Criterios Sísmicos Para El Diseño de Puentes en Chile - Junio 2017

C rite iterios ios Sís Sísmic mico os Para el Diseño de Puentes en Chile Depa Departamento de Proyec oyecttos de Estruct uctura uras División de Ingeniería Dirección de Vialidad

MOP

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C riter iterio ioss Sís ísmic mico os Pa ra el Dis Par Diseño d e Puent Pue nte es e n Chi C hille

Este Doc umento umento fue fue Red Reda a c tado tad o por po r: A lex Unión nión V. Luis uis A ra vena C . Víctor Vícto r Día Día z G . Sa ndr nd ra A c hurr hurra T. C olaborar olab oraron on en la Redac Reda c c ión y C orrec orrec c ión: J uli ulio Ba Ba rrientos L. Paulina Paulina Sepúl ep úlveda veda G . J orge Vargas B. Zeus Aguil Ag uilera era G . J a nina nina Ur Uribe R. Alexander Pinto I. Raúl Godoy I. Natalia Monsalve V.

Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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INDICE 1. 2.

INTRODUCCIÓN ................................................................................................ 5 CONSIDERAC IONES EN LA UTILIZACIÓN DEL MÉTODO DEL COEFIC IENTE SÍSMICO ............................................................................................................. 7 2.1. AC ELERACIONES DE DISEÑO EN PLAC AS DE APOYO ....................................7 2.2. DESPLAZAMIENTOS EN J UNTAS DE DILATACIÓN .............................................8

3.

4. 5.

6. 7. 8. 9.

ESTUDIOS DE SUELO – ESTUDIOS GEOTÉCNIC OS.......................................... 9 3.1. PROFUNDIDAD DE EXPLORACIÓN ....................................................................9 3.2. MEDICIÓN DE LA VELOCIDAD DE PROPAGAC IÓN DE LAS ONDAS DE CORTE Vs ...............................................................................................................9 3.3. DETERMINACIÓN DEL PERÍODO FUNDAMENTAL DEL SUELO Ts .................. 10 3.4. EVALUACIÓN DE LA LICUAC IÓN DEL SUELO ................................................ 11 3.4.1.MÉTODO SIMPLIFICADO AC TUALIZADO PARA ARENAS Y ARENAS LIMOSAS.............................................................................................................. 12 3.4.1.1. EVALUAC IÓN DE LA SOLICITACIÓN CÍCLICA C SR........................ 13 3.4.1.2. RESISTENCIA C ÍCLIC A CRR................................................................ 14 3.4.2.MÉTODO PARA LA EVALUACIÓN DE LA LICUAC IÓN EN SUELOS FINOS. . 18 3.4.3.EMPUJ E LATERAL (LATERAL SPREADING ) ...................................................... 19 3.5. REDUCCIÓN DE PARÁM ETROS GEOTÉCNICO S............................................ 20 COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE TABLEROS ESVIADOS Y C URVO S. ....... 22 SISTEMA DE PREVENC IÓN DE PÉRDIDA DE APO YO ................................... 26 5.1. CONSIDERACIONES GENERALES .................................................................... 26 5.2. LONG ITUD MÍNIMA DE APOYO ....................................................................... 29 5.3. ELEMENTO PARA LA PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO EN LA DIRECCIÓN LONG ITUDINAL............................................................................. 32 5.4. TOPES SÍSMICOS INTERIORES Y EXTERIORES................................................... 38 5.5. BARRAS DE ANC LAJ E VERTICAL ANTISÍSMICAS............................................ 43 TRAVESAÑO S...................................................................................................46 PUENTES SEMI – INTEGALES E INTEGRALES ................................................... 47 7.1. PUENTES SEMI-INTEGRALES............................................................................... 49 CONTINUIDAD EN LOS TABLEROS.................................................................51

LIMITACIONES DE USO DE PILA-PILOTES O MUROS-PILOTES EN ESTRIBOS. .. ..........................................................................................................................52 10. PUENTES CERCANO S AL MAR .......................................................................53 10.1. SISTEMA NAC IONAL DE ALARMA DE MAREMOTOS (SNAM). ..................... 53 10.2. RECOMENDACIONES DE DISEÑO ................................................................... 54 11. PASARELAS ......................................................................................................55 11.1. ASPECTOS GENERALES DE DISEÑO SISMICO ................................................ 55 11.2. PASARELAS PREFABRICADAS .......................................................................... 56 11.3. PASARELAS CON VIGAS METÁLICAS Y ENREJ ADOS METÁLICOS.............. 57 12. PLACAS DE APOYO ELASTOMÉRICAS..........................................................58 12.1. MÓDULO DE CORTE DE G PARA PLAC AS DE APO YO ................................ 58 12.2. ESPECIFICACIONES Y DETALLES MÍNIMO S DE LAS PLAC AS DE APOYOS.. 58 12.3. ANC LAJ E DE LAS PLAC AS DE APO YO ........................................................... 59


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13. 14.

15. 16.

12.3.1. CONEXIÓN CON SOLDADURA ......................................................... 61 12.3.2. CONEXIÓN CON PERNO S................................................................. 62 12.4. ENSAYO S DE CONTROL DE CALIDAD ............................................................ 62 12.5. USO DE PLAC AS FABRICA DAS CON GOMA NATURAL MÁS COMPUESTOS ADIC IONALES..................................................................................................... 63 12.6. USO DE AISLADORES SÍSMICOS ELASTOMÉRICOS........................................ 63 OTROS SISTEMAS DE APOYO Y O TROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS ...... 66 13.1. SISTEMAS DE APOYO MECÁNIC OS ................................................................ 66 13.2. OTROS DISPOSITIVO S ANTISÍSMICOS.............................................................. 66 DISEÑO SÍSMICO DE COLUMNAS Y PILOTES...............................................67 14.1. REQUERIMIENTOS PARA ELEMENTOS DUC TILES ............................................ 68 14.1.1. MÁXIMO ESFUERZO AXIAL EN UN ELEMENTO DUCTIL.................... 68 14.1.2. MÁXIMO REFUERZO LONGITUDINAL ................................................ 68 14.1.3. TRASLAPO S DE LA ARMADURA LONGITUDINAL............................ 68 14.1.4. TRASLAPO S DE ESTRIBOS CIRCULARES ............................................ 69 14.1.5. TRABAS y GANC HOS SÍSMICOS........................................................ 69 CONSIDERACIÓN DE LA SOC AVACIÓN EN EL DISEÑO SÍSMICO ............70 REFERENC IAS...................................................................................................71


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1. INTRODUCCIÓN Debido a los daños observados en el terremoto del 27 de Febrero de 2010, meses después de ocurrido, se tuvo la urgenc ia de emitir un documento que tuviera como objetivo especificar los criterios a considerar en las reparaciones y los criterios a incluir en los nuevos proyectos de los puentes. Este documento fue llamado “Nuevos Criterios Sísmicos para el diseño de Puentes en Chile” de J ulio de 2010. Debido a la falta de tiempo, muchos conceptos no a lcanzaron a ser estudiados y revisados como se deseaba, sin embargo los conceptos generales contenidos en ese documento fueron considerados en todas las rehabilitaciones y en los nuevos proyectos a pa rtir de la emisión oficial de ese doc umento. Desde el año 2010 a la fecha se han recibido comentarios de consultores privados, se han generado variadas discusiones internas, y se han podido observar los procesos constructivos, lo que ha llevado a que sea nec esario revisar y mejorar las especificaciones de diseño sísmico. Además se ha recibido la cooperación de los expertos japoneses del MLIT (Ministry of Land, Infrastructure, Transport and Tourism), NILIM (National Institute for Land and Infrastructure Management) y del PWRI (Public Works Research Institute) a través de la J ICA (J apan International Cooperation Agenc y), quienes han aportado su valioso conocimiento y comentarios, buscando mejorar los criterios que se presentan en este documento. Este documento pretende aportar los criterios mínimos para el diseño sísmico de los puentes convencionales en Chile, con el objetivo principa l de evitar que la estructura colapse en un evento sísmico de importancia o de intensidad severa sin poner en riesgo la vida humana, aceptando daños que pueden ser reparables. Sin embargo, siempre existirán casos o situaciones de estructuras que requieren de análisis y estudios específicos los cuales deben ser desarrollados pa ra cada caso particular. El presente documento se complementa con el Protocolo de Aisladores Sísmicos, especificaciones que fueron desarrolladas con la cooperación y rec omenda ciones de los expertos japoneses, ba jo un convenio establecido entre el MO P y la J ICA.


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Este documento reemplaza y actualiza el Documento “Nuevos Criterios Sísmicos para el Diseño de Puentes en Chile “Rev. 1, J ulio del 2010. Este documento además, complementa y prevalece por sobre las especificaciones del Capítulo 3.1000 del Manual de Carreteras vigente [10].


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2. CONSIDERACIONES EN LA UTILIZACIÓN DEL MÉTODO DEL COEFICIENTE SÍSMICO El método del coeficiente sísmico señalado en el artículo 3.1004.309(1) del M.C. [10], se modifica y será vá lido para puentes de 1 vano. Los puentes de 2 vanos que poseen juntas de dilatac ión en los extremos del tablero y continuidad sobre la cepa, se deben diseñar utilizando el método de coeficiente sísmico modificado por la respuesta estructural o el método modal espectral, con el fin de obtener el periodo fundamental de la estructura. Al utilizar estos métodos se obtiene con mayor precisión los desplazamientos en las plac as de apoyo. Cuando se utilice el método del coeficiente sísmico, se deberá considerar para el cálculo de las conexiones del tablero (placa de apoyo, juntas de dilatac ión), lo indicado en 2.1 y 2.2:

2.1.ACELERACIONES DE DISEÑO EN PLACAS DE APOYO Los puentes de 1 vano poseen periodos casi nulos, por lo que la aceleración de diseño a emplear corresponde a la aceleración efectiva Ao. Debido a lo anterior, las placas se deberán diseñar calculando el desplazamiento máximo con una aceleración igual a A 0S, donde S es el coeficiente del suelo. El coeficiente sísmico horizontal de diseño K h para diseñar las placas, se obtendrá de la siguiente fórmula: K h  K 1 S

Ao g

Ecuación 2.1‐1: Coeficiente Sísmico Horizontal para placa de apoyo

Para cuantificar la transmisión de cargas del tablero a la infraestructura se mantendrá el criterio de considerar una aceleración horizontal igual a A 0S/2 donde S es el coeficiente del suelo. El coeficiente sísmico horizontal de diseño K h para la infraestructura, se obtendrá de la siguiente fórmula:


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K h  K 1S

Ao

2g

Ecuación 2.1‐2: Coeficiente Sísmico Horizontal para infraestructura

2.2.DESPLAZAMIENTOS EN J UNTAS DE DILATACIÓN Los desplazamientos considerados para diseñar la junta de dilatac ión en los extremos del tablero deberán ser estimados en base al desplazamiento máximo de la placa de apoyo, con aceleración horizontal igual a A0S, donde S es el coeficiente del suelo , sumado a los efectos de variación de temperatura.


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3. ESTUDIOS DE SUELO – ESTUDIOS GEOTÉCNICOS 3.1.PROFUNDIDAD DE EXPLORACIÓN Rigen las especificaciones señaladas en el capítulo 3.1002.404 del Manual de Carreteras [10] a excepción de las siguientes modificaciones: a. La profundidad mínima de los sondajes será de 35(m). Sin embargo, si al momento de la ejecución de los sondajes, el especialista en mecánica de suelos detecta un suelo competente como por ejemplo roca, gravas muy compactas, suelos con cementación, etc., en cuyo caso y siempre que se avale la continuidad en profundidad de dicho suelo, la exploración podrá reducirse. b. La profundidad de la exploración se debe extender como mínimo 10(m) bajo la punta de los pilotes o la distanc ia entre los pilotes exteriores, cuando sea un grupo de pilotes (no aplica para pilotes inclinados), se deberá considerar la mayor entre estas dos distanc ias. En el ca so de encontrar la roc a sólo se deberá penetrar en ella 3(m) tal como lo señala el Manual de C arreteras.

