4.1. Introducción

En este capítulo se recogen una serie de reglas de diseño y prescripciones constructivas que han de cumplirse en todas las construcciones a las que sea aplicable esta Norma.

Algunas de las reglas y prescripciones aquí reflejadas han de aplicarse en función de los coeficientes de comportamiento por ductilidad, \mu, adoptados en el cálculo.

4.2. Reglas de índole general

4.2.1. Forma del edificio

La disposición geométrica en planta será tan simétrica y regular como sea posible, tratando de conseguir en el edificio, en los elementos resistentes, y en los arriostramientos, una composición con dos ejes de simetría ortogonales (Figura 4.1).

En edificios asimétricos se pueden conseguir estructuras simétricas separándolas en cuerpos regulares independientes mediante juntas verticales.

Igualmente debe procurarse una disposición geométrica en alzado tan regular como sea posible, evitando las transiciones bruscas de forma o rigidez entre un piso y el siguiente.

4.2.2. Disposición de masas

Cuando $a_c \geq 0,12g$, con objeto de evitar una concentración excesiva de tensiones, la masa total de una planta no debe exceder en más del 15% la masa de las plantas contiguas, ni en más del 50% la masa media de todas ellas. Además, si en una planta existen zonas que deban soportar cargas que excedan en un 25% a la carga general media, dichas zonas deben situarse en torno al centro de la planta.

4.2.3. Disposición de elementos estructurales

Debe procurarse una distribución uniforme y simétrica de rigideces en planta y una variación gradual de rigideces a lo largo de la altura. Ningún elemento estructural debe cambiar bruscamente de rigidez.

Si existiesen plantas de diferente esbeltez, o diáfanas en edificios con el resto de las plantas muy compartimentadas, debe tenerse en cuenta la diferencia de rigidez entre las plantas.

Si se confía la resistencia de los esfuerzos horizontales a elementos de gran rigidez como pantallas, muros, triangulaciones, etc., éstos deben colocarse al menos en dos direcciones, a ser posible ortogonales, en posición simétrica y preferiblemente en el perímetro exterior de la planta. En el caso de disponer los elementos de gran rigidez en forma de núcleo, es prioritario que éste se sitúe en la planta en una posición centrada.

Cuando $a_c \geq 0,16g$, los elementos resistentes a sismo serán redundantes, de forma que el fallo de uno de ellos no implique grandes cambios en la posición del centro de rigidez, y por tanto, de la excentricidad de masas (Figura 4.2).

Para evitar efectos de excentricidad en los soportes, la distancia entre los ejes geométricos de las vigas y de los pilares será la menor posible y, en todo caso, no mayor de $b/4$, siendo $b$ el ancho del pilar en la dirección transversal a la directriz de la viga.

Se evitará en lo posible que descansen sobre las vigas elementos resistentes principales de la estructura, tales como otras vigas o soportes. Cuando no pueda evitarse, el modelo de la estructura incluirá en ese nudo un grado de libertad vertical, se contemplarán las acciones sísmicas verticales, y —debido a la fragilidad— se calcularán las solicitaciones de cortante de las vigas que acometan al nudo con un valor del coeficiente de comportamiento por ductilidad $\mu = 1$.

Debe procurarse que la seguridad sismorresistente de los nudos sea superior a la de las piezas, que la de los soportes sea superior a la de las vigas, y en éstas que la seguridad al esfuerzo cortante sea superior a la de momento.

Los elementos no considerados en el modelo de estructura adoptado para el análisis, tendrán la capacidad suficiente para admitir los desplazamientos que se produzcan en ellos.

4.2.4. Elementos no estructurales

Los elementos no estructurales, como muros de cerramiento, tabiquerías, etc., que puedan desarrollar rigidez y resistencia suficientes para alterar las condiciones en la estructura, se tendrán en cuenta para la confección del modelo de análisis estructural y se comprobarán para las acciones que se deriven del cálculo. Alternativamente, podrán adoptarse soluciones constructivas que garanticen la no participación resistente de estos elementos.

Las vías generales de evacuación, especialmente los núcleos verticales de comunicación como las escaleras, estarán dotadas de resistencia y ductilidad adicional para facilitar su utilización, aún en el caso de sismos importantes.

4.2.5. Juntas entre construcciones

Toda construcción debe estar separada de las colindantes una distancia mínima para mitigar los efectos del choque durante los movimientos sísmicos.

Toda construcción se separará de las lindes edificables de propiedad adyacentes y en toda su altura no menos que el desplazamiento lateral máximo por sismo, $u$, ni menos de 1,5 cm, a fin de evitar el choque con las estructuras contiguas durante los movimientos sísmicos.

Para edificios de hasta diez plantas, el desplazamiento lateral máximo, $u$, en centímetros puede obtenerse mediante la expresión:

$$u = 33 \alpha_1 \cdot (a_c/g) \cdot T_F^2$$

donde $\alpha_1$, $a_c$ y $g$ son los parámetros definidos en 3.7.3, y $T_F$ es el período del modo fundamental en segundos.

Las juntas entre cuerpos de edificios deben ser preferentemente planos verticales y con una anchura de, al menos, la suma de los desplazamientos laterales máximos, $u$, de los dos cuerpos.

En las zonas con $a_c \geq 0,16g$ no deben proyectarse juntas de apoyo en libre dilatación, salvo si se realiza un estudio especial.

No se instalarán conducciones generales atravesando planos de junta, salvo que dispongan de enlaces flexibles adecuados.

4.3. De la cimentación

4.3.1. Criterio general de diseño

Debe evitarse la coexistencia, en una misma unidad estructural, de sistemas de cimentación superficiales y profundos, por ejemplo, de zapatas o losas con los de pozos o pilotes.

La cimentación se debe disponer sobre un terreno de características geotécnicas homogéneas. Si el terreno de apoyo presenta discontinuidades o cambios sustanciales en sus características, se fraccionará el conjunto de la construcción de manera que las partes situadas a uno y otro lado de la discontinuidad constituyan unidades independientes.

Cuando el terreno de cimentación contenga en los primeros 20 m bajo la superficie del terreno, capas o lentejones de arenas sueltas situadas, total o parcialmente, bajo el nivel freático, deberá analizarse la posibilidad de licuación.

Si se concluye que es probable que el terreno licue en el terremoto de cálculo, deberán evitarse las cimentaciones superficiales, a menos que se adopten medidas de mejora del terreno para prevenir la licuación. Análogamente, en las cimentaciones profundas, las puntas de los pilotes deberán llevarse hasta suficiente profundidad bajo las capas licuables, para que pueda desarrollarse en esa parte la necesaria resistencia al hundimiento.

4.3.2. Elementos de atado

Cada uno de los elementos de cimentación que transmita al terreno cargas verticales significativas deberá enlazarse con los elementos contiguos en dos direcciones mediante dispositivos de atado situados a nivel de las zapatas, de los encepados de pilotes o equivalentes, capaces de resistir un esfuerzo axial, tanto de tracción como de compresión, igual a la carga sísmica horizontal transmitida en cada apoyo (Figura 4.3).

Cuando $a_c \geq 0,16g$ los elementos de atado deberán ser vigas de hormigón armado.

Cuando $a_c < 0,16g$ podrá considerarse que la solera de hormigón constituye el elemento de atado, siempre que se sitúe a nivel de las zapatas o apoyada en su cara superior, sea continua alrededor del pilar en todas las direcciones, tenga un espesor no menor de 15 cm ni de 1/50 de la luz entre pilares y sea capaz de resistir el esfuerzo prescrito en el primer párrafo de este apartado.

4.3.3. Reglas específicas para cimentaciones de pilotes

No se considerará la resistencia de fuste de los pilotes en los tramos de terreno susceptibles de licuar durante el sismo de cálculo, ni en los situados por encima de esos estratos.

Los pilotes deben enlazarse adecuadamente al encepado o al elemento estructural equivalente.

En los pilotes de hormigón armado la armadura longitudinal deberá extenderse desde la cabeza del pilote hasta cuatro diámetros por debajo de la zona crítica más profunda, con un mínimo de 6 metros. Son zonas críticas aquellas en las que se alcanzaría primero su agotamiento estructural durante un terremoto. La armadura longitudinal deberá estar formada por barras de diámetro mayor o igual que 12 mm, en número mínimo de 6 y separadas como máximo 20 cm. La cuantía mínima de acero será el 0,4% de la sección total en los pilotes hormigonados in situ y el 1% en los prefabricados. En los pilotes de hormigón encamisados con chapa, la sección de ésta, descontada la previsión de corrosión, puede sustituir parcialmente (como máximo el 50%) a la armadura longitudinal requerida.

