CAPITULO III. “MARCO TEORICO CONCEPTUAL”
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3.1 DEFINICIÓN DE PUENTE. Un puente es una estructura destinada a salvar obstáculos naturales, como ríos, valles, lagos o brazos de mar; y obstáculos artificiales, como vías férreas o carreteras, con el fin de unir caminos y poder trasladarse de una zona a otra. El objeto de cruzar una vía de comunicación con un puente, es el de evitar accidentes y facilitar el tránsito de viajeros, animales y mercancías. Los elementos principales que se pueden distinguir en los puentes son los siguientes: Superestructura: parte del puente que se construye sobre apoyos como son la losa, las vigas, bóveda, estructura metálica, etc. Siendo los elementos estructurales que constituyen el tramo horizontal. Subestructura: está conformada por los estribos, pilas centrales, etc. Siendo estos los que soportan al tramo horizontal.
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3.2. ELEMENTOS DE SUPERESTRUCTURA. 3.2.1. Superestructura.
Es la parte superior de un puente, que une y salva la distancia entre uno o más claros. La superestructura consiste en el tablero (losa) ( losa) soporta directamente las cargas y las armaduras. De acuerdo al Inventario Estado de Condición del Puente (IECP) del Sistema de Administración de Puentes (SAP), propiedad del Ministerio de Obras Públicas; la superestructura está formada por dos partes: Elementos Principales. Elementos Secundarios. Fig 3.1 Superestructura de un puente.
3.2.1.1 Elementos principales. Es el elemento que transmite las cargas vivas (transito) y muertas (peso propio de la superestructura) a los apoyos extremos e intermedios de la infraestructura (estribos y pilas). Los elementos principales de la superestructura son de acuerdo al tipo de puente.
a) Losa. La estructura de éste tipo de puente, consiste en una plancha de concreto reforzado o preesforzado, madera o metal, y sirve de tablero al mismo tiempo. Fig. 3.2. Los puentes del tipo losa sólo alcanzan a salvar luces pequeñas, generalmente hasta 10mts., esto se debe a que el costo se incrementa para luces mayores y por el peso propio de la misma estructura.
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Fig 3.2 Ejemplo de armado para losa de puente
b) Vigas. Los puentes de vigas utilizan como elemento estructural vigas paralelas a la carretera, que soportan esfuerzos de componente vertical y transmiten las cargas recibidas a las pilas y estribos del puente Fig. 3.3. Sobre las vigas se dispone una losa de concreto reforzado que sirve de base a la calzada. Las vigas más simples están formadas por tablones de madera, perfiles de acero laminado o secciones rectangulares de concreto reforzado. Fig. 3.3 Colocación de vigas de un puente.
c) Estructura Metálica. El acero es un material que soporta muy bien los esfuerzos de flexión, compresión y tracción, y esta propiedad se emplea en la construcción de puentes metálicos en arco o de vigas de acero. La armadura es una viga compuesta por elementos relativamente cortos y esbeltos conectados por sus extremos. La carga fija del peso del pavimento y la carga móvil que atraviesa el puente se transmiten por medio de las vigas 51
transversales del tablero directamente a las conexiones de los elementos de la armadura. En las diversas configuraciones triangulares creadas por el ingeniero diseñador, cada elemento queda o en tensión o en compresión, según el patrón de cargas, pero nunca están sometidos a cargas que tiendan a flexionarlos. Este sistema permite realizar a un costo razonable y con un gasto mínimo de material estructuras de metal que salvan desde treinta hasta más de cien metros, distancias que resultan económicamente imposibles para estructuras que funcionen a base de flexión, como las vigas simples descritas anteriormente. 3.2.1.2 Elemento Secundario. Son elementos complementarios de la superestructura siendo necesarios para la estabilidad de la estructura y posibilitan el tránsito por el puente.
