daños a las obras o servicios adyacentes; e) mejora provisional o permanente del terreno; f) en términos de las deformaciones previsibles, la relación entre el método de mejora del terreno y la secuencia constructiva; g) los efectos en el entorno, incluso la posible contaminación por substancias tóxicas (en el caso en que éstas se introdujeran en el terreno en el proceso de mejora) o las modificaciones en el nivel freático; h) la degradación de los materiales a largo plazo (por ejemplo en el caso de inyecciones de materiales inestables). 8.4 Condiciones constructivas y de control 1 En el proyecto se establecerán las especificaciones de los materiales a emplear, las propiedades del terreno tras su mejora y las condiciones constructivas y de control. 2 Los criterios de aceptación, fijados en el proyecto para el método que pueda adoptarse de mejora del terreno, consistirán en unos valores mínimos de determinadas propiedades del terreno tras su mejora. 3 La consecución de estos valores o de valores superiores a los mínimos, tras el proceso de mejora, debe ser adecuadamente contrastada. 9 Anclajes al terreno 9.1 Definiciones y tipologías 1 A efectos de este D,B este capítulo es de aplicación en el cálculo de anclajes provisionales y permanentes para: a) sostenimiento de estructuras de contención; b) estabilización de laderas, cortes de excavación o galerías; c) resistencia a subpresión en estructuras con transmisión de reacción de tracción a una forma- ción resistente, suelo o roca. 2 Se incluyen: a) anclajes pretensados, constituidos por una cabeza de transmisión, una longitud libre y una longitud de sellado por inyección al terreno; b) tirantes no pretensados, constituidos por una cabeza de transmisión, una longitud libre y un sistema de fijación al terreno (por inyección, sellado con resina o placa de anclaje). 3 Quedan excluidos los bulones o sistemas de claveteo del terreno. 4 Se considerarán anclajes permanentes aquellos con un periodo de vida útil superior a dos años. 5 En las pruebas de carga sobre anclajes se diferencia: a) ensayo de aceptación: prueba de carga in situ para confirmar que cada anclaje cumple las condiciones previstas en el proyecto; SE-C-99

Documento Básico SE-C Cimientos b) ensayo de adecuación: prueba de carga in situ destinada a confirmar que el tipo de anclaje correspondiente se adecua a las condiciones particulares del terreno existente; c) ensayo de investigación: prueba de carga in situ destinada a establecer el estado límite último de un anclaje instalado por un procedimiento determinado en el terreno en estudio, así como el comportamiento del anclaje en el intervalo de cargas previsto en servicio. 9.2 Acciones a considerar y datos geométricos 1 Al establecer las situaciones en el proyecto deben considerarse: a) todas las fases de construcción y las posibles situaciones de solicitación a lo largo de la vida de la obra; b) la situación del nivel freático y las presiones intersticiales en acuíferos confinados. c) las posibles consecuencias de la rotura de cualquier anclaje. d) la posibilidad de que las fuerzas de pretensado de los anclajes excedan a las solicitaciones previstas para la estructura. e) la fuerza de pretensado del anclaje, P, se considerará como acción desfavorable para el cálcu- lo del anclaje. la resistencia característica, Ra,k, del anclaje se determinará en base a ensayos de adecuación f) o a partir de experiencia contrastable. g) la resistencia de cálculo, Ra,d, se comprobará mediante ensayos de aceptación después de la ejecución. h) las medidas oportunas para evitar la corrosión. A estos efectos se considerarán válidas las condiciones frente a la corrosión definidas en la norma UNE EN-1537:2001. 2 El efecto de las acciones sobre el anclaje, Ed, se obtendrá mediante la siguiente expresión: Ed = γE . PN (9.1) siendo γE el coeficiente de mayoración igual a 1,50 y 1,20 para anclajes permanentes y provisionales respectivamente. PN la carga nominal del anclaje, que es la mayor de: a) la carga estricta obtenida al realizar el cálculo de la estabilidad del conjunto con los coeficientes de seguridad indicados en los capítulos anteriores; b) la carga obtenida, sin mayorar, en el cálculo de los estados límites de servicio. 3 Si la importancia de la obra o la trascendencia económica y social de la misma así lo aconsejan el Proyectista o el Director de Obra podrá adoptar coeficientes de mayoración superiores a los indicados en el párrafo anterior. 4 Se prestará atención al dimensionado y posición de la placa de reparto de la cabeza del anclaje para evitar deformaciones excesivas de la misma, concentración de tensiones en la estructura de apoyo, asentamientos inadmisibles del terreno del plano de apoyo, levantamiento de cuña pasivas y descensos de las cabezas. 5 El ancho de la placa de reparto será al menos el doble del diámetro de la perforación realizada en la estructura a anclar, y en ningún caso inferior a 20 cm. Su espesor será el suficiente para que no se registren deformaciones apreciables durante el tensado, y nunca menor de 1 cm. 9.3 Análisis y dimensionado 9.3.1 Estados límite 1 Se considerarán los siguientes estados límite últimos de un anclaje, tanto individualmente como en combinación: a) rotura estructural de la armadura o de la cabeza de transmisión, causada por las tensiones aplicadas, por distorsión de la cabeza de transmisión o por corrosión; b) para anclajes inyectados, rotura del contacto entre el sólido inyectado y el terreno circundante. c) rotura del contacto entre la armadura y el material de sellado; d) para anclajes con placa de anclaje, rotura por insuficiente capacidad de reacción de ésta; SE-C-100

Documento Básico SE-C Cimientos e) pérdida de la fuerza de anclaje por excesivo desplazamiento de la cabeza de transmisión o por fluencia y relajación; f) rotura o excesiva deformación de partes de la estructura anclada como consecuencia de la aplicación de la fuerza de anclaje; g) pérdida de la estabilidad global del terreno y de la estructura de contención; h) interacción inaceptable de grupos de anclajes con el terreno y las estructuras adyacentes. 2 Para la comprobación de los estados límite de servicio de la estructura anclada se considerará cada anclaje como un muelle cuya constante se determinará según las leyes de la Elasticidad a partir de la longitud libre equivalente del anclaje y sus características geométricas y mecánicas. 9.3.2 Estabilidad 1 El análisis de la estabilidad del anclaje comprenderá, al menos, los siguientes aspectos: a) comprobación de la tensión admisible; b) comprobación al deslizamiento del tirante dentro del bulbo de anclaje; c) comprobación de la seguridad frente al arrancamiento del bulbo. 2 La verificación de estos estados límite para cada situación de dimensionado se hará utilizando la expresión (2.2), estando Ed definida en la expresión (9.1) y viniendo Rd dada en los apartados siguientes: 3 Para la comprobación de la tensión admisible del tirante: Rd = min (AT · fPK/γM1; AT · fYK/γM2) (9.2) siendo AT la sección del tirante; fPK el límite de rotura del acero del tirante; fYK el límite elástico del acero del tirante; γM1 en anclajes provisionales 1,25 y anclajes permanentes 1,30; γM2 en anclajes provisionales 1,10 y en anclajes permanentes 1,15. 4 Para la comprobación del deslizamiento del tirante dentro del bulbo de anclaje: Rd= Lb · PT · τlim/γR (9.3) siendo Lb longitud de cálculo del bulbo; PT perímetro nominal del tirante; τlim adherencia límite entre el tirante y la lechada expresada en MPa; γR igual a 1,2. donde τlim= 6,9 (fCK /22,5) (9.4) fCK resistencia característica de la lechada expresada en MPa; Para esta comprobación, el exceso de longitud del bulbo por encima de 14 m se minorará por un coeficiente de 0,70 a fin de tener en cuenta su posible rotura progresiva. 5 Para la comprobación de la seguridad frente al arrancamiento del bulbo: Rd = π ·DN · Lb · aadm (9.5) siendo DN el diámetro nominal del bulbo aadm la adherencia admisible frente al deslizamiento o arrancamiento del terreno ( ) 1' c m + σ ' ·tgφ ' a adm = (9.6) γR donde γR = 1,35 cm ´ la cohesión efectiva del terreno en el contacto terreno-bulbo minorada por un coeficiente de 1,2. SE-C-101

Documento Básico SE-C Cimientos σ’ la componente normal al bulbo de la presión efectiva vertical ejercida por el terreno φ’ el ángulo de rozamiento interno efectivo del terreno. El valor de aadm también podrá obtenerse a partir de correlaciones empíricas, suficientemente contrastadas, que tengan en cuenta el procedimiento de inyección del anclaje. 9.4 Condiciones constructivas y de control 1 Para la ejecución de los anclajes así como para la realización de ensayos de control mencionados en 9.1.5 y su supervisión, se consideran válidas las especificaciones contenidas en la norma UNE- EN 1537:2001. SE-C-102

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo A. Terminología 1 A continuación se define el sentido que debe darse a los términos específicos que aparecen, de forma general, en el uso de este DB-C. Acción o carga: Toda causa o agente actuante capaz de generar estados tensionales o deformaciones tanto en las estructuras como en el terreno. Adhesión: Resistencia al corte de un contacto terreno-estructura, cuando la presión normal efectiva sobre el contacto es nula. Altura piezométrica: Altura que alcanza el nivel del agua al colocar un tubo piezométrico en un punto. Ángulo de rozamiento interno. Ángulo cuya tangente es la derivada de la resistencia al corte respecto a la presión normal efectiva. Arcillas: Fracción de suelo con las partículas de tamaño inferior a 0,002 mm y en las que se las puede determinar un límite plástico y un límite líquido. Arena: Fracción de suelo cuyas partículas tienen un tamaño comprendido entre 0,06 mm y 2 mm. Fina hasta 0,2 mm; media hasta 0,6 mm; gruesa por encima de 0,6 mm. Coeficiente de seguridad: Relación entre el valor característico de una determinada propiedad o magnitud y el valor de cálculo requerido en estudio de un determinado problema. Coeficiente de seguridad parcial de la resistencia del terreno: Factor por el que se divide la resistencia característica del terreno para obtener la resistencia de cálculo. Coeficiente de seguridad parcial para los efectos de las acciones sobre el terreno: Factor por el que se multiplican los efectos de las acciones sobre la cimentación, para obtener los valores de cálculo de los efectos de las acciones. Cohesión: Resistencia al corte del terreno cuando la presión normal efectiva es nula. Consolidación primaria: Proceso de reducción de volumen de los suelos saturados debido a la expulsión de agua. D50: En el ensayo granulométrico, tamaño de partícula correspondiente al 50% que pasa. Diaclasa: Superficie de discontinuidad del macizo rocoso originada por las tensiones experimenta- das. Empotramiento: Zona de cimentación que queda por debajo de la superficie del terreno. Empuje activo: Empuje sobre una estructura de contención cuando ésta experimenta un desplazamiento suficientemente amplio en la dirección del movimiento del terreno. Empuje al reposo: Empuje que corresponde a la situación ideal de desplazamiento nulo de una estructura de contención. Empuje pasivo: Empuje sobre una estructura de contención cuando ésta experimenta un desplazamiento suficientemente amplio en dirección contraria al movimiento del terreno. ER: Energía relativa en el ensayo SPT expresada en tanto por ciento. Cociente entre la energía real del golpe en el dispositivo utilizado y la nominal. SE-C-103

Documento Básico SE-C Cimientos Estados límite: Aquellos estados o situaciones de la estructura, o de partes de la misma, que de alcanzarse y excederse ponen a la estructura fuera de uso por incumplimiento de las condiciones tensionales o funcionales límite preestablecidas. Estados límite de servicio: Situaciones que suponen que una obra, estructura o elemento, deja de cumplir los requisitos de calidad (por razones funcionales, estéticas, de durabilidad, etc.) establecidos en el proyecto, aunque ello no implique la ruina o puesta fuera de servicio de modo inmediato. Estados límite último: Situaciones que suponen la puesta fuera de servicio, de una determinada obra, estructura o elemento, como consecuencia de rotura, hundimiento, pérdida de estabilidad o cualquier otra forma de fallo. Fluencia: Deformaciones diferidas del suelo sin modificar su estado tensional. Gradiente hidráulico: Derivada de la altura total de energía respecto a la distancia recorrida por el agua a lo largo de una línea de corriente. Grado de consolidación: Porcentaje de las sobrepresiones intersticiales disipadas después de la aplicación de una carga sobre un suelo con respecto a la totalidad de las generadas por la aplica- ción de dicha carga. Grado de saturación: Porcentaje de poros que están ocupados por el agua. Grava: Fracción de suelos cuyas partículas tienen un tamaño comprendido entre 2 mm y 60 mm. Fina hasta 6 mm; media hasta 20 mm; gruesa por encima de 20 mm. Hinchamiento: Incremento de volumen que experimentan algunos suelos al aumentar su humedad. Hinchamiento libre: Cambio porcentual de volumen que experimenta un suelo al saturarlo con presiones efectivas bajas. Humedad: Cociente entre el peso de agua contenido en una determinada muestra y el peso del terreno seco. Índice de poros: Relación entre el volumen ocupado por los poros y el volumen ocupado por las partículas sólidas. Limo: Fracción de suelo cuyas partículas pasan por el tamiz 0,06 UNE y son de tamaño superior a 0,002 mm. Si se pueden determinar unos límites plástico y líquido su comportamiento es similar al de las arcillas. Si no se puede determinar su plasticidad su comportamiento es similar al de las arenas. Módulo de balasto: Razón entre la tensión aplicada sobre una superficie y el desplazamiento producido. Designado asimismo como módulo de reacción o módulo de Winkler. NSPT: Número de golpes en el ensayo SPT, corregido para una energía relativa del 60%, es decir aplicando el factor ER/60. Peso específico aparente: Peso real de una muestra (partículas sólidas más agua) dividido entre volumen total de la misma. Peso específico saturado: Peso específico correspondiente a una muestra saturada, con todos sus poros llenos de agua. Peso específico seco: Peso de las partículas sólidas, dividido por el volumen total de la muestra. Peso específico sumergido: Peso específico del material saturado al estar sumergido en agua en condiciones hidrostáticas. SE-C-104

Documento Básico SE-C Cimientos Porosidad: Relación entre el volumen ocupado por los poros y el volumen total de la muestra (par- tículas sólidas + poros). Presión de hinchamiento: Presión efectiva que evita la expansión de un suelo durante su satura- ción. Presión intersticial: Presión (en exceso sobre la presión atmosférica) del agua en los vacíos de un suelo o roca saturados. Presión normal efectiva: Presión normal total menos la presión intersticial. Presión normal total: Presión (en exceso sobre la presión atmosférica) que actúa perpendicularmente a un plano dado. Presión de sobreconsolidación: Máxima presión efectiva que ha soportado un suelo a lo largo de su historia geológica. Razón de sobreconsolidación, Roc: Cociente entre la presión efectiva de sobreconsolidación y la presión efectiva actual. Reacción: Las acciones provocan en el terreno ciertas variaciones tensionales cuya integración en el contorno estructura-terreno conduce a unas fuerzas, reacciones, de sentido contrario a las acciones. Resistencia al corte: tensión tangencial máxima que un suelo puede soportar sin alcanzar la rotura, expresada según la relación: τRk = ck + σn tg φk Se distinguen dos situaciones: a) “Con drenaje”. Corresponde a aquellas situaciones en las que, bien por unas buenas condiciones de permeabilidad, bien por el largo tiempo transcurrido desde la aplicación de la carga, el terreno ha disipado los excesos de presión intersticial que hubieran podido generarse durante el proceso de carga. En estas situaciones se adoptarán las siguientes igualdades: ck = c’, cohesión efectiva φk = φ’, ángulo de rozamiento efectivo σn = σ’n, presión normal efectiva b) “Sin drenaje”. Corresponden a aquellas situaciones que, bien por falta de drenaje, bien por el escaso tiempo transcurrido desde la aplicación de la carga, existen en el terreno las mismas presiones intersticiales que se han generado durante el proceso de carga. En estas situaciones se adoptarán las siguientes igualdades: ck= cu, cohesión sin drenaje φk = 0 σn = σn, presión normal total Resistencia de pico: Valor máximo de la resistencia alcanzada en un proceso de rotura con tensiones tangenciales monótonamente crecientes en el plano de rotura. Resistencia residual: resistencia al corte de un determinado suelo para deformaciones muy superiores a la correspondiente a la resistencia de pico. Retracción: Disminución de volumen que experimentan algunos suelos al disminuir su humedad. RMR: Índice de clasificación geomecánica de los macizos rocosos según Bieniaswki. Roca: Agregado natural de uno o más minerales que para sufrir modificaciones sensibles en su estructura en presencia del agua, necesita periodos de tiempo superiores a la vida útil de un edificio. Rozamiento negativo: Incremento de carga en un pilote producido como consecuencia del asentamiento del terreno que le rodea. Sifonamiento: Inestabilidad producida cuando la presión ejercida por un flujo ascendente de agua iguala a la debida a la presión de tierras (anulándose, por tanto, la presión efectiva). SE-C-105

Documento Básico SE-C Cimientos Situación de dimensionado: Esquema simplificado de un problema real, que incluye una defini- ción de la geometría, las características de los materiales y las acciones, todo lo cual sirve de base para la realización de los cálculos correspondientes. Socavación: Erosión del terreno causada por el movimiento del agua. Subpresión: Fuerza ascendente producida por el agua sobre una estructura, elemento de conten- ción o de cimentación sumergido. Suelo: Parte de la corteza terrestre formada por materiales que pueden ser disgregados en partícu- las individuales, mediante la acción del agua. Suelo cohesivo: Cuando la proporción en el peso del contenido de finos que tengan plasticidad es igual o superior al 35%. Suelo granular: Cuando la proporción en peso del contenido de arenas y gravas es mayor del 65%. Suelo normalmente consolidado: Suelo cuya presión efectiva es igual a su presión de sobrecon- solidación. Suelo sobreconsolidado: Suelo cuya presión efectiva actual es inferior a su presión de sobrecon- solidación. Unidad geotécnica: Cada una de las capas superpuestas del terreno que presenta características físicas y mecánicas comunes, relativas a su origen, identificación de los materiales que la componen, estado, resistencia y deformabilidad. SE-C-106

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo B. Notación y unidades 1 Los símbolos y términos, tanto griegos como latinos, utilizados en este DB-C vienen definidos en cada capítulo. 2 El sistema de unidades utilizado en este DB-C es el Sistema Internacional (SI), oficialmente vigente en España. Las unidades fundamentales, junto con sus abreviaturas son: a) masa: kilogramos = kg b) tiempo: segundo = s c) longitud: metro = m grado centígrado = °C d) temperatura: 3 Como unidades derivadas se usan: a) fuerza: Newton = N Pascal = Pa = N/m2 b) presión: 4 Los múltiplos más comunes de fuerza y presión son los siguientes: kN = 103 N; MN = 106 N a) fuerza: kPa = 103 Pa; Mpa = 106 Pa b) presión: 5 Otras unidades derivadas son: kg/m3, Mg/m3, t/m3 a) densidad: N/m3, kN/m3 b) peso específico: c) permeabilidad: m/s m2/s d) consolidación: SE-C-107

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo C. Técnicas de prospección C.1 Calicatas 1 Se agrupan bajo este nombre genérico las excavaciones de formas diversas (pozos, zanjas, rozas, etc.) que permiten una observación directa del terreno, así como la toma de muestras y, eventualmente, la realización de ensayos in situ. Este tipo de reconocimiento podrá emplearse con: a) profundidad de reconocimiento moderada (< 4m); b) terrenos excavables con pala mecánica o manualmente; c) ausencia de nivel freático, en la profundidad reconocida o cuando existan aportaciones de agua moderadas en terrenos de baja permeabilidad; d) terrenos preferentemente cohesivos; e) terrenos granulares en los que las perforaciones de pequeño diámetro no serían representativas. 2 El reconocimiento del terreno mediante calicatas es adecuado cuando: a) se puede alcanzar en todos los puntos el estrato firme o resistente con garantía suficiente; b) no sea necesario realizar pruebas in situ asociadas a sondeos (p.e. ensayos de penetración estándar). 3 Se excluirá este método cuando pueda deteriorarse el terreno de apoyo de las futuras cimentaciones o se creen problemas de inestabilidad para estructuras próximas. 4 En las paredes del terreno excavado, podrán realizarse ensayos in situ como el penetrómetro de bolsillo, con el fin de obtener una indicación orientativa del comportamiento del terreno. De esta in- dicación orientativa no se deducirán, en ningún caso, valores cuantitativos de la resistencia del terreno. 5 En calicatas de una profundidad mayor a 1,5 m ninguna persona podrá acceder a su inspección o revisión si no se encuentran debidamente entibadas o adecuadamente retaluzadas. C.2 Sondeos mecánicos 1 Son perforaciones de diámetros y profundidad variables que permiten reconocer la naturaleza y localización de las diferentes unidades geotécnicas del terreno, así como extraer muestras del mismo y, en su caso realizar ensayos a diferentes profundidades. Deben utilizarse en los casos indicados y cuando el estudio geotécnico requiera: a) llegar a profundidades superiores a las alcanzables con catas; b) reconocer el terreno bajo el nivel freático; c) perforar capas rocosas, o de alta resistencia; d) extraer muestras inalteradas profundas; e) realizar pruebas de deformabilidad o resistencia de tipo presiométrico, molinete, penetración estándar, etc; f) tomar muestras de acuíferos profundos o realizar ensayos de permeabilidad in situ; g) determinar valores índice de la roca en macizos rocosos; h) detectar y controlar las variaciones del nivel freático, para lo cual se instalarán tubos piezomé- tricos en un número de sondeos suficiente, como mínimo un 30% para que dicho control sea fiable. 2 Los sondeos mecánicos podrán utilizarse para prospecciones complementarias tales como: realizar diagrafías de resistividad, radioactividad natural, velocidad sónica, etc. 3 Los métodos más habituales para la ejecución de sondeos mecánicos son el de rotación con ex- tracción de testigo continuo, percusión y mediante barrena helicoidal (hueca ó maciza). 4 Los sondeos a rotación, mediante baterías simples, dobles o especiales podrán utilizarse en cualquier tipo de terreno, siendo necesario utilizarlos cuando el terreno a reconocer sea un macizo rocoso o exista alternancia de capas cementadas duras con otras menos cementadas. En su utiliza- ción se tendrá en cuenta que pueden existir problemas en el reconocimiento de suelos granulares finos bajo el nivel freático y en el de bolos o gravas gruesas. También deben interpretarse con cuidado los testigos extraídos de suelos colapsables bajo la acción del agua de inyección y los de rocas blandas de tipo areniscoso que pueden fragmentarse excesivamente por efecto de la rotación. SE-C-109

Documento Básico SE-C Cimientos 5 Los sondeos a percusión pueden realizarse cuando el terreno pueda atravesarse con la energía disponible y el ruido asociado al golpeo no rebase los límites establecidos en cada caso. En su utili- zación se tendrán en cuenta los siguientes aspectos: a) este método está especialmente indicado para reconocer suelos granulares gruesos, adaptan- do el diámetro del sondeo al tamaño de las gravas o bolos a atravesar. Normalmente se em- plearán tuberías de hinca o tomamuestras a percusión; b) en el caso de suelos granulares finos se utilizarán cucharas con cierre inferior de clapeta. 6 Los sondeos con barrena helicoidal hueca o maciza podrán utilizarse cuando: a) no sea necesario obtener testigo continuo de material no remoldeado; b) el terreno sea relativamente blando y cohesivo; c) no existan capas cementadas o de gravas, ni capas arenosas fluyentes, bajo el nivel freático; d) no sea necesario atravesar o penetrar en rocas; no se requiera una precisión superior a ±0,5 m en la localización en profundidad de las diferen- e) tes capas; f) se pueda justificar la calidad de las muestras inalteradas extraídas por el eje hueco de la barrena o en el sondeo sin entibar en el caso de barrenas macizas, en función de lo establecido en la tabla D.8; g) se subsanen los aspectos negativos anteriores con otro tipo de prospecciones. 7 En la investigación del nivel o niveles freáticos se recomienda adoptar las siguientes medidas: a) si los sondeos mecánicos son realizados con ayuda de cualquier tipo de fluidos incluida el agua, éstos deben ser eliminados y purgados antes de la colocación de los tubos piezométri- cos, de forma que las medidas de control de profundidad del agua no se vean alteradas y con- taminadas por agentes externos; b) debe protegerse la boca de las perforaciones en las que se disponga de tuberías piezométri- cas, disponiendo una arqueta o tapón de sellado que impida la entrada de agua a la perfora- ción; c) deben efectuarse medidas del nivel del agua en la perforación al comenzar y terminar cada día los trabajos de ejecución del sondeo mecánico y posteriormente hasta que se estabilicen dichos niveles. En el informe del reconocimiento del terreno se recogerán estas medidas, junto con las recomendaciones necesarias para el seguimiento futuro de las mismas si se prevén oscilaciones estacionales. C.3 Pruebas continuas de penetración 1 Proporcionan una medida indirecta, continua o discontinua de la resistencia o deformabilidad del terreno, determinándose estas propiedades a través de correlaciones empíricas. Podrán ser estáti- cas o dinámicas. 2 Para poder utilizar un tipo de penetrómetro determinado se exigirá que las correlaciones empleadas tengan la suficiente garantía y justificación. 3 En la tabla D.6 se indican las condiciones de utilización más apropiadas de cada tipo de penetróme- tro. C.4 Geofísica 1 Cuando se trate de grandes superficies a construir, y con el fin de obtener información complemen- taria que ayude a distribuir los puntos de reconocimiento así como la profundidad a alcanzar en cada uno de ellos, se podrán utilizar las siguientes técnicas: a) sísmica de refracción: para obtener información sobre la profundidad a la que se encuentran el nivel freático y la unidad geotécnica resistente, siempre y cuando se trate de formaciones relativamente horizontales (buzamiento inferior a 15º) y la velocidad, vp, de las ondas P aumente con la profundidad. El valor vp que se obtenga en cada una de las capas analizadas podrá utilizarse para estimar su grado de ripabilidad; b) resistividad eléctrica: técnica SEV “sondeo eléctrico vertical” para obtener información sobre la profundidad del nivel freático y los espesores de las distintas capas horizontales del terreno (ASTM: G 57-78). Técnica tomografía eléctrica para identificar los diferentes niveles del sub- SE-C-110