La armadura transversal deberá extenderse en toda la longitud de la armadura longitudinal. Puede estar constituida por cercos o espiral, cuyos diámetros deberán ser mayores o iguales de 6 mm y con una cuantía volumétrica $\rho_s$ y un espaciado $s$ que cumplan las siguientes condiciones:

• En las zonas críticas:

  $$\rho_s \geq 0,8\%$$

  $$s \leq 10 \text{ cm}$$

• En el resto del pilote:

  $$\rho_s \geq 0,6\%$$

  $$s \leq 15 \text{ cm}$$

4.4. De las estructuras de muros de fábrica

4.4.1. Criterio general de diseño

Para cumplir los requisitos de índole general (artículo 4.1), deben disponerse muros resistentes en las dos direcciones principales en planta de la manera más uniforme y simétrica posible.

Se evitarán cambios bruscos de rigidez producidos por cambios en los materiales.

Cuando $0,08g \leq a_c \leq 0,12g$, la altura máxima de una estructura de muros será de 4 plantas y cada una de ellas de una altura no superior a 20 veces el espesor del muro. No se presentarán cambios de rigidez por causa de variaciones del espesor superiores a medio canto del forjado en el paso de una planta a otra, ni por disposición de huecos muy diversos entre plantas sucesivas. Si $a_c > 0,12g$ la altura máxima será de dos plantas.

En cualquier caso, una estructura de muros se considerará una solución «no dúctil», incluso aunque se dispongan los refuerzos que se prescriben en este capítulo.

El espesor mínimo para muros exteriores de una sola hoja será de 14 cm y de 12 cm para los interiores. Además, para una aceleración de cálculo $a_c \geq 0,12g$, el espesor mínimo de los muros exteriores de una hoja será de 24 cm, si son de ladrillo cerámico, y de 18 cm si están construidos de bloques. Si se trata de muros interiores el espesor mínimo será de 14 cm.

Para el caso de muros exteriores de dos hojas (capuchinos) y si $a_c \geq 0,12g$, ambas hojas estarán construidas con el mismo material, con un espesor mínimo de cada hoja de 14 cm y el intervalo entre armaduras de atado o anclajes será inferior a 35 cm, en todas las direcciones. Si únicamente es portante una de las dos hojas, su espesor cumplirá las condiciones señaladas anteriormente para los muros exteriores de una sola hoja.

Para los valores de $a_c \geq 0,08g$, todos los elementos portantes de un mismo edificio se realizarán con la misma solución constructiva.

4.4.2. Huecos, entrepaños y rozas

Cuando $a_c \geq 0,12g$, los huecos de paso, puertas y ventanas en los muros resistentes estarán distribuidos en planta del modo más regular posible, superponiéndose los correspondientes a las distintas plantas.

La distancia entre los huecos no será menor de 60 cm, ni la existente entre un hueco y una esquina inferior a 80 cm. En caso contrario, los paños que hayan entre ellos no se considerarán resistentes y no se podrán considerar portantes.

En los muros de carga y de arriostramiento sólo se admitirán rozas verticales separadas entre sí por lo menos 2 m y cuya profundidad no excederá de la quinta parte de su espesor. En cualquier caso, el grueso reducido no será inferior a los valores especificados en el apartado anterior.

4.4.3. Enlace de los forjados al muro

La conexión entre los forjados y los muros y el monolitismo entre los diversos elementos que constituyen los forjados están encomendados a la losa superior que prescribe la norma EF-96, o la que la sustituya, con las secciones de armadura y las disposiciones constructivas que allí se especifican. Los forjados se enlazarán a los muros por medio de los encadenados que prescribe la norma NBE-FL-90.

Los forjados de viguetas sueltas, de madera o metálicas, deberán atarse en todo su perímetro a encadenados horizontales situados en su mismo nivel, para solidarizar la entrega y conexión de las viguetas con el muro. El atado de las viguetas que discurran paralelas a la pared se extenderá al menos a las tres viguetas más próximas.

4.4.4. Refuerzos en muros

Cuando $a_c \geq 0,12g$, en los muros de fábrica debe haber refuerzos verticales y horizontales a distancias menores de 5 m. Además, la diagonal de un paño entre refuerzos debe ser inferior a 40 veces el espesor del muro.

Cuando los refuerzos se realicen en hormigón, la sección transversal tendrá, al menos, 15 cm de altura y la anchura total del muro, reducida esta última, en su caso, en la cantidad mínima que se precise para la continuidad de los paramentos vistos. El armado será, al menos, de $4 \phi 10$ longitudinal más un $\phi 6$ cada 25 cm como armadura transversal.

4.5. De las estructuras de hormigón armado

4.5.1. Criterios generales

Los preceptos de esta Norma están formulados en la suposición de que:

• Las secciones extremas de las vigas se plastifican antes que las del soporte, lo que se cumple si el coeficiente de seguridad de cualquier solicitación de todo soporte es siempre superior al de cualquier solicitación de toda viga con la que concurre en un nudo.
• Las secciones extremas de vigas y soportes se agotan antes que se produzca el agotamiento del encuentro, lo que se cumple si el coeficiente de seguridad ante el agotamiento de cualquier biela o anclaje en todo nudo es ligeramente superior a la de cualquier solicitación de las secciones de vigas o soportes que acometen a él.
• Se alcanza la cedencia a flexión en el acero de la armadura longitudinal antes que el agotamiento de la sección por cortante, lo que se cumple si el coeficiente de seguridad a cortante en toda sección es superior al de la misma sección a momento flector. Las piezas cortas, tales como enanos, conviene comprobarlas para el cortante que resulte de considerar en las secciones extremas momentos iguales a la capacidad resistente a flexión que posean y con signo opuesto.
• Las comprobaciones a realizar incluirán las de las piezas, tal como se detalla en los apartados siguientes, y las de los nudos. Cuando el nudo entre el soporte y la viga sea de hormigón, deberá comprobarse la biela en la diagonal del mismo (Figura 4.7).

4.5.2. Vigas de hormigón

4.5.2.1. Reglas generales para vigas

Para poder considerar que la estructura, en la dirección de las vigas, se beneficia de las condiciones de ductilidad alta ($\mu = 3$), deben cumplirse los requisitos siguientes (véase Figura 4.4):

• El descuelgue bajo el forjado es superior a la profundidad de cálculo de la cabeza comprimida en la sección fisurada.
• El ancho del descuelgue, $b$, es al menos 0,20 m.
• En la cara superior y en todo su desarrollo se disponen al menos $2 \phi 14$.
• En la cara superior, la armadura de continuidad en un nudo interior tendrá una sección menor de $b \cdot h/40$, siendo $h$ el canto total de la viga.
• En la cara inferior y en todo su desarrollo se disponen al menos $2 \phi 14$ y del $4 \text{‰}$.
• En la cara inferior llegará efectivamente anclada al extremo al menos una armadura $A/3$, siendo $A$ la cuantía máxima de la armadura superior de tracción de ese mismo extremo.
• Tanto en la cara superior como en la inferior, se dispondrá, en todo su desarrollo, una armadura mínima $A/4$, siendo $A$ la cuantía de la máxima armadura negativa entre los dos extremos. La capacidad resistente a cortante de las secciones será un 25% superior a la requerida por el cálculo.
• En las zonas extremas de la viga, en una amplitud de dos cantos a partir de la cara del soporte, se dispondrán cercos de al menos 6 mm de diámetro y con una separación no mayor que:
  • $h/4$.
  • $8 \phi_L$, siendo $\phi_L$ el diámetro de cualquier armadura longitudinal comprimida.
  • 0,15 m.
  • En el resto de la viga los cercos tendrán una separación máxima de $h/2$.

