Nueva Instrucción de puentes IAP-11

Gracias al compañero Juan Carlos me ha llegado el documento provisional de la nueva Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de carretera, la IAP-11. Actualmente, la nueva instrucción está en periodo de alegaciones i en breve se aprobará. Esta tiene que sustituir la actual IAP-98, así que los que nos dedicamos al proyecto y cálculo de puentes y pasarelas en España nos tendremos que actualizar a la nueva ley.

El motivo de la nueva norma es la adaptación a los cánones europeos, es decir, a los Eurocódigos 0 y 1. Después de dar una mirada rápida y en diagonal he visto ciertos cambios más o menos importantes:

1- Sobrecarga de uso vertical. Éste es el punto que tiene más jugo, la sobrecarga uniforme de 400 kg/m2 y el carro de 60 toneladas desaparecen. Según la nueva norma la plataforma útil del puente se divide en carriles virtuales de 3 m como máximo, dependiendo del ancho total.

Sobre cada carril virtual hay una carga uniforme y un carro, que se posicionan de la forma más desfavorable según el caso de carga. El carro más cargado es de 600 kN pero se concentra en 4 puntos y no en 6 como hasta ahora. La carga uniforme sobre cada carril es diferente, varia de 9 kN/m2 a 2,5 kN/m2, colocando el carril más cargado según la situación que se esté evaluando.

2- Sobrecargas de uso horizontales. También cambia la formulación de la frenada y arrancada, como referencia solo diré que los límites inferior y superior del valor de la frenada pasan de estar entre 140 y 720 kN (IAP-98) a estar entre 180 y 900 kN.

3- Acción del viento. Hay pequeños cambios en los coeficientes pero el concepto es el mismo entre las dos normas.

4- Efectos aerolásticos. En la IAP-98 se dedicaba poco más de un párrafo a éste tema, pero en la nueva norma se dedica más de 5 páginas.

5- Acción térmica. Como en la acción del viento hay ciertos cambios en los coeficientes y la formulación pero la base es la misma.

6- Factores de simultaneidad. Se incluyen diferentes factores de simultaneidad de las acciones variables según la naturaleza de la acción. En la anterior norma los coeficientes siempre eran psi0 = 0,6; psi1 = 0,5 y psi2 = 0,2 para todas las acciones.

Bonus track: En el anejo 3 de reglamentación de referencia hay incluida la Instrucción de Acero Estructural, la EAE. Que, aunque no esté aprobada ya se encuentra desde hace tiempo en la página web del Ministerio de Fomento. Significará esto que también es inminente la aprobación de la EAE?

EEn el siguiente link del ccolegio de Caminos de Galicia se puede encontrar el borrador de la norma.

No he encontrado más información, así que cualquier dato adicional será bien recibido.

¿Resistiría Barcelona un terremoto com el de Japón?

El pasado 11 de marzo un terremoto de intensidad 8,9 en la escala de Richter ha sacudido Japón (fuente: US Geological Survey). Éste ya ha sido calificado como el más devastador en la isla de los últimos 140 años, y está entre los 5 mayores terremotos de los que se tiene registro a nivel mundial (fuentes: BBC i el Mundo). El seísmo ha provocado un tsunami devastador en la costa de Japón, además de la alarma nuclear que aún se está viviendo con miles de desplazados y cierta incertidumbre sobre el control de la situación.

Como ingeniero me ha sorprendido ver como han resistido los edificios e infraestructuras de las grandes ciudades al seísmo (me refiero estrictamente al episodio del terremoto). Comparando con los últimos terremotos de Chile, l’Aquila, Christchurch o Haití donde no quedó piedra sobre piedra, el terremoto de Japón ha afectado relativamente poco a los edificios, aunque el posterior tsunami sí que ha sido una fuerza imparable.

La normativa sismorresistente japonesa es de las más estrictas, fue modificada el año 2000 debido al terremoto de Kobe del 1995. Así que, a pesar de tener grandes rascacielos y puentes, estos pueden soportar los terremotos más grandes (fuente: NY Times). En el artículo: “Performance-Based Seismic Design Code for Buildings in Japan” se explica como funciona la norma japonesa para el diseño sísmico. En el artículo se puede observar que el espectro básico de acceleraciones sísmicas llega a los 8 m/s2 (0,8g aproximadamente), si comparamos con la Norma de Construcción Sismorresistente Española (NCSE-02), en la zona de Barcelona el espectro respuesta de acceleraciones horizontales, en las mismas condiciones de terreno, es de 0,08g, diez veces menor.

Si vamos más allà, ¿que hubiera pasado si el terremoto de Japón hubiese pasado en Barcelona? La Japan Meteorologial Agency (JMA) tiene una escala propia de intensidad según la acceleración pico del terreno (escala de la JMA), en el  registro del seísme y sus replicas, se indica que el episodio fue de intensidad 5,5 según la escala de la JMA. Esta equivale a una aceleración del terreno de 2,50 m/s2. Si aplicamos la NCSE-02 para una edificación de hormigón en Barcelona, y consideramos las peores condiciones de terreno, se obtiene una aceleración máxima de diseño de 2,1 m/s2, aproximadamente. Es decir, que no hay ni un edificio, antiguo o moderno, que se haya diseñado para aguantar un terremoto de ésta magnitud.