Documento Básico SE-C Cimientos suelo y sus cambios laterales, identificación del nivel freático (detección de cavidades o desa- rrollos cársticos); c) otras técnicas geofísicas tales como Geo-radar (para obtener información sobre servicios enterrados, conducciones, depósitos, fluidos, nivel freático, unidades geológicas y cambios laterales de las litologías), magnetometría, VLF, calicateo electromagnético, gravimetría, etc.; que puedan aportar una información adicional. 2 En zonas cársticas o cuando se sospeche la existencia de cavidades relativamente superficiales se podrán utilizar, además de las antes mencionadas, técnicas microgravimétricas siempre y cuando se den las condiciones ambientales adecuadas y se utilicen equipos que permitan expresar los perfiles finales de las anomalías de Bouguer en unidades de 10-7 m/s2. 3 La realización, procesado e interpretación de los trabajos recogidos en los tres apartados anteriores se llevarán a cabo teniendo en cuenta las ventajas y limitaciones que entraña el uso de técnicas geofísicas e integrando los resultados en el marco geológico, geotécnico y morfológico del área es- tudiada. 4 En zonas sísmicas y para edificios de los tipos C-1 y C-2 se recomienda la utilización de ensayos “down-hole” o “cross-hole” (norma ASTM: D 4428) con el fin de identificar la velocidad de propaga- ción vs de las ondas S que permite clasificar las distintas unidades geotécnicas de acuerdo con la Norma de Construcción Sismorresistente NCSE vigente. Para edificios de los tipos C-2 y C-3 será obligatoria la realización de dicho tipo de ensayos cuando la aceleración sísmica básica sea superior a 0,08 g. 5 Los ensayos “cross-hole” y “down-hole” podrán también utilizarse para caracterizar la deformabilidad de arcillas preconsolidadas y suelos con un porcentaje apreciable de grava gruesa, cantos y bolos, tal y como se indica en el capítulo 4. 6 Con el fin de contribuir a una mejor definición de los perfiles geotécnicos del terreno mejorando las correlaciones que se puedan establecer entre sus distintas unidades geotécnicas, para la realiza- ción del estudio geotécnico se podrá exigir la testificación geofísica de los sondeos que se realicen, debiendo para ello elegir la combinación más adecuada de las siguientes diagrafías: a) gamma-natural; b) gamma-gamma; c) neutrón-neutrón; d) resistividad y potencial espontáneo; e) sónica; f) térmica. SE-C-111

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo D. Criterios de clasificación, correlaciones y valores orientativos tabulados de referencia D.1 Criterios de clasificación Tabla D.1. Clasificación de suelos (1) Suelos gruesos Gravas Gruesas 20,0-60,0 mm Medias 6,0-20,0 mm Finas 2,0-6,0 mm (2) Arenas Gruesas 0,60-2,00 mm Medias 0,20-0,60 mm Finas 0,06-0,20 mm (1) Suelos finos Limos Gruesos 0,020-0,060 mm Medios 0,006-0,020 mm Finos 0,002-0,006 mm Arcillas (4) < 0,002 mm (1) Con más del 50% de las partículas distinguibles a simple vista (aprox. 0,1 mm). (2) En función de los datos de que se disponga de ensayos SPT las arenas pueden clasificarse tal y como se indica en la tabla D.2. (3) Con más del 50% de las partículas no distinguible a simple vista (aprox. 0,1 mm). (4) En función de los datos de que se disponga y de la resistencia a compresión simple pueden clasificarse las arcillas tal y como se indica en la tabla D.3. Tabla D.2. Compacidad de las arenas Clasificación Índice NSPT Muy floja <4 Floja 4-10 Media 11-30 Densa 31-50 Muy densa >50 Tabla D.3. Consistencia de las arcillas Clasificación Resistencia a compresión simple qu (kPa) Muy blanda 0-25 Blanda 25-50 Media 50-100 Firme 100-200 Muy firme 200-400 Dura > 400 SE-C-113

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla D.4. Clasificación de rocas(1) Rocas sedimentarias: Conglomerados, Areniscas, Limolitas, Argilitas, Margas, Calizas, Calizas margosas, Calcarenitas, Dolomías, Yesos. Rocas metamórficas: Cuarcitas, Pizarras, Esquistos, Gneises, Corneanas. Rocas plutónicas: Granitos, Dioritas, Gabros, Pórfidos, Peridotitas. Rocas volcánicas: Basaltos, Fonolitas, Piroclastos, Traquitas, Ofitas, Riolitas, Andesitas, Dacitas. (1) En la tabla D.5 se proporcionan los criterios de la Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas para clasificar las rocas según su grado de meteorización. Tabla D.5. Grado de meteorización de las rocas (ISRM) Grado Denominación Criterio de reconocimiento I Roca sana o fresca La roca no presenta signos visibles de meteorización, pueden existir ligeras pérdidas de color o pequeñas manchas de óxidos en los planos de discontinuidad II Roca ligeramente me- La roca y los planos de discontinuidad presentan signos de decoloración. teorizada La roca puede estar decolorada en la pared de las juntas pero no es noto- rio que la pared sea más débil que la roca sana III Roca moderadamente La roca está decolorada en la pared. La meteorización empieza a penetrar meteorizada hacia el interior de la roca desde las discontinuidades. El material es notablemente más débil en la pared que en la roca sana. Material débil <50% del total IV Roca meteorizada o muy Más de la mitad del material está descompuesto a suelo. Aparece roca meteorizada sana o ligeramente meteorizada de forma discontinua V Roca completamente Todo el material está descompuesto a un suelo. La estructura original de meteorizada la roca se mantiene intacta VI Suelo residual La roca está totalmente descompuesta en un suelo y no puede reconocerse ni la textura ni la estructura original. El material permanece “in situ” y existe un cambio de volumen importante ISRM: Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas Tabla D.6. Utilización de las pruebas de penetración Tipo de Principio de Tipo Suelo más idóneo Terreno en que es Penetrómetro Funcionamiento Impracticable Estático Medición de la resis- CPTE Arcillas y limos muy blan- Rocas, bolos, gravas, tencia a la penetración dos. Arenas finas sueltas a suelos cementados. CPTU de una punta y un densas sin gravas Arcillas muy duras. UNE vástago mediante Arenas muy compac- 103804 :1993 presión tas. Suelos muy pre- consolidados y/o cementados Dinámico Medición de la resis- DPH Arenas sueltas a medias. Rocas, bolos, costras, tencia a la penetración Limos arenosos flojos a suelos muy cementa- UNE de una puntaza me- 103802:1998 medios dos. Conglomerados diante golpeo con una BORRO energía normalizada DPSH Arenas medias a muy Rocas, bolos, conglo- compactas. Arcillas pre- merados UNE 103801:1994 consolidadas sobre el N.F. Gravas arcillosas y arenosas SE-C-114

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla D.7. Utilización de los ensayos in situ Tipo Descripción Utilización para Determinar Ensayo de penetración es- Nº de golpes NSPT para hincar 30 Compacidad de suelos granula- tándar (SPT) cm de un cilindro hueco de di- res. Densidad relativa. Ángulo de mensiones normalizadas. Golpeo rozamiento interno en suelos UNE 103800:1992 con maza de 63,5 kg cayendo granulares desde 76 cm Resistencia de arcillas preconsolidadas por encima del nivel freá- tico Ensayo de molinete (Vane Rotación de unas aspas dispues- Para determinar la resistencia al Test) tas a 90º e introducidas en el corte de arcillas blandas por en- terreno, midiendo el par necesario cima o por debajo del nivel freáti- ENV-199-3 para hacerlas girar hasta que se co En sondeo produce el corte del suelo Ensayo presiométrico Dilatación, por gas a presión, de Presión límite y deformabilidad de (P.M.T.) una célula cilíndrica contra las suelos granulares, arcillas duras, paredes de un sondeo midiendo etc. ENV-199-3 la deformación volumétrica correspondiente a cada presión hasta llegar, eventualmente, a la rotura del terreno Ensayo Lefranc Medida del caudal de agua bom- Permeabilidad de suelos beada al terreno a través de un tramo de sondeo de 50 cm Ensayo Lugeon Medida de los caudales bombea- Permeabilidad de rocas moderados a un tramo de sondeo, a damente fisuradas presiones escalonadas, durante un tiempo de 10 min. Ensayo de carga con placa(1) Medida de los asientos de una Relación presión asiento en sue- En superficie o pozo placa rígida cuadrada o circular al los granulares, para la placa utili- ENV-199-3 zada(1) ir aplicando cargas crecientes, llegando o no a la rotura del te- Coeficiente de balasto de cual- rreno quier terreno Capacidad portante sin drenaje de suelos cohesivos Ensayo de bombeo Medida de la transmisividad y Capacidad de agotamiento o En pozo coeficiente de almacenamiento rebaje del nivel freático del acuífero en la zona de influencia del pozo (1) El ensayo de carga con placa debe interpretarse con las lógicas reservas debidas a la diferencia entre las dimensiones de la placa y la de la cimentación proyectada (véase apartado E.5; Figura E.8). Tabla D.8. Tipo y categoría de los tomamuestras Tipo de Tipo de to- Dimensiones Método Tipo de suelo Categoría Tipo de suelo en mamuestras idóneo que no es prac- Muestreo Valores míni- de hinca ticable mos Bloque o caja Cubo de 200 Tallada Suelos cohesivos A Arenas flojas. mm de consistencia Suelos disgrega- a mano media a dura bles. Gravas En saco 1 kg Pico y pala Arcillas, arenas, C Manual en gravas, costras SE-C-115

Documento Básico SE-C Cimientos catas φ ≥ 150 mm Cilindro Percusión Suelos cohesivos B Cantos de consistencia a mano Costras blanda a media. Arena y gravilla φ ≥ 70 mm Abierto de Presión Suelos cohesivos A Grava. Arenas pared delga- de consistencia bajo el nivel freá- da blanda a media. tico. Suelos arci- Arenas sobre el llosos de consis- (Shelby) nivel freático no tencia dura. Sue- muy compactas los estratificados gruesos φ ≥ 80 mm Abierto sec- Presión Como el anterior A/B Grava gruesa. cionado de con elementos Arenas bajo el Percusión pared gruesos hasta 10 nivel freático. mm. Arenas con Suelos arcillosos semidelgada finos compactos de consistencia sin o con bajo el nivel freá- dura. Suelos dispositivo de tico. Suelos cohe- estratificados retención Mecánico sivos de consis- gruesos en sondeo tencia media a muy firme φ ≥ 80 mm Abierto bipar- Percusión Como el anterior A/B tido de pared con elementos gruesa sin o grueso hasta 30 con dispositi- mm Arena limpia vo de reten- bajo el nivel freá- ción tico. Suelos cohesivos de consistencia dura Batería senci- φ ≥ 86 mm Rotación Suelos arcillosos C Grava, bolos, lla de perfo- de consistencia arenas. ración dura. Rocas no Arcillas blandas a deleznables medias φ ≥ 86 mm Tubo Rotación Suelos arcillosos B/A Gravas, bolos, de consistencia arenas. doble/triple dura. Rocas blan- Arcillas muy blandas o disgrega- das a compactas bles SE-C-116

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla D.9. Clasificación de la roca matriz Ensayo de resistencia aproximado Calificación de la Resistencia a Valor estimado compresión simple(1) qu (MPa) Se puede rayar con la uña Especialmente débil <1 Se rompe con golpes de martillo moderados Muy baja 1a5 Se puede rayar con la navaja Se raya difícilmente con la navaja Baja 5 a 25 No puede rayarse con la navaja Media 25 a 50 Se puede romper con un golpe de martillo Se requieren varios golpes de martillo para romper- Alta 50 a 100 la Difícil de romper con el martillo de geólogo Muy alta 100 a 250 Con el martillo de geólogo sólo se pueden producir Extremadamente alta > 250 algunas esquirlas (1) Alternativamente, para obtener una indicación rápida de la resistencia a la compresión simple, se recomienda la utilización del Martillo Schmidt (Esclerómetro de mano). Tabla D.10. Apertura de las discontinuidades Calificativo Apertura General De detalle Juntas cerradas Muy cerradas < 0.1 mm Cerradas 0,1 a 0,25 mm Parcialmente abiertas 0,25 a 0,50 mm Macizo rocoso agrietado Abiertas 0,50 a 2,5 mm Bastante abiertas 2,5 a 10 mm Apertura amplia > 1 cm Juntas abiertas Apertura muy amplia 1 a 10 cm Apertura especialmente amplia 10 a 100 cm Estructura hueca >1m Tabla D.11. Rugosidad de las discontinuidades A gran escala, en longitudes del orden del metro, se calificará la junta de alguno de los modos siguientes: Escalonada, ondulada o plana. A menor escala, en longitudes del orden de centímetros se aplicará alguno de los siguientes calificativos: Rugosa, suave o especular. Tabla D.12. Relleno de las discontinuidades Clase 1: Relleno seco y de baja permeabilidad Clase 2: Relleno húmedo sin presencia de agua libre Clase 3: Relleno muy húmedo con aporte de agua libre Clase 4: Relleno lavado con flujo continuo de agua Clase 5: Relleno socavado con importantes vías de agua SE-C-117

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla D.13. Espaciamiento de las discontinuidades Calificativo Espaciamiento (cm) Especialmente pequeño <2 Muy pequeño 2a6 Pequeño 6 a 20 Moderado 20 a 60 Amplio 60 a 200 Muy amplio 200 a 600 Especialmente amplio > 600 Tabla D.14. Índice de fracturación If 3 Calificativo Nº de Diaclasas por m Masivo <1 Poco diaclasado 1a3 Medianamente diaclasado 3 a 10 Bastante diaclasado 10 a 30 Muy diaclasado 30 a 60 Triturado > 60 Tabla D.15. Persistencia de las discontinuidades Calificativo Persistencia (m) Muy pequeña <1 Escasa 1a3 Media 3 a 10 Alta 10 a 20 Muy alta > 20 Tabla D.16. Clasificación por el R.Q.D. Clasificación Valor del R.Q.D. (%) Muy mala calidad < 25 Mala calidad 25-50 Mediana calidad 50-75 Buena calidad 75-90 Excelente 90-100 Tabla D.17. Presencia de agua en las discontinuidades Clase 1: No hay posibilidad de flujos de agua Clase 2: No hay signos de agua Clase 3: Signos de haber flujos de agua (manchas de óxido) Clase 4: Humectaciones Clase 5: Filtraciones Clase 6: Flujo continuo de agua SE-C-118

Documento Básico SE-C Cimientos Tabla D.18. Ensayos de laboratorio. Suelos Propiedad Ensayos Norma Identificación Granulometría por tamizado UNE 103101 :1995 Granulometría por sedimentación UNE 103102 :1995 Comprobación de la no plasticidad UNE 103104 :1993 Límite líquido UNE 103103 :1994 Límite plástico UNE 103104 :1993 Límite de retracción UNE103108 :1996 Estado Humedad natural UNE 103300 :1993 Peso específico aparente UNE103301 :1994 Peso específico de las partículas UNE103302 :1994 Resistencia Compresión simple UNE 103400 :1993 Corte directo consolidado y drenado (C.D) UNE103401 :1998 Corte directo sin consolidar y sin drenar (UU) UNE103401 :1998 Triaxial en cualquier situación de consolidación y drenaje UNE 103402 :1998 Deformabilidad Ensayo edométrico UNE103405 :1994 Colapsabilidad Inundación en edómetro NLT254 :1999 Expansividad Presión de hinchamiento nulo en edómetro UNE 103602 :1996 Hinchamiento libre en edómetro UNE 103601 :1996 Ensayo Lambe UNE 103600 :1996 Compactación Proctor normal UNE 103500 :1994 Proctor modificado UNE 103501 :1994 Contenido químico Contenido en carbonatos UNE 103200 :1993 Contenido cualitativo de sulfatos UNE 103202 :1995 Contenido en materia orgánica UNE 103204 :1993 Tabla D.19. Ensayos de laboratorio. Roca matriz Propiedad Ensayos Norma Estado Humedad natural ISRM parte 1:1977 Porosidad ISRM parte 1:1977 Densidad ISRM parte 1:1977 Absorción ISRM parte 1:1977 Resistencia Compresión simple UNE 22-950 1ª parte:1990 Carga puntual NLT 225 :1996 Brasileño UNE 22-950 2ª parte :1990 Resistencia al corte en discontinuidades Durabilidad Desmoronamiento NLT 255 :1996 Ciclos de sequedad-Humedad NLT 251:1996 SE-C-119

Documento Básico SE-C Cimientos Petrografía Lámina delgada - Tabla D.20. Denominación matizada de suelos granulares(1) Porcentaje de finos < 35% Denominación % de arcilla y limo Nombre principal Grava o arena - Nombre secundario Arenosa o con grava - Con indicios de Limos o arcillas 1-10 Algo Limosa o arcillosa 10-20 Bastante Limosa o arcillosa 25-35 (1) Los términos arcilla y arcillosa de la tabla deben emplearse cuando se trata de finos plásticos y los términos limo y limosa, cuando los finos no son plásticos o poco plásticos según el criterio de Casagrande. Tabla D.21. Denominación matizada de suelos finos Porcentaje de finos > 35% Denominación % de arena y grava Nombre principal Arcilla o limo < 35 Nombre secundario Arenosa/so o con grava 35-65 Tabla D.22. Clasificación de la agresividad química de suelos, rocas y aguas (EHE) (1) Tipo de Parámetros Tipo de exposición Medio Qa Qb Qc agresivo Ataque Ataque Ataque débil medio fuerte Agua Valor del pH 6,5-5,5 5,5-4,5 < 4,5 CO2 agresivo (mg CO2/l) 15-40 40-100 > 100 + Ión amonio (mg NH4 /l) 15-30 30-60 > 60 2+ Ión magnesio (mg Mg /l) 300-1000 1000-3000 > 3000 2- Ión sulfato (mg SO4 /l) 200-600 600-3000 > 3000 Residuo seco a 110º C (mg/l) 75-150 50-75 < 50 (1) -(1) Suelo Grado de acidez Baumann-Gully > 20 - Ión Sulfato 2000-3000 3000-12000 > 12000 (mg SO42-/kg de suelo seco) (1) Estas condiciones no se dan en la práctica Tabla D.23. Valores orientativos de NSPT, resistencia a compresión simple y módulo de elasticidad de suelos qu (kN/m2) E (MN/m2) Tipo de suelo NSPT Suelos muy flojos o < 10 0 - 80 <8 muy blandos Suelos flojos o blandos 10 - 25 80 - 150 8 – 40 Suelos medios 25 - 50 150 - 300 40 – 100 Suelos compactos o 50 – Rechazo 300 - 500 100 – 500 duros Rocas blandas Rechazo 500 – 5.000 500 – 8.000 Rocas duras Rechazo 5.000 – 40.000 8.000 – 15.000 Rocas muy duras Rechazo > 40.000 >15.000 Tabla D.24. Valores orientativos del coeficiente de Poisson Tipo de suelo Coeficiente de Poisson Arcillas blandas normalmente consolidadas 0,40 SE-C-120

Documento Básico SE-C Cimientos Arcillas medias 0,30 Arcillas duras preconsolidadas 0,15 Arenas y suelos granulares 0,30 Tabla D.25. Presiones admisibles a efectos orientativos Presión Terreno Tipos y condiciones admisisible Observaciones [Mpa] Rocas Rocas ígneas y metamórficas 10 Para los valores apuntados se supone sanas (1) (Granito, diorita, basal- que la cimentación se sitúa sobre roca no to, gneis) meteorizada Rocas metamórficas foliadas 3 sanas (1), (2) (Esquistos, pizarras) (1), Rocas sedimentarias sanas 1a4 (2): Pizarras cementadas, limolitas, areniscas, calizas sin kars- tificar, conglomerados cementados Rocas arcillosas sanas (2), (4) 0,5 a 1 Rocas diaclasadas de cualquier 1 tipo con espaciamiento de discontinuidades superior a 0,30m, excepto rocas arcillosas Calizas, areniscas y rocas - pizarrosas con pequeño espaciamiento de los planos de estratificación(3) Rocas muy diaclasadas o me- - teorizadas(3) Suelos granulares Gravas y mezclas de arena y >0,6 Para anchos de cimentación (B) mayor o (% finos inferior al grava, muy densas igual a 1 m y nivel freático situado a una profundidad mayor al ancho de la cimen- 35% en peso) Gravas y mezclas de grava y 0,2 a 0,6 tación (B) por debajo de ésta arena, medianamente densas a densas Gravas y mezclas de arena y <0,2 grava, sueltas Arena muy densa >0,3 Arena medianamente densa 0,1 a 0,3 Arena suelta <0,1 Suelos finos Arcillas duras 0,3 a 0,6 Los suelos finos normalmente consolidados y ligeramente sobreconsolidados en (% de finos supe- Arcillas muy firmes 0,15 a 0,3 los que sean de esperar asientos de rior al 35% en consolidación serán objeto de un estudio Arcillas firmes 0,075 a 0,15 peso) especial. Los suelos arcillosos poten- Arcillas y limos blandos <0,075 cialmente expansivos serán objeto de un estudio especial Arcillas y limos muy blandos Suelos orgánicos Estudio especial Rellenos Estudio especial (1) Los valores indicados serán aplicables para estratificación o foliación subhorizontal. Los macizos rocosos con discontinuidades inclinadas, especialmente en las cercanías de taludes, deben ser objeto de análisis especial. (2) Se admiten pequeñas discontinuidades con espaciamiento superior a 1 m. SE-C-121

Documento Básico SE-C Cimientos (3) Estos casos deben ser investigados “in situ” (4) Estas rocas son susceptibles de hinchar por efecto de la relajación de tensiones asociada a las excavaciones. También son susceptibles de reblandecerse por efecto de su exposición al agua. Tabla D.26. Valores orientativos de densidades de suelos γsat (kN/m3) γd (kN/m3) Tipo de suelo Grava 20 – 22 15 – 17 Arena 18 – 20 13 – 16 Limo 18 – 20 14 – 18 Arcilla 16 – 22 14 – 21 Tabla D.27. Propiedades básicas de los suelos Ángulo de rozamiento Peso específico Clase de suelo interno 3 aparente (kN/m ) Terreno natural Grava 19 – 22 34º - 45º Arena 17 – 20 30º - 36º Limo 17 – 20 25 – 32º Arcilla 15 – 22 16º – 28º Rellenos Tierra vegetal 17 25º Terraplén 17 30º Pedraplén 18 40º Tabla D.28. Valores orientativos del coeficiente de Permeabilidad Tipo de suelo kz (m/s) > 10-2 Grava limpia 10-2 – 10-5 Arena limpia y mezcla de grava y arena limpia 10-5 – 10-9 Arena fina, limo, mezclas de arenas, limos y arcillas < 10-9 Arcilla Figura D.1. Correlación entre los ensayos SPT y CPT con el ángulo de rozamiento interno efectivo en suelos granulares SE-C-122

Documento Básico SE-C Cimientos Figura D.2. Correlación entre los ensayos SPT y CPT Tabla D.29. Valores orientativos del coeficiente de balasto, K30 K30 (MN/m3) Tipo de suelo Arcilla blanda 15 – 30 Arcilla media 30 – 60 Arcilla dura 60 – 200 Limo 15 – 45 Arena floja 10 – 30 Arena media 30 – 90 Arena compacta 90 – 200 Grava arenosa floja 70 – 120 Grava arenosa compacta 120 – 300 Margas arcillosas 200 – 400 Rocas algo alteradas 300 – 5.000 Rocas sanas >5.000 SE-C-123

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo E. Interacción suelo-estructura E.1 Concepto de rigidez relativa terreno-estructura 1 Para ilustrar el fenómeno de la interacción, la Figura E.1 a) muestra el caso sencillo de una zapata, infinitamente flexible, apoyada directamente sobre la superficie de un terreno horizontal, sobre la que se aplica una presión uniforme. Por efecto de ésta, el terreno y la zapata sufrirán un asiento, que resultará mayor en el centro que en los extremos y no se limitará al área cargada, sino que se extenderá a ambos lados de ella hasta una cierta distancia. Por ser infinitamente flexible, la zapata no será capaz de soportar momentos flectores y, en consecuencia, la distribución de presiones con que el terreno reaccionará será idéntica a la distribución uniforme de presiones colocada sobre la zapata. 2 Si por el contrari, la zapata fuera infinitamente rígida (véase Figura E.1 b), el asiento de la zapata sería uniforme. En casos intermedios de rigidez, el valor medio del asiento podrá ser similar al anterior, pero su distribución estará, evidentemente, condicionada por la rigidez del cimiento. Así, bajo los extremos de la zapata (zonas AB y CD), el asiento será mayor que el correspondiente a la zapata flexible; mientras que en el centro (zona BC), el asiento será menor. En consecuencia, las presiones de respuesta del terreno en los extremos de la zapata rígida serán superiores a las correspondientes a la zapata flexible y, por el contrario, en su centro serán menores. Resulta así una dis- tribución no uniforme de presiones, caracterizada por unos valores máximos en los extremos y un valor mínimo en el centro. Figura E.1. Distribución de presiones en cimentaciones flexibles y rígidas 3 Si el terreno se considerara elástico y de resistencia indefinida, la presión bajo los bordes A y D de la zapata rígida sería infinita. Dado que la resistencia del terreno es limitada, dichas presiones po- drán ser elevadas, pero tendrán un valor finito. En el caso de arcillas (véase Figura E.2.a), la distri- bución de presiones será en general muy semejante a la teórica del ejemplo anterior. Sin embargo, la resistencia limitada del terreno producirá en los extremos unas zonas de plastificación que ate- SE-C-125

Documento Básico SE-C Cimientos nuarán las presiones de borde y las redistribuirá hacia el centro de la zapata. En el caso de arenas, dado que la falta de confinamiento en el borde de la zapata, supuesta ésta en superficie, no permiti- ría el desarrollo de presiones elevadas, la distribución tomará en general la forma parabólica que se indica en la Figura E.2.b. Figura E.2. Distribución de presiones en zapatas rígidas sobre arcillas y arenas E.2 Estimación de las condiciones de rigidez relativa terreno- estructura 1 La rigidez relativa de la estructura con respecto al terreno podrá estimarse mediante la evaluación del factor Kr definido en la expresión (E.1). (E.1) E E ·IB Kr = 3 E s ·B siendo EE el módulo de deformación global representativo de los materiales empleados en la estructura; IB el momento de inercia de la estructura, por metro de ancho; Es el módulo de deformación del terreno; B el ancho de la cimentación. 2 El numerador de la expresión (E.1) representa la rigidez de la estructura por metro de ancho del edificio, que puede estimarse sumando las rigideces de la cimentación y de los elementos estructurales que gravitan sobre ella (vigas, forjados, muros). 3 A los efectos de este DB, se considerará que la estructura es rígida en relación con el terreno cuando Kr >0,5. Si Kr < 0,5, se considerará flexible. E.3 Criterios de rigidez para cimentaciones directas 1 Se podrá considerar que una zapata aislada es rígida (concepto de rigidez relativa) cuando a efectos de cálculo, la distribución de presiones a que de lugar sobre el terreno pueda considerarse lineal. A efectos prácticos, se considerará aceptable la hipótesis de rigidez relativa cuando (Figura E.3): (E.2) π 4E c Ic v≤ 4 4 B k sB siendo v el vuelo de la zapata en una dirección cualquiera; el módulo de deformación del material de la zapata (usualmente hormigón armado) re- Ec presentativo del tipo de carga y su duración; Ic el momento de inercia de la sección de la zapata perpendicular a la dirección del vuelo considerado respecto a la horizontal que pasa por su centro de gravedad; B el ancho de la zapata en dirección perpendicular al vuelo considerado. SE-C-126