Para poder considerar que la estructura, en la dirección de las vigas, se beneficia de las condiciones de ductilidad muy alta ($\mu = 4$), no debe producirse inversión de momentos, es decir, el caso sísmico no debe provocar en extremos de las vigas momentos de ambos signos, y además de las condiciones para $\mu = 3$ del párrafo anterior, deben cumplirse los requisitos siguientes (véase Figura 4.5):

• El ancho del descuelgue, $b$, será al menos 0,25 m, pero inferior al de cualquiera de los soportes a los que acomete la viga.
• En la cara inferior, llegará efectivamente anclada al extremo sin continuidad al menos una armadura $A/2$, siendo $A$ la cuantía de la armadura de tracción de ese mismo extremo.
• Tanto en la cara superior como en la inferior, se dispondrá, en todo su desarrollo una armadura mínima $A/3$, siendo $A$ la cuantía de la máxima armadura negativa entre los dos extremos.
• Existirá una armadura de piel longitudinal de al menos $2 \phi 10$, cada 0,25 m de canto.
• En las zonas extremas de la viga, en una amplitud de dos cantos a partir de la cara del soporte, se dispondrán cercos de diámetro de al menos 6 mm y con una separación menor de:
  • $6 \phi_L$, siendo $\phi_L$ el diámetro de cualquier armadura longitudinal comprimida.

Independientemente del valor de $\mu$, cuando la aceleración sísmica de cálculo, $a_c$, sea igual o superior a $0,16g$, la armadura longitudinal de las vigas principales será al menos de $2 \phi 16$, y de $0,004b \cdot h$, extendida a todo su desarrollo, y la separación de cercos, en una amplitud de $2h$ desde la cara del soporte, no será superior a 0,10 m (véase Figura 4.6).

Además, sea cual sea la aceleración sísmica de cálculo o el grado de ductilidad elegido, cuando el nudo entre soporte y viga es de hormigón, deberá comprobarse la biela en la diagonal del mismo (ver Figura 4.7).

4.5.2.2. Condiciones particulares de la armadura superior

En general, con soportes de hormigón, la armadura superior de los nudos extremos de vigas que sea necesaria por solicitación sísmica debe disponerse en su totalidad dentro del soporte (Figura 4.8.a), contando su anclaje desde el comienzo del área pinzada por las bielas de soporte y nudo. El efecto favorable del pinzado entre bielas podrá medirse como una pérdida de tracción por unidad de longitud igual a la tensión de compresión vertical garantizada en dicha zona multiplicada por el diámetro de la armadura. La solución del anclaje de la armadura superior por continuidad tras el soporte, en lazo alrededor de su fuste (Figura 4.8.b), está limitada a una tracción total, entre ambas ramas del lazo, no superior a la compresión vertical garantizada de su interior.

Si en el borde se disponen vigas transversales de canto, la armadura superior podrá disponerse a los lados del soporte en una banda de amplitud no superior a medio canto de la viga, (Figura 4.8.c), contando su anclaje a partir del punto en que se disponga armadura ortogonal, o del quiebro, o de la soldadura del elemento al que se engarza.

Si el soporte es metálico, con fuste pasante a través del forjado (Figura 4.9), debe comprobarse además que el elemento de engarce de las armaduras, o, en caso de lazo, el propio fuste, permite equilibrar el momento entre ambas piezas. En cualquier caso, debe excluirse la posibilidad de confiar dicho equilibrio a torsiones en el hormigón.

En los nudos extremos de la última planta, sin compresión superior, puede omitirse la comprobación de anclaje cuando la armadura es continua con la del soporte y posee una tracción similar. Si se disponen armaduras independientes para ambas piezas, la longitud de solapo será la de anclaje, con la reducción, en su caso, del efecto de patilla o armadura soldada transversal (Figura 4.10).

La armadura superior de continuidad en un nudo interior, que sea necesaria por solicitación sísmica, puede disponerse en una banda de ancho igual al del soporte más medio canto de la viga a cada lado de él (Figura 4.11), siempre que, en una banda perpendicular del mismo ancho, exista armadura ortogonal que posea una sección de al menos una cuarta parte de la anterior. La armadura que pase dentro del soporte podrá contar con el efecto de pinzamiento de la compresión garantizada en los términos descritos anteriormente. La que pase por el exterior del soporte deberá dotarse de toda su longitud de anclaje teórica, en prolongación recta.

4.5.2.3. Condiciones particulares para la armadura inferior

Para tener en cuenta la colaboración a compresión de la armadura inferior de la viga, debe confirmarse que desarrolla suficiente longitud para la compresión que se le atribuye, tras los haces de la cara interior del soporte, pudiendo contar con la mejora que permite el doblado en patilla (consúltense las Figuras 4.4, 4.5 y 4.6).

Si dicha armadura nunca está traccionada, ni se tiene en cuenta a compresión, bastará comprobar que, desde el punto de tracción nula de la viga, se prolonga lo suficiente para anclarse y que, en cualquier caso, penetra al menos $10 \phi$ tras la cara interior del soporte.

En un nudo interior, si la armadura penetra en el soporte, puede rematarse en patilla; si el forjado es plano, se puede suponer que la compresión se descarga por punta en la zona que se encuentra comprimida en todas las direcciones.

En un nudo interior, para tener en cuenta a compresión las armaduras dispuestas por fuera del soporte, éstas deberán solaparse la correspondiente longitud de anclaje (ver Figura 4.12).

4.5.2.4. Condiciones particulares para estribos

En un nudo extremo de viga plana, sólo se podrán tener en cuenta para resistir la solicitación sísmica las ramas verticales de los estribos existentes en la zona definida en la Figura 4.13.

Cuando la viga es plana, sobre todo si el soporte es de sección alargada en la dirección de la viga, conviene que el estribado de ésta atraviese el nudo, disponiendo ramas en las proximidades de las caras laterales del soporte.

4.5.2.5. Condiciones particulares en caso de inversión de momentos

Se dice que hay inversión de momentos cuando, debido a la acción horizontal del sismo, el momento en el extremo de la viga cambia de signo y pasa a traccionar la fibra inferior (Figura 4.14).

Si hay inversión en un nudo extremo, para la armadura inferior rigen las mismas reglas que las indicadas en el epígrafe anterior para la superior.

Si se produce inversión en un nudo interior, ese encuentro, a los efectos de disposición de armaduras inferior y superior y de los estribos, se comporta como dos nudos extremos adosados, salvo por lo que respecta al anclaje de la armadura de las vigas, que en todo caso se resolverá por prolongación recta a partir de la cara opuesta del soporte.

En el caso particular de soportes metálicos, cuando se produce inversión en un nudo extremo, es preciso contar con dispositivos de engarce de armaduras, tanto superior como inferior.

Cuando la inversión de momentos es muy fuerte puede producirse, además, inversión de reacción en la viga; si el soporte es metálico, habrá que alterar en ese caso el diseño del dispositivo de engarce que permita recoger carga en los dos sentidos.

4.5.3. Soportes

4.5.3.1. Reglas generales de soportes

En soportes de hormigón (Figura 4.16), cuando la aceleración sísmica de cálculo, $a_c$, sea igual o superior a $0,12g$:

• La dimensión mínima no será inferior a 0,25 m.
• El armado longitudinal estará constituido por al menos tres barras en cada cara (seis en secciones circulares), con un intervalo no superior a 0,20 m.
• La capacidad resistente a cortante de las secciones será un 25% superior a la requerida por el cálculo.
• En las zonas extremas del soporte, en una amplitud medida a partir del entronque con el forjado o viga de al menos dos cantos, y si la viga es de descuelgue también al paso por el nudo, se dispondrán cercos de diámetro de al menos 6 mm y con un intervalo no mayor que:
  • $c/3$, siendo el canto $c$ la dimensión menor del soporte.
  • 0,10 m si la armadura longitudinal es $\phi 12$ o $\phi 14$, y 0,15 m si es $\phi 16$ o mayor.

Además, cuando la aceleración sísmica de cálculo $a_c$ sea igual o superior a $0,16g$:

• La dimensión mínima no será inferior a 0,30 m.
• El intervalo entre barras longitudinales no será superior a 0,15 m.
• La sección de la armadura longitudinal no será inferior al 1% ni superior al 6% de la sección de hormigón.
• En las zonas extremas del soporte, en una amplitud medida a partir del entronque con el forjado o viga de al menos dos cantos, y al paso por el nudo, se dispondrán cercos de diámetro al menos 8 mm y con un intervalo no mayor que:
  • $c/4$, siendo $c$ la dimensión menor del soporte.
  • 0,07 m si la armadura longitudinal es $\phi 12$ o $\phi 14$, y 0,10 m si es $\phi 16$ o mayor.