Con éste artículo no quiero crear alarma ni criticar la norma española, si en Japón tienen una norma tan estricta es porque se dan estas situaciones, y de hecho las dos normas tienen bases similares. Lo único que quiero poner de manifiesto és que con un buen diseño de ingeniería se pueden resistir terremotos com el vivido el pasado 11 de marzo.

EHE 2008: Disposiciones relativas a las armaduras (art. 42.3)

42.3. Disposiciones relativas a las armaduras

42.3.1. Generalidades

Si existen armaduras pasivas en compresión, para poder tenerlas en cuenta en el cálculo será preciso que vayan sujetas por cercos o estribos, cuya separación st y diámetro Øt sean:

st <= 15*Ømín (Ømín diámetro de la barra comprimida más delgada)
Øt <= 1/4*Ømáx (Ømáx diámetro de la armadura comprimida más gruesa)

Para piezas comprimidas, en cualquier caso, st debe ser inferior que la dimensión menor del elemento y no mayor que 30 cm.

La armadura pasiva longitudinal resistente, o la de piel, habrá de quedar distribuida convenientemente para evitar que queden zonas de hormigón sin armaduras, de forma que la distancia entre dos barras longitudinales consecutivas (s) cumpla las siguientes limitaciones:

s <= 30 cm
s <= 3 veces el espesor bruto de la parte de la sección
del elemento, alma o alas, en las que vayan situadas.

En zonas de solapo o de doblado de las barras puede ser necesario aumentar la armadura transversal.

42.3.2. Flexión simple o compuesta

En todos aquellos casos en los que el agotamiento de una sección se produzca por flexión simple o compuesta, la armadura resistente longitudinal traccionada deberá cumplir la siguiente limitación:

Ap*fpd*dp/ds + As*fyp >= (W1/z)*fct,m,fl + (P/z)*(W1/A + e)

donde:
Ap: Área de la armadura activa adherente
As: Área de la armadura pasiva
fpd: Resistencia de cálculo del acero de la armadura activa adherente en tracción
fyd: Resistencia de cálculo del acero de la armadura pasiva en tracción
fct,m,fl: Resistencia media a flexotracción del hormigón
W1: Módulo resistente de la sección bruta relativo a la fibra más traccionada
dp: Profundidad de la armadura activa desde la fibra más comprimida de la sección
ds: Profundidad de la armadura pasiva desde la fibra más comprimida de la sección
P: Fuerza de pretensado descontadas las pérdidas instantáneas
A: Área de la sección bruta de hormigón
e: Excentricidad del pretensado respecto del centro de gravedad de la sección bruta
z: Brazo mecánico de la sección. A falta de cálculos más precisos puede adoptarse z = 0,8 h.
En caso de que solo exista armadura activa en la sección de cálculo, se considerará dp/ds = 1 en la expresión anterior.

Salvo en el caso de forjados unidireccionales con elementos prefabricados, deberá continuarse hasta los apoyos al menos un tercio de la armadura necesaria para resistir el máximo momento positivo, en el caso de apoyos extremos de vigas; y al menos un cuarto en los intermedios. Esta armadura se prolongará a partir del eje del apoyo en una magnitud igual a la correspondiente longitud neta de anclaje (punto 69.5.1).

En forjados de viguetas armadas, la armadura longitudinal inferior se compondrá, al menos, de dos barras.

42.3.3. Compresión simple o compuesta

En las secciones sometidas a compresión simple o compuesta, las armaduras, principales en compresión A’s1 y A’s2 (ver figura 42.3.3) deberán cumplir las limitaciones siguientes:

A’s1*fyc,d >= 0,05*Nd
A’s1*fyc,d <= 0,5*fcd*Ac

A’s2*fyc,d >= 0,05*Nd
A’s2*fyc,d <= 0,5*fcd*Ac

donde:
fyc,d: Resistencia de cálculo del acero a compresión fyc,d = fyd < 400 N/mm2
Nd: Esfuerzo actuante normal mayorado de compresión.
fcd: Resistencia de cálculo del hormigón en compresión.
Ac: Área de la sección total de hormigón.

Figura 42.3.3

42.3.4. Tracción simple o compuesta

En el caso de secciones de hormigón sometidas a tracción simple o compuesta, provistas de dos armaduras principales, deberán cumplirse las siguientes limitaciones:

Ap*fpd + As*fyd >= P + Ac*fct,m

donde P es la fuerza de pretensado descontando las pérdidas instantáneas.

42.3.5. Cuantías geométricas mínimas

En la tabla 42.3.5 se indican los valores de las cuantías geométricas mínimas que, en cualquier caso, deben disponerse en los diferentes tipos de elementos estructurales, en función del acero utilizado, siempre que dichos valores resulten más exigentes que los señalados en 42.3.2, 42.3.3 y 42.3.4.