Documento Básico SE-C Cimientos ksB el módulo de balasto de cálculo, representativo de las dimensiones del cimiento (véase apartado E.5). Figura E.3. Criterio de rigidez relativa para zapatas aisladas 2 La condición expresada en el apartado anterior será también de aplicación al caso de zapatas corridas en la dirección transversal a misma. 3 En el caso de no cumplirse, la zapata se considerará flexible, y la distribución de presiones sobre el terreno y sus esfuerzos se obtendrán a partir de modelos de cálculo que consideren la interacción suelo-estructura. 4 La condición del párrafo 1 de este apartado suele verificarse con los cantos y vuelos usuales en zapatas aisladas sobre suelos. En cualquier caso se debe comprobar el cumplimiento de esta con- dición si se desea efectuar el cálculo con la hipótesis de distribución lineal de presiones sobre el terreno. 5 Salvo en el caso de zapatas aisladas sobre suelos muy rígidos o sobre roca, el cumplimiento de la rigidez estructural definida en el párrafo 4 del apartado 4.1.1 suele ser más restrictivo que la condi- ción de rigidez relativa definida en el párrafo 1 de este apartado. 6 En el caso general de que sobre una zapata aislada actúen momentos además de cargas verticales, se recomienda que la resultante de las acciones pase por el núcleo central de inercia. 7 Se considerará que una zapata combinada o corrida es rígida cuando a efectos de cálculo la distri- bución de presiones a que da lugar sobre el terreno pueda considerarse lineal. A efectos prácticos se considerará aceptable la hipótesis de rigidez relativa cuando (véase Figura E.4): (E.3) π 4E c Ic l≤ 4 2 B k sB (E.4) π 4E c Ic v≤ 4 4 B k sB siendo la luz del vano que separa, bien los dos pilares de una zapata combinada, bien dos pila- l res cualesquiera de una zapata corrida; v la luz de cualquier voladizo en la dirección en la dirección longitudinal; B el ancho de la zapata (dirección transversal); el módulo de deformación del material de la zapata (usualmente hormigón armado) re- Ec presentativo del tipo de carga y su duración. SE-C-127

Documento Básico SE-C Cimientos Ic el momento de inercia de la zapata en un plano vertical, transversal (perpendicular al plano de alineación de pilares), respecto a la horizontal que pasa por su centro de gravedad. ksB el módulo de balasto de cálculo, representativo de las dimensiones del cimiento (véase apartado E.5). Figura E.4. Criterio de rigidez relativa para zapatas combinadas y corridas 8 En el caso de no cumplirse la condición anterior la zapata se considerará flexible. 9 A efectos de cálculo y para los cantos habituales, las zapatas corridas que se empleen para el apoyo de 3 o más pilares, los emparrillados y las losas, se diseñarán mediante el empleo de modelos de cálculo que tengan en cuenta la interaccción suelo-estructura. No obstante se considerará que estos elementos son rígidos y que la distribución de presiones en el suelo es lineal cuando se cumplan simultáneamente las condiciones de rigidez definidas en el párrafo 3 del apartado E.2 y en el párrafo 7 de este apartado. E.4 Otros factores a considerar en la interacción suelo-estructura E.4.1 Influencia del tipo de terreno 1 Dado que el tipo de terreno puede condicionar la distribución de presiones bajo la cimentación, este efecto podrá tenerse en cuenta, a juicio del proyectista, en casos especiales de cimentaciones de gran rigidez sobre terrenos arcillosos sobreconsolidados. 2 Los cimientos sobre suelos arcillosos saturados que bajo el efecto de las solicitaciones de la estructura puedan quedar sometidos a un proceso de asiento diferido en el tiempo, deben ser objeto de un estudio especial. En dicho estudio se debe considerar el asentamiento tras la construcción del edificio así como el asiento diferido originado a lo largo del proceso de consolidación. E.4.2 Influencia del tamaño de la cimentación 1 El incremento de presión transmitido al terreno por una cimentación directa disminuye progresiva- mente en profundidad con la distancia a ésta. A efectos de cálculo y salvo en el caso de suelos blandos, se podrá suponer que el límite de interés se circunscribe a puntos del terreno en los que el incremento de la presión vertical resulte mayor o igual al 10% de la presión media de contacto bajo la cimentación. 2 El lugar geométrico del espacio de suelo definido en el apartado anterior se denomina habitualmente “bulbo de tensiones”, cuya forma cualitativa se muestra en la Figura E.5. El incremento de presión recibido por el suelo más allá de este bulbo será, en la mayoría de los casos, lo suficientemente pequeño como para que sus efectos sean comparativamente despreciables, aunque en general debe comprobarse. SE-C-128

Documento Básico SE-C Cimientos Figura E.5. Concepto de bulbo de tensiones 3 Las observaciones anteriores indican que, a igualdad del resto de condiciones, el asiento que expe- rimentará una cimentación directa dependerá de las dimensiones del área cargada. 4 Este efecto se muestra de forma cualitativa en la Figura E.6, en donde se representan dos pilares que, recibiendo cargas distintas, transmiten presiones medias idénticas al terreno. Habida cuenta que la zapata de mayor tamaño tendrá una profundidad de influencia mayor (mayor bulbo de tensiones y mayor volumen de terreno sobretensionado), su asiento será también mayor. Figura E.6. Influencia de las dimensiones del cimiento 5 Como efecto adicional con respecto al fenómeno de la interacción, si ambos pilares pertenecen al mismo edificio y se encuentran conectados por la estructura, la tendencia al mayor asiento del pilar 2 originará una redistribución de esfuerzos en la estructura, que tenderá a su vez a descargar dicho pilar y transmitir parte de su carga a los pilares adyacentes. 6 Se debe por tanto prestar especial atención al diseño de las cimentaciones de estructuras con gran heterogeneidad de cargas ya que, incluso en la hipótesis de homogeneidad del terreno, el dimensionado realizado exclusivamente en función de una determinada presión admisible (véase el apartado 4.3) podría dar lugar a asientos diferenciales inadmisibles. 7 Asimismo, será de gran interés disponer de suficiente información geotécnica referente al posible crecimiento del módulo de deformación del terreno con la profundidad, factor éste que puede contribuir a atenuar los asientos diferenciales asociados a la variación de las dimensiones de las zapatas. 8 Si el diseño de las cimentaciones da lugar a zapatas relativamente próximas, los bulbos de tensiones de las zapatas individuales solaparán en profundidad, por lo que, a efectos de asiento, habrá que comprobar la cimentación como si tuviera el ancho total del conjunto de las zapatas (véase la Figura E.7). SE-C-129

Documento Básico SE-C Cimientos Figura E.7. Influencia de la proximidad de los cimientos E.4.3 Otras consideraciones 1 En el análisis estructural, puede considerarse la utilización de modelos específicos para englobar detalles de los cimientos, habitualmente no tenidos en cuenta, como puede ser el caso de vigas centradoras o de elementos de arriostramiento entre cimientos. 2 La resultante en la base del cimiento debe incluir la solicitación obtenida en el análisis estructural, incluyendo el peso propio del cimiento, y en su caso, pozo, y el de los materiales sueltos que gravitan sobre él. 3 En el caso de edificios cimentados con zapatas aisladas y corridas, edificios con forjados o cámaras sanitarias y soleras, el valor característico qok al nivel de la base de apoyo de la cimentación corresponde a la presión vertical del terreno en derredor del cimiento, es decir con su cota final. En este caso, puede tenerse en cuenta el peso del encache, la solera y demás cargas permanentes que pueda garantizarse que existirán durante el periodo de servicio del edificio. 4 En el caso de edificios cimentados en losa, la presión vertical, qok, corresponde al peso de los elementos permanentes en el exterior de la misma (véase D, en figura F.1). 5 Si sobre las zapatas o emparrillados se dispone una solera pasante, eficazmente engarzada y con suficiente capacidad resistente, ésta puede acabar comportándose como una losa. E.5 Modelos de interacción. Módulo de balasto 1 El módulo de balasto ks se define como el cociente entre la presión vertical, q, aplicada sobre un determinado punto de un cimiento directo y el asiento, s, experimentado por dicho punto: q ks = (E.5) s 2 El módulo de balasto así definido, tiene unidades de densidad, lo que indica que la hipótesis efec- tuada equivale a suponer que el terreno es un líquido de densidad ks, sobre el que “flota” la cimen- tación. 3 La estimación del módulo de balasto podrá realizarse: a) A partir de ensayos de carga con placa (véase tabla D.7). De acuerdo con los efectos descritos en el apartado E.4.2 y dado que las placas de ensayo son necesariamente de pequeño tama- ño, se debe prestar especial atención a la conversión del módulo obtenido en el ensayo, ksp, al módulo de cálculo representativo de la anchura, B, real del cimiento, ksB,. A este respecto se recomienda emplear placas de diámetro equivalente igual o superior a 60 cm. b) A partir de la determinación de parámetros de deformabilidad representativos del terreno bajo la zona de influencia de la cimentación, ya sea mediante ensayos in situ o de laboratorio, y el posterior cálculo geotécnico de asientos. 4 La conversión del módulo para placa de 30 cm, ks30, al coeficiente de referencia, ksB, se puede obtener mediante las siguientes expresiones: (véase tabla D.29) 5 Para zapata cuadrada de ancho B: a) Para terrenos cohesivos: 0,3 k sB = k sp30 (E.6) B SE-C-130

Documento Básico SE-C Cimientos b) Para terrenos granulares: 2  B + 0,3  = k sp30   (E.7) k sB  2·B  6 Para zapata rectangular de ancho B, en cualquier tipo de terreno:  B k sBL = k sB 1 +  (E.8) 2·L   7 La conversión del módulo para placa de 60 cm (ks60) al coeficiente de referencia ksB se puede obtener mediante las siguientes expresiones: 8 Para zapata cuadrada de ancho B: a) Para terrenos cohesivos: 0,6 k sB = k sp60 (E.9) B b) Para terrenos granulares: 2 k sp 60  B + 0,3  k sB =   2  0,6 + 0,3   2·B  (E.10)    2 ⋅ 0,6  9 Para la cimentación de losas y emparrillados la fiabilidad de los módulos de balasto obtenidos a partir de ensayos de carga puede resultar insuficiente, dados los efectos de escala implicados (véa- se el apartado E.4.2). En estas circunstancias, se recomienda recurrir a la comprobación de dichos módulos siguiendo los criterios del párrafo 3.b) anterior o, alternativamente, recurrir al empleo de métodos y modelos del terreno más avanzados. 10 La observación anterior puede cobrar especial importancia en el caso de existir terrenos heterogé- neos en la vertical (terrenos estratificados), cuando bajo un estrato rígido surge otro más deforma- ble. En estas circunstancias (véase la Figura E.8) el reducido bulbo de tensiones de la placa de ensayo puede quedar limitado a las zonas más competentes del terreno, y no reflejar la deformabilidad del conjunto terreno-cimentación. Figura E.8. Limitaciones del ensayo de carga con placa en terrenos estratificados SE-C-131

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo F. Modelos de referencia para el cálculo de cimentaciones y elementos de contención F.1. Cimentaciones directas F.1.1 Presión de hundimiento 1 La expresión (4.8) consta de tres sumandos que se denominan respectivamente, al igual que los factores de capacidad de carga, término de cohesión, de sobrecarga y de peso específico. Cada uno de los sumandos representa la contribución de las citadas variables (ck, q0k, γk) a la resistencia. 2 En especial cuando las cimentaciones sean someras, se debe considerar prudentemente la conve- niencia de emplear el término de sobrecarga, debiendo asegurar en caso afirmativo que las hipóte- sis realizadas se mantendrán durante la vida útil de la construcción. (véase E.4.3) F.1.1.1 Coeficientes correctores o de influencia F.1.1.1.1 Influencia de la resistencia al corte del terreno situado sobre la base de la cimentación (coeficientes d) 1 Cuando la base de la cimentación se sitúa a cierta profundidad D bajo la superficie del terreno (véa- se Figura F.1), la superficie de rotura teórica, asociada al estado límite último de hundimiento, ha de movilizar la resistencia al corte del terreno situado por encima y alrededor de la cimentación. Para tener en cuenta este efecto, que obviamente aumenta la presión de hundimiento disponible, se em- plearán los coeficientes de corrección dc, dq, dg. Figura F.1. Profundidad “D” a considerar en la determinación de la presión de hundimiento a) Coeficiente corrector del factor Nc: En la Figura F.2 se recoge el coeficiente de corrección (dc) a aplicar al término de cohesión en fun- ción de la relación profundidad/ancho de la cimentación. SE-C-133

Documento Básico SE-C Cimientos Figura F.2. Coeficiente de corrección (dc) ≈ d c = 1 + 0,34·arctg(D / B*) b) Coeficiente corrector del factor Nq: (F.1) Nq D (1 − senφ k ) 2 arctan dq = 1 + 2 ; para φ k = 0 : d q = 1 Nc B* donde el valor de D a introducir en la ecuación no será superior a 2B*. Nq puede considerarse igual que tg φK, con un valor aproximado de 0,2 El valor de Nc c) Coeficiente corrector del factor Nγ: dγ = 1 (F.2) 2 El proyectista considerará prudentemente la inclusión de estos coeficientes de corrección. No se deben tener en cuenta en el caso de construir zapatas poco profundas en terrenos arcillosos, de plasticidad elevada, que en épocas secas puedan desarrollar grietas por retracción. En estas circunstancias no podría contarse con la resistencia al corte del terreno situado sobre la base de la cimentación, ya que sería nula en la dirección a favor de los planos de las grietas. 3 No se deben emplear los factores de corrección anteriores para profundidades de cimentación D (véase Figura F.1) bajo la superficie del terreno menores de 2 m. Tampoco se deben considerar en cimentaciones cercanas a taludes o cuando no se pueda garantizar la permanencia, en el tiempo, del terreno situado por encima de la base de cimentación. F.1.1.1.2 Influencia de la forma de la cimentación (coeficientes s). 1 El efecto de la forma del cimiento se podrá tener en cuenta mediante los factores de corrección que a continuación se indican: a) coeficiente corrector del factor Nc: sc = 1,20 para zapata circular B* s c = 1 + 0,2· para zapata rectangular (F.3) L* b) coeficiente corrector del factor Nq: sq= 1,20 para zapata circular B* s q = 1 + 1,5·tgφ k · para zapata rectangular (F.4) L* c) coeficiente corrector del factor Nγ: sγ=0,6 para zapata circular B* s γ = 1 − 0,3· para zapata rectangular (F.5) L* F.1.1.1.3 Influencia de la inclinación de la resultante de las acciones sobre la cimentación (coeficientes i) 1 Los coeficientes a aplicar por efecto de la existencia de componentes horizontales de cargas sobre la zapata se podrán obtener de las siguientes expresiones: a) coeficiente corrector del factor Nc:   i q ·Nq − 1 H ; para φ k = 0 : ic = 0,5·1 + 1 −  ic = (F.6)   Nq − 1 B *·L *·c k   b) coeficiente corrector del factor Nq: i q = (1 − 0,7·tgδ B ) 3 ·(1 − tgδ L ) (F.7) c) coeficiente corrector del factor Nγ: SE-C-134

Documento Básico SE-C Cimientos (F.8) i γ = (1 − tgδ B ) 3 ·(1 − tgδ L ) donde δ, δB, δL son los ángulos de desviación de la resultante de las acciones respecto a la vertical definidos en el párrafo 7 del apartado 4.3.1.3. 2 Cuando se pueda asegurar una cierta cohesión “c” en el contacto de la cimentación con el terreno se podrá emplear un ángulo δ* menor, dado por la expresión; tgδ tgδ* = B *·L *·c k (F.9) 1+ V·tgφ k 3 Cuando la componente horizontal de la resultante sea menor del 10% de la vertical, se podrá tomar ic = iq = iγ=1. F.1.1.1.4 Influencia de la proximidad de un talud a la cimentación (coeficientes t) 1 Cuando el terreno situado junto a la cimentación no sea horizontal, sino que presente una incli- nación descendente de ángulo β respecto a la horizontal, se podrán emplear los siguientes factores de corrección: a) coeficiente corrector del término Nc: (F.10) t c = e −2β tgφk b) coeficiente corrector del término Nq: t q = 1 − sen2β (F.11) c) coeficiente corrector del término Nγ: t γ = 1 − sen2β (F.12) donde β es el ángulo de inclinación expresado en radianes. 2 En situaciones de dimensionado transitorias en condiciones sin drenaje, el efecto de la inclinación del terreno podrá tenerse en cuenta calculando la presión de hundimiento como si la superficie del suelo fuera horizontal, reduciéndola posteriormente en un valor 2·β·cu. Cuando el ángulo de inclinación del terreno sea superior a φ’/2 debe llevarse a cabo un estudio 3 específico de estabilidad global. 4 Cuando el ángulo de inclinación del terreno sea menor o igual a 5º, se podrá tomar tc = tq = tγ=1. F.1.1.2 Presión de hundimiento en condiciones de carga sin drenaje 1 Cuando sean de aplicación situaciones de dimensionado transitorias de carga sin drenaje (véase apartado 4.2.3.1), la presión de hundimiento (ecuación 4.8) podrá expresarse en términos de tensiones totales, en cuyo caso la resistencia al corte del terreno vendrá representada por un ángulo de rozamiento interno φk=0 y una resistencia al corte sin drenaje ck=cu. 2 Los factores de capacidad de carga para esta situación de dimensionado serán: Nq = 1 Nc = 5,14 Nγ = 0 3 El valor de qok a considerar en el cálculo será la presión vertical total debida a la sobrecarga (de tierras u otras) al del nivel de la base de la cimentación y alrededor de ésta. 4 En el caso de que la resistencia al corte sin drenaje, cu, del terreno aumente con la profundidad, z, siguiendo una ley lineal del tipo cu = co + m z, donde c0 es la resistencia al corte sin drenaje en superficie, se podrá adoptar para la determinación de la presión de hundimiento la resistencia al corte sin drenaje a una profundidad B/4 bajo la cimentación, siempre que dicho valor no resulte superior a 2·c0. 5 A efectos prácticos, para el cálculo de la presión admisible se podrá considerar que el coeficiente γ R sólo afecta al término de la cohesión. SE-C-135

Documento Básico SE-C Cimientos F.1.1.3 Presión de hundimiento en tensiones efectivas 1 Para situaciones de dimensionado en las que puedan suponerse disipados los excesos de presión intersticial generados por las acciones actuantes sobre la cimentación, la presión de hundimiento (ecuación 4.8) se expresará en términos de tensiones efectivas. 2 Aunque no resulta habitual, también será de aplicación la formulación en tensiones efectivas en situaciones transitorias en las que la disipación de presiones intersticiales no se haya producido (carga sin drenaje) o sea parcial. En estos casos, será necesario determinar previamente el régi- men de presión intersticial correspondiente. 3 La resistencia al corte del terreno vendrá expresada por el ángulo de rozamiento interno efectivo (φk= φ’) y la cohesión efectiva (ck=c’). 4 Los factores de capacidad de carga se podrán obtener de las siguientes expresiones: 1 + sen φ ' π · tg φ ' Nq = (F.13) ·e 1 − sen φ ' N c = ( N q − 1 )· cotg φ ' (F.14) N γ = 1,5 ( N q − 1)· tg φ ' (F.15) 5 El valor de qok a considerar en cálculo será la presión vertical efectiva debida a la sobrecarga al nivel de la base de la cimentación y alrededor de ésta. El valor del peso específico del terreno γk a introducir en la formulación analítica será el que re- 6 presente el estado de presiones efectivas por debajo del cimiento, siendo: el peso específico aparente, γap, si el nivel freático se encuentra a una profundidad mayor que a) el ancho B* bajo la base de la cimentación; el peso específico sumergido, γ', si el nivel freático está situado en o por encima de la base de b) la cimentación; c) un peso específico intermedio, interpolado linealmente según la expresión (F.16) si el nivel freático está comprendido entre los indicados anteriormente ( ) z γ k = γ' + γ ap − γ' (F.16) B siendo z la distancia a la que se encuentra el nivel freático por debajo de la base de la cimenta- ción. d) Si existiera un flujo de agua ascendente, de gradiente iv, el valor característico del peso espe- cífico de cálculo será: γk =γ’ – iv·γw (F.17) siendo γ' el peso específico sumergido del terreno; γw el peso específico del agua; iv el gradiente vertical medio en la zona de espesor 1,5B* bajo la base de la cimentación. F.1.2 Estimación de asientos F.1.2.1 Criterios básicos 1 A efectos de aplicación de este DB se distinguirán, en el caso más general, tres tipos de asiento. En la Figura F.3 se muestra de forma esquemática la evolución de dichos asientos y su relación con el tiempo tras la aplicación de una carga: SE-C-136

Documento Básico SE-C Cimientos Figura F.3. Definición de asiento instantáneo, de consolidación primaria y de compresión secundaria a) asiento instantáneo (Si): se produce de manera inmediata o simultánea con la aplicación de la carga. Si el suelo es de baja permeabilidad y se encuentra saturado, en los momentos iniciales apenas se produce drenaje alguno, de manera que este asiento inicial corresponde a una dis- torsión del suelo, sin cambio de volumen; b) asiento de consolidación primaria (Sc): se desarrolla a medida que se disipan los excesos de presión intersticial generados por la carga y se eleva la presión efectiva media en el terreno, lo que permite la reducción progresiva del volumen de huecos del suelo. Este asiento es especialmente importante en suelos arcillosos saturados, ya que puede dilatarse considerablemen- te en el tiempo; c) asiento de compresión secundaria (Ss): se produce en algunos suelos que presentan una cierta fluencia (deformación a presión efectiva constante). Aunque puede comenzar desde los primeros momentos tras la aplicación de la carga, habitualmente sólo puede distinguirse con claridad una vez finalizado el proceso de consolidación primaria. 2 El asiento total resultante será por tanto la suma de las tres componentes anteriores: St = Si + Sc + Ss (F.18) 3 En relación con este DB, los suelos en los que se puedan desarrollar asientos de compresión secundaria no despreciables se considerarán desfavorables (tipo T-3 de acuerdo con la tabla 3.2) En estos casos se requerirá un estudio especializado para estimar estos asientos y evaluar su repercu- sión en la construcción. 4 En los suelos de permeabilidad elevada y en los parcialmente saturados, se podrá suponer que el asiento se produce de manera prácticamente simultánea a la aplicación de la carga, por lo que Si y Sc no llegarán a diferenciarse. F.1.2.2 Suelos granulares con una proporción en peso de partículas de más de 20 mm inferior al 30% 1 Si bien para estimar el asiento de una cimentación directa en un terreno de estas características podrán utilizarse correlaciones que permiten determinar el módulo de deformación del terreno en función de los resultados obtenidos en ensayos de penetración estática o dinámica realizados “in situ”, se puede utilizar la expresión (F.19) de Burland y Burbidge, basada directamente en los resultados obtenidos en el ensayo SPT o deducidos de ensayos de penetración a través de correlaciones debidamente contrastadas. S i = fl ·f s ·q' b ·B 0.7 ·Ic (F.19) SE-C-137

Documento Básico SE-C Cimientos siendo Si el asiento medio al final de la construcción, en mm. la presión efectiva bruta aplicada en la base de cimentación (en kN/m2). q’b B el ancho de la zapata o losa (en m). Ic el índice de compresibilidad, definido en el párrafo 3 de este apartado en función del valor medio de golpeo NSPT del ensayo SPT en una zona de influencia (ZI) bajo la zapata o losa, cuya profundidad viene determinada en función del ancho de la cimentación, tal y como se indica en la Figura F.4. fs un coeficiente dependiente de las dimensiones de la cimentación directa, supuesta ésta rectangular. Su valor viene dado por: 2  L  1,25·  B fs =  (F.20) L   + 0,25  B  donde L es el largo de la zapata o losa (en m) Figura F.4. Zona de influencia ZI en función del ancho (B) de la cimentación. fl es un factor de corrección que permite considerar la existencia de una capa rígida por debajo de la zapata a una profundidad Hs, (Hs < ZI), donde ZI es la profundidad de influencia bajo la zapata, dentro de la cual se produce el 75% del asiento, definida en la Figura F.4, su valor viene dado por:  Hs  H fI = s 2 −  (F.21) ZI ZI     2 Cuando el terreno se encuentre sobreconsolidado o cuando la cimentación se sitúe en el fondo de una excavación cuya máxima presión efectiva vertical en el fondo haya sido (σ’vo), el valor de (q’b) a introducir en la ecuación del asiento será: 2 ' ' qb − σ' σ' v0 < qb cuando (F.22) 3 v0 ' qb ' σ' v 0 ≥ qb (F.23) cuando 3 3 El índice de compresibilidad se podrá obtener de la expresión: SE-C-138