Además de las condiciones generales, en todo soporte, sea cual sea la aceleración sísmica de cálculo, deben respetarse las reglas particulares que se detallan a continuación.

4.5.3.2. Condiciones particulares del nudo de arranque

En la base de arranque de los soportes deben disponerse armaduras de espera para transferir correctamente las solicitaciones del fuste al elemento inferior, pozo, zapata, muro, pilote, viga, losa o, en su caso, encepado de grupo de pilotes.

Debido al carácter alternativo de la acción sísmica, las tensiones de los bordes del soporte cambian cíclicamente, oscilando de la compresión máxima a una menor que ella. Si la acción sísmica consigue provocar la aparición de tracciones es imprescindible confiar la tracción al solape entre las armaduras del soporte y las de espera, dando a estas últimas la longitud de entrega acorde con ello y comprobando que pueden vincular suficiente peso para equilibrar la tracción.

Si el elemento de arranque donde se introduce la espera es una zapata, viga, losa, pozo o pilote de sección muy superior a la del pilar, la armadura puede rematarse en patilla, siendo recomendable disponerla hacia fuera si su tensión predominante es de compresión. La parte solapada con el fuste del soporte debe disponerse necesariamente en prolongación recta.

Si el elemento de arranque es un muro o viga, las armaduras de espera dispuestas dentro de ese elemento deben dotarse al menos de estribos transversales a las caras de dicho elemento (Figura 4.17).

4.5.3.3. Condiciones particulares en nudos intermedios

En general, la armadura de cada fuste se prolonga en el superior. Como en el caso del arranque, si la acción sísmica provoca la aparición de tracciones en un borde, la longitud de solape de ambos tramos debe permitir la transferencia de dicho esfuerzo, rematando el del inferior en prolongación recta.

En el caso de soporte extremo, para evitar el efecto de expulsión de la armadura comprimida del borde exterior, o el que reviente debido al efecto de transferencia de compresión de la armadura por punta, es recomendable, además de la fijación de la armadura del soporte a los estribos y a las esperas del fuste inferior, disponer la cara del forjado por fuera de los haces del soporte (véase Figura 4.18).

En el caso de soporte extremo, si la armadura de viga que produce el quebranto de la biela se dispone remetida respecto al soporte, éste debe recalcularse tomando como sección efectiva la que resulta de prescindir de la zona situada por fuera de los haces de la misma.

En general, con vigas de descuelgue conviene que sean los estribos de soporte los que se dispongan dentro del nudo. En todo caso, los soportes extremos y esquina contarán al paso del nudo con estribos u horquillas, con cadencia no menor de la de cualquiera de los fustes que acometen a él, para producir confinamiento en la dirección perpendicular al borde o bordes libres.

Además de la comprobación de la biela oblicua de nudo, citada en el apartado 4.5.1, por lo que respecta a los soportes, debe comprobarse que su armadura tiene suficiente desarrollo y condiciones de adherencia para dar cuenta del cambio de tensión al paso por el encuentro con la viga, habida cuenta del aspecto dinámico, procedente del cambio cíclico del signo y dirección de la tensión, que los modelos clásicos no tienen expresamente en cuenta.

4.5.3.4. Condiciones particulares del nudo superior

En nudos interiores (Figura 4.19), si ambos bordes del soporte se encuentran comprimidos, en todas las hipótesis de carga consideradas en el cálculo, podrá acudirse a la solución en patilla, siempre que ésta sea hacia el exterior del soporte y a prudente distancia de la cara superior del forjado.

Si, en algún caso de carga, se alcanzan tracciones en uno de los bordes, —y, si eso sucede por acción sísmica, lo será alternativamente en ambos—, resulta preferible conseguir la longitud de anclaje para dicha tracción por doblado hacia adentro y solape con la armadura superior de la planta.

Si la acción sísmica produce inversión de momentos en un nudo superior, debe comprobarse tanto la solución como la longitud de anclaje, y, en particular, la capacidad resistente de la biela que resulta, así como las variantes en la disposición de estribos que el nudo demanda para ello.

4.5.4. Forjados

Los puntos en que un forjado unidireccional, bidireccional o losa, acomete perpendicularmente a un soporte extremo, deben tratarse como un nudo extremo de pórtico, siéndole de aplicación las consideraciones ya señaladas para este caso en el apartado de vigas (Figura 4.20).

En particular, las armaduras superiores dispuestas para soportar el momento debido a la acción sísmica en dirección perpendicular al borde de forjado, deberán disponerse en su totalidad sobre nervios o sobre macizados diseñados al efecto.

Los nudos interiores de soporte y losa, soporte y forjado reticular, o de soporte y paño de forjado unidireccional deben considerarse como nudos interiores de un pórtico, siéndoles de aplicación las consideraciones expuestas para ese caso en el apartado de vigas.

Si se produce inversión de momentos en la dirección de viguetas prefabricadas, se dispondrán bastones para garantizar el enlace a tracción inferior de los nervios a las vigas en un ancho de al menos $L/4$ a cada lado del soporte, siendo $L$ la luz del tramo.

En los edificios con pantalla de rigidización, cuando la aceleración sísmica de cálculo $a_c$ sea igual o mayor de $0,16g$, si la acción horizontal se canaliza a través del esfuerzo rasante en el plano de la capa superior del forjado, ésta tendrá como mínimo 0,05 m si hay bovedillas y 0,06 m si no las hay, incrementándose la armadura de reparto en un 50% respecto a lo establecido con carácter general.

4.5.5. Pantallas de rigidización

Es conveniente que las pantallas que se utilicen como elementos de rigidización y resistencia ante acciones horizontales sean continuas en toda la altura de la construcción, llegando hasta la cimentación sin cambios importantes ni en el ancho, ni en el espesor. Si existen huecos, éstos se alinearán verticalmente.

Cuando la aceleración sísmica de cálculo $a_c$ sea igual o mayor que $0,16g$ o para poder considerar en la dirección de la pantalla ductilidad alta o muy alta ($\mu = 3$ ó $\mu = 4$), se cumplirá:

• El espesor será al menos 0,15 m y mayor que $h/20$.
• La armadura base estará formada por dos mallas, con intervalo, entre barras de la malla, no superior a 0,15 m.
• La sección de cada familia de mallas no será inferior al 0,25% ni superior al 4% de la sección de hormigón.
• En la parte baja de los dos bordes de la pantalla se dispondrán cercos como se indica en la figura 4.21.

4.5.6. Elementos prefabricados

Las estructuras resueltas con piezas que son exclusivamente elementos prefabricados lineales o superficiales, cualquiera que sea el material, se considerarán, en general, como estructuras sin ductilidad, salvo si las uniones están proyectadas especialmente para suministrar suficiente rigidez y ductilidad al encuentro.

Para considerar algún grado de ductilidad en las estructuras de pisos debe garantizarse la ductilidad en los nudos, según los artículos anteriores. Para ello, las zonas más próximas a los extremos de cada elemento estructural estarán armadas y zunchadas, y la superficie de contacto entre el elemento prefabricado y el hormigón dispuesto en obra presentará suficiente rugosidad y estará cosida con armadura a uno y otro lado de dicha superficie.

En el caso de edificios de una planta, para considerar ductilidad $\mu > 1$, debe garantizarse que todos los pilares estén empotrados dúctilmente en la base.

4.6. De las estructuras de acero

4.6.1. Criterios generales

El proyecto de las estructuras metálicas ante acciones sísmicas se puede plantear en el rango lineal, sin hacer uso de ningún mecanismo plástico de disipación, o en el rango no lineal. En el primer caso la estructura se considerará sin ductilidad y en el cálculo se asignará valor unidad al coeficiente $\mu$. En el segundo, la estructura se considerará, para cada una de las direcciones en que se compruebe, de ductilidad alta, media o baja en función del sistema resistente (apartado 3.7.3.1) y de los detalles y materiales según se indica en los apartados que siguen.

Cuando en el proyecto de la estructura se utilicen valores de ductilidad iguales o superiores a 2 serán de obligado cumplimiento todos los requisitos relativos al material y a la sección exigidos por la normativa de proyecto de estructuras metálicas en el caso de utilizar el cálculo plástico.