3.2.MEDICIÓN DE LA VELOCIDAD DE PROPAGACIÓN DE LAS ONDAS DE CORTE Vs Se debe medir la velocidad de propagación de ondas de corte V s, la cual debe ser medida por el ensayo down-hole, cross-hole o sonda de suspensión (Suspension Logging). También se pueden medir a partir de mediciones de ondas superficiales (ondas de Rayleigh), por métodos como SASW (Spectral Analysis of Surface Waves), MASW (Multichannel Analysis of Surface Waves) o ReMi (Refracción por Microtremores). En estos casos se deben informar las curvas de dispersión y los resultados del perfil de velocidades en profundidad para dos mediciones preferentemente ortogonales. Adicionalmente, cuando se utilice el método ReMi, se debe incluir una medición con una fuente ac tiva de conoc ida ubica ción. El perfil de velocidades de ondas de corte que caracteriza el terreno


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corresponderá a aquel que resulte en el caso más desfavorable. No se debe estimar Vs a pa rtir de Vp. El método ReMi puede medir velocidades de ondas de corte a mayor profundidad que los métodos SASW y MASW. La velocidad de onda de corte se debe medir hasta el nivel del estrato o basamento rocoso o hasta un suelo competente con Vs > 400 (m/seg). Estos ensayos se deben considerar complementarios a las prospec ciones realizada s a través de un sondaje y en ningún caso lo reemplaza, por lo tanto es obligación rea lizar los sondajes. El suelo se clasificará c omo tipo III cuando el valor de Vs esté entre 180 (m/seg)  Vs  400 (m/seg). El suelo se clasificará c omo tipo IV cuando el valor de Vs sea menor a 180 (m/seg). Se podrán utilizar mediciones de Vs, determinado en estudios previos, siempre y cuando se hayan realizado por instituciones avaladas por la Dirección de Vialidad y se encuentren cercanos (radio menor a 50(m)) a la zona de emplazamiento de la estructura en estudio.

3.3.DETERMINACIÓN DEL PERÍODO FUNDAMENTAL DELSUELO Ts En puentes de 2 o más vanos, ubicados sobre suelo tipo II, III ó IV, se debe determinar el período fundamental del suelo Ts, el cual se determina con la siguiente expresión: T s 

4 H V s

Ecuación 3.3‐ 1: Periodo Fundamental del Suelo

Donde: H =Profundidad del estrato de suelo (m) Vs= veloc ida d de onda de corte de estrato (m/seg) Si se considera más de un estrato, se puede considerar un valor de velocidad de onda de corte equivalente, de acuerdo a la siguiente relación: Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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n

h

i

V s 

i 1 n

hi

v i 1

si

Ecuación 3.3‐ 2: Velocidad de onda de corte para más de un estrato

Para verificar el periodo de vibración del suelo se puede utilizar la técnica de los coeficientes espectrales H/V (Horizontal/ Vertical) utilizando registros de microtemblores o vibración ambiental. Esta técnica c orresponde al método propuesto por Nakamura (1989). Los registros obtenidos de la red de acelerógrafos del Centro Sismológico Nacional (www.csn.uchile.cl) [3], pueden aportar da tos para estimar el periodo del suelo, si la ubicación del acelerógrafo está c erca del emplazamiento de la estructura. El periodo del suelo se debe comparar con el valor T1 especificado en la tabla 3.1004.309(2).A del Manual de Carreteras [10], con el fin de verificar que el espectro de diseño envuelva el periodo fundamental del suelo. En el caso que Ts > T1, la Dirección de Vialidad exigirá un estudio de riesgo sísmico y/o la disminución de la clasificación sísmica del tipo suelo, dependiendo de la enverga dura e importanc ia de la estructura. La determinación del periodo del suelo servirá para complementar los parámetros actuales de clasificación de suelo (como la veloc idad de corte Vs), y establecer en un futuro cercano una nueva clasificación de suelos en el Manual de Carreteras. Además éste parámetro servirá para el futuro análisis y evaluación de los espectros sísmicos espec ificados en el Manual de Carreteras.

3.4.EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN DEL SUELO En los suelos compuestos por arenas, arenas limosas y limos con baja plasticidad que cumplan las siguientes 3 condiciones, la evaluación de la licuación debe ser realizada de acuerdo a lo especificado en 3.4.2, debido a que la licuación podría afectar el comportamiento del puente durante un sismo: a) Si existe un nivel de la napa freática dentro de una profundidad menor a 10(m) bajo la superficie de terreno natural. Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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b) Si existe un estrato de suelo saturado que está localizado a una profundidad menor a 20(m) bajo la superficie de terreno natural y el número de golpes corregido (N1)60 del ensayo SPT es menor o igual a 30 golpes. c) Si el estrato de suelo tiene un contenido de fino (FC) igual o menor a 35(%) o tiene un índice de plasticidad menor a 15, incluso si su contenido d e finos (FC) es mayor a 35%. La probabilidad de ocurrencia del fenómeno de licuación en los puentes, se debe evaluar utilizando el método simplificado actualizado de Seed & Idriss. El método de Bray and Sancio (2006), se utiliza para eva luar el potencial de licuación en los suelos finos evaluando la influencia del índice de plasticida d. La metodología basada en el método J aponés y el método NYSDOT especificados en el capítulo 3.602.406 del Manual de Carreteras [10], se considerarán métodos adicionales y en caso de discrepancia se deberá considerar la envolvente de todos los métodos. La magnitud del sismo que se debería utilizar en la evaluación de la licuación debería ser como mínimo una magnitud M w=8.0.

3.4.1. MÉTODO SIMPLIFICADO ACTUALIZADO PARA ARENAS Y ARENAS LIMOSAS En los puentes, el método que se debe utilizar para evaluar la licuación del suelo es el método simplificado a ctualizado de Seed & Idriss (1971) recomendado en el Capítulo 6.8 de la norma “Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge Design, 2011” [8], método que está basado en el artículo " Licuefaction Resistance of Soils: Summary Report from the 1996 NC EER/NSF Workshops on Evaluation of Licuefaction Resistanc e in Soils," J ournal of Geotechnical and Geoenviromental Engineering, Youd, et a l. 2001. [16]. El método se basa en la compa ración de la razón de esfuerzo cíclico resistente o resistencia c íclica (C RR) y el esfuerzo c íclico solicitante o solicitación cíclica (CSR), el primero está en función del número de golpes del ensayo SPT y el segundo está en función del esfuerzo vertical y la aceleración máxima. Mediante estas dos variables, se define el factor de seguridad a la licuefac ción, de acuerdo a la siguiente razón: Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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F S 

CRR CSR

Ecuación 3. 4.1‐1: Factor de Seguridad a la licuefacción

3.4.1.1. EVALUACIÓN DE LA SOLICITACIÓN CÍCLICA CSR Seed & Idriss (1971) formularon la siguiente ecuación pa ra c alcular la razón de la solicitación cíclica: CSR

 av '

 vo

 a     0.65 max  'vo r d  g   vo 

Ecuación 3.3.1.1‐1: Razón de la Solicitación Cíclica

Donde: = Aceleración peak horizontal en la superficie del suelo g = Ac eleración de gravedad  vo y  `' vo =Tensiones verticales totales y efec tivas, respectivamente r d = Coeficiente de reducción de tensión ama x

La siguiente ecuación puede ser usada para estimar el valor promedio de r d ( Liao and W hitman 1986b): r d  1.0  0.00765 z r d  1.174  0.0267 z

pa ra z  9.15(m) para 9.15(m)  z  23(m)

Donde: z = profundidad bajo el nivel de superficie en metros (m) El factor r d de la ecuac ión anterior es mostrado en el Gráfico 3.4.1.1-1.


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Gráfico 3.4.1.1‐1: Factor r d , comparación entre la curvas desarrolladas por Seed & Idriss (1971)

3.4.1.2. RESISTENCIA CÍCLICA CRR La resistencia cíclica se puede determinar por medio de ensayos de terreno, por ejemplo por el índice de penetración estándar, a través de correlaciones entre la resistencia cíclica y el número de golpes corregido para arenas limpias (clean sand) (N1)60CS. También existen correlaciones sobre la base de ensayos de penetración de c ono CPT y a través de la medición de las veloc ida des de onda de corte Vs. En esta sección se presenta los aspectos más importantes del cálculo de la resistencia cíclica a través del ensayo de penetración estándar, SPT, ya que ha sido un criterio bastante robusto a través de los años y además es el ensayo más común y utilizado en las prospecciones geotécnicas. La obtención de la resistencia cíclica a través del ensayo CPT y a través de las velocidades de ondas de corte Vs se describen y explican con detalle en el documento antes mencionado. El Gráfico 3.4.1.2-1, es un gráfico que relaciona CSR y su correspondiente (N1)60, obtenido de registros de datos de sitios afectados o no por licuación, observados en los terremotos pasados con magnitud de aproximadamente 7.5 (Mw). Las curvas CRR mostradas en el Gráfico 3.4.1.2-1 fueron conservadoramente


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posicionadas para separar las regiones con datos que indicaban licuefacción de las regiones con datos que no indicaban licuefacción. Estas curvas fueron desarrolladas para suelos granulares con contenido de finos de 5% o menos, 15%, y 35%. La curva CRR para contenidos de finos < 5%, es el criterio del índice de penetración base para el procedimiento simplificado y es referido como la “Curva base de SPT para arenas limpias”. El Gráfico 3.4.1.21: , es válida únicamente para sismos de magnitud 7.5 (Mw). Los factores que ajustan las curvas CRR a otras magnitudes se presentan más adelante.

Gráfico 3.4.1.2‐ 1: Curva base de SPT para arenas limpias para magnitudes de sismo de 7.5 con datos de casos históricos de licuefacción (Modificado a partir de Seed et al., 1985)


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CURVA BASE DE SPTPARA ARENAS LIMPIAS: L a ecuación que aproxima la “Curva base de las arenas limpias” en el Gráfico 3.4.1.2- 1: , es la siguiente: CRR7.5 

1 34  ( N 1 )60



( N 1 ) 60 135



50

10  ( N 1 ) 60  452



1 200

Ecuación 3.4.1.2‐1: Curva base de las arenas limpias

La ec uac ión a nterior es válida pa ra (N1)60 < 30. Pa ra (N1)60  30, las arenas limpias son muy densas para licuar y son clasificada s como no licuables.