Documento Básico SE-C Cimientos 1,71 Ic = (F.24) N1,4 med siendo Nmed la media aritmética de los golpeos NSPT a lo largo de la zona de influencia ZI. El índice Ic determinado según la expresión (F.24) representa la media obtenida del estudio es- tadístico de más de 200 casos reales. Los índices aproximados correspondientes a la media ± una desviación standard son: 3,0 + Ic = (F.25) 1,4 N med 0,94 − Ic = (F.26) N1,4 med 4 Como reglas complementarias se deben observar las siguientes: a) el método no se considera aplicable para valores NSPT < 7 debiéndose en dicho caso realizar un estudio especializado no contemplado en este DB; b) el golpeo NSPT no se corrige por el efecto de la profundidad; c) en el caso de que el terreno esté compuesto por arenas finas y arenas limosas bajo el nivel freático, se puede emplear la corrección de Terzaghi para NSPT > 15: N SPT (corregido) = 15 + 0,5(N SPT (medido) − 15) (F.27) F.1.2.3 Suelos granulares con una proporción en peso de partículas de más de 20 mm superior al 30% 1 En este tipo de suelos los resultados de los ensayos de penetración pueden estar sujetos a incertidumbres (véase párrafo b del apartado 4.2.3.1), por lo que a los efectos de este DB se recomienda que la estimación de asientos en estos casos se realice siguiendo formulaciones elásticas. 2 El módulo de deformación a considerar podrá estimarse mediante ensayos de carga con placas de diámetro superior a 6 veces el diámetro máximo de las partículas del suelo o alternativamente mediante la expresión: G max E= (F.28) 2 siendo Gmax el módulo de rigidez tangencial máximo del terreno deducido a partir de ensayos cross- hole o down-hole. 3 En aquellos casos en los que la importancia del edificio no justifique la realización de estos ensayos, los cálculos se podrán basar exclusivamente en correlaciones que sean suficientemente conservadoras, véase tabla D.23. F.1.2.4 Suelos con un contenido de finos superior al 35% 1 En arcillas normalmente consolidadas o sobreconsolidadas en las que con las presiones aplicadas por el edificio se llegue a superar la presión de sobreconsolidación, el planteamiento de una cimen- tación directa requerirá un estudio especializado, no contemplado en este DB. 2 En el caso de arcillas sobreconsolidadas en las que con las presiones aplicadas por el edificio no se llegue a superar la presión de sobreconsolidación y no se produzcan plastificaciones locales, se po- drán emplear métodos de estimación de asientos basados en la teoría de la Elasticidad (véase tabla D.23). A efectos prácticos, se considerará que se cumple esta última condición si la resistencia a compresión simple de la arcilla sobreconsolidada es superior a la presión sobre el terreno transmitida por la carga de servicio del edificio. 3 Los módulos de deformación del terreno en este caso se podrán obtener mediante: a) ensayos triaxiales especiales de laboratorio con medida local de deformaciones en la probeta de suelo; SE-C-139

Documento Básico SE-C Cimientos b) ensayos presiómetricos en los que no se tenga en cuenta el nivel de deformaciones inducidas en el terreno por la construcción; c) ensayos cross-hole o down-hole, aplicando a los valores representativos del módulo de rigidez tangencial máximo obtenido en el ensayo (Gmax) los factores correctores (fP) que se indican en la tabla F.1 para la estimación del módulo de elasticidad sin drenaje Eu=fPGmax. El asiento total en estas circunstancias podrá estimarse mediante la siguiente expresión: St = 2 Si (F.29) Tabla F.1. Estimación del módulo de elasticidad sin drenaje de arcillas sobreconsolidadas a partir de ensayos cross-hole y down-hole. fP 15<IP < 30 30 < IP < 50 IP > 50 1,2 1,6 1,9 d) Métodos empíricos bien establecidos, basados en correlaciones que tengan en cuenta la resistencia al esfuerzo cortante sin drenaje del suelo, su plasticidad, y su grado de sobreconsolida- ción. A título orientativo podrán utilizarse los módulos de elasticidad indicados en la tabla F.2 para estimar el asiento Si en estas arcillas. Tabla F.2. Estimación del módulo de elasticidad sin drenaje de arcillas sobreconsolidadas. Rango de sobreconsolidación Eu/cu IP < 30 30 < IP < 50 IP > 50 <3 800 350 150 3–5 600 250 100 >5 300 130 50 F.2. Cimentaciones profundas F.2.1 Determinación de la resistencia de hundimiento mediante soluciones analí- ticas 1 Cuando se utilizan métodos basados en la teoría de la plasticidad, y para la obtención aproximada de la resistencia unitaria por punta y por fuste, se tendrá en cuenta si se trata de suelos granulares o suelos finos. F.2.1.1 Suelos granulares 1 La resistencia unitaria de hundimiento por punta de pilotes en suelos granulares se podrá estimar con la expresión siguiente: qp = fp· σ’vp ·Nq ≤ 20 MPa (F.30) siendo fp = 3 para pilotes hincados; fp = 2,5 para pilotes hormigonados in situ; σ'vp la presión vertical efectiva al nivel de la punta antes de instalar el pilote; 1 + senφ π tgφ , donde φ es el Nq el factor de capacidad de carga definido por la expresión .e 1 - senφ ángulo de rozamiento interno del suelo. Dada la dificultad de obtener muestras inalteradas de suelos granulares, para hallar el valor de φ en 2 laboratorio, se recomienda proceder a su determinación mediante correlaciones con ensayos”in situ” de penetración debidamente contrastadas (véase tablas 4.1 y 4.2, figuras D.1 y D.2). SE-C-140

Documento Básico SE-C Cimientos 3 La resistencia unitaria por fuste en suelos granulares se podrá estimar con la expresión siguiente: (F.31) τ f = σ 'v ⋅ k f ⋅ f ⋅ tg φ ≤ 120 kPa siendo σ'v la presión vertical efectiva al nivel considerado; Kf el coeficiente de empuje horizontal; f el factor de reducción del rozamiento del fuste; φ el ángulo de rozamiento interno del suelo granular. 4 Para pilotes hincados se tomará Kf = 1 y para pilotes perforados se tomará Kf = 0,75. Para pilotes híbridos, ejecutados con ayudas que reducen el desplazamiento del terreno, se tomará un valor intermedio en función de la magnitud de esa ayuda. 5 Para pilotes de hormigón \"in situ\" o de madera se tomará f=1. Para pilotes prefabricados de hormi- gón se tomará f = 0,9 y para pilotes de acero en el fuste se tomará f = 0,8. F.2.1.2 Suelos finos 1 La carga de hundimiento de pilotes verticales en suelos limosos o arcillosos, evaluada mediante fórmulas estáticas, debe calcularse en dos situaciones que corresponden al hundimiento sin drenaje o a corto plazo y el hundimiento con drenaje o a largo plazo. 2 La resistencia unitaria de hundimiento por punta a corto plazo se podrá obtener mediante la expre- sión siguiente: qp = N p c u (F.32) siendo cu la resistencia al corte sin drenaje del suelo limoso o arcilloso, teniendo en cuenta la pre- sión de confinamiento al nivel de la punta (entorno comprendido entre dos diámetros por encima y dos diámetros por debajo de ella) obtenida en célula triaxial o, en su caso, ensayo de compresión simple. Np depende del empotramiento del pilote, pudiéndose adoptar un valor igual a 9. 3 La resistencia unitaria de hundimiento por fuste a corto plazo será: 100c u τf = ( τ f y c u en kPa ) (F.33) 100 + c u En pilotes con fuste de acero en suelos finos, el valor de τf a corto plazo se afectará por un coefi- 4 ciente reductor de 0,8. 5 Para determinar la resistencia de hundimiento a largo plazo, se utilizará el ángulo de rozamiento efectivo deducido de los ensayos de laboratorio, despreciando el valor de la cohesión. Para ello se utilizarán las expresiones (F.30) y (F.31) correspondientes a suelos granulares. La resistencia unitaria por fuste a largo plazo τf no superará, salvo justificación, al valor límite de 0,1 6 MPa. F.2.2 Determinación de la resistencia de hundimiento mediante ensayos de pe- netración “in situ” F.2.2.1 Métodos basados en el ensayo SPT 1 El método de evaluación de la seguridad frente a hundimiento de pilotes basado en el SPT es válido para pilotes perforados y para pilotes hincados en suelos granulares, que no tengan gran propor- ción de gravas gruesas cantos ó bolos (<30% de tamaño mayor de 2 cm) que pueda desvirtuar el resultado del ensayo, en base a la heterogeneidad de los registros obtenidos. 2 La resistencia unitaria por punta se puede evaluar, para pilotes hincados, con la expresión: qp = fN N (MPa) (F.34) siendo fN = 0,4 para pilotes hincados SE-C-141

Documento Básico SE-C Cimientos fN = 0,2 para pilotes hormigonados in situ N el valor medio de NSPT. A estos efectos se obtendrá la media en la zona activa inferior y la media en la zona pasiva superior. El valor de N a utilizar será la media de las dos anteriores. (véase Figura 5.5) 3 La resistencia por fuste en un determinado nivel dentro del terreno, para un pilote hincado, se podrá considerar igual a: τf = 2,5 NSPT (kPa) (F.35) En este caso, NSPT es el valor del SPT al nivel considerado. 4 En cualquier caso no se utilizarán, a efectos de estos cálculos, índices NSPT superiores a 50. 5 Para el caso de pilotes metálicos la resistencia por fuste se reducirá al 80% del valor correspondiente a los pilotes de hormigón. 6 En suelos cohesivos, con una resistencia a la compresión simple, qu, mayor de 0,1 MPa, se podrán utilizar, a efectos orientativos, correlaciones entre los ensayos SPT y CPT (penetrómetro estático), suficientemente justificadas. F.2.2.2 Métodos basados en los ensayos continuos de penetración dinámica 1 Si en un suelo se dispone de resultados de ensayos penetrométricos dinámicos continuos, se pueden traducir los resultados correspondientes a índices SPT, y utilizar después el método basado en el ensayo SPT. 2 Dada la posible variación en las correlaciones existentes entre unos y otros ensayos de penetra- ción, las correlaciones deben justificarse con la experiencia local o disponer, en su caso para la obra concreta, de ensayos de contraste que refuercen esta correlación. F.2.2.3 Método basado en ensayos penetrométricos estáticos 1 Con los penetrómetros estáticos se puede medir, de manera continua, la resistencia unitaria en la punta del cono \"qc\" y también en su fuste \"τf\" en cualquier tipo de suelo, dependiendo de la potencia del equipo de ensayo. 2 El valor de \"q*c\" a utilizar será la media del valor medio de qc correspondiente a la zona activa inferior y del valor medio de qc correspondiente a la zona pasiva superior. (véase Figura 5.5). 3 La carga unitaria de hundimiento por punta del pilote, se supondrá igual al 80% del valor así determinado. Esto es: qp = fq·q*c (F.36) siendo fq=0,5 para pilotes hincados fq=0,4 para pilotes hormigonados in situ Para pilotes de diámetro mayor que 0,5 m, se debe utilizar una estimación conservadora de la media a la hora de evaluar qp en el entorno de la punta, se recomienda adoptar el valor mínimo medido en esa zona. 4 Si en el ensayo penetrométrico no se ha medido la resistencia unitaria por fuste, se debe suponer que tal valor es igual a 1/200 de la resistencia por punta a ese mismo nivel, si el suelo es granular, e igual a 1/100, si el suelo es cohesivo. En cualquier caso, la resistencia por fuste obtenida de esta manera indirecta no será superior a 0,1 MPa. F.2.2.4 Métodos basados en ensayos presiómetricos 1 Los presiómetros o dilatómetros miden la presión horizontal necesaria en la pared de un sondeo para plastificar el terreno. De manera aproximada, se podrá suponer: qp = K (pl – Kopo) (F.37) siendo pl la presión límite del ensayo presiométrico po la presión efectiva vertical al nivel de la cimentación en el entorno del apoyo (antes de cargar). Ko el coeficiente de empuje al reposo. En general Ko = 0,5. SE-C-142

Documento Básico SE-C Cimientos K un coeficiente de proporcionalidad que depende de la geometría del cimiento y del tipo de terreno. El valor de K puede tomarse igual a 3,2 en suelos granulares, e igual a 1,5 en suelos cohesivos. 2 El valor de \"pl\" a utilizar en la expresión (F.37) debe ser la media de los valores medios correspondientes a las zonas activa y pasiva en el entorno de la punta. 3 Como resistencia unitaria por fuste se podrá tomar el siguiente valor: 1 τf = (F.38) · (pl – Ko po) 10 El valor de τf debe limitarse, en función del tipo de terreno, a los siguientes valores: 4 τf (máximo) = 120 kPa a) suelos granulares τf (máximo) = 100 kPa b) suelos finos F.2.3 Métodos basados en pruebas de carga 1 Para la utilización de este procedimiento se considera fundamental un conocimiento detallado de la estratigrafía del terreno. 2 Cuando, para el dimensionado de pilotes, se determine la resistencia por punta Rpk o por fuste Rfk del terreno mediante pruebas estáticas de carga in situ hasta rotura podrá adoptarse como valor ca- racterístico Rk de cualquiera de esas resistencias el proporcionado por la siguiente expresión: (F.39) Rk = Min {Rmedia/ξ1 ; Rmínima/ξ2} siendo ξ1 el coeficiente aplicable al valor medio de los resultados obtenidos en los ensayos; ξ2 el coeficiente aplicable al valor mínimo de los resultados obtenidos en los ensayos. Los valores numéricos de los coeficientes ξ1 y ξ2 dependen del número de ensayos, n. La tabla F.3 3 contiene dichos valores Tabla F.3. Valores de los coeficientes ξ1 y ξ2 para pruebas de carga in situ de pilotes ≥5 n 1 2 3 4 ξ1 1,40 1,30 1,20 1,10 1,00 ξ2 1,40 1,20 1,05 1,00 1,00 4 Cuando, para el dimensionado de pilotes, se determine la resistencia global del pilote mediante pruebas dinámicas de hinca, debidamente contrastadas con pruebas estáticas hasta rotura sobre pilotes del mismo tipo y características geométricas en terrenos con las mismas propiedades geo- técnicas, podrá adoptarse como valor característico Rk el proporcionado por la siguiente expresión: (F.40) Rk = Min {Rmedia/ξ3 ; Rmínima/ξ4} siendo ξ3 el coeficiente aplicable al valor medio de los resultados obtenidos en los ensayos ξ4 el coeficiente aplicable al valor mínimo de los resultados obtenidos en los ensayos. Los valores numéricos de los coeficientes ξ3 y ξ4 depende del número de ensayos, n. La tabla F.4. 5 contiene dichos valores. Tabla F.4. Valores de los coeficientes ξ3 y ξ4 para ensayos dinámicos de hinca de pilotes ≥2 ≥5 ≥ 10 ≥ 15 ≥ 20 N ξ3 1,60 1,50 1,45 1,42 1,40 ξ4 1,50 1,35 1,30 1,25 1,25 En función de cómo se realice y controle la prueba de carga, los valores de los coeficientes ξ3 y ξ4 6 de la tabla F.4 deben multiplicarse por los siguientes factores: a) 0,85, cuando el ensayo dinámico de hinca se haga con control de deformación y aceleración; SE-C-143

Documento Básico SE-C Cimientos b) 1,10, cuando se utilice una fórmula de hinca basada en la medida de las compresiones casi- elásticas de la cabeza del pilote durante el proceso de la hinca; c) 1,20, cuando se utilice una fórmula de hinca sin medir el desplazamiento de la cabeza del pilote durante el proceso de la hinca. 7 Cuando se realicen pruebas de carga estáticas o dinámicas, para ayudar en la determinación de la resistencia de hundimiento, se podrán reducir los coeficientes de seguridad, de acuerdo con los criterios establecidos, para cada situación de dimensionado, en la tabla 2.1. F.2.4 Cimentaciones de pilotes en roca 1 El valor de cálculo de la resistencia por punta en roca qp,d de los pilotes excavados se podrá calcular de acuerdo con lo indicado en el capítulo 4 para cimentaciones superficiales en roca, introduciendo un coeficiente df para tener en cuenta la longitud de empotramiento en roca: q p,d = K sp q u d f (F.41) siendo Ksp el coeficiente dado por la expresión (4.12) qu la resistencia a compresión simple de la roca Lr d f = 1 + 0,4 ≤3 (F.42) d siendo Lr profundidad de empotramiento en roca de la misma o mejor calidad que la existente en la base del apoyo d diámetro real o equivalente (igual área) del pilote 2 La longitud del empotramiento debe medirse a partir de la profundidad en que se obtiene contacto con la roca en toda la sección del pilote. Esta profundidad dependerá de la inclinación local del techo rocoso. 3 Debe garantizarse la continuidad de la roca con características no inferiores a las consideradas en el cálculo del pilote, al menos, en una profundidad de tres diámetros por debajo del apoyo de la punta. 4 Dentro de esta zona de roca se debe considerar, para la evaluación de la resistencia de los pilotes perforados, un valor de cálculo de la resistencia unitaria por fuste τf,d (MPa) igual a: (F.43) τ f ,d = 0,2 q u,5 0 qu, vendrá especificado en MPa, debiéndose verificar siempre que la roca es estable en agua. F.2.5 Estimación de la resistencia del terreno frente a acciones horizontales. 1 La carga de rotura horizontal del terreno \"Rhk\" para un pilote se puede estimar con el esquema de cálculo que se indica en la Figura F.5. 2 El punto donde se aplica la carga H es un punto de momento flector nulo que se debe decidir en función de cálculos estructurales. Los casos particulares de c = 0 (terreno puramente granular) y de φ= 0 (terreno puramente cohesi- 3 vo) se recogen en las Figuras F.6. y F.7. SE-C-144

Documento Básico SE-C Cimientos Figura F.5. Fallo del terreno causado por una fuerza horizontal sobre un pilote SE-C-145

Documento Básico SE-C Cimientos 200 1 2 e =0 L 160 H γ e 3 Kp D H 0.2 L RESISTENCIA HORIZONTAL, D 120 0.4 0.8 80 1.5 3.0 40 0 0 4 8 12 16 20 LONGITUD ENTERRADA, L/D 1 ___________ Carga que actúa al nivel indicado 2 ------------------- Hipótesis de traslación rígida del pilote (“e” negativo) siendo γ’ Peso efectivo (sumergido en su caso) del terreno Kp Coeficiente de empuje pasivo. Puede suponerse: Kp=1,8 φ el ángulo de rozamiento interno Figura F.6. Carga de rotura horizontal del terreno (c = 0) SE-C-146

Documento Básico SE-C Cimientos 60 e H 1 =0 D e 2 2 50 cuD 1 H L 2 4 RESISTENCIA HORIZONTAL, D 40 8 30 10 20 10 0 0 12 20 8 16 4 LONGITUD ENTERRADA, L/D 1 ____________ Carga que actúa al nivel indicado 2 -------------------- Hipótesis de traslación rígida del pilote (“e” negativo) siendo cu Resistencia al corte sin drenaje Figura F.7. Carga de rotura horizontal del terreno (φ = 0) F.2.6 Estimación de asientos en pilotes F.2.6.1 Asientos del pilote aislado 1 Se puede adoptar la simplificación de que el asiento de un pilote vertical aislado sometido a una carga vertical, de servicio, en su cabeza igual a la máxima recomendable por razones de hundimiento, es aproximadamente, el uno por ciento de su diámetro, más el acortamiento elástico del pilote. 2 El asiento del pilote individual aislado, considerando el acortamiento elástico del pilote se podrá expresar mediante la siguiente fórmula aproximada: D  l1 + α l 2 si =  P  40 R + (F.44)  AE   ck siendo si el asiento del pilote individual aislado; D el diámetro del pilote (para formas no circulares se obtendrá el diámetro equivalente); P la carga sobre la cabeza; la carga de hundimiento; Rck la longitud del pilote fuera del terreno; l1 la longitud del pilote dentro del terreno; l2 A el área de la sección transversal del pilote; E el módulo de elasticidad del pilote; SE-C-147

Documento Básico SE-C Cimientos α un parámetro variable según el tipo de transmisión de cargas al terreno, α=1 para pilotes que trabajan principalmente por punta y α=0.5 para pilotes flotantes. Para situaciones intermedias, se adoptará el siguiente valor de α: 1 α= (0,5 Rfk + Rpk) (F.45) R ck donde es la carga de hundimiento por punta; Rpk Rfk es la carga de hundimiento por fuste. F.2.6.2 Consideración del efecto grupo 1 En los grupos de pilotes, y debido a la interferencia de las cargas, el asiento de cada pilote puede ser mayor. Para tenerlo en cuenta, se podrán adoptar las siguientes simplificaciones: 2 Para pilotes columna, trabajando por punta en roca, separados más de tres diámetros, el efecto grupo se considera despreciable. 3 Para otras situaciones se puede suponer que toda la carga del grupo está uniformemente repartida en un plano situado a la profundidad \"z\" bajo la superficie del terreno: z = α · l2 (F.46) con los significados de \"α\" y \" l 2\" indicados anteriormente y con unas dimensiones transversales B1 x L1 dadas por: B1 = Bgrupo + (1 - α) l 2 (F.47) L1 = Lgrupo + (1 - α) l 2 (F.48) siendo Bgrupo y Lgrupo las dimensiones del grupo, considerando planos exteriores tangentes a los pilotes externos del grupo. 4 El cálculo del asiento debido a esta carga vertical repartida en profundidad se estimará de acuerdo con los procedimientos generales de cálculo de asientos de cimentaciones superficiales. F.2.7 Estimación de movimientos horizontales en pilotes F.2.7.1 Pilote aislado 1 Para el cálculo de los movimientos horizontales del pilote se podrá utilizar la teoría de la “viga elás- tica” o del “coeficiente de balasto”. 2 Aunque las soluciones \"exactas\" de este problema están bien resueltas mediante ábacos y curvas, en el presente DB se admitirá como suficientemente preciso utilizar la solución aproximada que se esquematiza en la Figura F.8. 3 En la solución aproximada de la Figura F.8 la parte del pilote que queda dentro del terreno queda sustituida, a efectos del cálculo de esfuerzos y movimientos al nivel del terreno, por una varilla rígi- da de longitud L, sujeta a su base mediante un resorte vertical, otro horizontal y otro de giro, tal como se indica en la figura. Figura F.8. Barra equivalente para el cálculo de movimientos SE-C-148

Documento Básico SE-C Cimientos 4 La línea de terreno, a efectos de cálculo de movimientos horizontales o de esfuerzos en el pilote, según la Figura F.8, debe fijarse con prudencia. Se despreciará la colaboración de zonas que sean especialmente blandas o deformables en comparación con el terreno inmediato inferior. 5 Los valores de los parámetros del pilote equivalente se pueden obtener de las siguientes expresiones:  l L = 110 − 0,15 ln 2  T ≥ 0,8 T , (F.49) T   EI  l  EI K h =  0,68 + 0,20 ln 2  ⋅ 3 ≤ (F.50)   T T  T3 l  EI  EI ≤ 0,6 K θ =  0,3 + 0,20 ln 2  ⋅   (F.51) T T  T 1 Kv = (1) D  l1 + α l 2 (F.52)    40R +  AE   ck siendo L la longitud del empotramiento equivalente la longitud del pilote fuera del terreno l1 la longitud enterrada del pilote l2 T la longitud elástica del pilote A el área de la sección transversal del pilote E el módulo de elasticidad del material que forma el pilote I el momento de inercia respecto a un eje de giro perpendicular al plano de estudio α el parámetro definido en la expresión (F.45) 6 Para estimar la presión horizontal que se opone al movimiento del pilote a cierta profundidad (ph) se podrá utilizar la teoría del coeficiente de balasto. Según esta teoría el valor de ph viene dado por la expresión: ph = Ks δ (F.53) siendo Ks el módulo de balasto horizontal del pilote; δ el desplazamiento horizontal del pilote. 7 El módulo de balasto Ks tiene dimensiones de fuerza dividida por longitud al cubo y se debe estimar por alguno de los procedimientos que se citan a continuación: a) mediante pruebas de carga horizontal, debidamente interpretadas; b) mediante información local, debidamente contrastada; c) en función del resultado de ensayos presiométricos o dilatométricos realizados en sondeos; d) mediante correlaciones empíricas. 8 Cuando se utilicen los resultados de ensayos presiométricos, se determinará el módulo de balasto horizontal mediante la expresión : Ep Ks = α · (F.54) D siendo Ep el módulo presiométrico D el diámetro del pilote ≥ 0,3 m α un factor adimensional que depende del tipo de terreno y oscila entre 1,5 para arcillas y 3 para suelos granulares. SE-C-149

Documento Básico SE-C Cimientos 9 Cuando se utilicen correlaciones empíricas para determinar el coeficiente de balasto se distinguirá entre: a) arenas; b) arcillas. 10 En arenas se podrá admitir que el módulo de balasto depende no sólo de la profundidad z, sino también del diámetro del pilote, D según indica la expresión: z K s = nh · (F.55) D siendo nh el valor de la tabla F.5. Tabla F.5.- Valores de \"nh\" en MPa/m3 Situación respecto al nivel freático Compacidad de la arena Por encima Por debajo Floja 2 1,2 Media 5 3 Compacta 10 6 Densa 20 12 11 Podrá adoptarse como longitud elástica del pilote, T, el valor adimensional definido por la expresión: 1/5  EI  T=  (F.56) n   h siendo E, I los definidos anteriormente; nh el valor definido en la tabla F.5 12 En arcillas se podrá suponer que el módulo de balasto es proporcional a su resistencia al corte sin drenaje, cu, e inversamente proporcional al diámetro del pilote, D, según indica la expresión (F.57): Cu K s = 67 (F.57) D 13 En estos casos podrá adoptarse como “longitud elástica” del pilote T, el valor adimensional definido por la expresión: 1/4  EI  T=   (F.58)  DK    s siendo E, I, D, Ks los definidos anteriormente; F.2.7.2 Efecto grupo 1 Para estimar el movimiento horizontal del grupo, en aquellos casos en los que no resulte crítico, se podrá considerar cada pilote del grupo sustituido, en su parte enterrada, por una varilla rígida virtual soportada por los resortes indicados en la Figura F.8, pero afectando a la longitud elástica estimada en la hipótesis de \"pilote aislado\" por un coeficiente de mayoración, m, tal y como se indica en la expresión (F.59): T (pilote dentro del grupo) = m . T (pilote aislado) (F.59) 2 Para espaciamientos entre pilotes superiores a 2,5 D y para pilotes cuya longitud dentro del terreno sea superior a 2,5 T, y a falta de datos concretos más fiables, se pueden utilizar los siguientes valores de m. (véase Figura F.9) SE-C-150