4.6.2. Materiales

En el pliego de condiciones técnicas y en los planos del proyecto se especificará la calidad del acero a emplear y se indicará explícitamente la necesidad de comprobar la estructura ante cualquier modificación, incluso cuando ésta implique la sustitución por aceros de mayor límite elástico o piezas de mayor capacidad.

Si en el proyecto de la estructura se ha utilizado un valor alto o muy alto de ductilidad ($\mu = 3$ ó 4), en la especificación de los materiales a emplear en los sistemas resistentes a cargas de sismo se acotará el valor del límite elástico del acero, que no superará en más de un 10% el nominal.

En el mismo sentido, en el pliego de condiciones técnicas se indicará igualmente la necesidad de comprobar la estructura ante cualquier modificación en las dimensiones de las barras, incluso cuando ésta implique la sustitución por barras de mayor capacidad.

4.6.3. Uniones

En los planos de proyecto se incluirán detalles específicos de las uniones, indicando la situación, dimensiones y calidades de los medios de unión (tornillos, pasadores, cordones de soldadura), de los cortes, rebajes, groeras en secciones extremas de barras y la posible necesidad de medios auxiliares (chapas de derrame, respaldos, arandelas deformables, etc.). En la memoria de cálculo se declarará explícitamente el tipo de unión, tanto en lo que se refiere a su resistencia (total o parcial) como a su rigidez (rígida, semirrígida o articulada).

Cuando en el proyecto de la estructura se utilicen valores del coeficiente de comportamiento por ductilidad $\mu$ iguales o superiores a 2, las uniones se proyectarán como de resistencia total, asumiendo una sobrerresistencia de 1,2 (la capacidad de la unión será, como mínimo, 1,2 veces la de las barras unidas).

Cuando en el proyecto de la estructura se utilicen valores del coeficiente de comportamiento por ductilidad $\mu$ superiores a 2, no se admitirán las soldaduras de penetración parcial entre elementos críticos pertenecientes al esquema resistente a sismo. Las uniones atornilladas se proyectarán, en este caso, en forma tal que el fallo no se produzca por rotura de los tornillos.

4.6.4. Estructuras de pórticos

Si la estructura resistente está formada por pórticos de nudos rígidos, para poder considerarla como de ductilidad alta o muy alta, debe cumplir las siguientes condiciones:

• Las secciones extremas de las vigas plastifiquen antes que las del soporte.
• Las secciones extremas de vigas y soportes plastifiquen antes de que se produzca la rotura del nudo.

En el caso de considerar ductilidad muy alta se definirá y comprobará el mecanismo de fallo.

Los ejes de las barras que forman el pórtico se situarán en el mismo plano común.

En los nudos se cuidará especialmente la continuidad de toda chapa traccionada y la garantía de no abolladura de la comprimida.

4.6.5. Triangulaciones y arriostramientos

Las triangulaciones completas (los ejes de las barras coinciden en un punto), en las que la disipación se produce por alargamiento de la barra traccionada (cruces de San Andrés), se considerarán de ductilidad alta. Si en el cálculo se incluye la colaboración de la barra comprimida, no se considerará, en general, ductilidad alguna.

Las triangulaciones incompletas (los ejes de las diagonales no van a los nudos viga-pilar), en las que la disipación se produce por formación de rótulas en las zonas previstas, se considerarán ductilidad muy alta.

Se cuidará especialmente la simetría de la sección de los elementos de arriostramiento, así como la de uniones extremas.

4.7. De otros elementos de la construcción

4.7.1. Consideraciones generales

Uno de los objetivos de la Norma —de acuerdo con su finalidad, establecida en el apartado 1.1— es una reducción sustancial de las usualmente cuantiosas pérdidas físicas y económicas, y sobre todo de las víctimas, especialmente las que genera el daño a elementos no estructurales.

Los valores de cálculo y el diseño sismorresistente —en especial los preceptos de todo el apartado 4.7— deben asegurar que terremotos pequeños, de período de retorno del mismo orden que la vida de la construcción, no ocasionen daños significativos a los elementos no estructurales.

4.7.2. Cerramientos, particiones y otros

Todos los paños, particiones interiores, falsos techos y otros elementos singulares, como por ejemplo paneles de fachada, etc., deben enlazarse correctamente a los elementos estructurales para evitar el desprendimiento de las piezas durante las sacudidas sísmicas, especialmente si se ha supuesto que la ductilidad de la construcción es alta o muy alta.

Si $0,16g > a_c \geq 0,08g$, los paños de cerramiento o paredes de partición que superen los 5 m de longitud o los $20 \text{ m}^2$ de superficie deberán subdividirse enlazándolos a elementos secundarios intermedios. Cuando $a_c \geq 0,16g$ deberá hacerse a partir de los 3 m de longitud o los $10 \text{ m}^2$ de superficie.

Cuando los cerramientos se hagan con elementos prefabricados de gran formato, y éstos no hayan sido considerados en el modelo de la estructura, deberá adoptarse para la construcción y cálculo de dichos elementos un coeficiente de comportamiento por ductilidad $\mu = 1$. Las uniones deben permitir, sin rotura, los desplazamientos obtenidos en el cálculo. En este caso, por su trascendencia, deberán diseñarse cuidadosamente los anclajes.

4.7.3. Antepechos, parapetos, chimeneas y cercas

Los elementos con el borde superior libre, como antepechos, parapetos y chimeneas, deben enlazarse correctamente a la estructura para garantizar su estabilidad, calculándose con la acción sísmica correspondiente a la planta donde están ubicados, considerando, salvo justificación especial, $\mu = 1$. Las cercas se tratarán de forma análoga anclándolas a su cimentación.

Además, cuando $a_c \geq 0,12g$ los muros o petos con el borde superior libre y con más de un metro de altura, se rematarán con un encadenado de coronación, disponiendo refuerzos verticales anclados a la estructura o a la cimentación.

4.7.4. Vías de evacuación

Además, las vías de evacuación deben cumplir lo dispuesto en la Norma de Condiciones de Protección Contra Incendios de los Edificios vigente, y en ellas no deben colocarse elementos que puedan desprenderse fácilmente en caso de terremoto.

Cuando $a_c \geq 0,16g$ no deben proyectarse escaleras construidas sobre bóvedas tabicadas, ni las formadas por peldaños en voladizo empotrados en muros de fábrica.

4.7.5. Carpinterías exteriores

En construcciones de gran altura con grandes superficies acristaladas, deberán dimensionarse la altura de galce, los calzos y las juntas del acristalado de las ventanas con capacidad para absorber los movimientos que se produzcan en la carpintería por las oscilaciones de la construcción.

4.7.6. Revestimientos y aplacados

En zonas de tránsito, la fijación de los revestimientos y el anclaje de los aplacados u otros elementos de fachada se realizará con materiales de alta durabilidad y mediante técnicas apropiadas para evitar el desprendimiento de piezas en caso de sismo.

4.7.7. Instalaciones y acometidas

Las acometidas de las instalaciones, sobre todo de gas, electricidad, abastecimiento y saneamiento, deberán realizarse de forma que permitan los movimientos diferenciales previsibles en su punto de entronque con la construcción y se les dotará de dispositivos (por ejemplo, en lira) para absorber las deformaciones a través de todo tipo de juntas. En el caso de gas dispondrán además de válvulas de control de exceso de caudal en los contadores.

Comentarios

C.4.1. Introducción

Las reglas de diseño y prescripciones constructivas que han de cumplir todas las construcciones a las que sea aplicable la Norma son obligatorias sean cuales sean los resultados del cálculo. Estas reglas han sido extraídas de la observación del comportamiento de elementos estructurales y no estructurales en terremotos destructores y pretenden recoger las lecciones sacadas de dicha experiencia.

C.4.2. Reglas de índole general

C.4.2.1. Forma del edificio

La experiencia indica que los edificios con disposiciones no simétricas o irregulares resultan más dañados en los terremotos. Son desaconsejables disposiciones en planta rectangular muy alargada (Figuras C.4.1 y C.4.2), las irregulares o las de forma de «L», «H», «U», «T», «Z», etc.

Las reglas de simetría y forma de la planta son tanto más importantes cuanto mayor sea la altura de la construcción, y se dirigen a prevenir acoplamientos indeseables entre oscilaciones de rotación y de traslación. Para cumplir la regularidad en alzado, es recomendable que la reducción de dimensiones en cualquier planta no sea mayor del 20% de la dimensión de la planta inferior si se mantiene el centro de gravedad y del 10% si no se mantiene. Esta reducción puede llegar al 50% en el 15% superior del edificio.