a) Losa Tablero. Es el tablero o losa del puente que soporta directamente el tráfico de vehículos o peatones. Cuando es de madera se le llama “tablero” y cuando es de concreto y metal se le llama “losa”. La losa tablero proporciona la capacidad
portante de carga del sistema de cubierta. La losa tablero forma parte de los elementos secundarios para puentes del tipo viga, colgantes, puentes modulares y cercha. Fig. 3.4 Losa Tablero.
b) Diafragmas Transversales. Los diafragmas son considerados como elementos simplemente apoyados, que Sirven como rigidizadores entre vigas, y que a su vez transmiten fuerzas a las vigas longitudinales a través del cortante vertical, el cual es transmitido por el
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apoyo directo de la losa sobre la viga y por medio de varillas de acero que traspasan la viga longitudinal.
c) Arriostramiento. Permiten mantener los elementos estructurales en posición correcta, se usan generalmente en las estructuras metálicas, y según su ubicación en la estructura puede clasificarse como: o
Arriostramiento del portal: El arriostramiento del portal se encuentra en
la parte superior en los extremos de una armadura de paso a traves y proporciona estabilidad lateral y transferencia de cortante entre armaduras. o
Arriostramiento transversal: Los puntales transversales son miembros
estructurales secundarios que se atraviesan de lado a lado entre armaduras en nudos interiores y al igual que el arriostramiento del portal proporcionan estabilidad lateral y transferencia de cortante entre armaduras. o
Arriostramiento lateral superior: Los puntales laterales superiores están
situados en el plano de la cuerda superior y proporciona estabilidad lateral entre las dos armaduras y resistencia contra los esfuerzos provocados por el viento.
o
Arriostramiento lateral inferior: Los puntales laterales inferiores están
situados en el plano de la cuerda inferior y proporcionan estabilidad lateral y resistencia a los esfuerzos por viento.
d) Barandas. Son elementos de seguridad que se encuentran a los costados del puente, su función es la de canalizar el tránsito y eventualmente evitan la caída de vehículos y personas.
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Las normas AASHTO definen 3 tipos de barandales: peatonales, para bicicletas y para tráfico. Estos tipos de barandales también pueden combinarse entre si, para convertirse en tráfico – bicicleta, trafico – peatonal, peatonal – bicicleta.
Fig. 3.5 Barandas
e) Calzadas. La calzada o superficie de rodamiento proporciona el piso para el tránsito de los vehículos y se coloca sobre la cara superior de la losa estructural. En el caso de ser un puente tipo bóveda o súper span, la calzada va sobre el relleno de ésta estructura, si fuese un puente modular iría sobre los tablones de madera o puede ser la misma madera la calzada. Generalmente la calzada es colocada después de colada la losa, aunque existen también calzadas coladas integralmente con la losa estructural. Cuando se utiliza esta técnica se le designa como piso monolítico Las calzadas en nuestro país generalmente son de concreto asfáltico o de concreto hidráulico, aunque pueden encontrase de balaste, metálicas o madera, y se considera que no proporciona capacidad de carga a la estructura.
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3.3 DEFINICION DE SUBESTRUCTURA. La subestructura consiste de todos los elementos requeridos para soportar la superestructura y la carretera del paso elevado. Los componentes básicos de la subestructura consisten de los siguientes: o
Aparatos de apoyo
Estribos
o
Pilas
o
Fundaciones.