INFLUENCIA DELCONTENIDO DE FINOS: Seed et al (1985), verificó que aparentemente el valor de CRR se incrementa con el contenido de finos. Basado en los datos experimentales disponibles, Seed et al (1985) desarrollaron las curvas CRR para varios casos de contenidos de finos como se muestran en el Gráfico 3.4.1.2- 1: . Para considerar el contenido de finos, se procede a corregir el número de golpes (N1)60 a un valor de arena limpia (N1)60CS usando la siguiente expresión: ( N 1 ) 60CS     ( N 1 ) 60 Ecuación 3.4.1.2‐2: Corrección por el número de golpes

Donde:  = 0

para

FC  5%

 = exp(1.76 - 190/FC 2 )  = 5.0  = 1.0

para para

35%  FC FC  5%

 = (0.99 + (FC 1.5/1000))  = 1.2

para 5%< FC < 35%

para 5%< FC < 35%

para 35% FC


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OTRAS CORRECCIONES En adición al contenido de fino varios factores influyen en los resultados del ensayo SPT. La siguiente ec uación incorpora esas correcciones: ( N 1 ) 60  N m C N C E C B C R C S Ecuación 3.4.1.2‐3: Corrección por número de finos

Donde: N m  Número

de golpes medidos en el ensayo de penetración

C N  Factor de

normalización para una presión c onfinante de

1Kg/cm2 C E  Factor de

c orrec ción de la energía del martillo a 60% de la

energía C B  Factor de

correc ción por diámetro del sondaje

C R  Factor de

correc ción por largo de ba rras

C S  Factor de

correc ción pa ra muestras con o sin liner

CORRECCIONES DE LA MAGNITUD DELTERREMOTO: Con el fin de ajustar la curva de arenas limpias para magnitudes diferentes de 7.5 (M w), Seed & Idriss (1982) introducen el término de factor de escalamiento por magnitud MSF s. Este factor se usa para escalar el valor de C RR final, o bien usando su inverso, para escalar el valor de CSR. La ecuación del factor de seguridad para la licuación considerando el factor de escalamiento MSF s queda de la siguiente manera:  CRR7.5   MSF  CSR 

F .S .  

Ecuación 3.4.1.2‐4: Factor de Seguridad para la Licuefacción


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En el Gráfico 3.4.1.2-2, se presenta las curvas del factor MSF de varios autores

Gráfico 3.4.1.2‐2: Factor de escalamiento por Magnitud, Varios investigadores (Youd & Noble, 1997a)

3.4.2. MÉTODO PARA LA EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN EN SUELOS FINOS. El método para evaluar el potenc ial de licuación de los suelos finos se basa en el artículo “ Assessment of the Licuefaction Susceptibility of Fine-Grained Soils”, J ournal of Geotechnical and Geoenviromental Engineering, Bray and Sancio 2006 [2], en el cual se define la posibilidad de licuefacción de un suelo fino de acuerdo al valor del índice de plasticidad IP y la razón entre el contenido de humedad y el límite liquido w/LL, de acuerdo a la siguientes relaciones y a lo mostrado en el Gráfico 3.4.2-1: Si IP<12 y w/ LL>0.85 SI 120.8 SI IP>18

: Susceptible a la licuación : Más resistente a la licuación : No susceptible a la licuación

En el caso que el suelo fino sea susceptible a la licuación se deberá considerar el porcentaje de contenido de finos para evaluar la Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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resistencia cíclica CRR y evaluar la reducción de los parámetros geotécnicos especificado en la sec ción 3.5.

Gráfico 3.4.2‐1: Representación gráfica del criterio de susceptibilidad a la licuación (Bray & Sancio , 2006)

3.4.3. EMPUJE LATERAL (LATERAL SPREADING) En los casos que se estime necesario, teniendo en cuenta la ubicación de los elementos de la infraestructura y las condiciones topográficas del terreno lo ameriten, se deberá analizar el fenómeno de lateral spreading o empuje lateral del suelo debido a la licuac ión del suelo. En general, el fenómeno del empuje lateral se produjo en las orillas de los ríos y los desplazamientos del terreno se observaron en dirección perpendicular hacia el cauce de los mismos. También se observó que el fenómeno se incrementa con el valor de la pendiente del terreno desde el exterior hacia el borde del río. Debido al terremoto del 2010, en la ribera norte del río Bío Bío, VIII región, en Concepción, el efecto del lateral spreading produjo una falla de corte en la cepa ubicada en el borde del río en el Puente J uan Pablo II, y generó desplazamientos transversales en las cepas del Puente La Mochita, debido a que en ambos puentes el sello de fundación de las cepas estaba sobre el estrato licuable. También se observó este fenómeno en el Puente LLacolén, sin embargo no se produjeron daños importantes estructurales (sólo se observaron algunas grietas de flexión en las columnas pertenecientes a la cepa ubicada al borde del enroc ado de protec ción) ni desplazamientos Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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en sus cepas, ya que éstas estaban estructuradas con pilas-pilotes y el sello de fundación se ubicó bajo el estrato licuable. En el Puente Ramadillas ubicado en la ruta 160, VIII Región, también se observó este fenómeno. En el Puente Mataquito ubicado en la desembocadura del río Mataquito, VII Región, también se observó este fenómeno, sin embargo la robustez de las pilas-pilotes con un diámetro D=1.5(m) fue capaz de resistir el empuje generado por este fenómeno, sin producir grietas ni desplazamientos laterales en las cepas. En el caso anterior, el sello de fundación de las pilas-pilotes se ubicó bajo el nivel del estrato de suelo licuable. Un artículo que describe el efecto de la licuación y el empuje lateral en los puentes antes mencionados es el reporte de “GEER Association (2010). Geo-engineering Reconnaissance of the 2010 Maule, Chile Earthquake, Version 2, May 25, 2010, Report No GEER 022 , J onathan Bray and David Frost ( Editors)”[7]. Para evaluar el empuje debido al efecto del lateral spreading, se puede considerar el capítulo 8.3.2 de la norma japonesa [14] o los capítulos 7.2.3 y 7.5 de la “FHWA (2011). Geotechnical Engineering Circular No 3 – LRFD Seismic Analysis and Design of Transportation Geotechnical Features and Structural Foundations, FHWA-NHI-11-032, NHI Course No 130094, Reference Manual” [6]. En un futuro, a medida que las investigaciones sobre este fenómeno estén más avanzadas, se podrá establecer una metodología definitiva.

3.5.REDUCCIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS Cuando un estrato de suelo es considerado extremadamente blando lo que correspondería a un estrato de suelo tipo IV compuesto por arcillas o limos loc alizados a una profundidad menor a 3 (m) desde el nivel de superficie natural , sus parámetros geotécnicos (módulo de corte y resistencia) deben ser considerados nulos en el diseño sísmico. Para un estrato de suelo potencialmente licuable el cual puede afectar el comportamiento del puente, los parámetros geotécnicos deben ser reducidos de acuerdo al valor del fac tor de resistencia a la licuación FL, el cual se define c on la siguiente relac ión: Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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F L  F S 

CRR CSR

Ecuación 3.5‐1: Factor de Resistencia a la Licuación

Los parámetros geotécnicos de estrato de arena potencialmente licuable deben ser reducidos por el coeficiente C r indicado en la siguiente tabla, el cual corresponderá a un coeficiente mínimo de reducción.

Rango de FL FL <=1/3 1/3< FL <=2/3 2/3< FL <=1

Profundida d desde la superficie z(m) 0 <= z <= 10 10 <= z <= 20 0 <= z <= 10 10 <= z <= 20 0 <= z <= 10 10 <= z <= 20

Esfuerzo Cíclico Resistente CRR CRR <= 0.3 0.3
Tabla 3.5‐1: Coeficiente de Reducción Cr para los parámetros geotécnicos

La tabla anterior es utilizada en la norma japonesa [14].


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4. C OMPOR MPORTAMIENTO MIENTO SÍSMICO ÍSMIC O DE TABLEROS ESVIA VIADOS DOS Y C URVOS VOS. Se debe de be evitar evitar proyectar proyec tar puentes pue ntes c on un gran ángulo á ngulo de esvi esvia a je y puentes curvos. De no ser posible lo anterior, se debe considerar las rec omenda c iones que se se des d escc riben be n a c ontinuac ontinuac ión. Para los puentes esviados y curvos se deberá considerar la relación a ncho nc ho (b) v/s longi ong itud c ontinua ontinua del d el ta ta blero blero (L) (L) en func funciión del d el ángulo ángulo agudo de éste, según la sección 16.1 “General” de la Norma J a pones po nesa a “Spe “Specc ific fic a tions tions for Highway ghwa y Bridges dg es,, Ma rc h 2012, Part V Seismic ismic Des De sign”[14 ign”[14]. ]. La posibilidad de rotación de una superestructura puede ser evaluada evaluad a de una maner ma nera a simple, mple, usa usa ndo la siguiente guiente ec e c uac ión pa p a ra p uentes c on es esvi via a je: sen2

2



b L

Ecuación 4‐1: Condición para Condición para la rotación de un tablero esviado

o pa ra puentes pue ntes c urvos urvos:: cos cos ´' 

b L

Ecuación 4‐2: Condición para Condición para la rotación de un tablero en puentes en puentes curvos

Donde: L = Longit ong itud ud co c o ntinua ntinua de la la sup superes erestr truc uctur tura a (m) b = Anc ho tota totall d e la la supe superres estr truc uctur tura a (m) Áng ulo o de d e esvi esvia a je corr c orres espo pondient ndiente e al a l á ngulo ngulo agud a gudo o del d el   Ángul tabl tab lero en e n gr g ra d os (º). (º). '   Ángulo de esviaje usado para evaluar la condición de rotac ota c ión de d e un puente pue nte cur c urvo vo en e n grados grad os (º), (º), Fi Figura 4-2. 4-2. La Ecuación 4-1 y la Ecuación 4-2, expresan las condiciones geométricas determinadas para una superestructura como condición para permitir la rotación, sin ser restringida por los vanos


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a d yac entes ente s o en lo lo s estr estribos ibo s, tal c o mo se ap a p rec ia en la la s Figura igura 4-1y 4-1y Figura 4-2.

Figura 4‐1: Condición que que permite permite la rotación de un tablero esviado sin ser restringido ser restringido por por el el tablero tablero adyacente o el el estribo estribo

Figura 4‐2: Condición que que permite permite la rotación en tableros curvos sin ser restringido ser restringido por por el el tablero tablero adyacente o el el estribo estribo


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La Ec uac ua c ión 4-1 4-1 se pr p resenta en e n la Figura Figura 4-3, 4-3, y se deb d eberá erá ver ve rific ifica a r si la geometría del tablero y el ángulo agudo de éste generan un punto que queda bajo la curva, lo cual significará que existirán desplazamientos laterales excesivos del tablero, debido a la rotación, en cuyo caso se requerirá incorporar topes sísmicos interiores de acuerdo a la sección 5.4, adicionales a los topes exteriores.

Figura 4‐3: Condición Condición para para la instalación de topes interiores en los los puentes puentes esviados, en la dirección dirección perpendicular perpendicular al al eje eje del puente puente

La Figur Figura a 4-4 4-4 c orres orrespo ponde nde a la ec e c uac ión Ec Ec uac ión 4-2 4-2,, la c ual permite evaluar si se generarán desplazamientos excesivos en un tablero curvo, se deberá verificar si la geometría del tablero genera un punto queda bajo la curva, significará que existirán desplazamientos laterales excesivos del tablero, en cuyo caso se requer eq uerir irá á incorpo nc orporra r top topes es sí sísmic mic os inter interior iores es de a c uerd uerd o a la sec c ión 5.4


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Figura 4‐4: Condición para la instalación de topes interiores en los puentes curvos, en la dirección perpendicular al eje del puente

Además, en los puentes esviados y curvos que tengan 2 o más vanos, se deberá considerar la realización de una modelación en 3D del puente, utilizando el método modal espec tral, con el fin de determinar los desplazamientos en las placas y el movimiento del tablero con respecto a la infraestructura. La modelación modal espectral debe estar de acuerdo al artículo 3.1004.309(3) del capítulo 3.1000 del Manual de Carreteras [10].