C.4.2.2. Disposición de masas

La distribución irregular de masas en altura afecta a la distribución de esfuerzos en la estructura. En particular, la existencia de grandes masas en las plantas superiores o en el tejado influye desfavorablemente en el comportamiento ante el sismo. Además, en el caso de piscinas o depósitos, se pueden producir efectos complejos adicionales (Figura C.4.3).

La disposición irregular de masas dentro de una misma planta ocasiona excentricidades de torsión por lo que situarlas cerca del centro reduce este efecto.

C.4.2.3. Disposición de elementos estructurales

Los dispositivos resistentes a esfuerzos horizontales constituidos por muros pantalla o de cortante proyectados de acuerdo al articulado dotan generalmente al edificio de una sobrerresistencia útil y limitan las deformaciones durante el sismo y, por tanto, los daños, a los elementos secundarios, a las juntas y a los edificios contiguos.

Para evitar la concentración de daños en algunos elementos concretos de la estructura, es deseable un grado homogéneo de seguridad. Debe evitarse sobre todo que alguna sección o pieza aislada tenga un coeficiente de seguridad mucho menor que el resto de la estructura. Esta prescripción deberá cuidarse, sobre todo, en las secciones críticas, tales como soportes y extremos de vigas, de forma que ante un sismo importante, se pueda alcanzar con gran simultaneidad la cedencia en gran número de secciones, distribuyéndose adecuadamente la plasticidad necesaria para aplicar el valor de $\mu$ utilizado en el cálculo. Debe evitarse el apoyo de pilares sobre vigas o el embrochalado de una viga principal en otra, dado que las vigas son muy sensibles a las componentes verticales en caso de sismo, por lo que los encuentros constituyen puntos frágiles. No es preciso considerar como tales los embrochalados de pequeño porte, como los de viguetas a viga o los de zunchos o vigas cortas que existen generalmente en torno a la solución de vuelos, huecos de ascensores y cajas de escalera. Garantizar que las vigas plastifiquen antes que los soportes es en general difícil cuando el forjado está construido con vigas planas, reticulados sin vigas, losas, etc. Este comportamiento se garantiza mejor cuando las vigas son de canto.

C.4.2.4. Elementos no estructurales

Ante la acción del sismo todo elemento que suministre rigidez a la construcción se convierte parcialmente en estructura resistente, suponiendo una ventaja indudable en caso de pequeños sismos al evitar vibraciones y oscilaciones inconvenientes. Sin embargo, ante sismos importantes, los elementos no estructurales deben dejar trabajar a la estructura y no comprometer su entrada en carga, ni provocar comportamiento frágil en el conjunto.

En general, resulta recomendable que la estructura resistente sea la parte más rígida de la construcción. Las escaleras son elementos críticos de los edificios en caso de ocurrencia de terremoto. Su integridad es, por tanto, necesaria.

Hay que tener en cuenta que la caída de elementos de fachada no se produce solamente mientras dura el sismo. En general, todo sismo posee réplicas menores que pueden acabar desprendiendo elementos parcialmente rotos por el sismo principal, y que la lluvia o viento pueden producir el mismo efecto horas o días más tarde.

Para evitar el daño que pudieran originar los desprendimientos de elementos de fachada, es recomendable proteger con marquesinas o porches los accesos a los edificios de altura importante, sitos en zonas de sismicidad muy alta.

C.4.2.5. Juntas entre construcciones

Para evitar el choque entre construcciones colindantes durante los movimientos sísmicos, el ancho de la junta en cada nivel no debería ser inferior a la suma de los desplazamientos laterales máximos de las construcciones colindantes, calculados para dichos niveles.

Aun cuando el ancho de la junta pueda ser variable con la altura, resulta más seguro mantener el mismo ancho en toda su altura.

Como los modelos de oscilación son aproximados y los efectos de un posible impacto son difíciles de cuantificar, debe cuidarse el ancho de junta sobre todo en el caso de construcciones colindantes o partes del mismo edificio de muy diferente altura y rigidez, y cuando los forjados de ambas edificaciones puedan golpear en puntos intermedios de soportes. Por ello, es recomendable que las construcciones colindantes posean los forjados de cada planta al mismo nivel.

C.4.3. De la cimentación

C.4.3.1. Criterio general de diseño

Aunque debe evitarse la coexistencia, en una misma unidad estructural, de sistemas de cimentación superficiales y profundos, en los casos en que la estratificación no es horizontal y la capa de firme tiene desnivel —lo que obliga a cimentar sobre el mismo estrato a profundidades distintas— es admisible cimentar con zapatas en las zonas en que el firme es más superficial y mediante relleno de pozos de hormigón en masa con zapata superior en las zonas en que el mismo firme está más profundo.

No se consideran sistemas diferentes la cimentación con zapatas aisladas y corridas, ni la combinación de pilotes y pantallas profundas (Figura C.4.4).

La existencia de pilares cortos entre el primer forjado y la cimentación obliga a considerar éstos en el modelo de análisis de la estructura.

La existencia de un muro perimetral de sótano, que garantice a esa parte de la estructura un comportamiento rígido, permite considerar como estructura oscilante la que existe a partir del forjado de nivel más alto que se enlaza con el muro.

El estudio de la seguridad ante la licuación se puede hacer mediante la comparación de la tensión tangencial horizontal equivalente al terremoto, $\tau_E$, con la resistencia del terreno a la licuación, $R_L$, para lo que podrán utilizarse los procedimientos establecidos en la práctica de la ingeniería geotécnica sísmica o el siguiente procedimiento simplificado basado en el ensayo SPT, válido para terrenos de superficie horizontal y que se aplicará a todas las capas licuables situadas en la profundidad definida en el articulado. Se considera que se dispone de suficiente seguridad ante la licuación si, a todas las profundidades, se verifica que:

$$\tau_E \leq R_L/1,5$$

siendo $\tau_E$ la tensión tangencial equivalente al terremoto, que podrá suponerse igual a:

$$\tau_E = 0,65r_d \cdot \sigma_v \cdot (a_c/g)$$

donde:

$$r_d = 1 - 0,015z$$

siendo

• $z$: la profundidad en metros.
• $\sigma_v$: es la tensión total vertical sobre el plano horizontal, variable con la profundidad $z$, a la que se comprueba la licuación.
• $a_c$: es la aceleración sísmica de cálculo, según 2.2.
• $g$: es la aceleración de la gravedad.

y siendo $R_L$ la resistencia del terreno a la licuación, que puede obtenerse mediante la expresión:

$$R_L = K_M \cdot R_1 \cdot \sigma'_v$$

donde

$$K_M = 1,5 - 1,8(K-1)^{1/2}$$

• $K$: es el coeficiente de contribución definido en 2.1.
• $R_1$: se lee en la figura C.4.5 en función del golpeo en el ensayo SPT normalizado, para una energía útil del 60% de la nominal y a una presión efectiva vertical de 100 kPa ($1 \text{ kp/cm}^2$) ($N_{1,60}$), de valor:

  $$N_{1,60} = N \cdot (E_R/60) \cdot (1/\sigma'_v)^{1/2}$$

• $E_R$: es el porcentaje de la energía de los golpes en el ensayo SPT que llega realmente al terreno.
• $\sigma'_v$: es la tensión efectiva vertical, en $\text{kp/cm}^2$, sobre un plano horizontal, a la profundidad $z$.

C.4.3.2. Elementos de atado

Si el primer forjado está muy próximo a las zapatas o encepados, se podrá considerar su efecto en el atado de la cimentación.

Cuando se efectúe el atado de la cimentación con la solera inferior de hormigón, será necesario armar la solera con una cuantía geométrica del $2\text{‰}$, y enlazarla a los pilares de borde para resistir los esfuerzos prescritos en éstos.

C.4.3.3. Reglas específicas para cimentaciones de pilotes

En pilotes de hormigón moldeados in situ, el anclaje se consigue penetrando las armaduras longitudinales en el encepado, o en el elemento estructural con el que enlacen, en una longitud $10\phi$ mayor que la necesaria para el anclaje ante esfuerzos estáticos, siendo $\phi$ el diámetro de la armadura.

El anclaje de los pilotes prefabricados requiere la adopción de medidas especiales.