Documento Básico SE-C Cimientos 2 D m = 1 + 0,5  ≤ 1,10 (F.60) Primera fila S   1    D  2 2 D  m = 1 + 0,5 ·1 +   ≤ 1,30 S   Filas siguientes (F.61)   S     1   2    siendo D el diámetro del pilote S la separación entre ejes FILA 1ª S1 DIRECCION DEL ESFUERZO HORIZONTAL PRINCIPAL D S2 Figura F.9. Consideración del efecto grupo en la rigidez transversal para el cálculo de movimientos horizontales F.2.8 Cálculo de esfuerzos en pilotes 1 Para obtener los esfuerzos en la parte enterrada de los pilotes, cuando se utilice el mismo modelo que el indicado en el apartado F.2.7.1, se aceptará la solución simplificada que se recoge en la Fi- gura F.10. 2 Para poder usar el modelo estructural de la Figura F.10 se determinarán previamente los valores de cálculo de los efectos de las acciones de la estructura sobre el pilote según se indica en el apartado 2.4.2.5 utilizando los coeficientes de seguridad parciales, γE, que se indican en la tabla 2.1. En dicha figura a estos esfuerzos se les denomina Ho y Mo (cortante y momento flector, respectivamente). 3 El valor de la profundidad zo, en la Figura F.10 es función exclusiva de la longitud enterrada del pilote, que se denomina “L” en dicha figura, y de la longitud elástica “T”, que se define en el apartado F.2.7.1 en función del producto de inercia de la sección transversal del pilote (EI) y de la deformabilidad del terreno. 4 El momento flector en la parte enterrada de la Figura F.10 se puede evaluar componiendo las partes debidas al esfuerzo de corte, Ho, parte superior de la figura, y el debido al momento flector Mo, parte inferior de la figura. SE-C-151

Documento Básico SE-C Cimientos Figura F.10. Atenuación de esfuerzos en la parte enterrada de los pilotes F.3. Elementos de contención F.3.1 Métodos de equilibrio límite para estudio de la estabilidad de la pantalla 1 La comprobación de la estabilidad propia de la pantalla puede hacerse por el método del equilibrio límite, suponiendo que es una estructura rígida y que se produce la rotura del terreno en la base de la pantalla, a ambos lados de la misma. 2 Los empujes del terreno y del agua sobre la pantalla se determinan según los criterios definidos en el apartado 6.2, tomando en consideración la posible presencia de edificaciones o servicios próxi- mos a coronación. 3 Los empujes del terreno no deben ser inferiores, en ningún caso, a 0,25·σ´v, siendo·σ´v la presión efectiva vertical en cada capa del terreno. SE-C-152

Documento Básico SE-C Cimientos 4 Los cálculos se podrán efectuar, en las fases intermedias de la excavación o de la construcción del edificio, considerando los valores representativos de las acciones y los valores característicos de los parámetros del terreno. En el intradós se considerará únicamente una fracción del empuje pasivo (ya que los corrimientos que serian necesarios para su movilización completa son demasiado grandes). En la elección de dicha fracción del empuje pasivo va implícito el coeficiente de seguridad de la estabilidad de la pantalla. Se tomarán los empujes activos sin afectar por ningún coeficiente de seguridad y los pasivos disminuidos, con relación a los de cálculo, por el coeficiente, γE, definido en la tabla 2.1. 5 Se plantean las siguientes alternativas para el estudio de la pantalla: a) pantalla en voladizo; b) pantalla con un punto de sujeción; c) pantalla con más de un punto de sujeción; F.3.1.1 Pantalla en voladizo 1 En la Figura F.11a se representa la deformada de la pantalla y las leyes de empujes unitarios a ambos lados de la misma, supuesto un terreno homogéneo sin cohesión y sin agua así como sin construcciones ni servicios en su entorno. Figura F.11. Pantalla en voladizo 2 En la Figura F.11b se representan las leyes de empujes simplificadas por encima del punto P de momento nulo, y la resultante R de los empujes por debajo de dicho punto que se supone actuando en P. 3 El planteamiento del equilibrio de fuerzas y momentos con el diagrama de la Figura F.11b, permite determinar las dos incógnitas R y to. En general, será suficiente establecer la nulidad de los momentos en P, con lo que se obtendrá to. 4 Para determinar el empotramiento total de la pantalla, to + t, para que sea estable, se podrá aplicar la regla empírica: t = 0,2 to (F.62) 5 Este exceso de profundidad por debajo del punto de momento nulo es suficiente para que pueda desarrollarse la fuerza R necesaria para mantener el equilibrio. 6 La magnitud de los empujes del terreno y del agua puede determinarse por medio de los criterios definidos en el apartado 6.2, no debiendo ser inferior el empuje unitario obtenido, a 0,25·σ´v. 7 Si la pantalla es de tablestacas metálicas, el ángulo de rozamiento del terreno con la pantalla se considerará nulo. En cualquier otro caso no debe tomarse mayor de los dos tercios del ángulo de rozamiento interno del terreno. 8 El rozamiento de la pantalla con el terreno en el intradós (lado de los empujes pasivos) se conside- rará nulo. 9 En el cálculo de los empujes se tendrán en cuenta las sobrecargas de cualquier tipo que puedan existir sobre el terreno en el trasdós de la pantalla. El coeficiente γE de minoración del empuje pasivo se define en la tabla 2.1. 10 11 Si la excavación se hace por debajo del nivel freático se considerará, a cada lado de la pantalla, la correspondiente ley de presiones intersticiales y de empujes del terreno, en términos de tensiones efectivas. SE-C-153

Documento Básico SE-C Cimientos F.3.1.2 Pantalla con un punto de sujeción próximo a coronación 1 Se plantean dos posibles métodos de análisis: a) método de “base libre”; b) método de “base empotrada”. 2 La rotura por rotación o traslación de la pantalla con un punto de sujeción puede efectuarse en la hipótesis de que todos los corrimientos de la pantalla, en la parte empotrada, tienen el mismo sentido (hacia el lado de la excavación). Este procedimiento se conoce con el nombre de \"base libre\". 3 En la Figura F.12a se representa la deformada de la pantalla y las leyes de empujes unitarios, activos en el trasdós y pasivos en el intradós por debajo del fondo de excavación; en la Figura F.12b se representan las leyes de empujes simplificadas. Figura F.12. Pantalla con un punto de sujeción y base libre 4 La magnitud de los empujes puede determinarse por medio de los criterios definidos para pantallas en voladizo y en el apartado 6.2, no debiendo ser inferior, el empuje unitario obtenido, a 0,25·σ´v El coeficiente γE de minoración del empuje pasivo se define en la tabla 2.1. 5 6 El planteamiento del equilibrio de fuerzas y momentos permite determinar las dos únicas incógnitas, la fuerza de sujeción F y la profundidad de empotramiento to, estrictamente necesaria para la estabilidad. Como profundidad real de empotramiento debe tomarse: to + 0,2 to (F.63) 7 Otra posible alternativa de cálculo consiste en el método de la \"base empotrada\". Este método toma en consideración el hecho de que, cuando la profundidad de empotramiento aumenta, aparece un cierto empotramiento en la base. Utiliza la hipótesis de Blum (el punto de momento nulo coincide aproximadamente con el punto de empuje nulo). En la Figura F.13a se representan la deformada y las leyes de empujes, en el caso de suelo homogéneo, sin cohesión y sin agua. En la Figura F.13b se representan las leyes de empujes unitarios simplificadas, y en la Figura F.13c, las que se consideran para el planteamiento del equilibrio, junto con las fuerzas F, de sujeción y R, resultante de empujes por debajo del punto P, que se requieren para establecerlo. Se ha representado la ley de empujes resultante y puede apreciarse que tiene valor nulo en un cierto punto O (en el cual, el empuje activo en el trasdós iguala al pasivo afectado por el coeficiente de seguridad en el intradós), por debajo del nivel de excavación. SE-C-154

Documento Básico SE-C Cimientos Figura F.13. Pantalla con un solo punto de sujeción y base empotrada 8 En este caso el número de incógnitas es de tres (to, F y R), mientras que el de ecuaciones estáticas es de dos (equilibrio de resultante y de momentos). Para resolver el problema se hace uso de una hipótesis auxiliar, muy aproximada a la realidad, consistente en suponer que el momento de la fuerza de sujeción en el punto O es igual y contrario al de los empujes unitarios por encima de dicho punto, con relación al mismo. O lo que es lo mismo, que el momento flector de la pantalla en el pun- to O es nulo. Esta hipótesis proporciona la tercera ecuación necesaria. 9 Para determinar el empotramiento total de la pantalla, to + t, para que sea estable, se aplica la regla empírica: t = 0,2 to (F.64) 10 Este exceso de profundidad por debajo del punto de corrimiento nulo es suficiente para que pueda desarrollarse la fuerza R necesaria para mantener el equilibrio. F.3.1.3 Pantalla con más de un punto de sujeción 1 El problema de la estabilidad es estáticamente indeterminado, aún en el caso de que la pantalla se proyecte sin soporte fijo en la zona de empotramiento. Los empujes sobre la pantalla se definirán según los criterios definidos en el apartado 6.2. 2 En cuanto a las fuerzas de sujeción, será necesario hacer hipótesis suplementarias razonables, sobre qué parte de los empujes activos absorbe cada anclaje o elemento de sujeción, siendo conveniente efectuar los cálculos por procedimientos que tomen en consideración la interacción terreno - pantalla (basados en el modelo de Winkler o mediante métodos de elementos finitos o diferencias finitas). 3 La deformada real, en cada caso, dependerá de la magnitud de los empujes (o de la naturaleza del terreno), de la flexibilidad de la pantalla, del tipo de sujeción y del momento en que empiece a actuar con relación a la excavación. F.3.1.4 Métodos basados en el modelo de Winkler para el estudio de la estabilidad de la pantalla 1 La pantalla se modeliza como una viga elástica sobre muelles. 2 En la Figura F.14a se esquematiza una pantalla con el terreno modelado mediante una serie de muelles y en la Figura F.14b la ley empuje del terreno – deformación (tensión, desplazamiento) que debe definirse para cada uno de ellos. SE-C-155

Documento Básico SE-C Cimientos Estado pasivo TENSION Estado en reposo Estado activo DESPLAZAMIENTO (b) (a) Figura F.14. Pantalla modelada como viga elástica sobre muelles 3 El estudio geotécnico debe proporcionar la información necesaria para definir la ley tensión - desplazamiento de cada uno de los muelles, mediante: a) coeficientes de balasto; b) coeficientes de empuje activo y pasivo; c) empuje al reposo (incluyendo los empujes debidos al terreno y al agua). El coeficiente de balasto kh se define como el cociente entre la presión horizontal (q) aplicada sobre 4 un determinado punto del terreno en el paramento de la pantalla y el desplazamiento horizontal (δ) experimentado por dicho punto: q kh = (F.65) δ 5 El coeficiente de balasto, así definido, tiene unidades de densidad. 6 El coeficiente de balasto no es un parámetro intrínseco del material y en su definición debe tomarse en consideración la geometría y características de la pantalla y el nivel de excavación. 7 La estimación del coeficiente de balasto podrá realizarse: a) a partir de correlaciones suficientemente contrastadas con parámetros geotécnicos del terreno; b) a partir de la determinación de parámetros de deformabilidad representativos del terreno en la zona de influencia de la pantalla, ya sea mediante ensayos in situ o de laboratorio, y el posterior cálculo geotécnico para estimar movimientos en función del nivel de tensiones en la pantalla. 8 Podrán considerarse valores del coeficiente de balasto diferentes en las ramas de carga y descarga. 9 Los elementos de apoyo se modelarán mediante muelles caracterizados con sus leyes tensión - desplazamiento. 10 Los cálculos se efectuarán considerando los valores representativos de las acciones y los valores característicos de los parámetros del terreno. 11 Este método de análisis permite estudiar pantallas con varios niveles de apuntalamiento o anclaje y considerar en el cálculo el proceso de ejecución. Asimismo, permite estimar el movimiento horizontal de la pantalla. Deberá comprobarse que el cociente entre el empuje pasivo total y el movilizado, γE, es superior a 12 0,6 (pasivo movilizado inferior al 60%) en situaciones permanentes o transitorias y a 0,8 (pasivo movilizado inferior al 80%) en situaciones extraordinarias (tabla 2.1). F.3.1.5 Métodos basados en modelos de elementos finitos o diferencias finitas para el estudio de la estabilidad de la pantalla 1 El cálculo de la pantalla podrá efectuarse empleando modelos de elementos finitos o diferencias finitas, considerando el comportamiento del terreno según un modelo elastoplástico. SE-C-156

Documento Básico SE-C Cimientos 2 La caracterización de los materiales en los cálculos tensodeformacionales debe ajustarse a partir de experiencias comparables, con el mismo modelo de cálculo. La deformabilidad adoptada para los materiales debe evaluarse tomando en consideración su nivel de deformación. 3 El cálculo debe efectuarse con programas suficientemente contrastados en este tipo de estudios, y en su caso, deben efectuarse análisis de contraste con procedimientos clásicos. 4 La pantalla se modelará como una viga elástica con unos elementos de interface que deben caracterizar el contacto terreno - pantalla. 5 Las herramientas de cálculo deben eliminar las tracciones tanto en el terreno como en los elementos de interface. 6 El estudio geotécnico debe proporcionar los parámetros necesarios para definir el comportamiento tensodeformacional de los distintos niveles de terreno afectados por la obra. 7 Los cálculos se efectuarán considerando los valores representativos de las acciones y los valores característicos de los parámetros del terreno. 8 Este método de análisis permite estudiar pantallas con varios niveles de apuntalamiento o anclaje y considerar, en el cálculo, el proceso de ejecución. Asimismo permite estimar el movimiento de la pantalla y de los elementos de cimentación o servicios próximos. 9 La estabilidad de la pantalla debe comprobarse por uno de los dos procedimientos siguientes: a) efectuando los cálculos minorando los parámetros resistentes del terreno. Se considerarán coeficientes de seguridad, γM, de 1,5 en situación permanente o transitoria y 1,2 en situación extraordinaria (tabla 2.1); calculando directamente el coeficiente de seguridad, γM, que debe ser superior a 1,5 en situa- b) ción permanente o transitoria y a 1,2 en situación extraordinaria. SE-C-157

Documento Básico SE-C Cimientos Anejo G. Normas de referencia Normativa UNE UNE 22 381:1993 Control de vibraciones producidas por voladuras. UNE 22 950-1:1990 Propiedades mecánicas de las rocas. Ensayos para la determinación de la resistencia. Parte 1: Resistencia a la compresión uniaxial. UNE 22 950-2:1990 Propiedades mecánicas de las rocas. Ensayos para la determinación de la resistencia. Parte 2: Resistencia a tracción. Determinación indirecta (ensayo brasileño). UNE 80 303-1:2001 Cementos con características adicionales. Parte 1: Cementos resistentes a los sulfatos. UNE 80 303-2:2001 Cementos con características adicionales. Parte 2: Cementos resistentes al agua de mar. UNE 80 303-3:2001 Cementos con características adicionales. Parte 3: Cementos de Bajo calor de hidratación. UNE 103 101:1995 Análisis granulométrico de suelos por tamizado. UNE 103 102:1995 Análisis granulométrico de suelos finos por sedimentación. Método del densímetro. UNE 103 103:1994 Determinación del límite líquido de un suelo por el método del aparato de casagrande. UNE 103 104:1993 Determinación del limite plástico de un suelo. UNE 103 108:1996 Determinación de las características de retracción de un suelo. UNE 103 200:1993 Determinación del contenido de carbonatos en los suelos. UNE 103 202:1995 Determinación cualitativa del contenido en sulfatos solubles de un suelo. UNE 103 204:1993 Determinación del contenido de materia orgánica oxidable de un suelo por el método del permanganato potásico. UNE 103 300:1993 Determinación de la humedad de un suelo mediante secado en estufa. UNE 103 301:1994 Determinación de la densidad de un suelo. Método de la balanza hidros- tática. UNE 103 302:1994 Determinación de la densidad relativa de las partículas de un suelo. UNE 103 400:1993 Ensayo de rotura a compresión simple en probetas de suelo. UNE 103 401:1998 Determinación de los parámetros de resistentes al esfuerzo cortante de una muestra de suelo en la caja de corte directo. UNE 103 402:1998 Determinación de los parámetros resistentes de una muestra de suelo en el equipo triaxial. UNE 103 405:1994 Geotecnia. Ensayo de consolidación unidimensional de un suelo en edómetro. SE-C-159

Documento Básico SE-C Cimientos UNE 103 500:1994 Geotecnia. Ensayo de compactación. Proctor normal. UNE 103 501:1994 Geotecnia. Ensayo de compactación. Proctor modificado. UNE 103 600:1996 Determinación de la expansividad de un suelo en el aparato Lambe. UNE 103 601:1996 Ensayo del hinchamiento libre de un suelo en edómetro. UNE 103 602:1996 Ensayo para calcular la presión de hinchamiento de un suelo en edóme- tro. UNE 103 800:1992 Geotecnia. Ensayos in situ. Ensayo de penetración estándar (SPT). UNE 103 801:1994 Prueba de penetración dinámica superpesada. UNE 103 802:1998 Geotecnia. Prueba de penetración dinámica pesada. UNE 103 804:1993 Geotecnia. Procedimiento internacional de referencia para el ensayo de penetración con el cono (CPT). UNE EN 1 536:2000 Ejecución de trabajos especiales de geotecnia. Pilotes perforados. UNE EN 1 537:2001 Ejecución de trabajos geotécnicos especiales. Anclajes. UNE EN 1 538:2000 Ejecución de trabajos geotécnicos especiales. Muros-pantalla. UNE EN 12 699:2001 Realización de trabajos geotécnicos especiales. Pilotes de desplazamiento. Normativa ASTM ASTM : G57-78 (G57-95a) Standard Test Method for field measurement of soil resistivity using the Wenner Four-Electrode Method. ASTM : D 4428/D4428M-00 Standard Test Methods for Crosshole Seismic Testing. Normativa NLT NLT 225:1999 Estabilidad de los áridos y fragmentos de roca frente a la acción de desmoronamiento en agua. NLT 254:1999 Ensayo de colapso en suelos. NLT 251:1996 Determinación de la durabilidad al desmoronamiento de rocas blandas. SE-C-160

SE-A Documento Básico Seguridad estructural Acero Marzo 2006

Documento Básico SE-A Acero Índice 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación y consideraciones previas 1.2 Condiciones particulares para el cumplimiento del DB-SE-A 2 Bases de cálculo 2.1 Generalidades 2.2 Verificaciones 2.3 Estados límite últimos 2.4 Estados límite de servicio 3 Durabilidad 4 Materiales 4.1 Generalidades 4.2 Aceros en chapas y perfiles 4.3 Tornillos, tuercas y arandelas 4.4 Materiales de aportación 4.5 Resistencia de cálculo 5 Análisis estructural 5.1 Generalidades 5.2 Modelos del comportamiento estructural 5.3 Estabilidad lateral global 5.4 Imperfecciones iniciales 5.5 Análisis plástico 6 Estados límite últimos 6.1 Generalidades 6.2 Resistencia de las secciones 6.3 Resistencia de las barras 7 Estados límite de servicio 7.1 Deformaciones, flecha y desplome 7.2 Vibraciones 7.3 Deslizamiento de uniones 8 Uniones 8.1 Bases de cálculo 8.2 Criterios de comprobación 8.3 Rigidez 8.4 Resistencia 8.5 Resistencia de los medios de unión. Uniones atornilladas. 8.6 Resistencia de los medios de unión. Uniones soldadas. 8.7 Capacidad de rotación 8.8 Algunas uniones típicas 8.9 Uniones de perfiles huecos en las vigas de celosía 9 Fatiga 9.1 Generalidades SE-A-i

Documento Básico SE-A Acero 10 Ejecución 10.1 Materiales 10.2 Operaciones de fabricación en taller 10.3 Soldeo 10.4 Uniones atornilladas 10.5 Otros tipos de tornillos 10.6 Tratamientos de protección 10.7 Ejecución de soldeo y montaje en taller (tratamiento de protección) 10.8 Control de fabricación en taller 11 Tolerancias 11.1 Tolerancias de fabricación 11.2 Tolerancias de ejecución 12 Control de calidad 12.1 Generalidades 12.2 Control de calidad de la documentación del proyecto 12.3 Control de calidad de los materiales 12.4 Control de calidad de la fabricación 12.5 Control de calidad del montaje 13 Inspección y mantenimiento 13.1 Inspección Anejo A. Terminología Anejo B. Notación y Unidades B.1 Notación B.2 Unidades Anejo C. Fatiga. Método de las curvas S-N C.1 Generalidades C.2 Símbolos C.3 Comprobación de la fatiga C.4 Comprobación Anejo D. Normas de referencia SE-A-ii

Documento Básico SE-A Acero 1 Generalidades 1.1 Ámbito de aplicación y consideraciones previas 1 Este DB se destina a verificar la seguridad estructural de los elementos metálicos realizados con acero en edificación. No se contemplan, por tanto, aspectos propios de otros campos de la cons- trucción (puentes, silos, chimeneas, antenas, tanques, etc.).Tampoco se tratan aspectos relativos a elementos que, por su carácter específico, requieren consideraciones especiales. 2 Este DB se refiere únicamente a la seguridad en condiciones adecuadas de utilización, incluidos los aspectos relativos a la durabilidad, de acuerdo con el DB-SE. La satisfacción de otros requisitos (aislamiento térmico, acústico, resistencia al fuego) quedan fuera de su alcance. Los aspectos relativos a la fabricación, montaje, control de calidad, conservación y mantenimiento se tratan, exclusivamente, en la medida necesaria para indicar las exigencias que se deben cumplir en concordancia con las hipótesis establecidas en el proyecto de edificación. 1.2 Condiciones particulares para el cumplimiento del DB-SE-A 1 La aplicación de los procedimientos de este DB se llevará a cabo de acuerdo con las condiciones particulares que en el mismo se establecen, con las condiciones particulares indicadas en el DB-SE y con las condiciones generales para el cumplimiento del CTE, las condiciones del proyecto, las condiciones en la ejecución de las obras y las condiciones del edificio que figuran en los artículos 5, 6, 7 y 8 respectivamente de la parte I del CTE. 2 La documentación del proyecto será la que se figura en el apartado 2 Documentación del DB-SE incluyendo además: a) las características mecánicas consideradas para los aceros en chapas y perfiles, tornillos, materiales de aportación, pinturas y materiales de protección de acuerdo con las especificaciones que figuran en el apartado 4 de este DB; b) las dimensiones a ejes de referencia de las barras y la definición de perfiles, de las secciones armadas, chapas, etc.; las uniones (medios de unión, dimensiones y disposición de los tornillos o cordones) conforme con lo prescrito en el apartado 8 de este DB. SE-A-3

Documento Básico SE-A Acero 2 Bases de cálculo 2.1 Generalidades 1 Las especificaciones, criterios, procedimientos, principios y reglas que aseguran un comportamiento estructural adecuado de un edificio conforme a las exigencias del CTE, se establecen en el DB SE. En este DB se incluyen los aspectos propios de los elementos estructurales de acero. 3 Para el tratamiento de aspectos específicos o de detalle la información contenida en este DB se po- drá ampliar con el contenido de las normas UNE ENV 1993-1-1:1996, UNE ENV 1090-1:1997, UNE ENV 1090-2:1999, UNE ENV 1090-3:1997, UNE ENV 1090-4:1998. 2.2 Verificaciones 2.2.1 Tipos de verificación 1 Se requieren dos tipos de verificaciones de acuerdo a DB SE 3.2, las relativas a: a) La estabilidad y la resistencia (estados límite últimos). b) La aptitud para el servicio (estados límite de servicio). 2.2.2 Modelado y análisis 1 El análisis estructural se basará en modelos adecuados del edificio de acuerdo a DB SE 3.4 2 Se deben considerar los incrementos producidos en los esfuerzos por causa de las deformaciones (efectos de 2º orden) allí donde no resulten despreciables. 3 No es necesario comprobar la seguridad frente a fatiga en estructuras normales de edificación que no estén sometidas a cargas variables repetidas de carácter dinámico. Debe comprobarse la seguridad frente a fatiga de los elementos que soportan maquinarias de ele- vación o cargas móviles o que están sometidos a vibraciones producidas por sobrecargas de carác- ter dinámico (máquinas, viento, personas en movimiento). 4 En el análisis estructural se deben tener en cuenta las diferentes fases de la construcción, incluyendo el efecto del apeo provisional de los forjados si está previsto. Deberán comprobarse las situaciones transitorias correspondientes al proceso constructivo si el modo de comportamiento de la estructura varía en dicho proceso, dando lugar a estados límite de tipos diferentes a los considerados en las situaciones persistentes (por ejemplo, por torsión en elementos concebidos para trabajar en flexión) o de magnitud claramente diferente a las consideradas, por cambios en las longitudes o secciones de las piezas. No será necesaria dicha comprobación en estructuras porticadas con nudos rígidos o arriostramientos si el modo de comportamiento a que responden los modelos empleados se mantiene durante todo el proceso constructivo y las dimensiones a lo largo de dicha fase son las de la situación final de la estructura. 2.3 Estados límite últimos 2.3.1 Condiciones que deben verificarse Para la verificación de la capacidad portante se consideran los estados límite últimos de estabilidad y resistencia, de acuerdo a DB SE 4.2 SE-A-5

Documento Básico SE-A Acero 2.3.2 Efecto de las acciones Para cada situación de dimensionado, los valores de cálculo del efecto de las acciones se obten- drán mediante las reglas de combinación indicadas en DB SE 4.2. 2.3.3 Coeficientes parciales de seguridad para determinar la resistencia 1 Para los coeficientes parciales para la resistencia se adoptarán, normalmente, los siguientes valores: γM0 = 1,0 5 a) coeficiente parcial de seguridad relativo a la plastificación del material γM1 = 1,05 b) coeficiente parcial de seguridad relativo a los fenómenos de inestabilidad γM2 = 1,25 c) coeficiente parcial de seguridad relativo a la resistencia última del material o sección, y a la resistencia de los medios de unión γM3 = 1,1 d) coeficiente parcial para la resistencia al deslizamiento de uniones con tornillos pretensazos en Estado Límite de Servicio. γM3 = 1,25 coeficiente parcial para la resistencia al deslizamiento de uniones con tornillos pretensazos en Estado Límite de Último. γM3 = 1,4 coeficiente parcial para la resistencia al deslizamiento de uniones con tornillos pretensazos y agujeros rasgados o con sobremedida. 2 Los coeficientes parciales para la resistencia frente a la fatiga están definidos en el Anejo C. 2.4 Estados límite de servicio 2.4.1 Condiciones que deben verificarse 1 Se considera que hay un comportamiento adecuado, en relación con las deformaciones, las vibraciones o el deterioro, si se cumple, para las situaciones de dimensionado pertinentes, que el efecto de las acciones no alcanza el valor límite admisible establecido para el mismo de acuerdo a DB SE 4.3 2.4.2 Efecto de las acciones 1 Para cada situación de dimensionado, los valores de cálculo del efecto de las acciones se obten- drán mediante las reglas de combinación indicadas DB SE. 2.4.3 Propiedades elásticas. 1 Se emplearán valores medios para las propiedades elásticas de los materiales.. 2.5 Geometría 2.5.1 Valor de cálculo 1 El valor de cálculo de una dimensión geométrica se representa normalmente por su valor nominal: a d = a nom (2.7) ad valor de cálculo de una dimensión geométrica, a nom valor nominal de la misma dimensión, en el proyecto. 2.5.2 Desviaciones de una dimensión geométrica SE-A-6