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5. SISTEMA DE PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO 5.1.CONSIDERACIONES GENERALES Deben tomarse medidas adec uadas contra la pérdida de apoyo de las superestructuras cuando se generan desplazamientos excesivos relativos entre la superestructura y la infraestructura, debido a la destrucción del sistema de apoyo 1 , como resultado de los desplazamientos generados por la respuesta sísmica compleja del suelo o por el efec to del empuje lateral del suelo sobre el puente. Cuando un sistema de apoyo se destruye por los desplazamientos excesivos de la superestructura, debido a las vibrac iones complejas o los desplazamientos del suelo, se espera que la respuesta se amplifique aún más y se desenc adene una serie de proc esos de destrucción, incluyendo la pérdida de apoyo de la superestructura. Como solución a esta situación, se recomienda usar una superestructura continua para prevenir la pérdida de apoyo y se debe proporcionar una longitud suficiente de apoyo en los extremos de la superestructura, con la función de complementar o sustituir la destrucción del sistema de apoyo. En el ca so de existir una junta de dilatac ión, se debe evaluar el uso de un sistema de prevención de pérdida de apoyo que limite los desplazamientos excesivos relativos generados entre la superestructura y la infraestructura después de ocurrido la destrucción del sistema de apoyo, con el fin de mejorar la seguridad frente a la pérdida de apoyo de la superestructura. Para los puentes que tienen las siguientes características estructurales, se debe tener en cuenta consideraciones especiales en la prevención de pérdida de apoyo de la superestructura:

1) Puentes con sus infraestructuras construidas sobre suelos licuables Los suelos licuables pueden experimentar deformaciones excesivas durante un sismo, en consecuencia, las 1 Sistema

de apoyo: Son los elementos sobre los que se apoya la superestructura y que permite el traspa so de las carga s a la infraestructura. En general son plac as elastoméricas, apoyos mecánicos, aisladores sísmicos, etc. Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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infraestructuras construidas sobre este tipo de suelo, estarán sujetas a excesivos desplazamientos, y probables empujes laterales. En estos casos es recomendable considerar múltiples apoyos fijos, superestructuras integrales con la infraestructura, puentes semi-integrales o estructuras del tipo pórtico.

2) Puentes con una notable diferencia en las condiciones de la infraestructura o del tipo de suelo Cuando un puente tiene diferentes tipos de infraestructura o tiene el mismo tipo de infraestructura, pero construida en diferentes tipos de suelo, tendrá un comportamiento muy diferente durante un sismo. Tales puentes pueden estar sujetos a grandes desplazamientos relativos en los apoyos extremos durante un sismo. 3) Puentes con superestructuras contiguas muy diferentes en tipología o longitud de vano Cuando un puente tiene varios vanos dilatados con superestructuras contiguas que tienen mucha diferencia en la tipología y en la longitud de vano, o cepas con mucha diferencia en altura, cada tramo vibrará de manera diferente y se pueden producir desplazamiento relativos excesivos entre cada vano. También se pueden producir desplazamientos excesivos en las superestructuras menores debido a la colisión entre los tableros. 4) Puentes con cepas de gran altura Cuando un puente es soportado por cepas de gran altura, el periodo natural es largo, lo cual producirá que el desplazamiento de la superestructura también sea grande. 5) Puentes continuos con múltiples vanos con la fuerza de inercia concentrada en un número pequeño de infraestructuras. Los puentes continuos con múltiples vanos donde la fuerza de inercia se concentra en un apoyo fijo o en un número reducido de apoyos, tienen una complementariedad y capa cida d de sustitución baja frente a la destrucción del sistema de apoyo. En estos casos la concentración de grandes fuerzas de inercia horizontales puede provocar la destrucción del sistema de apoyo y en consecuencia generar grandes fuerzas de inercia en el resto de los sistemas de apoyo más débiles, causando eventualmente que todos los sistemas de apoyos fallen.


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Al contrario, un puente continuo soportado por múltiples apoyos flexibles, generando un reparto de la fuerza horizontal, o por múltiples apoyos fijos, presenta una a lta c apa cida d de complemento y sustitución cuando ocurre la destrucción del sistema de apoyo.

6) Puentes esviados o puentes curvos Los puentes esviados pueden mostrar un comportamiento complejo, pueden experimentar la rotación de la superestructura durante un sismo, como resultado de que los extremos de los tableros chocan con los estribos o con los tableros contiguos. Particularmente cuando el ángulo  (ángulo de esviaje correspondiente al ángulo agudo del tablero) es menor a 90°, la rotac ión del tablero puede c ausar la pérdida de apoyo de los extremos del tablero desde las mesas de apoyo o cabezales de la infraestructura, causando eventualmente el colapso del puente. Para los puentes con radios de curvatura pequeños, el mismo tipo de daño puede oc urrir como la rotación del tablero o el desplazamiento hacia el lado exterior de la curva. Para este tipo de puentes, se deben tomar medida s apropiadas cuando existe la posibilida d de que el tablero pierda apoyo debido a la rotación, después que se produce la destrucción del sistema de apoyo. 7) Puentes con pocos apoyos por eje de apoyo Para un puente con poc os apoyos en cada eje de apoyo, su complementariedad y capacidad de sustitución es baja frente a la destrucción del sistema de apoyo y la posibilidad de perder apoyo es relativamente alta. En los casos donde esta condición estructural sea usada por inevitables razones, es necesario tomar medidas apropiadas para la dirección longitudinal del puente y en los apoyos extremos, para prevenir la pérdida de apoyo de la superestructura. Un sistema de prevención de pérdida de apoyo debe ser considerado como medida para evitar el colapso de la superestructura. El sistema de prevención de pérdida de apoyo debe ser diseñado adecuadamente y debe consistir en la determinac ión de una longitud de apoyo, un elemento para evitar la pérdida de apoyo en la direc ción longitudinal, topes sísmicos laterales y ba rras de anc laje vertical.


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Cada elemento del sistema de prevención de pérdida de apoyo debe tener las siguientes funciones: a) Longitud de Apoyo: Tiene la función de prevenir o evitar que la superestructura pierda apoyo sobre los cabezales de la infraestructura cuando el sistema de apoyo se destruye. b) Elemento para evitar la pérdida de apoyo en la dirección longitudinal: Tiene la función de prevenir los desplazamientos relativos entre la superestructura y la infraestructura en la direc ción longitudinal o eje del puente, en la situación que se exceda la longitud de apoyo, cuando el sistema de apoyo se destruye. c) Topes Sísmicos: Tienen la función de restringir el movimiento del tablero en la direc ción perpendicular al eje del puente, si el sistema de apoyo se destruye. d) Barras de anclaje Vertical: Tienen la función de restringir el movimiento vertical del tablero y evitar la tracción en el sistema de apoyo.

5.2.LONGITUD MÍNIMA DE APOYO La longitud mínima de apoyo está determinada por la siguiente fórmula. S ER  S EM Ecuación 5.2‐1: Longitud requerida de apoyo

S EM  0.7  0.005l Ecuación 5.2‐2: Longitud mínima de apoyo

donde: S ER = Longitud

requerida de apoyo (m). S EM =Longitud mínima de apoyo de una viga en la mesa de apoyo (m). l = Longitud del vano (m). En un cabezal de cepa que soporte dos superestructuras con diferentes longitudes de vano, se deberá considerar el vano de mayor longitud para el valor de l.


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La longitud real de apoyo corresponde al valor S E y corresponde a la longitud de la viga desde el borde de la viga al borde de la mesa de apoyo mostrada en la Figura 5.2-1. La longitud real de apoyo o la longitud de apoyo especificada en el diseño S E , debe ser mayor o igual a longitud requerida de apoyo S ER .

Figura 5.2‐1 Longitud de Apoyo

Para los puentes esviados y curvos, cuyos tableros posean la condición geométrica que permita la rotación del tablero, la longitud de apoyo en las vigas S E  debe cumplir con la longitud mínima de la Ecuación 5.2-1 y simultáneamente debe ser igual o mayor que el valor ca lculado con la siguiente expresión: S E  R  2 L sen( E / 2) cos( E / 2   ) Ecuación 5.2‐2: Longitud requerida de apoyo para puentes esviados o curvos

donde: S E  R =

Longitud requerida de apoyo en un puente esviado o curvo en (m). L = Longitud continua de la superestructura en (m).  = Ángulo de esviaje correspondiente al ángulo agudo del tablero en grados (º).


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 E

= Ángulo de rotac ión marginal, puede ser tomado c omo 2.5 (º).

Para un puente esviado asimétrico, en el cual las dos líneas de apoyo presentan ángulos de esviaje distintos, S E  R , debe ser calculado utilizando el ángulo agudo menor del tablero. En cualquier caso los valores de S ER y S E  R deberán ser medidos en forma perpendicular al borde del tablero y el borde de la mesa de apoyo tal como se indica en la Figura 5.2-2 y Figura 5.2-3. .

Figura 5.2‐2 Como medir la longitud de apoyo cuando el tablero tiene esviaje


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Figura 5.2‐3 Longitud de apoyo en puentes esviados y curvos

En estos casos es recomendable colocar topes sísmicos en la direc ción perpendicular al eje del puente de acuerdo a la Tabla 5.4.1. Para un puente con múltiples vanos continuos con una longitud L superior a 40 m, y un ángulo de esviaje importante, el valor de la longitud de apoyo S E  R puede ser demasiado grande, en general se considera que una longitud de apoyo de 1.5(m) es un valor límite. En estos casos se debería disminuir el ángulo de esviaje. La longitud de apoyo longitud de apoyo S E  R se puede disminuir al colocar topes sísmicos interiores y exteriores, los cuales limitarán el desplazamiento de la superestructura en la dirección transversal y en consecuencia el ángulo de rotac ión.

5.3.ELEMENTO PARA LA PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO EN LA DIRECCIÓN LONGITUDINAL En los apoyos, donde existan juntas de dilatación en el tablero, se debe incluir un sistema o elementos para la prevención de pérdida Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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de apoyo en la dirección longitudinal. Se podrá omitir su instalación cuando cumpla con los requerimientos especificados en los siguientes casos:

1) Un puente de un vano o un puente con una superestructura continua de múltiples vanos y que en sus extremos está apoyado en los estribos Existen antecedentes que un puente de un vano o un puente con una superestructura continua de múltiples vanos y que en sus extremos está dilatada y apoyada en los estribos, puede considerarse como un puente que tiene las características estructurales que no permiten desplazamientos relativos suficientemente grandes como para que se produzca el colapso del puente en la dirección longitudinal del eje puente, independiente de la longitud de vano y el tipo de suelo. Lo anterior es debido a que si la respuesta de desplazamiento de una superestructura es excesiva en la direc ción del eje del puente, después de la destrucción del sistema de apoyo en un extremo, el otro extremo de la superestructura colisionará con el muro espaldar del estribo. Esta c olisión incluirá la resistencia del estribo en especial del muro espaldar y del suelo que se encuentra detrás del estribo, y por consiguiente el desplazamiento de la superestructura será restringido. En consecuencia el desplazamiento relativo entre la superestructura y la infraestructura será generalmente menor o igual a la longitud de apoyo sobre los estribos. 2) Un puente con una superestructura continua de múltiples vanos la cual es soportada por apoyos elastoméricos flexibles o apoyos fijos en 4 o más ejes de apoyo en la dirección del eje del puente Un puente continuo soportado por múltiples apoyos flexibles, generando un reparto de la fuerza horizontal, o por múltiples apoyos fijos, presenta una alta capacidad de complemento y sustitución c uando oc urre la destrucción del sistema d e a poyo. En consec uencia, un puente continuo soportada por 4 o más ejes de apoyos, en los cuales se utilicen apoyos elastoméricos flexibles o apoyos fijos en la dirección longitudinal del eje del puente, como se muestra en la Figura 5.3-1, puede considerarse como un puente que tiene las características estructurales que no permiten desplazamientos relativos suficientemente grandes como para que se produzca el colapso del puente en la dirección longitudinal, independiente del tipo de suelo.