Tabla 42.3.5. Cuantías geométricas mínimas, en tanto por 1000, referidas a la sección total de hormigón⁽⁶⁾

(1) Cuantía mínima de cada una de las armaduras, longitudinal y transversal repartida en las dos caras. Para losas de cimentación y zapatas armadas, se adoptará la mitad de estos valores en cada dirección dispuestos en la cara inferior.
(2) Cuantía mínima referida a una sección rectangular de ancho bw y canto el del forjado de acuerdo con la Figura 42.3.5. Esta cuantía se aplica estrictamente en los nervios y no en las zonas macizadas. Todas las viguetas deben tener en la cabeza inferior, al menos, dos armaduras activas o pasivas longitudinales simétricas respecto al plano medio vertical.
(3) Cuantía mínima referida al espesor de la capa de compresión hormigonada in situ.
(4) Cuantía mínima correspondiente a la cara de tracción. Se recomienda disponer en la cara opuesta una armadura mínima igual al 30% de la consignada.
(5) La cuantía mínima vertical es la correspondiente a la cara de tracción. Se recomienda disponer en la cara opuesta una armadura mínima igual al 30% de la consignada. A partir de los 2,5 m de altura del fuste del muro y siempre que esta distancia no sea menor que la mitad de la altura del muro podrá reducirse la cuantía horizontal a un 2‰. En el caso en que se dispongan juntas verticales de contracción a distancias no superiores a 7,5 m, con la armadura horizontal interrumpida, las cuantías geométricas horizontales mínimas pueden reducirse al 2‰. La armadura mínima horizontal deberá repartirse en ambas caras. Para muros vistos por ambas caras debe disponerse el 50% en cada cara. En el caso de muros con espesores superiores a 50 cm, se considerará un área efectiva de espesor máximo 50 cm distribuidos en 25 cm a cada cara, ignorando la zona central que queda entre estas capas superficiales.
(6) En el caso de elementos pretensados, la armadura activa podrá tenerse en cuenta en relación con el cumplimiento de las cuantías geométricas mínimas sólo en el caso de las armaduras pretesas que actúen antes de que se desarrolle cualquier tipo de deformación térmica o reológica.

Figura 42.3.5 Detalle del nervio

EHE 2008: Característiques del formigó (art. 39º)

Capítulo VIII. Datos de los materiales para el proyecto

Artículo 39º Características del hormigón

39.1 Definiciones

Resistencia característica de proyecto, fck, es el valor que se adopta en el proyecto para la resistencia a compresión, como base de los cálculos. Se denomina también resistencia característica especificada o resistencia de proyecto.
Resistencia característica real de obra, f_c,real, es el valor que corresponde al cuantil del 5 por 100 en la distribución de resistencia a compresión del hormigón suministrado a la obra.
Resistencia característica estimada, f_c,est, es el valor que estima o cuantifica la resistencia característica real de obra a partir de un número finito de resultados de ensayos normalizados de resistencia a compresión, sobre probetas tomadas en obra. Abreviadamente se puede denominar resistencia característica.
El valor de la resistencia media a tracción, f_ct,m, puede estimarse, a falta de resultados de ensayos, mediante:

f_ct,m = 0,30*f_ck^2/3 para f_ck <= 50N/mm²
f_ct,m = 0,58*f_ck^1/2 para f_ck > 50 N/mm²

Si no se dispone de resultados de ensayos, podrá admitirse que la resistencia característica inferior a tracción, f_ct,k, (correspondiente al cuantil del 5 por 100) viene dada, en función de la resistencia media a tracción, fct,m, por la fórmula:

f_ct,k = 0,70*f_ct,m

La resistencia media a flexotracción, f_ct,m,fl, viene dada por la siguiente expresión que es función del canto total del elemento h en mm:

f_ct,m,fl = max{(1,6 – h /1000)f_ct,m ; f_ct,m }

En todas estas fórmulas las unidades son N y mm.
En la presente Instrucción, la expresión resistencia característica a tracción se refiere siempre, salvo que se indique lo contrario, a la resistencia característica inferior a tracción, f_ct,k.

39.6 Módulo de deformación longitudinal del hormigón

Como módulo de deformación longitudinal secante E_cm a 28 días (pendiente de la secante de la curva real ?-?), se adoptará:

E_cm = 8500*f_cm^1/3

Dicha expresión es válida siempre que las tensiones, en condiciones de servicio, no sobrepasen el valor de 0,40*f_cm, siendo fcm la resistencia media a compresión del hormigón a 28 días de edad.
Para cargas instantáneas o rápidamente variables, el módulo de deformación longitudinal inicial del hormigón (pendiente de la tangente en el origen) a la edad de 28 días, puede tomarse aproximadamente igual a:

E_c = βE*Ecm
β = 1,30 – f_ck/400 <= 1,175