Documento Básico SE-A Acero 1 En los casos en los que las posibles desviaciones de una dimensión geométrica de su valor nominal puedan tener una influencia significativa en la seguridad estructural (como en el análisis de los efectos de segundo orden), el valor de cálculo de esta dimensión quedará definido por: a d = a nom ± ∆a (2.8) ∆a desviación de una dimensión geométrica de su valor nominal, o el efecto acumulado de diferentes desviaciones geométricas que se pueden producir simultáneamente y se define de acuerdo con las tolerancias admitidas. En el caso en que pueda determinarse por medición la desviación producida, se empleará dicho valor. SE-A-7

Documento Básico SE-A Acero 3 Durabilidad 1 Ha de prevenirse la corrosión del acero mediante una estrategia global que considere en forma je- rárquica al edificio en su conjunto (situación, uso, etc.), la estructura (exposición, ventilación, etc.), los elementos (materiales, tipos de sección, etc.) y, especialmente, los detalles, evitando: a) La existencia de sistemas de evacuación de aguas no accesibles para su conservación que puedan afectar a elementos estructurales. b) la formación de rincones, en nudos y en uniones a elementos no estructurales, que favorez- can el depósito de residuos o suciedad. c) el contacto directo con otros metales (el aluminio de las carpinterías de cerramiento, muros cortina, etc.). d) el contacto directo con yesos. 2 En el proyecto de edificación se indicarán las protecciones adecuadas a los materiales para evitar su corrosión, de acuerdo con las condiciones ambientales internas y externas del edificio. A tal fin se podrá utilizar la norma UNE-ENV 1090-1: 1997, tanto para la definición de ambientes, como para la definición de las especificaciones a cumplir por las pinturas y barnices de protección, así como por los correspondientes sistemas de aplicación. 3 Los materiales protectores deben almacenarse y utilizarse de acuerdo con las instrucciones del fabricante y su aplicación se realizará dentro del periodo de vida útil del producto y en el tiempo indicado para su aplicación, de modo que la protección quede totalmente terminada en dichos plazos. 4 A los efectos de la preparación de las superficies a proteger y del uso de las herramientas adecuadas, se podrá utilizar la norma UNE-ENV 1090-1: 1997. 5 Las superficies que no se puedan limpiar por chorreado, se someterán a un cepillado metálico que elimine la cascarilla de laminación y después se deben limpiar para quitar el polvo, el aceite y la grasa. 6 Todos los abrasivos utilizados en la limpieza y preparación de las superficies a proteger, deben ser compatibles con los productos de protección a emplear. 7 Los métodos de recubrimiento: metalización, galvanización y pintura deben especificarse y ejecutarse de acuerdo con la normativa específica al respecto y las instrucciones del fabricante. Se po- drá utilizar la norma UNE-ENV 1090-1: 1997. 8 Se definirán y cuidarán especialmente las superficies que deban resistir y transmitir esfuerzos por rozamiento, superficies de soldaduras y para el soldeo, superficies inaccesibles y expuestas exte- riormente, superficies en contacto con el hormigón, la terminación de las superficies de aceros resistentes a la corrosión atmosférica, el sellado de espacios en contacto con el ambiente agresivo y el tratamiento de los elementos de fijación. Para todo ello se podrá utilizar la norma UNE-ENV 1090-1: 1997. 9 En aquellas estructuras que, como consecuencia de las consideraciones ambientales indicadas, sea necesario revisar la protección de las mismas, el proyecto debe prever la inspección y mantenimiento de las protecciones, asegurando, de modo permanente, los accesos y el resto de condiciones físicas necesarias para ello. SE-A-9

Documento Básico SE-A Acero 4 Materiales 4.1 Generalidades 1 Aunque muchos de los métodos de comprobación indicados en el DB pueden aplicarse a materiales de cualesquiera características, se considera que los elementos estructurales a que se refiere este DB están constituidos por aceros de los que se indican en este Capítulo. 4.2 Aceros en chapas y perfiles 1 Los aceros considerados en este DB son los establecidos en la norma UNE EN 10025 (Productos laminados en caliente de acero no aleado, para construcciones metálicas de uso general) en cada una de las partes que la componen, cuyas características se resumen en la Tabla 4.1. 2 En este DB se contemplan igualmente los aceros establecidos por las normas UNE-EN 10210- 1:1994 relativa a Perfiles huecos para construcción, acabados en caliente, de acero no aleado de grado fino y en la UNE-EN 10219-1:1998, relativa a secciones huecas de acero estructural conformados en frío. Tabla 4.1 Características mecánicas mínimas de los aceros UNE EN 10025 Espesor nominal t (mm) Temperatura del Tensión de límite elástico Tensión de rotura ensayo Charpy DESIGNACIÓN fy (N/mm2) fu (N/mm2) ºC t ≤ 16 16 < t ≤ 40 40 < t ≤ 63 3 ≤ t ≤ 100 S235JR 20 S235J0 235 225 215 360 0 S235J2 -20 S275JR 20 S275J0 0 275 265 255 410 S275J2 -20 S355JR 20 S355J0 0 355 345 335 470 S355J2 -20 -20 (1) S355K2 S450J0 450 430 410 550 0 (1) Se le exige una energía mínima de 40J. 3 Las siguientes son características comunes a todos los aceros: 210.000 N/mm2 - módulo de Elasticidad: E N/mm2 - módulo de Rigidez: G 81.000 coeficiente de Poisson: ν - 0,3 1,2·10-5 (ºC)-1 coeficiente de dilatación térmica: α - kg/m3 densidad: ρ - 7.850 SE-A-11

Documento Básico SE-A Acero 4 En caso de emplearse aceros diferentes de los señalados, para garantizar que tienen ductilidad suficiente, deberá comprobarse que: a) la relación entre la tensión de rotura y la de límite elástico no será inferior a 1,20; b) el alargamiento en rotura de una probeta de sección inicial S0, medido sobre una longitud 5,65· S 0 será superior al 15%; c) la deformación correspondiente a la tensión de rotura debe superar al menos un 20% a la correspondiente al límite elástico. 5 Todos los procedimientos de comprobación especificados en este DB se basan en el comportamiento dúctil del material, esto es, las comprobaciones de cálculo se refieren al límite elástico o a la tensión de rotura en condiciones de laboratorio. Es por tanto necesario comprobar que la resistencia a rotura frágil es, en todos los casos, superior a la resistencia a rotura dúctil. Esto es cierto en el caso de estructuras no sometidas a cargas de impacto, como son en general las de edifica- ción y cuando los espesores empleados no sobrepasen los indicados en la tabla 4.2 para las temperaturas mímimas a que estarán sometidas en función de su emplazamiento y exposicón, según los criterios de DB-SE-AE 3.3, realizadas con los aceros especificados en este apartado, y fabrica- das conforme a los requisitos especificados en el capítulo 10 de este DB, por lo que en este caso no se requiere ninguna comprobación; En cualquier otro caso, deberá demostrarse que el valor de la temperatura de transición, definida como la mínima a la que la resistencia a rotura dúctil supera a la frágil, es menor que la mínima de aquellas a las que va a estar sometida la estructura. La temperatura de transición se puede obtener mediante procedimientos de mecánica de la fractura. Para ello puede utilizarse la UNE EN 1993-1-10. Tabla 4.2 Espesor máximo (mm) de chapas Temperatura mínima 0 ºC -10 ºC -20 ºC Grado JR J0 J2 JR J0 J2 JR J0 J2 S235 50 75 105 40 60 90 35 50 75 S275 45 65 95 35 55 75 30 45 65 S355 35 50 75 25 40 60 20 35 50 6 Soldabilidad. Todos los aceros relacionados en este DB son soldables y únicamente se requiere la adopción de precauciones en el caso de uniones especiales (entre chapas de gran espesor, de espesores muy desiguales, en condiciones difíciles de ejecución, etc.), según se indica en el Capítu- lo10 de este DB. Para aceros distintos a los relacionados la soldabilidad se puede evaluar mediante el parámetro CEV (carbono equivalente), de expresión: Mn Cr + Mo + V Ni + Cu CEV = C + + + (4.1) 6 5 15 Este valor no debe ser superior a 0,41 para los aceros S 235 y S 275 ó 0,47 para los aceros S 355. 4.3 Tornillos, tuercas y arandelas 1 En la tabla 4.3 se resumen las características mecánicas mínimas de los aceros de los tornillos de calidades normalizadas en la normativa ISO. SE-A-12

Documento Básico SE-A Acero Tabla 4.3 Características mecánicas de los aceros de los tornillos, tuercas y arandelas Clase 4.6 5.6 6.8 8.8 10.9 2 Tensión de límite elástico fy (N/mm ) 240 300 480 640 900 2 Tensión de rotura fu (N/mm ) 400 500 600 800 1000 2 En el contexto de este DB se entenderá por tornillo el conjunto tornillo, tuerca y arandela (simple o doble). 3 En los tornillos de alta resistencia utilizados como pretensados, se controlará el apriete. 4.4 Materiales de aportación 1 Las características mecánicas de los materiales de aportación serán en todos los casos superiores a las del material base. 2 Las calidades de los materiales de aportación ajustadas a la norma UNE-EN ISO 14555:1999 se consideran aceptables. 4.5 Resistencia de cálculo 1 Se define resistencia de cálculo, fyd, al cociente de la tensión de límite elástico y el coeficiente de seguridad del material: fyd = fy / γM (4.2) siendo: fy tensión del límite elástico del material base (tabla 4.1). No se considerará el efecto de endurecimiento derivado del conformado en frío o de cualquier otra operación. γM coeficiente parcial de seguridad del material, de acuerdo al apartado 2.3.3, 2 En las comprobaciones de resistencia última del material o la sección, se adopta como resistencia de cálculo el valor fud = fu / γM2 γM2 siendo: coeficiente de seguridad para resistencia última. SE-A-13

Documento Básico SE-A Acero 5 Análisis estructural 5.1 Generalidades 1 En general la comprobación ante cada estado límite se realiza en dos fases: determinación de los efectos de las acciones, o análisis (esfuerzos y desplazamientos de la estructura) y comparación con la correspondiente limitación, o verificación (resistencias y flechas o vibraciones admisibles respectivamente). Son admisibles los siguientes procedimientos: a) los basados en métodos incrementales que, en régimen no lineal, adecuen las características elásticas de secciones y elementos al nivel de esfuerzos actuantes. b) los basados en métodos de cálculo en capacidad, que parten para el dimensionado de determinados elementos (normalmente los que presentan formas frágiles de fallo, como las uniones) no de los esfuerzos obtenidos en el análisis global sino de los máximos esfuerzos que les puedan ser transmitidos desde los elementos dúctiles (normalmente las barras) aledaños. 5.2 Modelos del comportamiento estructural 5.2.1 Hipótesis 1 El análisis se lleva a cabo de acuerdo con hipótesis simplificadoras mediante modelos, congruen- tes entre sí, adecuados al estado límite a comprobar y de diferente nivel de detalle, que permitan obtener esfuerzos y desplazamientos en las piezas de la estructura y en sus uniones entre sí y con los cimientos. 2 Normalmente se utilizarán modelos elásticos y lineales en las comprobaciones frente a estados lí- mite de servicio. Frente a estados límite últimos pueden emplearse siempre modelos elásticos, si bien se acepta en este DB en determinadas ocasiones el uso de cualquier procedimiento que dé como resultado un conjunto de esfuerzos en equilibrio con las acciones consideradas, como es el caso en el análisis global si las secciones críticas corresponden a la clase 1 (5.2.4), o en la com- probación de nudos o de secciones de las clases 1 y 2. En estos casos el análisis puede llevarse a cabo en régimen elástico, elástico con redistribución de momentos, elastoplástico, rígido-plástico o cualquier combinación coherente. 3 En todos los casos es necesario considerar el efecto de las posibles no linealidades geométricas y/o mecánicas. 5.2.2 Modelos de piezas 1 La piezas de acero se representarán mediante modelos unidimensionales o bidimensionales de acuerdo a sus dimensiones relativas. En el caso en que la relación entre las dos dimensiones fundamentales de la pieza sea menor o igual que 2, deberán usarse modelos bidimensionales. 2 Las luces de cálculo de las piezas unidimensionales serán las distancias entre ejes de enlace. En piezas formando parte de entramados o pórticos estos ejes coinciden con las intersecciones de la directriz de la pieza con las de las adyacentes. En piezas embutidas en apoyos rígidos de dimen- sión importante en relación con su canto, puede situarse idealmente el eje en el interior del apoyo a medio canto de distancia respecto del borde libre. 3 En el análisis global de la estructura las piezas se representarán considerando sus secciones brutas, salvo en los casos indicados en 5.2.4, o cuando la reducción de una sección o de su eficacia pueda afectar significativamente al modelo. 4 La rigidez en torsión de las piezas puede ser ignorada en el análisis en los casos en que no resulte imprescindible para el equilibrio. SE-A-15

Documento Básico SE-A Acero 5.2.3 Uniones entre elementos 1 Para representar el enlace entre dos o más piezas se requieren modelos que representen adecuadamente la geometría (las posiciones de los extremos de las piezas unidas), y la resistencia y rigidez de la unión (de los elementos y regiones locales de las piezas que materializan el enlace). 2 En función de la resistencia las uniones pueden ser articulaciones, de resistencia total o de resistencia parcial. 3 Dependiendo de la rigidez las uniones pueden ser articuladas, rígidas o semirrígidas, según su rigidez a rotación sea nula, total o intermedia. 4 Los límites entre los distintos tipos se establecen en el capítulo de uniones; el proyectista adoptará las disposiciones precisas para clasificar la unión como articulada –permitiendo rotaciones apreciables sin la aparición de momentos relevantes- o rígida –asegurando mediante rigidización suficiente la rotación conjunta de todas las secciones extremas de los elementos del nudo-, o para considerar la rigidez parcial de la unión en los modelos empleados en el análisis. 5 Los métodos de análisis global utilizados y las hipótesis adoptadas respecto al comportamiento de las uniones deben ser coherentes. En particular: a) cuando se realice un análisis global elástico y existan nudos de comportamiento semirrígido, se considerará el comportamiento de la unión en función de su rigidez. Debe tomarse, en general, la rigidez, Sj, correspondiente al momento de cálculo Mj.Sd en cada situación. Como sim- plificación: si Mj,Sd ≤ 2/3 Mj,Rd , donde Mj,Rd es la resistencia de cálculo de la unión, se podrá usar la rigi- - dez inicial del nudo Sj, ini, (figura 5.1.c) si Mj,Sd > 2/3 Mj,Rd , se podrá usar el valor Sj, ini / η - η = 2 para uniones viga-pilar donde: η = 3 para otro tipo de unión b) cuando se realice un análisis global elastoplástico se debe considerar el comportamiento de la unión según su resistencia y rigidez. En este caso se podrá adoptar un diagrama bilineal simplificado como el indicado en la figura 5.1.d) para modelar el comportamiento de la unión. c) cuando se realice un análisis global rígido-plástico, para modelar el comportamiento de las uniones bastará considerar su resistencia. 6 Las uniones semirrígidas entre cada dos barras (figura 5.1.a) se podrán modelar como un resorte que une los ejes de las barras que concurren en el nudo (figura 5.1.b), que define las principales propiedades siguientes: a) momento resistente, Mj,Rd, que es el máximo valor en la curva momento rotación M-Φ. b) rigidez al giro, Sj. la capacidad de rotación ΦCd es el máximo valor de la rotación en la curva M-Φ (figura 5.1.c). c) d) la curva real M-Φ no es lineal, pudiéndose adoptar un diagrama bilineal (figura 5.1.d) o trili- neal, siempre que la curva simplificada quede por debajo de la más precisa. Podrán igualmente modelarse refiriéndolas a la rigidez de alguna de las barras que forman la unión, mediante técnicas de condensación estática. SE-A-16

Documento Básico SE-A Acero Figura 5.1 Modelado de uniones 5.2.4 Tipos de sección 1 Según la capacidad de deformación y de desarrollo de la resistencia plástica de los elementos planos comprimidos de una sección solicitada por un momento flector, esta se clasifica en una de las cuatro clases siguientes: Tabla 5.1 Clasificación de secciones transversales solicitadas por momentos flectores Clase 1: Plástica Permiten la formación de la rótula plástica con la capacidad de rotación suficiente para la redistribución de momentos. Clase 2: Compacta Permiten el desarrollo del momento plástico con una capacidad de rotación limitada. Clase 3: Semicompacta o En la fibra más comprimida se puede alcanzar el límite elástico del acero pero Elástica la abolladura impide el desarrollo del momento plástico Clase 4: Esbelta Los elementos total o parcialmente comprimidos de las secciones esbeltas se abollan entes de alcanzar el límite elástico en la fibra más comprimida. 2 Para la verificación de la seguridad estructural se deberá emplear uno de los métodos de cálculo definidos en la tabla 5.2, en concordancia con la clase de las secciones transversales. SE-A-17

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.2 Métodos de cálculo Método para la determinación de las so- Método para la determinación de Clase de sección licitaciones la resistencia de las secciones Plástica Plástico o Elástico Plástico o Elástico Compacta Elástico Plástico o Elástico Semicompacta Elástico Elástico Esbelta Elástico con posible reducción de rigidez Elástico con resistencia reducida 3 Para definir las Clases 1, 2 y 3 se utilizan en los elementos comprimidos de las secciones los lími- tes de las tablas 5.3 y 5.4. Como cada elemento comprimido de una sección (ala o alma) puede pertenecer a clases diferentes, se asignará a la sección la clase menos favorable. Se consideran de Clase 4 los elementos que sobrepasan los límites para la Clase 3. 4 Las reglas del presente DB también son aplicables a los perfiles conformados en frío y de chapas plegadizas. El espesor, t, de estos elementos se deberá elegir teniendo en cuenta las condiciones de transporte, de puesta en obra y de utilización, así como los riesgos de deformaciones locales. Suponiendo que la protección contra la corrosión esté asegurada, se deberá respetar un espesor mínimo de 0,75 mm (espesor neto del acero, sin la capa de protección). 5 Para evitar ondulaciones no deseadas, las esbelteces geométricas de los elementos planos que forman la sección transversal de un perfil conformado en frío o de chapa plegada deberán limitarse según las indicaciones de la tabla 5.5. SE-A-18

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.3 Límites de esbeltez para elementos planos, apoyados en dos bordes, total o parcialmente comprimidos Geometría Solicitación Elemento plano Límite de esbeltez: c/t máximo Compresión + Tracción - Clase 1 Clase 2 Clase 3 38 ε 42 ε Compresión 33ε 72 ε 83 ε Flexión simple 124 ε 396ε 456ε 13α − 1 13α − 1 Flexocompresión ψ ≥ -1 α≥0,5 α≥0,5 42ε 0,67 + 0,33ψ 36ε 41,5ε α α Flexotracción1) ψ ≤ -1 α≤0,5 α≤0,5 62ε(1 − ψ ) − ψ Caso especial: Compresión sección tubular d d d ≤ 50ε 2 ≤ 70ε 2 ≤ 90ε 2 Flexión simple t t t Flexocompresión 235 Factor de reducción ε = fy 1) ψ ≤ -1 es aplicable a los casos con deformaciones unitarias que superen las correspondientes al lími- te elástico SE-A-19

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.4 Límites de esbeltez para elementos planos, apoyados en un borde y libre el otro, total o parcialmente comprimidos. Geometría Solicitación Elemento plano Límite de esbeltez: c/t máximo Compresión + Tracción - Clase 1 Clase 2 Clase 3 10 ε 14 ε 9ε Compresión 9ε 10ε α α Flexocompresión; borde libre comprimido 21ε k σ1 9ε 10ε 1,5 α 1,5 α Flexocompresión; borde libre traccionado 21ε k σ 2 Coeficientes de abolladura k σ1 y k σ2 en función de ψ, siendo ψ la relación de las tensiones en los bordes (compresión positiva): 2 k σ1 =0,57-0,21 ψ+0,07 ψ para 1≥ ψ ≥-3 k σ2 =0,578/(0,34+ ψ) para 1≥ ψ ≥0 2 k σ2 =1,7-5 ψ+17,1 ψ para 0≥ ψ ≥-1 235 Factor de reducción ε = fy SE-A-20

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.6 Límites de esbeltez para elementos planos en secciones de perfiles conformados en frío o de chapa plegada c/t ≤ 30 Elemento con un borde libre (A) b/t ≤ 60 Elemento con un borde rigidizado por un labio (D) b/t ≤ 90 Elemento con un borde rigidizado por un pliegue (B) b/t ≤ 250 Elemento interior (C) de perfiles conformados b/t ≤ 500 Elemento interior (C) de chapas plegadas c anchura de los elementos con un borde libre. b anchura de los elementos apoyados en dos bordes. t espesor de los elementos. Las dimensiones b y c no incluyen el acuerdo entre elementos. 5.2.5 Características de las secciones de clase 4 1 En caso de que alguno de los elementos planos que forman una sección transversal sea de clase 4,la reducción, debida a la abolladura, de la rigidez y de la resistencia última, se tendrá en cuenta a través de la introducción de un ancho eficaz. Este procedimiento corresponde al método EER (Cla- se de sección 4), según la tabla 5.2. 2 El ancho eficaz beff de un elemento plano comprimido de ancho bc podrá determinarse según la re- lación: bef=ρbc (5.1) siendo bc el ancho de la zona comprimida del elemento plano total o parcialmente comprimido ρ factor de reducción 3 Para los elementos planos de cuyos bordes paralelos a la dirección de los esfuerzos por lo menos uno esté apoyado, el factor de reducción podrá determinarse como sigue: - para un elemento plano apoyado en los dos bordes:   1  0,055(3 + ψ )  ρ= 1 −  ≤1 (5.2a) 2 λp   λp   - para un elemento plano apoyado en un borde λ p − 0,188 ρ= (5.2b) 2 λp siendo: λp esbeltez relativa del elemento comprimido ψ relación de las tensiones en los bordes del elemento plano según tabla 5.6 4 La esbeltez relativa del elemento total o parcialmente comprimido se podrá determinar según la re- lación fy (b / t ) λp = = (5.3) σ cr 235 28,4 kσ fy SE-A-21

Documento Básico SE-A Acero siendo b el ancho del elemento plano total o parcialmente comprimido t espesor del elemento plano kσ coeficiente de abolladura según tabla 5.6 σcr tensión crítica de abolladura elástica 5 De acuerdo con la teoría lineal para materiales elásticos, la tensión crítica de abolladura elástica de un elemento plano solicitado por tensiones normales se obtendrá a partir de la relación: σcr=kσ·σE (5.4) siendo 2 2 π 2E t t   ≅ 0,9E  σE = (5.5) 2 b b 12(1 − υ )  6 Los coeficientes de abolladura kσ dependen de la relación entre longitud y ancho del elemento plano, de las condiciones de apoyo en los elementos adyacentes, así como del tipo de solicitación. En la determinación del ancho eficaz beff se deberá emplear el valor mínimo de los coeficientes de abolladura. En caso de que unas condiciones de borde más favorables no queden aseguradas, se debería admitir que los bordes estén simplemente apoyados o libres. Los valores de kσ según la tabla 5.6, están basados en esta hipótesis, por lo que resultan conservadores 7 Si la resistencia última de una barra se alcanza para una tensión de compresión sb<fy, por ejemplo por pandeo o pancho lateral, la determinación del ancho eficaz se podrá llevar a cabo utilizando el f y ·σ b en lugar del límite elástico. valor de la tensión de compresión 8 En los modelos utilizados en el análisis global de la estructura son admisibles las siguientes simplificaciones: a) considerar las características de la sección bruta, sin reducción alguna, en los modelos utilizados en el análisis ante estados límite últimos. Como excepción, no se admite esta posibilidad cuando las acciones o sus efectos dependan de los desplazamientos, y muy en particular, cuando se evalúe la seguridad ante fenómenos de embalsamiento (de agua en cubiertas muy flexibles, de hormigón en forjados mixtos, etc.) o de estabilidad; b) considerar las características de la sección eficaz, calculada a partir de la tensión de límite elástico y no de la tensión máxima de compresión, en los modelos utilizados en el análisis ante estados límite de servicio. 9 El eje neutro de la sección eficaz no coincide, en general, con el de la bruta. El producto del esfuerzo axil (si existe) por la excentricidad induce un momento flector adicional a considerar (figura 5.2.a). SE-A-22

Documento Básico SE-A Acero a) secciones comprimidas b) secciones flectadas Figura 5.2 Secciones eficaces SE-A-23

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.6 Ancho eficaz de elementos planos total o parcialmente comprimidos. Condiciones de apoyo y Relación de ten- Coeficiente de abo- Ancho com- solicitación Sección eficaz del siones lladura primido elemento plano Compresión + ψ bc kσ Tracción - 1 b 4 8,2 b 1>ψ≥0 1,05 + ψ 7,81-6,29 ψ +9,78 ψ2 0>ψ>-1 b 1− ψ 5,98(1- ψ)2 -1≥ ψ>−3 0,57-0,21 ψ +0,07 ψ2 1≥ ψ ≥0 b b 0,57-0,21 ψ +0,07 ψ2 0> ψ ≥-3 1− ψ 0,578 1≥ ψ ≥0 b ψ + 0,34 b 1,7-5 ψ +17,1 ψ2 0> ψ ≥-1 1− ψ σ1 ψ= relación de las tensiones en los bordes del elemento plano (compresión positiva). σ2 bc ancho comprimido. bt ancho traccionado. 5.3 Estabilidad lateral global 1 Todo edificio debe contar con los elementos necesarios para materializar una trayectoria clara de las fuerzas horizontales, de cualquier dirección en planta, hasta la cimentación. 2 La citada trayectoria puede basarse en la capacidad a flexión de las barras y uniones (pórticos rígi- dos), o en la capacidad a axil de sistemas triangulados dispuestos específicamente (por ejemplo: cruces de San Andrés, triangulaciones en K, X, V, etc) denominados usualmente arriostramientos. 3 Para arriostrar, pueden usarse pantallas horizontales (diafragmas rígidos o forjados) o verticales (cerramientos o particiones de fábrica, chapa conformada, paneles, muros de hormigón, etc), siempre que: SE-A-24