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Figura 5.3‐1 Ejemplo de la condición de un puente continuo los cuales están apoyados en más de 4 apoyos elásticos o fijos en la dirección del eje del puente

3) Un puente del tipo pórtico con una superestructura en la cual 2 o más elementos de soporte son conectados rígidamente Un puente del tipo pórtico tiene una estructuración en la cual la infraestructura está conectada rígidamente a la superestructura. Debido a lo anterior, en un evento sísmico, se espera que la conexión no se destruya y provoque que la superestructura se separe de la infraestructura, por lo tanto no es esperable que se produzca un desplazamiento excesivo en la dirección longitudinal del puente, aun cuando los apoyos ubicados en los extremos se destruyan. En consecuencia, esta estructura tiene una alta seguridad para evitar el colapso del puente. Por lo tanto un puente del tipo pórtico c on 3 o más vanos, donde 2 o más cepas se conectan rígidamente a la superestructura tal como se muestra en la Figura 5.3-2, se puede considerar que tiene las características estructurales que no permiten desplazamientos relativos suficientemente grandes, como para que se produzca el colapso del puente en la dirección longitudinal, independiente del tipo de suelo.

Figura 5.3‐2 Ejemplo de un puente del tipo pórtico en el cual la superestructura está conectada rígidamente a 2 o más cepas.

Un sistema de prevención de pérdida de apoyo se deberá calcular considerando una aceleración horizontal igual a AoS donde S es el coeficiente del suelo. Para cada línea de apoyo, ya sea en un Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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estribo o en una cepa, se debe considerar la descarga del tablero multiplicada por la aceleración antes mencionada, mayorada por un factor igual a 1.25. En el caso que un modelo computacional, utilizando el método modal espectral, entregue valores de la fuerza longitudinal mayores a las obtenidas utilizando la fórmula anteriormente descrita, ésta deberá ser utilizada en el diseño del sistema, a mplificada también por un fac tor igual a 1.25. El espacio o ancho de diseño de un elemento pa ra la prevención de pérdida de apoyo debe ser lo más grande como sea posible dentro del rango que no exceda el valor calculado con la siguiente ecuación: S F  cF S E Ecuación 5.3‐1: Longitud mínima de apoyo

donde: S F = S E = cF =

Má xima longitud de diseño permitida para un elemento de prevención de pérdida de apoyo (m). longitud de apoyo (definido en el capítulo 5.2) (m). Coeficiente de desplazamiento de diseño de un elemento de prevención de pérdida de apoyo. Se debe utilizar un valor de 0.75

Un elemento para la prevención de pérdida de apoyo no debe alterar el funcionamiento del sistema de apoyo, tales como sus movimientos horizontales y rotaciones. Un elemento para la prevención de pérdida de a poyo debe permitir el movimiento de la superestructura en la dirección perpendicular al eje principal del puente. A continuación en la Figura 5.3-3, Figura 5.3-4, Figura 5.3-5, Figura 5.36 y Figura 5.3-7, se detallan algunos ejemplos referenciales de elementos de prevención de pérdida de apoyo en la dirección longitudinal del eje del puente.


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Figura 5.3‐3 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables conectando el muro espaldar del estribo con la superestructura

Figura 5.3‐4 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables conectando el muro frontal del estribo con la superestructura


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Figura 5.3‐5 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante un tope de hormigón frente al travesaño en un Estribo

Figura 5.3‐6 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables conectando superestructuras contiguas en una cepa donde existe una junta de dilatación

Figura 5.3‐7 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables conectando las superestructuras al cabezal de la cepa donde existe una junta de dilatación


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Si se utiliza una solución con cables, estos se deben diseñar para resistir una tensión de tracción máxima de 0.7Fy. El límite anterior garantiza que no se alcance la fluencia y en consecuencia, que no se produzca una elongación inelástica en los cables durante un evento sísmico de importancia que supere el de diseño. Al utilizar cables se requiere proporcionar un sistema de anclaje de acero en ambos extremos. Al utilizar una solución de prevención de pérdida de apoyo mediante cables, se deberá detallar en los planos de diseño y se deberá presentar los diferentes certificados de ensayos que avalen su límite de resistencia a la fluencia y a la rotura, especificaciones técnicas de materialidad o cualquier otro certificado en la medida que la Dirección de Vialida d lo requiera.

5.4.TOPESSÍSMICOS INTERIORES Y EXTERIORES Se deberá considerar el uso de topes sísmicos interiores, adicionales a los topes exteriores de acuerdo a la Tabla 5.4-1. Siempre se debe considerar la incorporación de topes sísmicos exteriores. Los topes interiores se deben repartir de manera simétrica. En los puentes esviados los topes interiores se deben ubicar entre las vigas extremas, debido a que estarán sometidas a los mayores desplazamientos cuando se produzca la rotación del tablero.

Nº Vigas en Tablero

N° topes mínimos Interiores en Puentes Sin desplazamientos laterales excesivos

Nº topes mínimos Interiores en Puentes Con desplazamientos laterales excesivos2

3 Viga s 4 Viga s 5 Viga s 6 Vigas o más3

0 1 2 2

2 2 2 3

Tabla 5.4‐1: Cantidad mínima de topes interiores

2 El desplazamiento

lateral excesivo se define de acuerdo a la Figura 4-3 3 La c antida d de topes intermedios será aprobada por la Direc ción de Vialida d Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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Los topes sísmicos interiores deberán formar una llave de corte con los travesaños, con el objetivo de que no se produzcan daños en las vigas, en un probable movimiento lateral que supere el desplazamiento de diseño, debido a un sismo de importancia, el impacto se debe producir entre los topes y el travesaño, generando algún tipo de da ño reparable en ellos. El ancho mínimo de los topes sísmicos debe ser 40(cm) y el máximo de 70(cm). No se recomienda colocar anchos mayores debido a que al ser más robustos no se comportarán como un fusible y es probable que cuando se produzca el impacto sobre ellos, se transmitan solicitaciones importantes a la infraestructura, pudiendo producir grietas en los cabezales y en los muros de los estribos. En todos los topes se debe incluir un neopreno lateral de bajo espesor, para amortiguar el impacto sobre éstos. La distancia libre a considerar entre el borde de los travesaños y los topes en las llaves de corte, deberá ser el mayor valor entre la altura máxima del apoyo (aisladores sísmicos de goma o neoprenos) H (cm) o el desplazamiento máximo de diseño Dd incrementado en un 25% más 5 (cm), para todos los topes (interiores y exteriores), tal como se muestra en la Figura 5.4-1. Los topes interiores y los externos deben tener un comportamiento similar a un fusible, es decir se espera que estos elementos fallen o tengan daño en un evento sísmico de importancia y posteriormente sean reparables. Debido a las dificultades constructivas es muy probable que los topes fallen en cadena, es decir un tope fallará primero y luego el resto.


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(a) Configuración general de los topes sísmicos interiores, exteriores y travesaño

(b) Configuración del tope sísmico interior y travesaño

(c) Configuración del tope sísmico exterior y travesaño Figura 5.4‐1: Topes sísmicos y travesaño‐ Ejemplo 4 Vigas‐ Sin movimiento lateral excesivo


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Los topes sísmicos, externos e interiores, se deberán calcular considerando una aceleración horizontal igual a AoS donde S es el coeficiente del suelo. Para cada línea apoyo, ya sea en un estribo o en una cepa, se debe considerar la descarga del tablero multiplicada por la aceleración antes mencionada. Cada tope interior ó exterior debe ser capaz de resistir la fuerza horizontal trasmitida por el tablero dividido entre el número total de topes interiores y el tope exterior que se opondrá a la direc ción de movimiento del tablero. En el caso que un modelo computac ional, utilizando el método modal espectral, entregue valores de la fuerza horizontal mayores a las obtenidas utilizando la fórmula anteriormente descrita, ésta deberá ser utilizada en el diseño de los topes. Para el caso de una viga cajón en donde no se consideren topes sísmicos interiores, cada tope sísmico exterior deberá ser calculado para soportar el 100% de la carga sísmica horizontal en la dirección perpendicular al eje del puente. En un puente del tipo cajón monocelular de hormigón postensado, es posible debido a su envergadura, que sea necesario colocar topes exteriores con un ancho mayor al rec omenda do anteriormente. Dependiendo de la altura de impacto y el ancho de los topes interiores, se comportarán como ménsulas o vigas cantiléver. En el caso que corresponda a una ménsula se deberá considerar las recomendaciones del artículo 5.13.2.4 de la AASHTO LRFD [1]. Una grieta importante se producirá en la base de los topes interiores tal como se muestra en la Figura 5.4-2(a), por lo tanto esta falla se debería verificar ba jo el concepto de c orte por fricción, siguiendo las recomendaciones de la sección 5.8.4 “Interface Shear Transfer – Shear Friction“ de la AASHTO LRFD [1]. Los topes exteriores se deben diseñar como vigas de borde (Beam Ledges) de acuerdo a l artículo 5.13.2.5 de la AASHTO LRFD [1], en estos se producirá una falla por punzona miento (punc hing shear) tal como se muestra en la Figura 5.4-2(b).


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(a)Grietas en Tope Interior

(b)Grietas en Tope Exterior Figura 5.4‐2: Grietas principales en los Topes sísmicos

Con el fin de inducir la grieta en el plano de interface entre el hormigón del tope y el cabezal, es rec omenda ble que no se genere una rugosidad en éste y que se induzca la grieta colocando un cartón alquitranado (3(cm) de ancho por ejemplo) o similar en los bordes tal como se muestra en la Figura 5.4-3. También es rec omenda ble centrar la posición de la a rmadura que atraviesa el plano d e la interfac e.


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Figura 5.4‐3: Topes sísmicos – Control de la Grieta en la interface de Hormigón

5.5.BARRAS DE ANCLAJE VERTICAL ANTISÍSMICAS Durante el terremoto de Febrero del 2010 las aceleraciones verticales que registraron los instrumentos a nivel del suelo, en muchos casos tenían valores muy cercanos a las componentes horizontales. Por ejemplo en la zona sísmica III se verificó razones entre la aceleración vertica l v/s horizontal en torno a 0.8. Como a ntecedente durante el terremoto de Febrero del 2010, en el Puente Marga Marga y en la Línea 5 del Metro (ambas estructuras se encuentran instrumentadas), se pudo comprobar, que la aceleración vertical del tablero se amplificó respecto a la aceleración vertical del suelo. Estas mediciones están contenidas en las siguientes referenc ias “Análisis del Comportamiento Dinámico del Puente Marga Marga, Sometido al Terremoto del 27 de Febrero de 2010”, [15] y “C omportamiento de un Tramo Elevado de la Línea 5 del Metro durante el sismo del 27/02/2010” [12]. La componente vertical puede contribuir a la pérdida de apoyo de la superestructura cuando se combina con la componente horizontal. Las aceleraciones verticales pueden asumir mayor relevancia en los puentes con apoyos flexibles y aún más con aisladores elastoméricos. La utilización de apoyos flexibles en la direc ción horizontal, en muchos casos implica un incremento de la flexibilidad vertical. Este aspecto tiene que ser considerado con cuidado, debido a la


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potenc ial amplificación del movimiento vertical y la posible pérdida de apoyo de la superestructura. En aquellos casos que existan antecedentes de que se hayan medido aceleraciones verticales importantes en el suelo, se deberá generar un espec tro de aceleraciones verticales y verificar la aceleración vertical que se debería utilizar en el diseño considerando el periodo vertical predominante del tablero. Los tableros compuestos por viga s generalmente tienen períodos verticales bajos, lo que produce que este tipo de tableros puedan experimentar aceleraciones verticales importantes durante un sismo de importancia. En los puentes segmentales postensados de vanos largos, las aceleraciones verticales podrían inducir vibraciones verticales importantes y por lo tanto momentos de flexión importantes. Para el resto de los casos, en que no se tenga un estudio de las aceleraciones verticales, las barras antisísmicas se deben calcular considerando una aceleración vertical del tablero igual a A VTS, donde S es el coeficiente del suelo y A VT se obtiene de la siguiente tabla 5.5-1.