Normalmente las zonas críticas se encuentran en la cabeza de los pilotes, en el empotramiento con el encepado y en las transiciones bruscas entre capas muy diferentes, incluidos los extremos de las capas licuables.

C.4.4. De las estructuras de muros de fábrica

C.4.4.1. Criterio general de diseño

El cálculo, así como las condiciones de proyecto y ejecución de las estructuras de fábricas de ladrillo, se encuentran recogidas en la norma NBE-FL-90.

La resistencia a acciones horizontales en muros no armados sólo puede darse en su propio plano que lo contiene, por lo que se insiste en el articulado en que los muros se dispongan en las dos direcciones principales de la planta. A poder ser, sería preferible incluso formar con los muros cajones rectangulares en toda su altura.

Si un paño se realiza de hormigón armado, éste debe ser del mismo material desde la cimentación.

La resistencia al corte de los muros, necesaria para resistir las solicitaciones horizontales dinámicas, mejora cuanto mayor es la solicitación de compresión en los muros. Por ello es conveniente que todos ellos, los principales y los de arriostramiento, estén suficientemente cargados; si es necesario, los forjados se dispondrán contrapeados, adoptando en ese caso hipótesis conservadoras sobre la continuidad de los extremos de los forjados.

Si $a_c < 0,12g$ bastará cumplir lo que especifica para los muros capuchinos la norma NBE FL-90.

Se considera inadmisible que en un mismo edificio, y en una zona con $a_c \geq 0,12g$, se mezclen muros de bloque de mortero con obra de fábrica de ladrillo o que se interpongan muros de hormigón, a no ser que éstos sean elementos pantalla con la misión específica de resistir la totalidad de los esfuerzos del sismo, sea cual sea la dirección en que éste actúe.

C.4.4.2. Huecos, entrepaños y rozas

La regularidad del articulado se refiere al enfrentamiento en vertical de los huecos, y a un tamaño e intervalo entre los mismos en planta relativamente constante (Figura C.4.6).

No se recomienda la carga de machones y entrepaños sobre huecos, la yuxtaposición de huecos de muy diferente tamaño, así como la proximidad de huecos a extremos libres o a esquinas.

Dado que el comportamiento mejora si todos los muros enlazan su extremo con otro transversal, en el texto de la Norma se imponen requisitos adicionales a los machones y entrepaños de poca longitud.

La figura C.4.7 refleja las dimensiones aconsejables de los entrepaños.

C.4.4.3. Enlace de los forjados al muro

El enlace de todo forjado al muro trata de asegurar la solidarización entre los muros y los elementos que constituyen los forjados por medio de barras de acero situadas en la losa superior de hormigón, ancladas en los zunchos perimetrales prescritos. La cuantía de estas armaduras se especifica en la norma EF-96. El estribado mínimo de zunchos será un $\phi 5\text{mm}$ cada 20 cm.

En el caso de sismo, los muros de carga han de soportar grandes esfuerzos de corte en su conexión con los de arriostramiento, por ello se deben cumplir rigurosamente los criterios de enlace prescritos en la norma NBE-FL-90.

Si se utiliza la solución de dos hojas (como, por ejemplo, en el caso de «fachada ventilada») se tendrá un cuidado especial en garantizar que los elementos de conexión entre las dos hojas de la pared tengan suficiente resistencia y ductilidad como para que la hoja exterior no pueda romperse por flexión o desprenderse. En principio, y si no se adoptan disposiciones especiales, cabe considerar que una hoja pesada exterior sustentada débilmente no es una buena solución para una fachada en zona sísmica.

C.4.4.4. Refuerzos en muros

Aunque la estructura de muros reforzados presente rotura frágil, su comportamiento ante el sismo mejora.

C.4.5. De las estructuras de hormigón armado

C.4.5.1. Criterios generales

El criterio del articulado se traduce en que si las vigas resultan sobredimensionadas, los soportes deben, en consecuencia, sobredimensionarse aún más.

La consideración de un incremento de la longitud de anclaje por acciones dinámicas, definido en el código de hormigón vigente, es suficiente a los efectos de garantizar el anclaje en caso de sismo.

La existencia de piezas cortas, como los enanos, induce aumentos de la solicitación por sismo que no están bien establecidos, así como una fuerte disminución de la ductilidad, por lo que hay que ser especialmente prudente.

Puede considerarse que un valor es superior a otro, cuando lo excede en un 10%.

La solicitación de la biela limita severamente la capacidad del nudo, sobre todo en el caso de forjados planos, de poco canto, con biela de mucha oblicuidad, lo que se traduce en la dificultad de contar en los soportes con armadura traccionada, pudiendo en ese caso optarse por redimensionarlos, aumentando su sección. En algunos casos la comprobación de nudo puede suministrar la condición crítica de cálculo.

C.4.5.2. Vigas de hormigón

C.4.5.2.1. Reglas generales para vigas

Las condiciones generales, aunque están expresamente escritas sólo para vigas, es recomendable tenerlas en cuenta por asimilación a otros casos como forjado reticulado, losa, o incluso forjado unidireccional en la dirección de las viguetas.

C.4.5.2.2. Condiciones particulares para la armadura superior

La armadura a la que se refiere el articulado es, en general, la que resiste la diferencia de momentos en las caras opuestas del soporte. Cuando hay inversión (ver apartado 4.5.2.5) es la correspondiente a la totalidad del momento del lado que lo posea mayor.

Si los tramos de las vigas a uno y otro lado del soporte no están en prolongación, el comportamiento es intermedio entre el de un nudo interior y el de dos nudos extremos.

C.4.5.2.3. Condiciones particulares para la armadura inferior

Para evitar la perforación del hormigón de recubrimiento, la punta o patilla de la armadura en compresión deberá retirarse prudentemente de la tabica exterior de la planta. En la figura C.4.8 se indican algunas otras cuestiones que pueden incidir en un mal comportamiento del nudo.

Si resulta difícil de solapar las armaduras inferiores en un nudo interior, pueden disponerse armaduras comprimidas adicionales pasantes en continuidad a través del nudo, al modo y manera de las superiores de tracción (ver figura C.4.9).

C.4.5.2.4. Condiciones particulares para estribos

En general son preferibles los estribos de dos o cuatro ramas sobre los de tres, en los que, en muchos casos, las extremas pueden ser ineficaces.

C.4.5.2.5. Condiciones particulares en caso de inversión de momentos

Si hay inversión de momentos en un nudo extremo, las armaduras de una y otra cara de la viga estarán alternativamente traccionadas y comprimidas. Debido a que, en general, predomina el estado de tracción superior y compresión inferior, en nudos extremos conviene que la patilla más exterior corresponda a la armadura superior. Sobre todo cuando hay inversión es importante que el diseño prevea un resalto de la planta por fuera de los haces exteriores de los soportes.

Cuando hay inversión de momentos en un nudo extremo, disponer de patillas en todas las armaduras puede dificultar notablemente el correcto hormigonado del nudo; en ese caso puede acudirse a lazos (ver figura C.4.10).

El peor efecto de la inversión está relacionado con el cambio rápido y cíclico de una situación a otra, variando alternativamente la dirección de la biela y traccionando lo que unas décimas de segundo antes estaba comprimido. El aspecto dinámico de este fenómeno aconseja ser muy prudente al aplicar las reglas del articulado al caso de inversión, que, si es posible, debe intentar evitarse.

Cuando hay inversión en un nudo interior, para la armadura inferior es sumamente recomendable acudir a suplementos locales, pasantes, con los que resulta más sencillo garantizar posición, recubrimiento y anclaje.

En muchos casos, la inversión de reacción de la viga suele estar mitigada o anulada por la reacción de sentido habitual de la viga ortogonal o nervio de borde.

C.4.5.3. Soportes

C.4.5.3.1. Reglas generales de soportes

C.4.5.3.2. Condiciones particulares del nudo de arranque

Por lo general, cuando se alcanza una excentricidad del orden del sexto del canto, en el borde opuesto se pierde la compresión. Con excentricidades mayores cabe esperar que se produzcan tracciones netas.

C.4.5.3.3. Condiciones particulares en nudos intermedios

Si los soportes alcanzan tracciones en sus bordes y, sobre todo, si además hay inversión de momentos en vigas, es aconsejable estudiar la conveniencia de que las armaduras de cada fuste se anclen en escuadra al paso del forjado.