Documento Básico SE-A Acero a) se pueda asegurar su permanencia durante el periodo de servicio del edificio y se proyecten correctamente en cuanto a su trabajo conjunto, mediante una adecuada interacción de la estructura principal con la de arriostramiento acorde con los cálculos realizados, y su conexión a la cimentación o su punto preciso de interrupción; b) se consideren los posibles esfuerzos sobre la estructura debidos a la coacción de la libre de- formación de los propios cerramientos o particiones por efectos térmicos o reológicos (coac- ción impuesta por la propia estructura); c) se asegure la resistencia de los medios de conexión a la estructura; d) así se haga constar expresamente en la memoria del proyecto. 4 Todos los elementos del esquema resistente ante acciones horizontales se proyectarán con la resistencia adecuada a los esfuerzos generados, y con la rigidez suficiente para: a) satisfacer los estados límites de servicio establecidos en DB SE. b) garantizar la intraslacionalidad en los casos en los que constituya una de las hipótesis de aná- lisis. 5 Cuando el esquema resistente ante acciones horizontales se base en sistemas triangulados o en pantallas o núcleos de hormigón de rigidez que aportan al menos el 80% de la rigidez frente a desplazamientos horizontales en una dirección, se dice que la estructura está arriostrada en dicha di- rección. En este caso es admisible suponer que todas las acciones horizontales son resistidas exclusivamente por el sistema de arriostramiento y, además, considerar la estructura como intraslacional. Por debajo de toda planta, hacen falta al menos tres planos de arriostramiento no paralelos ni concurrentes, complementados con un forjado o cubierta rígido en su plano, para poder concluir que dicha planta está completamente arriostrada en todas direcciones. 5.3.1 Traslacionalidad 1 En el caso de las estructuras traslacionales, o no arriostradas, en las que los desplazamientos tienen una influencia sustancial en los esfuerzos, debe utilizarse un método de cálculo que incluya efectos no lineales y considere las imperfecciones iniciales, o sus acciones equivalentes, sustituto- rias de las desviaciones geométricas de fabricación y montaje, de las tensiones residuales, de las deformaciones iniciales, variaciones locales del límite elástico, etc. Dicho método puede consistir en a) Análisis global en segundo orden considerando imperfecciones iniciales globales y en la geo- metría de las piezas. En este caso en las comprobaciones de resistencia de las piezas no se considerarán los efectos de pandeo que ya estén representados en el modelo. b) Análisis global en segundo orden considerando sólo las imperfecciones iniciales globales. En este caso en las comprobaciones de resistencia se considerarán los efectos de pandeo de las piezas. Una aproximación a los resultados obtenidos por este método se describe en el apartado siguiente. 2 Una forma de evaluar la influencia de los desplazamientos en la distribución de esfuerzos y, por tanto, de caracterizar la condición de traslacionalidad, aplicable a estructuras de pórticos planos, consiste en realizar un primer análisis en régimen elástico lineal y obtener, para cada planta, el coeficiente: VEd δH,d r= ⋅ (5.3) HEd h siendo HEd valor de cálculo de las cargas horizontales totales (incluyendo las debidas a imperfecciones) en la planta considerada y en todas las superiores. Coincide con el cortante total en los pilares de la planta; VEd valor de cálculo de las cargas verticales totales en la planta considerada y en todas las superiores. Coincide con el axil total en los pilares de la planta; h altura de la planta; SE-A-25

Documento Básico SE-A Acero δH,d desplazamiento horizontal relativo de la planta (del forjado de techo al de suelo). Si para alguna planta el valor del coeficiente r es superior a 0,1, la estructura debe considerarse traslacional y, entonces, el análisis global de la estructura habrá de considerar los efectos de los desplazamientos en alguna de las siguientes formas: a) Análisis en segundo orden, con la ayuda de modelos numéricos que incluyan, al menos, el efecto de los esfuerzos en la rigidez de la estructura. En el dimensionado de los pilares se uti- lizarán como longitudes de pandeo las correspondientes al modo intraslacional. b) Análisis elástico y lineal pero habiendo multiplicado todas las acciones horizontales sobre el edificio por el coeficiente de amplificación: 1 (5.4) 1− r Este procedimiento sólo es aplicable cuando r<0,33. En el dimensionado de los pilares se uti- lizarán como longitudes de pandeo las correspondientes al modo intraslacional. Las reacciones en cimentación se obtendrán del citado modelo reduciendo las componentes de fuerza horizontal en el valor del coeficiente de amplificación, de modo que resulten equivalentes a la resultante horizontal de las acciones de cálculo no amplificadas. 5.4 Imperfecciones iniciales 1 En las comprobaciones de estabilidad lateral debe tenerse en cuenta el efecto de las de las desviaciones geométricas de fabricación y montaje, de las tensiones residuales, de las variaciones locales del límite elástico, etc. Ello puede hacerse considerando una configuración geométrica que se diferencia de la nominal en las imperfecciones relacionadas en el apartado 5.4.1, o añadiendo unas acciones cuyo efecto es el equivalente al de las imperfecciones, según se indica en el apartado 5.4.2. 5.4.1 Imperfecciones geométricas 1 En estructuras de pórticos, en cada dirección analizada, a efectos de estabilidad, es suficiente considerar un desplome lineal en altura, de valor L/200 si en esa dirección hay sólo dos soportes y una altura, y L/400 si hay al menos cuatro soportes y tres alturas. En casos intermedios puede usarse el valor L/300, siendo L la altura total de la construcción si es constante, y la altura media si es ligeramente variable. . Figura 5.3 Desplome inicial pórticos Cuando en algún pilar el coeficiente de de reducción por pandeo, χ, es menor de 0,85 para poder 2 considerar que el modelo incluye tanto las imperfecciones globales como las de las piezas el modelo de pórtico deberá, además de las imperfecciones globales, incluir las locales de tales pilares. Estas últimas serán de forma senoidal y amplitud e0 relativa a la longitud indicada en la tabla 5.8., y en tal caso el pandeo de los pilares en dicho plano queda suficientemente representado en el modelo. SE-A-26

Documento Básico SE-A Acero Tabla 5.8 Imperfecciones locales de barra, e0/L Curva de pandeo (según figura 6.3) a0 a b c d Análisis global elástico 1/350 1/300 1/250 1/200 1/150 Análisis global plástico 1/300 1/250 1/200 1/150 1/100 3 En los cálculos relativos a los elementos estabilizadores (arriostramientos) de estructuras de pórti- cos, se deberá tener en cuenta la inclinación inicial φ (según figura 5.3) para todos los pilares que deban ser estabilizados por dichos elementos. Cuando la estabilidad se asegure por medio de, por ejemplo, vigas o triangulaciones que enlazan los elementos comprimidos con determinados puntos fijos, las fuerzas laterales que se deberán tener en cuenta en los cálculos se obtendrán al admitir una desviación geométrica (flecha) inicial de valor w0 en los elementos a estabilizar (figura 5.4). Además, también se tendrán en cuenta las imperfecciones de los elementos estabilizadores. l w0 = ⋅ k r ≤ 60mm 500 (5.5) 1 k r = 0,2 + ≤1 nr nr = número de elementos a estabilizar w = flecha del elemento estabilizador 4 Las fuerzas laterales debidas a NEd y w0 pueden verse incrementadas de manera sustancial por las imprecisiones de ejecución y la deformación (flecha) w del sistema estabilizador (arriostramiento). Este incremento se deberá tener en cuenta. Figura 5.4 Flecha inicial de los elementos a estabilizar 5 Cada elemento cuya función consista en proporcionar un apoyo lateral a un elemento o un cordón comprimido deberá dimensionarse para resistir una fuerza lateral equivalente al 1,5% del esfuerzo de compresión máximo que solicite el elemento o el cordón a estabilizar. 6 Para la imperfección de las barras son admisibles dos planteamientos: a) omitir cualquier imperfección de las barras en el análisis global, es decir, analizar la estructura considerando las barras rectas (que, en el caso de pórticos traslacionales unen nudos despla- zados), y comprobar posteriormente las barras a pandeo mediante el método del factor χ descrito en el articulado. b) analizar la estructura considerando las barras deformadas (además de los nudos desplaza- dos) y mediante un análisis en segundo orden. En este caso se comprobaran las secciones a flexión compuesta y no se requiere la comprobación de la resistencia a pandeo de la barra. En este planteamiento se utilizarán las Imperfecciones relacionadas en la tabla 5.8. SE-A-27

Documento Básico SE-A Acero 5.4.2 Acciones equivalentes 1 Alternativamente a la consideración de las imperfecciones iniciales se puede introducir un conjunto de acciones equivalentes, siguiendo el criterio de la figura 5.5 Figura 5.5 Acciones equivalentes a las imperfecciones iniciales 5.5 Análisis plástico 1 Cuando se emplee cualquier procedimiento de análisis plástico se asegurará el cumplimiento de las condiciones de ductilidad. 2 En el caso de análisis rígido-plástico de elementos estructurales constituidos por barras, lo anterior supone: c) asegurar la posición de las rótulas plásticas; d) comprobar que tales rótulas se producen en las secciones de las barras y que éstas son de clase 1; e) comprobar que las uniones aledañas a las secciones en las que se producen las rótulas son de resistencia total; f) comprobar el arriostramiento de las barras entre las rótulas. 7 En el caso de análisis de chapas en flexión transversal a su plano, lo anterior supone a) asegurar que la posición de las líneas de rotura se sitúa en la chapa en regiones con relaciones de anchura a espesor mayores de 10 b) comprobar que las uniones aledañas a las secciones en las que se producen las rótulas tienen resistencia superior a la requerida en el modelo de equilibrio en rotura, SE-A-28

Documento Básico SE-A Acero 6 Estados límite últimos 6.1 Generalidades 1 La comprobación frente a los estados límites últimos supone, en este DB, el análisis y la verifica- ción ordenada de la resistencia de las secciones, de las barras y de las uniones. 2 Aunque en el caso de las clases 1 y 2 es una opción holgadamente segura, es admisible utilizar en cualquier caso criterios de comprobación basados en distribuciones elásticas de tensiones, siempre que en ningún punto de la sección, (y en clase 4, considerando sólo la eficaz), las tensiones de cálculo, combinadas conforme al criterio de plastificación de Von Mises, superen la resistencia de cálculo. En un punto de una chapa sometido a un estado plano de tensión sería: σ 2 + σ 2 − σ xd ⋅ σ zd + 3 ⋅ τ 2 ≤ f yd (6.1) xd zd xzd 3 El valor del límite elástico utilizado será el correspondiente al material base según se indica en el apartado 3 de este DB. No se considerará el efecto de endurecimiento derivado del conformado en frío o de cualquier otra operación. 6.2 Resistencia de las secciones 6.2.1 Bases 1 La capacidad resistente de las secciones establecida en este apartado corresponde a posiciones de éstas alejadas de extremos de barra o singularidades, sea por cambios bruscos de forma, o por aplicación de cargas puntuales o reacciones. En los casos citados deberá considerarse el entorno de la singularidad con los criterios establecidos en el capítulo 8 o análogos a éstos, considerando la geometría de la singularidad. 2 La capacidad resistente para cualquier clase de esfuerzo o combinación de esfuerzos se obtendrá a partir de la distribución de tensiones que optimice el valor de la resistencia, que equilibre el esfuerzo o la combinación de esfuerzos actuante sobre la sección y que en ningún punto sobrepase el criterio de plastificación. 3 La capacidad resistente de las secciones depende de su clase. Para secciones de clase 1 y 2 la distribución de tensiones se escogerá atendiendo a criterios plásticos (en flexión se alcanza el lí- mite elástico en todas las fibras de la sección). Para las secciones de clase 3 la distribución segui- rá un criterio elástico (en flexión se alcanza el límite elástico sólo en las fibras extremas de la sec- ción) y para secciones de clase 4 este mismo criterio se establecerá sobre la sección eficaz (figura 6.1). Figura 6.1 Modelos admitidos de distribución de tensiones: caso de flexión pura SE-A-29

Documento Básico SE-A Acero 6.2.2 Términos de sección 1 Como sección de cálculo, A, para las clases 1, 2 y 3, se tomará la total y para la 4, la neta o eficaz 2 En el cálculo de las características de la sección no se considerará ningún tipo de recubrimiento, aunque sea metálico (tratamientos de galvanizado). 3 El área neta, Aneta de una sección es la que se obtiene descontando de la nominal el área de los agujeros y rebajes. Cuando los agujeros se dispongan al tresbolillo el área a descontar será la mayor de: c) la de agujeros y rebajes que coincidan en la sección recta; la de todos los agujeros situados en cualquier línea quebrada, restando el producto s2·t/(4·p) d) por cada espacio entre agujeros (figura 6.2, donde t es el espesor de la chapa agujereada). En el caso de agujeros en angulares, el espaciado “p” entre agujeros se mide según indica la figura 6.2. Figura 6.2 6.2.3 Resistencia de las secciones a tracción 1 Como resistencia de las secciones a tracción, Nt,Rd, puede emplearse la plástica de la sección bruta sin superar la última de la sección neta: N t,Rd ≤ Npl,Rd = A ⋅ f yd (6.2) N t,Rd ≤ Nu,Rd = 0,9 ⋅ A neta ⋅ fud (6.3) 2 Cuando se proyecte conforme a criterios de capacidad, la resistencia última de la sección neta se- rá mayor que la plástica de la sección bruta. 3 En las secciones extremas en las que se practican los agujeros y rebajes de alas requeridos para la unión, se comprobará el desgarro del alma según se indica en el apartado 8.5.2. 6.2.4 Resistencia de las secciones a corte 1 El esfuerzo cortante de cálculo VEd será menor que la resistencia de las secciones a cortante, Vc,Rd, que, en ausencia de torsión, será igual a la resistencia plástica: f yd Vpl,Rd = A V ⋅ (6.4) 3 donde el término relativo al área a cortante tiene los siguientes valores: Perfiles en I o H cargados paralelamente al alma: AV = A - 2btf + (tw+2r)tf - (Como simplificación se puede tomar Av = htw) Perfiles en U cargados paralelamente al alma: AV = A - 2btf + (tw+r1)tf - (Como simplificación se puede tomar Av = htw) SE-A-30

Documento Básico SE-A Acero Perfiles en I, H o U cargados perpendicularmente al alma: AV = A -d·tw - Secciones armadas cargadas paralelamente a las almas: AV = Σ d·t - Secciones armadas cargadas perpendicularmente a las almas: AV = A - Σ d·t - Secciones circulares huecas: AV = 2·A / π - Secciones macizas: AV = A - siendo A la sección total, y d, tf, tw y r1 según significados de la figura del Anejo B de este DB. 2 Se descontarán los agujeros únicamente cuando la resistencia última sea inferior a la plástica: f yd fud 0,9 ⋅ A V,neta ⋅ < AV ⋅ (6.5) 3 3 6.2.5 Resistencia de las secciones a compresión 1 La resistencia de las secciones a compresión, Nc,Rd, será a) la resistencia plástica de la sección bruta (ecuación 6.2) para las secciones de clases 1 a 3; b) la resistencia de la sección eficaz para las secciones de clase 4: Nu,Rd = A ef ⋅ f yd (6.6) 2 Se descontará el área de los agujeros cuando no se dispongan los correspondientes tornillos o cuando se trate de agujeros rasgados o sobredimensionados. 6.2.6 Resistencia de las secciones a flexión 1 La resistencia de las secciones a flexión, Mc.Rd, será: a) la resistencia plástica de la sección bruta para las secciones de clase 1 y 2: Mpl,Rd = Wpl ⋅ f yd (6.7) siendo Wpl módulo resistente plástico correspondiente a la fibra con mayor tensión. a) la resistencia elástica de la sección bruta para las secciones de clase 3: M el,Rd = W el ⋅ f yd (6.8) siendo Wel módulo resistente elástico correspondiente a la fibra con mayor tensión. b) la resistencia a abolladura para las secciones de clase 4: M0,Rd = Weff ⋅ f yd (6.9) siendo Wef módulo elástico de la sección eficaz (correspondiente a la fibra con mayor tensión). 2 La existencia de agujeros se considerará según su situación: c) sólo se descontará el área de los agujeros situados en la zona comprimida, cuando no se dispongan los correspondientes tornillos o cuando se trate de agujeros rasgados o sobredimensionados; d) si los agujeros se sitúan en la zona traccionada se descontarán únicamente cuando la resistencia última de la zona traccionada es inferior a la plástica: 0,9 ⋅ A neta,t ⋅ fud < A t ⋅ f yd (6.10) SE-A-31

Documento Básico SE-A Acero 6.2.7 Resistencia de las secciones a torsión 1 El esfuerzo torsor TEd de cualquier sección puede dividirse en dos componentes, Tt,Ed, componente correspondiente a la torsión uniforme de Saint Vénant, y Tw,Ed, componente correspondiente a la torsión de alabeo. TEd = Tt,Ed + Tw,Ed 2 En las piezas de sección hueca cerrada delgada puede despreciarse la componente de torsión de alabeo. Análogamente, en las piezas formadas por un perfil en doble T (IPE, HEB, etc) puede despreciarse la componente de torsión uniforme. 3 Deberán considerarse los estados tensionales derivados de la torsión, y en particular, las tensiones tangenciales debidas al torsor uniforme, τt,Ed, así como las tensiones normales σw,Ed y tangenciales τw,ED debidas al bimomento y al esfuerzo torsor de torsión de alabeo. 4 La comprobación de resistencia puede realizarse con criterios elásticos de acuerdo a la expresión (6.1). 6.2.8 Interacción de esfuerzos en secciones 1 Flexión compuesta sin cortante: e) en general se utilizarán las fórmulas de interacción, de carácter prudente, indicadas a conti- nuación: M y,Ed NEd M zEd + + ≤1 Para secciones de clase 1 y 2 Npl,Rd Mpl,Rdy Mpl,Rdz M y,Ed NEd M zEd + + ≤1 (6.11) Para secciones de clase 3 Npl,Rd M el,Rdy M el,Rdz M y,Ed + NEd ⋅ e Ny M zEd + N SEd ⋅ e Ny NEd + + ≤1 Para secciones de clase 4 Nu,Rd M 0,R dy M 0,Rdz siendo fy f yd = γ M0 La misma formulación puede ser aplicada en el caso de flexión esviada f) en el caso de perfiles laminados en I o H el efecto del axil puede despreciarse si no llega a la mitad de la resistencia a tracción del alma. 2 Flexión y cortante: g) la sección se comprobará a cortante según el apartado 6.2.4. Adicionalmente si el cortante de cálculo es mayor que la mitad de la resistencia de la sección a cortante se comprobará el momento flector de cálculo frente al resistente obtenido según:  ρ ⋅ A2  M V,Rd =  Wpl − v ⋅ f yd Para secciones en I o H  4 ⋅ tw  (6.12)   M V,Rd = Wpl ⋅ (1 − ρ ) ⋅ f yd Resto de casos siendo 2   V ρ =  2 ⋅ Ed − 1 (6.13)  Vpl,Rd    En ningún caso podrá ser MV.Rd > M0.Rd SE-A-32

Documento Básico SE-A Acero h) en el caso de perfiles laminados en I o H el efecto de interacción puede despreciarse cuando se consideran únicamente las alas en el cálculo de la resistencia a flexión y el alma en el cál- culo de la resistencia a cortante. 3 Flexión, axil y cortante: a) siempre que el cortante de cálculo no supere la mitad de la resistencia de cálculo de la sec- ción (calculada en ausencia de otros esfuerzos), se emplearán las fórmulas de interacción dadas (véanse ecuaciones 6.11); b) cuando el cortante de cálculo supere la mitad de la resistencia de cálculo de la sección (calculada en ausencia de otros esfuerzos), la resistencia de ésta para el conjunto de esfuerzos se determinará utilizando para el área de cortante un valor reducido del límite elástico (o alternativamente del espesor) conforme al factor (1-ρ), viniendo ρ dado por la ecuación 6.13. 4 Cortante y torsión: En las comprobaciones en que intervenga la resistencia a cortante se empleará la resistencia plástica a cortante reducida por la existencia de tensiones tangenciales de torsión uniforme: Vc,Rd ≤ Vpl,T,Rd (6.14) siendo, en secciones huecas cerradas   τ t,Ed Vpl,T,Rd = 1 −  Vpl,Rd ( ) (6.15)   f yd / 3   5 Flexión y torsión: En las comprobaciones en que intervenga la resistencia a flexión se empleará la resistencia a flexión reducida por la existencia de tensiones normales de torsión de alabeo:  σ w,Ed  Mc,T,Rd = 1 −  ⋅ Mc,Rd (6.16) f yd     expresión en la que la tensión normal máxima σw,Ed se determina mediante las expresiones de la teoría de torsión no uniforme. 6.3 Resistencia de las barras 6.3.1 Tracción 1 Se calcularán a tracción pura las barras con esfuerzo axil centrado. A estos efectos es admisible despreciar los flectores: a) debidos al peso propio de las barras de longitudes inferiores a 6 m; b) debidos al viento en las barras de vigas trianguladas; c) debidos a la excentricidad en las barras de arriostramiento cuando su directriz no esté en el plano de la unión; 2 La esbeltez reducida (definida en el siguiente apartado) de las barras en tracción de la estructura principal no superará el valor 3,0, pudiendo admitirse valores de hasta 4,0 en las barras de arriostramiento. La resistencia a tracción pura de la barra, Nt,Rd, será la resistencia plástica de la sección bruta, 3 Npl,Rd, calculada según el apartado 6.2. 6.3.2 Compresión 1 La resistencia de las barras a compresión, Nc,Rd, no superará la resistencia plástica de la sección bruta, Npl,Rd, calculada según el apartado 6.2, y será menor que la resistencia última de la barra a pandeo, Nb,Rd, calculada según se indica en los siguientes apartados. SE-A-33

Documento Básico SE-A Acero 2 En general será necesario comprobar la resistencia a pandeo en cada posible plano en que pueda flectar la pieza. Este DB no cubre el fenómeno de pandeo por torsión, que puede presentarse en piezas, generalmente abiertas con paredes delgadas, en las que el eje de la barra deformada no queda contenido en un plano. 3 Como capacidad a pandeo por flexión, en compresión centrada, de una barra de sección constante, puede tomarse Nb,Rd = χ ⋅ A ⋅ f yd (6.17) siendo A área de la sección tranversal en clases 1, 2 y 3, o área eficaz A eff en secciones de clase 4, resistencia de cálculo del acero, tomando f yd = f y / γ M1 con γ M1 = 1,1 de acuerdo a 2.3.3 fyd χ coeficiente de reducción por pandeo, cuyo valor puede obtenerse en los epígrafes siguientes en función de la esbeltez reducida y la curva de pandeo apropiada al caso. 6.3.2.1 Barras rectas de sección constante y axil constante Se denomina esbeltez reducida λ , a la relación entre la resistencia plástica de la sección de cál- 1 culo y la compresión crítica por pandeo, de valor A ⋅ fy λ= Ncr (6.18) 2 π  =  ⋅E ⋅I Ncr L  k  siendo E módulo de elasticidad; I momento de inercia del área de la sección para flexión en el plano considerado; Lk longitud de pandeo de la pieza, equivalente a la distancia entre puntos de inflexión de la de- formación de pandeo que la tenga mayor. Para los casos canónicos se define en la tabla 6.1 en función de la longitud de la pieza. Para condiciones diferentes para la carga axial o la sección se define en apartados posteriores. El coeficiente χ de reducción por pandeo, para valores de la esbeltez reducida λ k ≥ 0,2, se obtie- 2 ne de: 1 χ= ≤1 (6.19) 2  _ φ + φ2 −  λk    donde   _ 2  ( ) φ = 0,5 ⋅ 1 + α ⋅ λ k − 0,2 +  λ k   (6.20)       α es el coeficiente de imperfección elástica, que adopta los valores de la tabla 6.3 en función de la curva de pandeo (véase tabla 6.2). Ésta representa la sensibilidad al fenómeno dependiendo del tipo de sección, plano de pandeo y tipo de acero, de acuerdo a la table 6.2. Los valores del coeficiente χ se pueden obtener directamente de la figura 6.3 o de la tabla 6.3. en 3 función del coeficiente de imperfección y de la esbeltez reducida. SE-A-34

Documento Básico SE-A Acero Tabla 6.1 Longitud de pandeo de barras canónicas Condiciones de empotrada biempotrada biarticulada biempotrada en ménsula extremo articulada desplazable Longitud L k 1,0 L 0,5 L 0,7 L 1,0 L 2,0 L Tabla 6.2 Curva de pandeo en función de la sección transversal Tipo de acero S235 a S355 S450 Tipo de sección (1) y z y z Eje de pandeo Perfiles laminados en I t ≤ 40 mm a b ao ao h/b > 1,2 40 mm < t ≤ 100 mm b c a a h/b ≤ 1,2 t ≤ 100 mm b c a a t > 100 mm d d c c Perfiles armados en I t ≤ 40 mm b c b c c d c d t > 40 mm Agrupación de perfiles laminados soldados c c c c Tubos de chapa simples o agrupados a a a0 a0 laminados en caliente c c c c conformados en frío Perfiles armados en cajón (2) soldadura gruesa: c c c c a/t > 0,5 b/t < 30 h/tw < 30 b b b b en otro caso SE-A-35

Documento Básico SE-A Acero Tipo de acero S235 a S355 S450 Tipo de sección (1) y z y z Eje de pandeo Perfiles simples U, T, chapa, redondo macizo c c c c Perfiles L b b b b (1) Para el significado del eje de pandeo, y los términos h, b, t, tw véase anejo B (2) La variable a se refiere al ancho de garganta de la soldadura 1,1 1,0 a0 0,9 a 0,8 b c Coeficiente de pandeo χ 0,7 d 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0,0 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4 2,6 2,8 3,0 Esbeltez reducida Figura 6.3 Curvas de pandeo SE-A-36