Zona Sísmica 1 2 3

A VT ( Ac eleración Vertical del Tablero ) 0.2g 0.3g 0.4g Tabla 5.5-1

Las barras antisísmicas se deben diseñar para resistir una tensión de tracción máxima de 0.7Fy. El límite anterior garantiza que no se alcance la fluencia y en consecuencia, que no se produzca una elongación inelástica en las barras durante un evento sísmico de importancia. Las barras antisísmicas se deben colocar en todos los apoyos, y se recomienda ubicar en un eje por delante de los travesaños, con el fin de permitir el libre movimiento lateral de estas y de esta manera, evitar la disminución de la sección resistente de los travesaños. Para


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estos casos, en la losa del tablero se debe considerar un recrecido de 20 (cm) con el fin de ga rantizar el anclaje superior de las barras. En aquellos casos que en el diseño de las plac as de apoyo se obtengan desplazamientos importantes es recomendable usar cables para restringir el movimiento vertical, ya que debido a su flexibilidad no afectará el desplazamiento y desempeño de las placas de apoyo. Cuando se utilice esta solución, se deberá considerar un inserto metálico en los elementos de la infraestructura y en la losa de los tableros. En la losa del tablero se deberá considerar un recrecido para garantizar el anclaje del inserto. Además, se deberá detallar la solución en los planos de diseño y se deberá presentar los diferentes certificados de ensayos que avalen su límite de resistencia a la fluencia y a la rotura, especificaciones técnicas de materialidad o cualquier otro certificado en la medida que la Dirección de Vialidad lo requiera.


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6. TRAVESAÑOS Todos los puentes deberán considerar travesaños extremos (sobre estribos y cepas) y central (en la mitad del vano), independiente de la ubicación o zona sísmica del puente y el tipo de viga (metálica, de hormigón armado, postensada o pretensada ). El travesaño c entral no es nec esario en vanos menores a 15(m). La interacción de los travesaños con los topes sísmicos se debe diseñar con una fuerza igual a la especificada pa ra el tope interior y exterior en la sec ción 5.4. El espesor mínimo de los travesaños debe ser 25(cm) y debe unirse monolíticamente a la losa superior. En las viga s de acero es una alternativa utilizar travesaños de acero (viga de acero). Los travesaños de acero también se deberán conec tar a la losa. El eje de los travesaños extremos debe coincidir con el eje de apoyo de las viga s. Durante un evento sísmico de importancia, que supere el sismo de diseño, se producirá un impacto del travesaño sobre los topes sísmicos, produciendo una grieta horizontal y diagonal en el travesaño tal como se muestra en la Figura 5.4-2(a), por lo tanto los travesaños se deben diseñar como ménsulas y deben considerar el concepto de corte por fricción, donde los estribos verticales y la sec ción de hormigón del travesaño deben resistir el esfuerzo debido al impacto horizontal.


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7. PUENTES SEMI – INTEGALES E INTEGRALES Se aceptará el uso de puentes semi-integrales e integrales, en puentes que tengan hasta 4 vanos, donde la luz de cada vano no exceda los 30 (m) y la longitud total del puente no exceda los 90(m). Los puentes semi-integrales, son aquellas estructuras en los cuales existe una conexión monolítica entre la losa del tablero y el coronamiento del muro espaldar del estribo mediante una loseta, tal como se muestra en la Figura 7-1. En el caso que sea un puente de 2 o más vanos debe existir continuidad del tablero sobre la cepa mediante una loseta, tal como se muestra en la Figura 7-2. Los puentes integrales son aquellos puentes donde el tablero forma uniones rígidas con la infraestructura, tanto en los estribos como en las cepas, tal como se muestra en la Figura 7-3 y Figura 7-4. Este tipo de puente no puede exceder los 10(m) de altura entre el nivel de la rasante del tablero y perfil del suelo natural. Si la estructura tiene esviaje, se debe a nalizar con un modelo 3D de elementos finitos con el fin de determinar la influencia del esviaje en los elementos de la estructura. Los puentes semi-integrales e integrales se deben diseñar considerando el modelo cinemático presentado en el Artículo 3.1003.501(1) del Manual de Carreteras [10]. Para este tipo de estructuras se debe analizar la situación en la cual los desplazamientos sísmicos generados por el suelo se producen en un lado de la estructura y en el otro lado se produce la respuesta pasiva del suelo. En el caso que la estructura tenga algún tipo de asimetría geométrica la dirección de análisis se debe analizar en ambas direcciones. La aceleración de la inercia de la estructura se debe evaluar considerando una ac elerac ión igual a A 0S donde S es el coeficiente del suelo. En las elevaciones que queden a la vista como las columnas de estribos y cepa s, se a ceptará el uso de un factor de modificación de la respuesta estructural R=2. Para el diseño de las fundaciones que consideren pilotes se debe considerar R=1.


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En los puentes semi-integrales e integrales de 2 o más vanos, en que los estribos tengan los terraplenes contenidos por muros TEM, se considera que la losa de acceso y el relleno sobre la losa de acceso (aproximadamente de 70 (cm) de altura) proporciona un confinamiento o apuntalamiento superior que limita el desplazamiento de la estructura en la dirección longitudinal, por lo tanto en su diseño es apropiado c onsiderar una aceleración igual a A0S donde S es el coeficiente del suelo.

Figura 7 ‐1: Puente Semi ‐Integral: Conexión mediante loseta entre el tablero y el muro espaldar del Estribo

Figura 7 ‐2 Puente Semi ‐Integral: Conexión mediante loseta del tablero sobre la cepa


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Figura 7 ‐3 Puente Integral: Conexión del tablero con estribo

Figura 7 ‐4 Puente Integral: Conexión del tablero Sobre la Cepa

7.1.PUENTES SEMI-INTEGRALES La loseta de continuidad en los puentes semi-integrales debe tener un espesor mínimo de 15(cm). El espesor mínimo del muro espaldar para un puente semi-integral debe ser de 50(cm). En los estribos de los puentes semi-integrales la loseta de continuidad debe ser capaz de resistir los esfuerzos sísmicos horizontales y verticales. Es muy probable que en un evento sísmico de importancia, la loseta de continuida d sufra algún tipo de da ño, pero es improbable que falle completamente en todo su ancho, por lo tanto en los estribos no se requieren incluir topes interiores ni las Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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barras antisísmicas, sólo será necesario incluir los topes exteriores considerando el ancho mínimo recomendado en el Capítulo 5.4. En los puentes semi-integrales o integrales que tengan 2 o má s vanos, es exigenc ia incorporar en las cepas los topes interiores, topes exteriores y barras antisísmicas, debido a que sobre estos elementos si es posible que se produzcan movimientos relativos horizontales y verticales entre la superestructura y la infraestructura. Considerando el mismo c onc epto del párrafo a nterior, en los estribos de los puentes semi-integrales la loseta prácticamente impide que las placas de apoyo se deformen horizontalmente, por lo tanto no es necesario anclarlas. La deformación de las placas de apoyo ubicadas en las cepas de los puentes semi-integrales que tengan hasta 2 vanos, también puede ser muy desprec iable, por lo tanto si la deformac ión en las plac as es menor a 3 (cm) tampoc o es necesario anclarlas, en caso contrario las placas se deben anclar. En puentes que tengan 3 o 4 vanos se debería realizar un análisis modal espectral con un modelo 3D, para determinar la deformación de las placas ubicadas en las cepas principalmente en el sentido perpendicular al eje del puente. Estas placas no necesitan cumplir con los ensayos de control de c alidad exigidos en la sec ción 12.4. En este tipo de puentes se debe considerar los travesaños extremos y en la mitad del vano. En los estribos de los puentes semi-integrales la loseta es la que resiste el total de la fuerza horizontal por lo tanto para dimensionar los topes exteriores es suficiente considerar una fuerza horizontal igual a la reacción de la viga exterior por la aceleración A oS. La longitud mínima de apoyo sobre los estribos y cepas, debe ser la especificada en la ecuac ión 5.2-1.


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8. CONTINUIDAD EN LOS TABLEROS El uso de losetas de continuidad evita el movimiento relativo o choque de los tableros estructurado con vigas, en un evento sísmico de importancia. La loseta de continuidad debe tener un espesor mínimo de 15(cm), tal como se muestra en la Figura 7-2. Otra manera de lograr continuidad de la superestructura es considerando vigas continuas sobre cada apoyo del tipo doble T de acero, vigas cajones de acero o vigas cajones de hormigón postensado. En el caso que un puente tenga un grado de esviaje y que a través de las losetas de continuidad o vigas continuas, se genere un tablero con una longitud L importante y además tenga un anc ho b estrecho, se debe tener en cuenta las exigencias del Capítulo 4, donde se debe verificar a través de la relación b/L y el ángulo agudo del tablero, si éste experimentará desplazamientos excesivos en la dirección perpendicular al eje del puente.


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9. LIMITACIONES DE USO DE PILA-PILOTES O MUROS-PILOTES EN ESTRIBOS. El Paso Superior Hospital ubicado en la Ruta 5 Sur y el Paso Inferior los Pinos ubicado en la Ruta de Acceso Sur a Santiago, estaban estructurados con estribos tipo pila-pilote y contenían un terraplén de altura mayor a 7(m). Durante el terremoto del Maule 2010, en estos casos, se evidenciaron desplazamientos excesivos en el coronamiento de los estribos y la rotación del tablero producto del esviaje, ambos efectos contribuyeron al colapso de las superestructuras. El Paso Inferior Chada y el Paso Inferior Azufradero, tenían la misma estructuración y sus tableros experimentaron grandes desplazamientos, estas estructuras estaban ubicadas en la Ruta de Acceso Sur a Santiago, muy cercanas a las estructuras antes mencionadas. En los casos que se requiera contener un terraplén de altura considerable, se deberá evitar la utilización de estribos pila-pilotes o muros-pilotes, con un eje o línea de pilotes, con junta de dilatación en el estribo. En estos casos se recomienda utilizar un estribo pilapilote o muro-pilote conectando el muro espaldar con la losa del tablero (Puente Semi-integral o Puente Integral), para puentes o estructuras con un máximo de 4 vanos de acuerdo lo especificado en el Capítulo 7. También la pila pilote puede ser independiente, si el relleno del terraplén es contenido por un muro TEM, de tal manera que no existan empujes de suelo sobre la pila pilote. En aquellos casos en que el pilote quede completamente fundado en suelo natural, en que sólo el cabezal y el muro espaldar quede conteniendo el relleno (con una altura menor a 3(m)), y que no se encuentre afecto al fenómeno de socavación y licuación, se podrá utilizar como una solución de estribo con una línea de pilote con junta de dilatación.


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10. PUENTES CERCANOS AL MAR En algunos casos los puentes serán claves para la evacuación de la población, por tanto la Dirección de Vialidad debe definir las estrategias y políticas claras en la clasificación e importancia de las rutas donde se emplazarán los puentes, de tal manera de definir aquellos puentes que deben mantener su operación después de ocurrido un tsunami. El resto de los casos serán puentes que pueden sufrir daños y ser reparados en un c orto tiempo. En los puentes cercanos al mar se deberá presentar un estudio de los posibles efectos debido a un Tsunami, considerando los antecedentes históricos del lugar de emplazamiento de la estructura y se deberá generar una carta de inundación por tsunami cuando esta no exista. Es importante evaluar el efecto del Tsunami en el diseño de la estructura, principalmente se debería evaluar el posible efecto de flotación del tablero y los posibles empujes laterales sobre la estructura debido a las cargas hidrostáticas e hidrodinámicas. Esto es válido tanto para puentes como pasarelas. Se deberá tener en consideración todos aquellos estudios e investigaciones sobre mapas de riesgos de Tsunami desarrollados universidades y organismos públicos o privados a cargo de un profesional con especialida d en Oceanografía o Hidráulica Ma rítima, valida dos por la Direc ción de Vialida d. Los terraplenes de acceso y conos de derrame se deberán proteger con enroc ados aguas arriba y aguas aba jo del puente.