Sobre todo en el caso de forjados planos (vigas planas, losas o forjado reticular) y más aún si hay inversión de momentos en vigas, la comprobación de nudo puede suministrar la condición crítica de cálculo.

C.4.5.3.4. Condiciones particulares del nudo superior

En el nudo extremo lo habitual es que la armadura exterior esté traccionada y la interior comprimida, debiendo acudirse en cada una a la solución adecuada a dicho estado.

C.4.5.4. Forjados

En forjados, las armaduras superiores específicas para acción sísmica conviene disponerlas sobre nervios o interejes macizos, retirando en su caso bovedillas o bañeras de aligeramiento. La solución de armado inferior por compresión puede encomendarse a bastones pasantes, muy recomendables si hay inversión, que en este tipo de elementos sucede antes que en las vigas principales.

C.4.5.5. Pantallas de rigidización

Dado que el comportamiento de la pantalla se aproxima a una ménsula empotrada en la base, los refuerzos indicados se destinan a suministrar ductilidad a la zona donde puede formarse una rótula plástica.

Si se disponen pantallas acopladas debe estudiarse con detalle el confinamiento del hormigón y la disposición de cuantías de armado en las uniones de vigas y pantallas, para justificar el grado de ductilidad adoptado en los cálculos.

C.4.5.6. Elementos prefabricados

Las especiales características de los nudos en este tipo de estructuras y las discontinuidades que pueden existir en las juntas, no permiten en general contar con el monolitismo de nudo rígido, sobre todo en el caso de estructura prefabricada de paneles, debiendo considerar en general los nudos como articulados. En este último caso, es recomendable que los zunchos de enlace entre elementos horizontales y verticales satisfagan condiciones similares a las establecidas para estructuras de muros.

C.4.6. De las estructuras de acero

C.4.6.1. Criterios generales

Cuando el proyecto se basa en un sistema estructural dúctil es preciso asegurar que la resistencia de los elementos frágiles (por ejemplo, uniones) es superior a la capacidad plástica de los elementos dúctiles aledaños (por ejemplo, extremos de las barras unidas). En general, lo anterior exigirá la definición de un mecanismo de fallo caracterizado por:

• La posición de las rótulas plásticas.
• El valor del desplazamiento global.
• El giro producido en cada rótula.

En el mecanismo de fallo así definido se comprobará:

• La capacidad de giro de las secciones en las que se forman las rótulas, para lo cual se deberá considerar el efecto de los esfuerzos concomitantes (cortantes en el caso de las vigas y axiles en el de los pilares).
• La capacidad de las barras para soportar los esfuerzos que equilibran los momentos plásticos incrementados en la proporción adecuada.

El alcance de las prescripciones relativas a los materiales, uniones y esquemas resistentes (tratados en los apartados siguientes) se limita a los conjuntos estructurales resistentes a sismo en el supuesto de que se trata de estructuras metálicas. Si, a modo de ejemplo, una estructura metálica de edificación se plantea como simple, articulando las uniones de vigas a pilares, y se confía la resistencia a las acciones horizontales a pantallas de hormigón, los artículos de aplicación son los relativos a las estructuras de hormigón.

C.4.6.2. Materiales

Las condiciones a que se refiere el articulado con relación al proyecto de estructuras con alguna ductilidad son normalmente cumplidas, en lo que al material respecta, por los aceros especificados en la norma de estructuras metálicas. Las referidas a la sección son la simetría y la clasificación en el tipo 1 «plásticas». El aumento de la capacidad de las barras que supone el empleo de aceros de mayor límite elástico o de secciones de mayor área puede inducir el fallo frágil de las uniones o de otras barras. Debe vigilarse especialmente la sustitución de aceros S 235 por S 275 o S 355 y la sustitución, habitual, de perfilería agrupando a secciones superiores con el fin de reducir los tipos diferentes de perfiles a utilizar. Naturalmente, ello es especialmente importante cuando el proyecto supone valores del coeficiente de ductilidad superiores a la unidad.

C.4.6.3. Uniones

El comportamiento de las uniones resulta de la mayor importancia en el caso de estructuras sometidas a sismo y su diseño obedece a criterios básicos de proyecto (sistema resistente elegido, ductilidad supuesta, etc.) que han de primar sobre los posibles condicionantes locales (medios disponibles en el taller elegido, medios de transporte, etc.).

C.4.6.4. Estructuras de pórticos

Cuando en el cálculo se considere una ductilidad alta, o muy alta, se comprobará la condición de resistencia total en los nudos (su capacidad es superior a las de las barras que unen). La definición y comprobación del mecanismo de fallo seguirá las directrices expuestas en los comentarios al apartado 4.6.1.

C.4.6.5. Triangulaciones y arriostramientos

Es siempre aconsejable formar cada plano de arriostramiento mediante la triangulación de más de un paño, al objeto de introducir cierto grado de redundancia. Es aconsejable minimizar la rigidez a flexión de las barras en el caso de arriostramientos en los que se admite el pandeo de la barra comprimida (cruces de San Andrés) de manera que tal pandeo se produzca en el rango elástico. La preocupación enunciada en artículos precedentes en cuanto a la sustitución de los perfiles de proyecto es especialmente crítica en el caso de triangulaciones. La costumbre de regularizar perfiles al de mayor sección puede concentrar la exigencia de ductilidad en la triangulación de una única planta.

C.4.7. De otros elementos de la construcción

C.4.7.1. Consideraciones generales

C.4.7.2. Cerramientos, particiones y otros

Se debe evitar en lo posible que las deformaciones de la estructura puedan provocar el desprendimiento de los cerramientos en caso de sismo. La disposición de los elementos de refuerzo se dirige a evitar en ese supuesto la gravedad del daño.

En el caso de cerramientos con paneles o prefabricados de gran formato se debe pretender evitar el desprendimiento de estos elementos, total o parcialmente, tanto por el riesgo que supone su caída como por el cambio brusco de rigidez local que puede producir en la estructura resistente; conviene, por tanto, diseñar la estructura con una rigidez adicional para evitar los efectos mencionados. En el artículo 4.2.4 se establece la necesidad de considerar en el cálculo los elementos secundarios rígidos.

Si los cerramientos se realizan con elementos prefabricados que no han sido considerados en el modelo de la estructura, las uniones deben permitir, sin rotura, los desplazamientos obtenidos en el cálculo.

C.4.7.3. Antepechos, parapetos, chimeneas y cercas

Todos estos elementos, si no se toman medidas para garantizar su estabilidad, pueden ser elementos muy peligrosos en caso de sismo. La fuerza horizontal de cálculo, $F$, que se prescribe en el articulado, se puede obtener aproximadamente mediante la expresión:

$$F = p \cdot (a_c/g) \cdot \alpha_1 \cdot \beta \cdot \eta_{1k}$$

siendo $p$ el peso del elemento y teniendo el resto de las variables el mismo significado que en el artículo 3.7.3 de la Norma.

C.4.7.4. Vías de evacuación

Las vías de evacuación son recintos críticos tanto durante el movimiento sísmico como para la posterior provisión de ayuda. Por ello, y ante la mayor rigidez que usualmente exhiben, conviene asimismo dotarlas de resistencia adicional para garantizar su funcionalidad y seguridad.

C.4.7.5. Carpinterías exteriores

Cuando la altura de la construcción sea importante, resulta recomendable la utilización de vidrios securizados o laminados, para evitar los riesgos derivados de su caída. La prescripción de sobredimensionar los galces, los calzos y las juntas intenta impedir la expulsión del vidrio en el caso de fuertes oscilaciones, caso que puede presentarse con más facilidad cuando la estructura resistente esté formada por núcleos rígidos en posición centrada.

C.4.7.6. Revestimientos y aplacados

Se ha de tener en cuenta el riesgo que puede tener el desprendimiento incontrolado de elementos de fachada. Se considera que una fijación adecuada es la de tipo mecánico mediante piezas metálicas. No se consideran sistemas apropiados las fijaciones de placas que confían exclusivamente el recibido de las mismas a pastas o morteros.

C.4.7.7. Instalaciones y acometidas

La rotura de instalaciones de gas y electricidad, sobre todo en los puntos de acometida, suponen un grave problema añadido en caso de sismo. Es aconsejable identificar los puntos de entronque de las instalaciones al edificio, para facilitar una posible reparación o corte de suministro.