o
3.4. COMPONENTES PRINCIPALES DE LA SUBESTRUCTURA. SUBESTRUCTURA. 3.4.1. Apoyos.
Los apoyos son conjuntos estructurales instalados para garantizar la segura transferencia de todas las reacciones de la superestructura a la subestructura y deben cumplir dos requisitos básicos: distribuir las reacciones sobre las áreas adecuadas de la subestructura y ser capaces de adaptarse a las deformaciones elásticas, térmicas y de otras índoles inducidas por la superestructura, sin generar fuerzas restrictivas perjudiciales. Los apoyos han sido tan simples como dos placas de acero, hasta tan complejos como dispositivos mecánicos compuestos por numerosas partes de distintos materiales. En general, los apoyos se clasifican en fijos y móviles. Los apoyos fijos permiten únicamente deflexiones angulares restringiendo los desplazamientos horizontales; estos tipos de apoyos deben ser diseñados para resistir las componentes verticales y horizontales de las reacciones. Los apoyos de tipo móvil permiten que el extremo de un puente, en el que existe uno de éstos, se mueva libremente hacia delante y atrás, debido a la expansión y/o contracción ocasionada por los cambios de temperatura; o debido a cambios en la longitud del puente ocasionados por las cargas vivas, evitando la aparición de reacciones horizontales perjudiciales en los apoyos del puente. Este tipo de
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apoyo también se utiliza en estribos para absorber los movimientos debidos a la presión de tierra. En cuanto a las características principales de los apoyos se puede establecer la siguiente clasificación: 3.4.1.1 Apoyos elastomericos (Fig 3. 6). Por varias décadas los apoyos fueron hechos exclusivamente de acero, sin embargo en años recientes, se han utilizado apoyos a base de placas de hule natural (polisopreno) o hule sintético (neopreno) y que se conocen como apoyos elastometridos. Pueden ser simples (constituidos solamente por elastómeros) o laminados (compuestos por capas de elastómeros, uni dos entre si por láminas pegadas de acero). Estos tipos de apoyos son recomendados para puentes con claros iguales o mayores a 122 metros y con reacciones máximas que están alrededor de los 400 kips. La capacidad de un apoyo elastomerico para absorber las deflexiones angulares y los movimientos longitudinales de la superestructura depende de: 1. El espesor total del apoyo, apoyo, ya sea simple o laminado. 2. El factor de forma, que que es una relación relación entre el área de la cara cargada cargada y la suma de las áreas laterales libres para abombarse. 3. Las propiedades del elastómero.
APOYO ELASTOMERICO ELASTOMERICO
A) APOYO ELASTOMERICO ELASTOMERICO REFORZADO REFORZADO
SUPERFICIE DESLIZANTE DE ACERO INO XIDABLE
TEFLON
APOYO EL ASTOMER ICO
B) APOYO ELASTOMERICO CON PLACAS DESLIZANTES
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TEFLON
SUPERFICIE DESLIZANTE DE ACERO INOXIDABLE
APOYO ELASTOMERICO
PIN RESTRICTOR DEL CORTANTE
C) APOYO ELASTOMERICO RESTRINGIDO
FIG 3.6. APOYOS ELASTOMERICO
3.4.1.2 Apoyos de Depósito (Fig. 3.7). En puentes rectos con pilas que forman ángulos rectos con la superestructura, el movimiento rotacional que puede ser absorbido ocurre sobre un eje fácilmente determinable. En puentes curvos y puentes rectos en el cual el eje longitudinal de la superestructura no forma un ángulo recto con la orientación del obstáculo a salvar (puentes enviajados), el movimiento rotacional ocurre sobre más de un eje y no es fácilmente predecible. Para resolver este problema, los apoyos de depósito tienen la característica de acomodarse al movimiento rotacional que se desarrolle sobre cualquier eje. ROTACION Y DESPLAZAMIENTOS
ROTACION Y DESPLAZAMIENTOS
PLACA SUPERIOR CON CON UNA SUPERFICIE PULIDA E INOXIDABLE
PLACA INTERMEDIA
PLCA INTERMEDIA
DISCO DE TEFLON PARA REDUCIR EL CORTANTE
BARRA GUIA NEOPRENO APOYO ELASTOMERICO ELASTOMERICO
BASE DE PLACA CILINDRICA
APOYO ELASTOMERICO ELASTOMERICO
a) APOYOS CON CAPACIDAD DE ROTACION Y EXPANCION
b) APOYOS CON CAPACIDAD DE ROTACION Y EXPANCION SOLAMENTE EN UNA DIRECCION
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ROTACIONES
PLACA SUPERIOR
BASE DE PLACA CILINDRICA
DISCO DE TEFLON PARA REDUCIR EL CORTANTE
c) APOYOS SOLAMENTE CON CAPACIDAD DE ROTACION
Fig 3.7 Apoyos de depósito. 3.4.1.3 Apoyos Metálicos. Son preferentemente de acero estructural, acero o hierro fundido. Sus componentes básicos son una unidad superior fija con pernos en la superestructura y una unidad inferior anclada a la subestructura, insertados entre éstas, si es necesario, hay elementos para centrar y para absorber las deflexiones angulares y en el caso de los apoyos de expansión, para los movimientos longitudinales de la superestructura. Para longitudes menores de 50 pies no es necesario hacer previsiones para deflexiones angulares, sin embargo para longitudes mayores sí. En este caso los apoyos pueden consistir en dos placas planas de acero en contacto una con otra. Para claros mayores de 50 pies la AASHTO requiere placas curvas (Fig 3.8), articulaciones o pasadores. Para apoyos de expansión se agregan placas deslizantes, mecedoras, rodillos o cojinetes elastomericos, si es necesario.