10.1.

SISTEMA NACIONAL DE ALARMA DE MAREMOTOS (SNAM).

El Servicio Hidrográfico y Oceanográfico de la Armada (SHOA) es el organismo técnico permanente y oficial del Estado, responsable del funcionamiento, operación y mantenimiento del Sistema Nacional de Alarma de Maremotos (SNAM). Como elemento fundamental de apoyo a su tarea operativa, el SHOA inició a partir del año 1997 la ejecución del proyecto CITSU,


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elaboración de Cartas de Inundación por Tsunami para la costa de Chile, herramientas que permiten definir los niveles de inundación máximos esperados para las principales zonas urbanas y portuarias del borde costero de Chile, ante la ocurrencia de eventos sísmicos tsunamigénicos de campo cercano. En la página web del Sistema Nacional de Alarma de Maremotos, www.snamchile.cl [13], están disponibles las Cartas de Inundación por Tsunami (CITSU), los Registros Histórico de Tsunami e información adicional que puede servir de ayuda para la evaluación de este fenómeno.

10.2.

RECOMENDACIONESDE DISEÑO

Para estos puentes es recomendable considerar estructuras del tipo integral, semi-integral o del tipo pórtico. En el caso de elegir otra estructuración a las mencionadas anteriormente, como es el caso de puentes apoyados sobre apoyos flexibles, es recomendable incluir una mayor cantidad de topes sísmicos en la dirección perpendicular al eje del puente y una mayor cantidad de barras o cables verticales. En la actualidad existe la norma Nch 3363 “Diseño Estructural Edificaciones en áreas de riesgo de inundación por Tsunami y Seiche"[5], la cual se basa en la “Norma Técnica MINVU -NTM 007” [4], la que permitiría realizar una estimac ión de las carga s asoc iada s a este fenómeno, las cuales deben ser avalada s por un especialista en Hidráulica Marítima.


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11. PASARELAS El diseño de las pasarelas debe cumplir con lo exigido en el capítulo 3.1000 del Volumen 3 del Manual de Carreteras [10] y lo exigido en este doc umento. En particular aquellas pasarelas compuestas por elementos prefabricados deberán regirse por lo estipulado en el capítulo 11.2 de este documento.

11.1.

ASPECTOS GENERALESDE DISEÑO SISMICO

Las pasarelas hiperestáticas (donde existe una conexión rígida entre la columna y la viga) continuas ejecutadas in-situ, tuvieron un buen comportamiento durante el terremoto del Maule de Febrero del 2010. Por el contrario, una gran c antida d de pasarelas simplemente apoyadas (dilatadas en cada tramo) tuvieron un mal comportamiento, presentando grandes desplazamientos en las rampas, produciendo la pérdida de apoyo y el colapso de éstas. Además se produjeron desplazamientos relativos excesivos entre el tramo principal y las rampa s. Debido a lo anterior, el tramo principal debe estar conectado a las rampas, con el fin de que ambos tramos se proporcionen arriostramiento ante un evento sísmico de importancia. Además, el tramo principal y las rampas deben tener continuidad sobre cada eje de a poyo. De acuerdo a lo observado en el terremoto del 2010, es recomendable que las columnas se conecten monolíticamente con las viga s a través de una c onexión rígida. Las columnas ejecutada s in-situ, que tenían una unión monolítica con la fundación, tuvieron un buen c omportamiento durante el terremoto de Febrero del 2010. Todas las pa sarelas se deben modelar en 3D y utilizar el método modal espectral con el fin de obtener el periodo fundamental de la estructura y obtener con mayor precisión el reparto sísmico en cada columna de la pasarela.


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El diámetro o sección mínima de las columnas en las pasarelas debe ser de 60(cm). En los estribos de las pasarelas, se deben incluir juntas de dilatación y el largo de la mesa de apoyo debe cumplir con lo exigido en el Capítulo 5.2. Las placas deben ser ancladas, y los topes sísmicos se deben ca lcular de acuerdo al Capítulo 5.4. Las barras antisísmicas dispuestas en los estribos y cepas se deben calcular de acuerdo al Capítulo 5.5.

11.2.

PASARELAS PREFABRICADAS

Todos los sistemas prefabricados deberán pasar por un proc eso de homologación para su aprobación, presentando modelaciones computacionales, ensayos de carga cíclica de la solución global y sus conexiones, certificados de materiales, proceso constructivo, además de los antecedentes adicionales que pueda exigir la Dirección de Vialidad. En el caso de diseñar pasarelas con vigas prefabricadas simplemente apoyadas, se debe lograr la continuidad entre las vigas sobre las columnas con losetas de continuidad u otra solución que genere el mismo comportamiento estructural. Además se debe lograr la continuidad entre las rampas y el tramo p rincipal. Cualquier mecanismo o tipología de solución que genere continuidad entre las vigas sobre las columnas, incluyendo las losetas de continuidad, deberán ser homologadas4 por la Dirección de Vialida d pa ra poder utilizarlas dentro del Proyec to. En el caso de utilizar columnas prefabricadas, se debe garantizar que su conexión a la fundación sea tal que se genere el empotramiento de la columna y se evite el giro excesivo de la columna en un evento sísmico de importancia.

4 Proc eso

de c ertificación y verificación que incluye ensayos de la solución propuesta y su posterior seguimiento en Servicio. Los distintos ensayos serán los que la Dirección de Vialida d estime pertinente. Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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11.3.

PASARELAS CON VIGAS METÁLICAS Y ENREJADOS METÁLICOS

Las pasarelas que consideren viga s metálicas o enrejados metálicos, deben cumplir con las exigencias del largo de la mesa de apoyo de acuerdo al Capítulo 5.2. Las placas deben ser ancladas y los topes sísmicos se deben calcular de acuerdo a l Capítulo 5.4. En estos casos las columnas de las cepas deben ser de hormigón armado in-situ y unida s monolíticamente a las fundaciones.


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12. PLACAS DE APOYO ELASTOMÉRICAS 12.1.

MÓDULO DE CORTE DE G PARA PLACAS DE APOYO

En los puentes que tengan tres o más vanos, y en aquellos casos en que lo solicite la Dirección de Vialidad, se deberá realizar un análisis de sensibilidad verificando el comportamiento sísmico de la estructura con valores de G = 10 kg/cm2 y G = 13 kg/cm2. El rango de los valores anteriores ha sido obtenido de los ensayos a cortecompresión realizados placas de apoyo de neoprenos y aisladores sísmicos fabricados en Chile, considerando una dureza Shore A 60. Lo anterior tiene importancia en el reparto sísmico en los elementos de la infraestructura, sobre todo en puentes rígidos de baja altura y en puentes de gran altura, espec ialmente cuando existen varias cepas con distintas alturas. En estos casos las plac as cumplen un rol importante en el período fundamental de la estructura y en la rigidez equivalente de cada cepa. Las placas de apoyo ya sean neoprenos, placas fabricadas con goma natural o a isladores sísmicos fabricados en el extranjero deben certificar el valor de G utilizado en el diseño. El valor de G utilizado en el diseño de la estructura debe ser verificado mediante los ensayos de control de calidad de acuerdo a la sección 15.2 “Quality Control Test” de la Norma “Guide Spec ifica tion for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO.

12.2.

ESPECIFICACIONES Y DETALLESMÍNIMOS DE LAS PLACAS DE APOYOS

El recubrimiento mínimo lateral para la placas internas de acero debe ser de 10(mm), debido al impacto del ozono sobre el caucho y los rayos UV (ultra violeta). Para evitar el despegue del vulcanizado durante un desplazamiento lateral, es recomendable considerar una placas externas (de recubrimiento) superior e inferior de al menos 22(mm). Estas placas deben tener perforaciones con hilo interior para poder conec tarse a través de pernos o tornillos a una placa de a nclaje superior e inferior, tal como se muestra en la Figura 12.2-1.


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Figura 12.2‐1 Ejemplo de Placa, con placas de recubrimiento inferior y superior

Las placas de los puentes semi-integrales no es necesario considerar la rec omenda ción del párrafo a nterior.

12.3.

ANCLAJ E DE LAS PLACAS DE APOYO

Todas las plac as de apoyo deberán ser anclada s a la infraestructura y a la viga respectiva. Ejemplos de placas circulares anclada s se muestran en la Figura 12.3-1.

(a)Anclaje con pernos


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(b)Anclaje superior con pernos. Anclaje Inferior con placa anclaje adicional y soldadura

(c)Anclaje con soldadura. Figura12.3‐1: Ejemplos de Anclajes de Placas Circulares


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La distancia mínima entre el eje del perno de anclaje del inserto metálico al borde de la mesa de apoyo debe ser como mínimo el siguiente valor: S  0.2  0.005l Ecuación 12.3‐1: Distancia entre el eje del perno de anclaje del inserto metálico y el borde de la mesa de apoyo

donde: S = l

Distanc ia entre el eje del perno de anclaje del inserto metálico y el borde de la mesa de apoyo (m). = Longitud del vano (m).

En el caso de los puentes esviados o curvos la distancia S debe ser medida en la dirección en la cual se obtiene la mínima distancia con el borde de la mesa de apoyo de acuerdo a lo mostrado en la Figura 12.3-2.

Figura 12.3‐2: Distancia mínima del perno de anclaje al borde de la mesa de apoyo

Además de verificar la distancia anterior, se debe verificar la resistencia del hormigón al arrancamiento por corte de los pernos de anclaje de los insertos metálicos en las mesas de apoyo.

12.3.1.

CONEXIÓN CON SOLDADURA

En el caso que se utilice soldadura para unir los insertos metálicos con la placas de anclaje, se deberá considerar una distancia mínima de 7(cm) entre el borde de la placa y el contorno del neopreno, tal como se muestra en la Figura 12.3-1(c).


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La temperatura de vulcanización del elastómero está entre los 125ºC a 140ºC. Debido a lo anterior, se debe establec er una temperatura máxima de precalentamiento y al momento de soldar, para que la temperatura del apoyo elastomérico sea menor a 120ºC. Se rec omienda que la temperatura máxima d e preca lentamiento en el proc eso de instalac ión sea de 60ºC. Adicionalmente se debe ejecutar el filete de soldadura en fases, con el fin de controlar la temperatura. Se debe asegurar la correcta conexión con soldadura en al menos tres de las cuatro c aras de la plac a.

12.3.2.

CONEXIÓN CON PERNOS

Debido a la que la vida útil de las placas es limitada, es recomendable utilizar pernos de conexión de acuerdo a las Figuras 12.3-1(a) y 12.3-1(b), para fa cilitar su reemplazo en el futuro. En este caso las placas deben ser ancladas a la infraestructura y la superestructura mediante pernos. Los pernos deben tener un diámetro mínimo de 25(mm).

12.4.