Documento Básico SE-A Acero Tabla 6.3 Valores del coeficiente de pandeo (χ) Curva de pandeo Esbeltez reducida a0 a b c d Coeficiente (α) 0,13 0,21 0,34 0,49 0,76 de imperfección ≤ 0,20 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 0,30 0,99 0,98 0,96 0,95 0,92 0,40 0,97 0,95 0,93 0,90 0,85 0,50 0,95 0,92 0,88 0,84 0,78 0,60 0,93 0,89 0,84 0,79 0,71 0,70 0,90 0,85 0,78 0,72 0,64 0,80 0,85 0,80 0,72 0,66 0,58 0,90 0,80 0,73 0,66 0,60 0,52 1,00 0,73 0,67 0,60 0,54 0,47 1,10 0,65 0,60 0,54 0,48 0,42 1,20 0,57 0,53 0,48 0,43 0,38 1,30 0,51 0,47 0,43 0,39 0,34 1,40 0,45 0,42 0,38 0,35 0,31 1,50 0,40 0,37 0,34 0,31 0,28 1,60 0,35 0,32 0,31 0,28 0,25 1,80 0,28 0,27 0,25 0,23 0,21 2,00 (1) 0,23 0,22 0,21 0,20 0,18 (1) 2,20 0,19 0,19 0,18 0,17 0,15 (1) 2,40 0,16 0,16 0,15 0,14 0,13 2,70 (2) 0,13 0,13 0,12 0,12 0,11 3,00 (2) 0,11 0,10 0,10 0,10 0,09 (1) esbeltez intolerable en loe elementos principales (2) esbeltez intolerable incluso en elementos de arriostramiento 6.3.2.2 Esfuerzos axiles variables 1 Las barras de sección constante solicitadas por esfuerzos axiles que varían de forma lineal o pa- rabólica a lo largo del eje podrán calcularse como sometidas a un esfuerzo axil constante de valor igual al máximo axil actuante y con la longitud de pandeo igual a: 1 + a ⋅ Nmin / Nmax Lk = L b en la que los parámetros a y b tienen los valores: a) variación lineal, máximo en el centro: doblemente articulada: a = 2,18 b = 3,18 doblemente empotrada a = 0,93 b = 7,72 b) variación parabólica, máximo en el centro: doblemente articulada: a = 1,09 b = 2,09 doblemente empotrada a = 0,35 b = 5,40 c) ménsula con máximo en el empotramiento: variación lineal: a = 2,18 b = 3,18 variación parabólica a = 1,09 b = 2,09 e) variación lineal, máximo en un extremo: doblemente articulada: a = 0,88 b = 1,88 doblemente empotrada: a = 0,93 b = 7,72 articulada en el mínimo y empotrada en el máximo: a = 1,65 b = 5,42 articulada en el máximo y empotrada en el mínimo a = 0,51 b = 3,09 6.3.2.3 Barras de sección variable 1 Las barras comprimidas doblemente articuladas de sección ligeramente variable cuyo momento de inercia varíe entre un mínimo Imín y un máximo Imáx se comprobarán con un momento de inercia medio ponderado Ik , de valor: Ik = c Imáx (6.21) y el área media Amed a lo largo de la barra. El valor de c se obtiene de la tabla 6.4 entrando con el parámetro: SE-A-37

Documento Básico SE-A Acero lmin ν= (6.22) lmax y con la fracción de luz de inercia máxima “a” especificada en la propia figura incluida en la tabla. La esbeltez mecánica de cálculo es: A med λk = L (6.23) lk Tabla 6.4 Coeficiente C en piezas de sección variable v ν = Imin / Imax Coeficiente c siendo Variación de la sección a 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,000 0,900 0,801 0,703 0,606 0,509 0,412 0,316 0,220 0,0 0,121 1,000 0,911 0,820 0,729 0,636 0,542 0,447 0,348 0,247 0,1 0,140 Imax Imin 1,000 0,923 0,844 0,761 0,675 0,585 0,490 0,391 0,284 0,2 0,166 N N 1,000 0,938 0,871 0,800 0,722 0,639 0,547 0,446 0,333 0,3 0,203 1,000 0,953 0,902 0,844 0,779 0,705 0,620 0,521 0,403 0,4 0,257 aL 1,000 0,969 0,933 0,892 0,843 0,784 0,771 0,620 0,502 0,5 0,340 L 1,000 0,982 0,961 0,936 0,906 0,867 0,815 0,745 0,641 0,6 0,477 1,000 0,992 0,983 0,971 0,957 0,938 0,913 0,875 0,814 0,7 0,697 1,000 0,998 0,995 0,992 0,988 0,983 0,976 0,966 0,951 0,8 0,922 ≥0,9 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 0,940 0,877 0,810 0,740 0,665 0,583 0,493 0,389 0,259 0,0 1,000 0,953 0,902 0,846 0,786 0,719 0,643 0,555 0,448 0,308 0,1 1,000 0,965 0,925 0,881 0,832 0,775 0,707 0,625 0,520 0,371 0,2 Imax 1,000 0,975 0,947 0,914 0,867 0,930 0,775 0,703 0,605 0,453 0,3 Imin Imin N N 1,000 0,984 0,965 0,942 0,915 0,883 0,841 0,784 0,702 0,558 0,4 1,000 0,990 0,979 0,965 0,948 0,927 0,900 0,861 0,801 0,686 0,5 aL 1,000 0,995 0,989 0,982 0,973 0,962 0,946 0,925 0,890 0,819 0,6 L 1,000 0,998 0,996 0,992 0,989 0,984 0,978 0,968 0,954 0,925 0,7 1,000 0,999 0,999 0,998 0,997 0,996 0,994 0,992 0,988 0,982 0,8 ≥0,9 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 Imax Parábola N N - 0,273 0,402 0,506 0,595 0,676 0,749 0,817 0,882 0,942 1,000 Parábola Imin Imin N N - 0,536 0,652 0,728 0,786 0,834 0,875 0,911 0,943 0,973 1,000 L 0,9 0,221 0,626 0,846 0,924 0,958 0,976 0,986 0,993 0,997 1,000 Imax N N 0,8 0,060 0,220 0,421 0,605 0,743 0,837 0,902 0,946 0,977 1,000 0,7 0,027 0,105 0,221 0,395 0,502 0,635 0,753 0,852 0,933 1,000 0,6 0,016 0,061 0,134 0,231 0,345 0,472 0,606 0,741 0,873 1,000 aL 0,5 0,010 0,040 0,090 0,160 0,250 0,360 0,490 0,640 0,810 1,000 L 6.3.2.4 Elementos triangulados 1 En celosías espaciales formadas por perfiles huecos atornillados en sus extremos se tomará como longitud de pandeo la distancia entre ejes de nudos para cualquier barra. 2 En vigas planas trianguladas se tomará como longitud de pandeo: d) para los cordones, pandeo en el plano de la viga, la distancia entre ejes de nudos; e) para los cordones, pandeo fuera del plano, la longitud teórica de la barra medida entre puntos fijos por existir arriostramiento; en caso de no existir puntos fijos, se tratará como una pieza de compresión variable. f) para los montantes y diagonales, pandeo en el plano de la viga, la longitud libre entre barras; g) para los montantes y diagonales, pandeo fuera del plano, la longitud entre ejes de nudos. SE-A-38

Documento Básico SE-A Acero 3 En vigas planas trianguladas formadas por perfiles huecos de cordones continuos y diagonales y montantes soldados de forma continua en todo el perímetro, se podrán tomar como longitudes de pandeo las definidas en el apartado anterior, aplicando el factor 0,9 a los cordones, y 0,75 a los montantes y diagonales. 6.3.2.5 Pilares de edificios 1 La longitud de pandeo Lk de un tramo de pilar de longitud L unido rígidamente a las demás piezas de un pórtico intraslacional o de un pórtico traslacional en cuyo análisis se haya empleado un mé- todo de segundo orden que no considere las imperfecciones de los propios pilares, o el método de mayoración de acciones horizontales descrito en 5.3.1, puede obtenerse del cociente: 1 + 0,145 ⋅ (η1 + η 2 ) − 0,265 ⋅ η1η 2 Lk β= = ≤1 (6.24) 2 − 0,364 ⋅ (η1 + η 2 ) − 0,247 ⋅ η1η 2 L 2 La longitud de pandeo de un tramo de pilar unido rígidamente a las demás piezas de un pórtico traslacional en cuyo análisis no se hayan contemplado los efectos de segundo orden puede obtenerse del cociente: 1 − 0,2 ⋅ (η1 + η 2 ) − 0,12 ⋅ η1η 2 Lk β= = ≥1 (6.25) 1 − 0,8 ⋅ (η1 + η 2 ) + 0,6 ⋅ η1η 2 L Los cocientes β pueden obtenerse en la figura 6.4. 1,0 1,0 5 0,90 3 2,5 0,8 0,8 0,80 2 0,75 1,75 0,6 0,6 0,70 1,5 η2 η2 0,65 0,4 0,4 1,25 0,60 0,57 0,2 0,2 0,55 1,1 0,0 0,0 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 η1 η1 Intraslacional 6.3.2.5-1 Traslacional 6.3.2.5-2 Figura 6.4 Cocientes de longitud de pandeo a longitud de barra Los coeficientes de distribución η1 y η2 anteriores se obtienen de: 3 K c + K1 η1 = K c + K 1 + K 11 + K 12 (6.26) Kc + K2 η2 = K c + K 2 + K 21 + K 22 siendo Kc coeficiente de rigidez EI/L del tramo de pilar analizado; Ki coeficiente de rigidez EI/L del siguiente tramo de pilar en el nudo i, nulo caso de no existir; Kij coeficiente de rigidez eficaz de la viga en el nudo i, y posición j. SE-A-39

Documento Básico SE-A Acero Si los tramos sucesivos tienen diferente relación N / Ncri , la aproximación de β obtenida, y por tan- to la de la misma Ncri , están del lado de la seguridad. K1 K12 K11 Coeficiente de distribución η1 Pilar a comprobar: Kc K21 K22 Coeficiente de distribución η2 K2 Figura 6.5 Coeficientes de distribución 4 Los coeficientes de rigidez eficaz de las vigas pueden determinarse de acuerdo con la tabla 6.5, siempre que permanezcan elásticas bajo los momentos de cálculo. Tabla 6.5 Coeficiente de rigidez eficaz para una viga en comportamiento elástico Coeficiente de rigidez eficaz K de la viga Condiciones de coacción al giro en la viga en el extremo contrario al considerado. con compresión(1) sin compresión relevante empotrado 1,0 EI/L 1,0 EI/L (1-0,4 N/Ncri) articulado 0,75 EI/L 0,75 EI/L (1 - 1,0 N/Ncri) giro igual y de igual signo 1,5 EI/L 1,5 EI/L (1-0,2 N/Ncri) giro igual y y de signo opuesto 0,5 EI/L 0,5 EI/L (1-1,0 N/Ncri) giro θa en el nudo considerado y giro θb en el (1 + 0,5 θb / θa) EI/L - otro (1) Ncri se refiere al valor crítico a compresión de la viga considerada. El caso general (-) no está contemplado Cuando por la situación de dimensionado considerada, el momento de cálculo en cualquiera de las vigas supera a Welfyd debe suponerse que la viga está articulada en el punto o puntos correspondientes. 6.3.2.6 Barras de sección compuesta 1 Se denominan así a las piezas formadas por dos o más perfiles, enlazados mediante presillas o mediante una celosía triangular, de trazado regular y disposición simétrica 2 El número de tramos en que queda dividida la barra de sección compuesta por los elementos de enlace será igual o superior a 4, existiendo siempre un elemento de enlace al principio y al final de la barra. SE-A-40

Documento Básico SE-A Acero 3 Se denomina eje de inercia material al que pasa por el centro de gravedad de las secciones de todos los perfiles simples que forman la pieza y eje de inercia libre al que no cumple esa condi- ción. 4 En el plano perpendicular al eje de inercia material el pandeo se comprueba como si se tratase de una barra simple. 5 En el plano perpendicular a un eje de inercia libre se adoptará una imperfección inicial de valor L/500, del lado desfavorable, que será ampliada por el factor 1/(1-r), siendo r la relación de la compresión de cálculo a la compresión crítica. Para determinar ésta, la inercia equivalente podrá obtenerse mediante un análisis de deformación frente a acción lateral uniforme en un modelo que incluya individualizadamente los elementos secundarios, presillas o triangulaciones de la pieza. Obtenidos los esfuerzos de cada cordón, a partir de los de la pieza completa y la excentricidad citada, se comprobará cada tramo de cordón entre elementos secundarios suponiendo para éste una imperfección inicial igual a la definida en la tabla 5.8, ampliada a partir de la relación entre la carga del cordón y la crítica local de este, suponiendo articulaciones en los extremos del tramo. 6 En el caso particular de presillas, como compresión crítica podrá tomarse la expresión π 2EA Ncri = (6.27) L2 / i 2 + l 2 / i 2 k t t siendo: A La sección total de los cordones de la barra, La longitud de pandeo de la pieza completa como si fuese de sección conexa, Lk i radio de giro de la pieza completa, como si fuese conexa, lt longitud del tramo entre presillas, it radio de giro del cordón. 7 Para el cálculo de los elementos de celosía o presillas, al cortante global de la pieza se añadirá el procedente de la imperfección ampliada, que puede tomarse de valor NEd 1 VEd = ⋅ (6.28) 150 1 − r Las piezas de enlace se unirán rígidamente a los cordones, bien mediante tornillos (al menos dos en el caso de presillas), bien mediante soldadura, y en el caso de las comprimidas se comproba- rán frente a inestabilidad por pandeo. 6.3.3 Flexión 6.3.3.1 General 1 Una viga sometida a momentos flectores dentro de su plano, puede pandear lateralmente en caso de que la separación entre apoyos laterales supere un determinado valor. En estos casos, será necesario efectuar una verificación de la seguridad frente a pandeo lateral. 2 En la determinación de la resistencia frente a pandeo lateral de una viga también se tendrá en cuenta la interacción con la abolladura de las chapas comprimidas 3 No será necesaria la comprobación a pandeo lateral cuando el ala comprimida se arriostra de forma continua o bien de forma puntual a distancias menores de 40 veces el radio de giro mínimo. No obstante, en estos casos se deberá asegurar una rigidez y una resistencia adecuadas de los apoyos laterales. SE-A-41

Documento Básico SE-A Acero 6.3.3.2 Pandeo lateral Si existe la posibilidad de que una viga pandee lateralmente, debe comprobarse que MEd ≤ Mb,Rd; 1 donde MEd es el valor de cálculo del momento flector y Mb,Rd el valor de cálculo de la resistencia frente a pandeo lateral. Mb,Rd se podrá determinar de acuerdo con la relación: fy Mb,Rd = χ LT W y (6.31) γ M1 siendo Wy módulo resistente de la sección, acorde con el tipo de ésta, es decir: Wy: Wpl,y para secciones de clases 1 y 2 Wy: Wel,y para secciones de clase 3 Wy: Wef,y para secciones de clase 4 χLT factor de reducción para el pandeo lateral El factor de reducción χLT se podrá determinar a partir de la expresión 1 χ LT = ≤1 (6.32) 2 2 φLT + φLT − λ LT donde  _   2 ( ) 1 + α LT λ LT − 0,2 +  λ LT   φ LT = 0,5 (6.33)       siendo λ LT esbeltez relativa frente al pandeo lateral aLT factor de imperfección, obtenido de la tabla 6.10 Tabla 6.10 Factor de imperfección αLT αLT Elemento Límites Curva de pandeo h/b ≤ 2 a 0,21 Perfil laminado con sec- ción en doble T h/b > 2 b 0,34 h/b ≤ 2 c 0,49 Elemento armado con sección en doble T h/b > 2 d 0,76 Elementos con otras sec- - d 0,76 ciones La esbeltez relativa frente al pandeo lateral se determinará según la relación Wy fy λ LT = (6.34) Mcr donde Mcr momento crítico elástico de pandeo lateral. El momento crítico elástico de pandeo lateral se determinará según la teoría de la elasticidad, por ejemplo de acuerdo con 6.3.3.3. En el caso de perfiles laminados o de perfiles armados equivalentes cuando λLT ≤ 0,4 se podrá 2 utilizar un valor de χLT=1. SE-A-42

Documento Básico SE-A Acero 3 Los apoyos laterales del ala comprimida deberán dimensionarse con capacidad para resistir los esfuerzos a que van a estar sometidos. Los esfuerzos originados por las fuerzas de desvío del soporte comprimido de una viga recta de canto constante podrán determinarse de acuerdo con 5.4.1.b). 6.3.3.3 Momento crítico elástico de pandeo lateral 1 en la mayoría de los casos prácticos es admisible un cálculo simplificado del momento crítico elás- tico de pandeo lateral, a pesar de las diferencias en las condiciones de apoyo, la introducción de las cargas y la distribución de los momentos flectores. 2 En los casos en los que los apoyos en los extremos de una barra impidan su deformación por tor- sión, y si la carga actúa en el eje de la barra, el momento crítico elástico de pandeo lateral se po- drá determinar según la ecuación: 2 2 M CR = MLTv + MLTw (6.35) siendo: MLTv componente de MCR que representa la resistencia por torsión uniforme de la barra (S. Ve- nant) MLTv componente de MCR que representa la resistencia por torsión no uniforme de la barra. 3 La componente MLTv del momento crítico elástico de pandeo lateral se podría determinar a partir de la ecuación: π MLTv = C1 GI T EI z (6.36) LC siendo: C1 factor que depende de las codiciones de apoyo y de la ley de momentos flectores que soliciten y la viga Lc longitud de pandeo lateral (distancia entre apoyos laterales que impidan el pandeo lateral) G módulo de elasticidad transversal E módulo de elasticidad IT cponstante de torsión uniforme IZ momento de inercia de la sección respecto al eje z Para las vigas con secciones esbeltas (apartado 5.2.3) se adoptará MLTv=0. 4 La componente MLTw del momento crítico elástico de pandeo lateral viene determinada por la carga crítica elástica de pandeo del soporte comprimido del perfil. Este soporte está formado por el ala comprimida y la tercera parte de la zona comprimida del alma, adyancente al ala comprimida. La componente MLTw se podrá determinar a partir de la ecuación; π 2E C1i 2,z MLTw = W el,y (6.37) f L2 C siendo Wel,y módulo resistente elástico de la sección, según el eje de fuerte inercia, correspondiente a la fibra más comprimida if,z radio de giro, con respecto al eje de menor inercia de la sección, del soporte formado por el ala de la sección, del soporte formado por el ala comprimida y la tercera parte de la zona comprimida del alma, adyacente al ala comprimida Las características mecánicas de la sección del soporte comprimido arriba mencionado se deter- minarán para la sección eficaz. 5 El factor C1 tiene en cuenta las condiciones de apoyo y la ley de momentos flectores que solicitan la viga. Los valores indicados en la tabla 6.11 son válidos para tramos de vigas en cuyos extremos SE-A-43

Documento Básico SE-A Acero el giro torsional esté totalmente coaccionado y a lo largo de los cuales el momento flector varia linealmente Tabla 6.11 Valores de los factores C1, C2 y C3 correspondientes a los valores del factor kϕ (kw=1) Condiciones de apoyo y tipo de solicita- Diagrama de momentos flectores C1 ción 1 1,14 1,32 1,56 1,88 2,28 2,7 2,93 2,75 6.3.3.3 Abolladura del alma por cortante 1 No es preciso comprobar la resistencia a la abolladura del alma en las barras en las que se cumpla: d < 70 ⋅ ε (6.36) t ni en aquellas en las que, disponiendo de rigidizadores en sus extremos (e intermedios, en su caso), se cumpla: d < 30 ⋅ ε ⋅ k τ (6.37) t siendo d, t dimensiones del alma (altura y espesor); SE-A-44

Documento Básico SE-A Acero fref con fref = 235 N/mm2. ε= fy kτ es igual: 5,34 kτ = 4 + Si existen rigidizadores separados una distancia a<d - 2 a  d 4 Si existen rigidizadores separados una distancia a ≥ d kτ = 5,34 + - 2 a  d kτ =5,34 Si existen rigidizadores sólo en las secciones extremas - 2 La inercia Is de la sección formada por el rigidizador más una anchura de alma a cada lado del rigidizador igual a 15 twε, con relación a su fibra neutra, paralela al plano del alma, ha de ser: d3 t 3 a l s ≥ 15 ⋅ <2 , si (6.38) 2 d a a l s ≥ 0,75 ⋅ d ⋅ t 3 ≥2 si (6.39) d 3 La resistencia del alma a abolladura por cortante se obtiene de: d ⋅ t ⋅ τb Vb,Rd = (6.40) γ M1 siendo _ fy λ w ≤ 0,8 τb = 3   fy _ _ ⋅ 1 − 0,625 ⋅  λ w − 0,8   0,8 < λ w < 1,2 τb = si   3      _ fy  0,9  1,2 ≤ λ w τb = ⋅ _  3   λw  donde d/ t λw = 37,4ε k τ 4 Cada rigidizador intermedio se dimensionará como un soporte solicitado por el esfuerzo de com- presión: NEd = VEd − Vb,Rd (6.41) siendo VEd valor de cálculo del esfuerzo cortante Vb,Rd valor de cálculo de la resistencia a abolladura por cortante SE-A-45

Documento Básico SE-A Acero En caso de existir cargas exteriores que puedan actuar directamente sobre el rigidizador, éstas se añadirán al valor de NEd. La sección resistente incluirá el rigidizador mas una anchura de alma a cada lado del rigidizador, igual a 10 twε. La verificación de la seguridad estructural del rigidizador se llevará a cabo de acuerdo con los métodos del apartado 6.3.2, utilizando la curva de pandeo c con una longitud de pandeo de 0,8 d. 6.3.3.4 Cargas concentradas 1 No es necesario comprobar la resistencia del alma de una pieza frente a la aplicación de una carga concentrada (o una reacción en un apoyo) actuando sobre las alas si se disponen rigidizadores dimensionados tal como se indica en el apartado anterior, para resistir una compresión igual a la fuerza concentrada aplicada (o la reacción). 2 No es necesario rigidizar el alma de una pieza sometida a cargas concentradas actuando sobre las alas si se cumple que: FEd ≤1 (6.42) Fb,Rd siendo FEd valor de cálculo de la carga concentrada, ; Fb,Rd resistencia de cálculo del alma frente a cargas concentradas. 3 La resistencia de cálculo del alma frente a cargas concentradas viene dada por: f y ⋅ t w ⋅ L ef Fb,Rd = (6.43) γ M1 siendo L ef = χ F ⋅ l y (6.44) 0,5 χF = ≤1 (6.45) λF l y ⋅ t w ⋅ fy λF = (6.46) Fcr t3 Fcr = 0,9 ⋅ k F ⋅ E ⋅ (6.47) d Los valores de l y y de kF dependen del caso considerado, de entre los representados en la figura 6.6: Caso a): carga (o reacción) aplicada a un ala y equilibrada por cortantes en el alma. - 2  d kF = 6 + 2   a ( ) l y = s s + 2 ⋅ t ⋅ 1 + m1 + m 2 ≤ a Caso b): carga (o reacción) transferida de un ala al otro a través del alma. En caso de haber - cortantes, se considera la fuerza concentrada de mayor valor de las dos. 2  d k F = 3,5 + 2   a ( ) l y = s s + 2 ⋅ t ⋅ 1 + m1 + m 2 ≤ a SE-A-46

Documento Básico SE-A Acero Caso c): carga (o reacción) aplicada a un ala cerca de una sección extrema no rigidizada y - equilibrada por un cortante en la otra sección. s +c kF = 2 + 6  s ≤6 d ( ) l y = Min l y1, l y 2 , l y 3 viniendo cada coeficiente dado por las expresiones: f yf ⋅ b f m1 = f yw ⋅ t w  d 0,02  si λF > 0,5 t  m2 =  (cabe aproximar λ F con la obtenida usando m2=0 para aproximar l y )  f  0 si λF ≤ 0,5  l y1 = l eff + t f m1 + m 2 2 m1  l eff  +  + m2 l y 2 = l eff + t f 2  tf    ( ) l y 3 = s s + 2 ⋅ t f 1 + m1 + m 2 kF ⋅ E ⋅ t2 l eff = ≤ ss + c 2 ⋅ fy ⋅ d donde sS longitud de la entrega rígida de la carga (véase la figura 6.7); tw espesor del alma; tf espesor del ala; fyw tensión de límite elástico del alma; fyb tensión de límite elástico del ala; E módulo de elasticidad; d canto del alma. Figura 6.6 Modos de transferencia de cargas concentradas o reacciones 4 Si la carga concentrada actúa en el eje de una sección sometida a esfuerzos axiles y de flexión que produzcan una tensión σx,Ed en el punto del ala situado bajo la carga, debe verificarse que: σ x,Ed FEd + 0,8 ⋅ ≤ 1,4 (6.48)  f yf  Fb,Rd   γ   m0  SE-A-47

Documento Básico SE-A Acero Figura 6.7 Ancho de la entrega rígida de una carga sobre un ala 6.3.4 Interacción de esfuerzos en piezas 6.3.4.1 Elementos flectados y traccionados 1 En las piezas solicitadas por una combinación de un momento flector y un esfuerzo axil de trac- ción, se comprobará, además de la resistencia a flexotracción de sus secciones, tal como se indica en 6.2.8, su resistencia frente al pandeo lateral considerando el esfuerzo axil y el momento flector como un efecto vectorial. La tensión combinada en la fibra extrema comprimida se determina mediante: N MEd − 0,8 ⋅ t,Ed σcom,Ed = (6.49) A Wcom siendo Wcom momento resistente de la sección referido a la fibra extrema comprimida; Nt,Ed valor de cálculo del axil de tracción; MEd valor de cálculo del momento flector; A área bruta de la sección. La comprobación se lleva a cabo utilizando un flector efectivo Mef,Sd M ef ,Ed = W com ⋅ σ com,Ed (6.50) y la resistencia de cálculo al pandeo lateral indicada en el apartado 6.3.3.2. 6.3.4.2 Elementos comprimidos y flectados 1 A menos que se lleve a cabo un estudio más preciso mediante el procedimiento general descrito en 5.4, las comprobaciones de estabilidad de pieza se realizarán aplicando las fórmulas que se indican a continuación, distinguiendo entre las que sean sensibles o no a la torsión (por ejemplo secciones abiertas o cerradas respectivamente). La comprobación se llevará a cabo con las fórmulas siguientes: Para toda pieza: c m,y ⋅ M y,Ed + e N,y ⋅ NEd c m,z ⋅ M z,Ed + e N,z ⋅ NEd NEd ≤1 + αz ⋅ kz ⋅ + ky ⋅ (6.51) W z ⋅ f yd χ LT W y ⋅ f yd * χ y ⋅ A ⋅ f yd Además, sólo en piezas no susceptibles de pandeo por torsión c m,y ⋅ M y,Ed + e N,y ⋅ NEd c m,z ⋅ M z,Ed + e N,z ⋅ NEd NEd ≤1 + kz ⋅ + αy ⋅ky ⋅ (6.52) W z ⋅ f yd W y ⋅ f yd * χ z ⋅ A ⋅ f yd Además, sólo en piezas susceptibles de pandeo por torsión M y,Ed + e N,y ⋅ NEd c m,z ⋅ M z,Ed + e N,z ⋅ NEd NEd

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