VIGA
SOPORTE INTERMEDIO
VIGA
PLACA CURVA PLACA PLANA
FIG. 3.8 APOYOS MOVILES A BASE BASE DE PLACAS METALICAS METALICAS
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En la fig. 3.9a se muestra un típico apoyo de rodillo es recomendado para ser usado en puentes de claros cortos. Debido a que la capacidad del apoyo es directamente proporcional al diámetro del rodillo, este tipo tiene una capacidad muy limitada alrededor de 50 Kips. La Fig. 3.9b muestra un apoyo de rodillo segmentado puede ser usado en puentes con vigas coladas in-situ. Debido a que el diámetro de la superficie del apoyo es más grande que un apoyo de rodillo del mismo alto, y que el peso es mucho menor que el de un cilindro sólido, el apoyo puede ser económicamente usado para transferir cargas significativas un poco mayores de 250 kips. Para cargas más grandes, apoyos de balancín, como los mostrados en la fig. 3.9c pueden ser diseñados. El diámetro de la superficie del apoyo puede ser seleccionado para que preste la superficie de contacto adecuada para transferir la carga requerida. Todos los apoyos mostrados en la fig. 3.9
permiten movimiento longitudinal, pero no
transversal. El grueso de las placas y otras dimensiones verticales deben ser adecuados para resistir los esfuerzos flexionantes, los cuales se obtienen repartiendo las cargas de las líneas de contacto superiores en las áreas de apoyo.
PLACA CARGADORA
A) APOYOS DE RODILLOS RODILLOS
Fig. 3.9 a
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1 8 PLACA
CARGADORA
B) APOYOS DE RODILLOS
Fig 3.9 b
HUECOS PERFORADOS PARA COLOCACION DE PERNOS
EJE DEL CILINDRO 1
4 "
PLACA DESLIZANTE
1
C) APOYOS
DE
BALANCIN
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Fig 3.9 c
Fig. 3.9 Apoyos Metálicos. 3.4.1.4 Apoyos con Elementos de Teflón (Fig. 3.10). Con el aparecimiento del componente químico Teflón (TFE) como material para fabricar apoyos deslizantes, los elaborados a base de placas de acero sobre acero se consideraron poco eficientes. El teflón tiene el más bajo coeficiente estático de fricción y para objeto del cálculo de la fuerza longitudinal en la subestructura puede puede tomarse tomarse como 0.06 El teflón se utiliza en los apoyos apoyos combinados con placas de acero corriente de acero inoxidable y de neopreno (fig. 3.10). El fin de estas combinaciones es producir una resistencia moderada a la compresión. Estabilidad química y una baja fuerza de fricción. El espesor usual de la capa de teflón unida a una capa de otro material es de alrededor de 3 / 32”.