ENSAYOS DE CONTROL DE CALIDAD

En el caso de puentes que tengan 3 ó más vanos, puentes de gran enverga dura y en aquellos ca sos en los que la Direc ción de Vialida d lo requiera, será obligatorio realizar en todas las placas de apoyo, es decir el 100% de ellas, los ensayos de control de calidad de acuerdo a la sección 15.2 “Quality Control Test” de la Norma “Guide Spec ifica tion for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO. En el resto de los casos, se deberá ensayar al menos el 50% de las placas por eje de a poyo o lo que defina el proyecto. En reemplazo de lo indicado en el artículo 15.2.2 de la “Guide Spec ifica tion for Seismic Isolation Design”, el número de ciclos a corte-c ompresión será de 6 ciclos para el desplazamiento total de diseño. Se debe considerar el efecto de scrag g ing de la placa, descartando los valores del primer ciclo, es dec ir, se debe c onsiderar sólo los ciclos dos al seis (cinco ciclos). Para la realización del ensayo se deberá llevar cada placa elastomérica a una temperatura ambiente promedio del lugar de emplazamiento más o menos 3°C , y Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad

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ensayar a corte-c ompresión a esa temperatura. Placas elastoméricas con temperaturas de trabajo, que excedan los límites de temperatura sobre 40°C y bajo 0°C, deberán ser ensayadas a las temperaturas extremas de trabajo más o menos 3°C. El protocolo y reporte de los ensayos deberá cumplir con lo exigido en la sec ción 5.514 del Manual de C arreteras [11].

12.5. USO DE PLACAS FABRICADAS CON GOMA NATURAL MÁS COMPUESTOS ADICIONALES Cuando los desplazamientos sísmicos en las placas de apoyo sean mayores a 8(cm), se deberá utilizar placas fabricadas con goma natural más compuestos adicionales de bajo amortiguamiento, en reemplazo de las placas de neopreno, con el fin de garantizar el comportamiento sísmico de las placas frente a los desplazamientos de diseño. A pesar de utilizar una placa de mayor calidad y que otorgará amortiguamientos mayores o iguales a   5% , el diseño de la estructura se realizarán considerando un amortiguamiento   5% .

12.6.

USO DE AISLADORESSÍSMICOS ELASTOMÉRICOS

Generalmente cuando se cumpla cualquiera de las siguientes condiciones, “no” se debe considerar la aislación sísmica en un puente: a) Un puente ubica do en un suelo c on mala c alida d o suelo tipo IV, y en suelos que sean potenc ialmente licuables. b) Un puente con una infraestructura flexible que posee un periodo fundamental alto. Se considera un periodo alto de la infraestructura, cuando a l evaluar el periodo funda mental de la estructura, considerando apoyos fijos como conexión entre las cepas y la superestructura, se obtiene un valor mayor a 1.0(s). c) Un puente ubicado en suelo blando que tenga un periodo fundamental Ts alto (ver sección 3.3), lo que podría causar resonancia con el periodo del puente al introducir la aislación sísmica.


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En el caso que se considere utilizar aisladores sísmicos se deberá realizar un estudio de riesgo sísmico que considere el espectro de respuesta c on el amortiguamiento c orrespondiente de acuerdo a la materialidad del puente (5% hormigón, 2% acero) y con el amortiguamiento esperado con aislación, tanto para la componente horizontal y vertical. Cuando se considere el uso de aisladores sísmicos el factor de modificación de la respuesta estructural R utilizado en el diseño de la infraestructura, debe ser menor o igual 1.5. La infraestructura se debe comportar de manera elástica o cuasi-elástica, la disipación de la energía se debe producir en los aisladores. Los aisladores sísmicos, tales como los HDRB (Aisladores con alto amortiguamiento) y los LRB (Aisladores con núc leo de plomo), deben ser fabricados con goma natural más compuestos adicionales y se debe garantizar amortiguamientos mayores iguales a   10% . La Figura 12.6-1 muestra un ejemplo de aisladores sísmicos circulares.

(a)Aislador HDRB‐Aislador con Alto Amortiguamiento


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(b)Aislador LRB‐Aislador con Núcleo de Plomo Figura12.6‐1: Ejemplos de Aisladores Sísmicos Circulares

Los aisladores sísmicos se deben diseñar de acuerdo a la Norma “Guide Specification for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO y deben cumplir con las especificaciones del Protocolo de Aisladores Sísmicos. La dec isión de utilizar aisladores sísmicos debe contar con un análisis previo, comparativo, que justifique su ventaja frente a una solución tradicional sin aislación sísmica, desde el punto de vista técnico y económico. El uso de aislación sísmica deberá contar con la aprobac ión de la Dirección de Vialidad.


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13. OTROS SISTEMAS DE APOYO Y OTROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS 13.1.

SISTEMAS DE APOYO MECÁNICOS

Cuando se considere utilizar aparatos de apoyo mecánicos del tipo Esféricos ó Pot, estos deben cumplir con la sección 14.7.3 " Bearing with Curved Sliding Surfaces" y 14.7.4 "Pot Bea ring", respectivamente, de la norma AASHTO LRFD [1]. Estos sistemas deberán contar con su certificación correspondiente proporcionada por la empresa que lo fabrica y/o distribuye. Se debe presentar un protocolo que contenga los ensayos y certificaciones que debe cumplir la empresa fabricante para la aprobac ión de la Dirección de Vialidad. Se deberá entregar una guía o protocolo de inspección, mantención y reemplazo del dispositivo.

13.2.

OTROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS

Cuando en el diseño de un puente se considere la utilización de dispositivos tales como los aisladores de péndulo de fricc ión (FIP: Friction Isolation Pendulum), amortiguadores hidráulicos (Fluid Viscous Dampers o Fluid Spring Dampers), apa ratos de c onexión rígida del tipo STU (Shok Transmission Units), estos sistemas deberán contar con su certificación correspondiente proporcionada por la empresa que lo fabrica y/o distribuye. Los apoyos deslizantes utilizados como sistemas de aislac ión, tales como los deslizadores de superficie curva (aisladores de péndulo de fricc ión), deben cumplir con los especificado en el capítulo 16 y 17 de la norma “Guide Specification for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO. Se deberá entregar una guía o protocolo de inspección, mantención y reemplazo del dispositivo.


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14. DISEÑO SÍSMICO DE COLUMNAS Y PILOTES Las columnas tuvieron un buen comportamiento en el sismo que aconteció en febrero del 2010, no se detectó la presencia de rótulas plásticas ni grietas de corte en las columnas (con la excepción de algunos casos particulares correspondiente a puentes antiguos). En general los diseños de las columnas posteriores al año 1994, año que coincide con el inicio de las Concesiones, consideraron las especificaciones de la División I-A de la norma AASHTO ESTÁNDAR, por lo tanto, se incluyó la a rmadura de confinamiento en las zonas de posibles rótulas plásticas. En muchos casos la redundancia en el número de columnas y el bajo nivel de compresión (menor a 0.2f’c) influyeron en el buen comportamiento de éstos. Otro factor importante es que en muchos casos el tablero deslizo sobre las placas de apoyo, debido a que no estaban ancladas a las vigas ni a los cabezales, sin trasmitir la carga a la infraestructura. A partir del año 2002, el Manual de Carreteras especifica utilizar el método de las fuerzas modificada por los factores R para el diseño de las columnas basado en metodología de la División I-A de la norma AASHTO ESTÁNDAR. La norma AASHTO LRFD [1] también especifica el uso del método de las fueras modificada por los fac tores R pa ra el diseño de las columnas, pero también recomienda verificar con la metodología especificada en la “Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge Design, 2011” [8], ba sada en el concepto de diseño por ca pa cida d. En casos especiales es recomendable realizar una verificación adicional con la metodología presentada en la “Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge Design, 2011” [8], donde se verifica la duc tilidad en la columna y el desplazamiento sísmico de la demanda v/s la capacidad de desplazamiento. Esta metodología también se especifica en la norma J aponesa [14].


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14.1.

REQUERIMIENTOS PARA ELEMENTOS DUCTILES

14.1.1.

MÁXIMO ESFUERZO AXIAL EN UN ELEMENTO DUCTIL

La máxima carga axial en una columna, cepa, donde la ductilidad de demanda D  2 , debe c umplir con el siguiente límite: Pu  0.2 f c Ag '

Ecuación 13.1.1‐1 Límite máximo para la carga axial

donde: Pu =

Máxima c arga axial o máxima c arga de compresión en la sec ción c onsiderando el sismo vertical (Kg). ' f c = Resistencia a la compresión del hormigón (Kg/ cm2). Ag = Área bruta de la sec ción de hormigón (cm2). Los pilotes también deben c umplir con la exigencia anterior.

14.1.2.

MÁXIMO REFUERZO LONGITUDINAL

El área del refuerzo longitudinal debe ser: Al  0.03 Ag Ecuación 13.1‐1: Límite máximo de refuerzo longitudinal

donde: Ag = Área

bruta de la sec ción de hormigón (cm2). Al = Área total del refuerzo longitudinal (cm2). Los pilotes también deben c umplir con la exigencia anterior.

14.1.3.

TRASLAPOS DE LA ARMADURA LONGITUDINAL

El traslapo de la armadura longitudinal debe estar fuera de las zonas de posibles rótulas plásticas. En el caso que no se pueda evitar lo anterior se deberá utilizar conectores mec ánicos.


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14.1.4.

TRASLAPOS DE ESTRIBOS CIRCULARES

Se debe utilizar 40db (40 veces el diámetro de la ba rra) para la longitud mínima de traslapo de la armadura transversal correspondiente a los estribos circulares utilizados en las columnas y pilotes, para garantizar el buen comportamiento sísmico de la columna, en el ca so que se produzca el estallido del rec ubrimiento. Con respecto a los ganchos sísmicos (Seismic Hooks) de los estribos, un extremo debe terminar en 135° y el otro en 90°. El gancho sísmico que termina en 135° debe tener una longitud mínima de 10db y el que termina en 90° debe tener una longitud mínima de 12db. Los traslapos de los estribos circulares deben estar dispuestos en ZigZag en la elevación de las columnas circulares y pilotes, con el fin de alternar la posición de los traslapos.

14.1.5.

TRABAS y GANCHOS SÍSMICOS

En las zonas de posibles rótulas plásticas de las columnas rectangulares de sección llena y huecas, se usarán trabas sísmicas que se enganchen a las armaduras verticales mediante ganchos sísmicos que terminen en al menos 135º en ambos extremos, con el fin de garantizar su anc laje en el núcleo de hormigón . En las trabas, la longitud mínima de los ganchos sísmicos debe ser 10db y el diámetro mínimo de la traba debe ser igual a la a rmadura horizontal y en ningún caso menor a 12(mm).


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15. CONSIDERACIÓN DE LA SOCAVACIÓN EN EL DISEÑO SÍSMICO Dada la incertidumbre de la ocurrencia de un evento sísmico de importancia en la vida de un puente, es imposible determinar si el sismo se producirá al inicio o al final de la vida útil de la estructura. En aquellas estructuras de 2 o más vanos cuyas cepas estén dentro de la sección hidráulica socavable y cuya socavación total sea mayor o igual a 3(m), se debe hacer una análisis de sensibilidad de la estructura verificando dos situaciones, al inicio de la vida útil considerando un nivel de socavación cero y al final de la vida útil considerando un nivel de socavación determinada por el peligro de Socavación Sísmica PSS, especifica do en la Tabla 3.1004.306A. [10] Cuando no se considera la socavación la estructura puede resultar más rígida, por lo tanto su periodo fundamental puede disminuir aumentando los esfuerzos en la infraestructura, situación que puede controlar el diseño de las columnas. Cuando se considera la situación con socavación, la estructura es más flexible, el periodo fundamental de la estructura aumenta, disminuyendo los esfuerzos en la infraestructura, sin embargo esta condición provocará un aumento en los desplazamientos de las placas de apoyo y controlará el diseño de los pilotes. La colocación de una protección frente a la socavación, se considera como un elemento secundario que no disminuye la profundidad de socavación de diseño, es decir la estructura, específicamente las fundaciones, deben ser diseñadas considerando el efecto de la soc avación.


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Criterios Sísmicos Para El Diseño de Puentes en Chile - Junio 2017

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