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SOLDADURA ESTRIBO
PLACA SUPERIOR PLACA DE ACERO ACERO INOXIDABLE APOYO DE NEOPRENO CON SUPERFICIE DE TEFLON
A) APOYO CON UNA SUPERFICIE DE TEFLON
SOLDADURA LIBERTAD DE MOVIMIENTO
PLACA DE ACERO ACERO CON SUPERFICIE DE TEFLON APOYO DE NEOPRENO CON SUPERFICIE DE TEFLON
B) APOYO CON DOS SUPERFICIES DE TEFLON
Fig. 3.10 Apoyos con Elementos de Teflón.
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3.4.2. Estribos.
Un estribo puede definirse como una combinación de muro de retención y cimentación que soporta un extremo de la superestructura de un puente y que a la vez transmite las cargas al suelo de cimentación, sostiene el relleno de tierra situado junto a su trasdós y también ofrece protección contra la erosión. Los estribos son construidos a base de concreto reforzado, mampostería reforzada y mampostería de piedra (tipo muro de gravedad). Las diferencias que se pueden mencionar entre los estribos y los muros convencionales son: a) Los estribos soportan las reacciones extremas del claro del puente. b) los estribos están restringidos en la parte superior por el tablero del puente. Generalmente un estribo consta de cuatro partes: El asiento del puente o cabezal, cuerpo, aletones y fundación (Fig. 3.11) . También existen estribos a
base de marcos constituidos por vigas, columnas, aletones y su correspondiente fundación. El asiento del puente es la parte del estribo donde son colocados los apoyos, y que soportan directamente la superestructura. El cuerpo es el que sostiene el asiento del puente y soporta el ancho del terraplén que se encuentra directamente en el extremo de la superestructura. Los aletones son construidos generalmente a base de concreto reforzado o de mampostería de piedra y tienen base de concreto reforzado o de mampostería de piedra y tienen por objeto contener el relleno de los costados y contrarrestar la er osión. El cuerpo y los aletones pueden o no ser monolíticos. Tener fundaciones f undaciones separadas o estar los aletones unidos en voladizo al cuerpo. Los aletones tienen a flexionarse diferentemente al cuerpo, tanto en magnitud como en dirección. Por ello, cuando el cuerpo es construido monolíticamente con los aletones, los esfuerzos en las juntas indicaran refuerzos especiales. Estos esfuerzos son producto de una combinación de momentos verticales y horizontales, cortantes más torsión. Si los aletones están separados del cuerpo, juntas especiales son necesarias para prevenir grietas y desalineamientos. 62
MURO POSTERIOR DE RETENCION
MURO DE ALAS (ALETONES )
FUNDACION JUNTA DE DILATACION ASIENTO DE PUENTE PUENTE CABEZAL
A) P L A N T A JUNTA DE DILATACION
MURO DE ALAS (ALETONES) MURO POSTERIOR DE RETENCION
ASIENTO DE PUENTE PUENTE CABEZAL
B) ELEVACION FRONTAL ASIENTO DE PUENTE (CABEZAL)
MURO POSTERIOR DE RETENCION
C) CORTE A - A Fig. 3.11
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En base a las características específicas de los estribos se puede establecer la siguiente clasificación. 3.4.2.1 Estribos de silla (Fig 3.12). Son construidos después de que el terraplén del camino está por llegar a su nivel final. Este tipo de estribo ayuda a evitar la mayoría de los problemas causados por la vibración de los vehículos en el pavimento de acceso al puente y elimina la dificultad de obtener una adecuada compactación en los rellenos adyacentes de los relativamente altos muros de los estribos cerrados. LOSA DE ACERO VIGA
ESTRIBO
TALUD BASTANTE ESTABLE
FIG. 3.12 ESTRIBO TIPO SILLA
3.4.2.2 Estribos de clavija continúa (Fig. 3.13). Este tipo de estribo es frecuentemente usado en puentes donde un claro adicional va a ser añadido posteriormente, por lo que es importante que los aletones y el muro sean diseñados para este cambio. Son soportados por columnas o vigas que se extienden por arriba del nivel natural del terreno, o pueden ser soportados por cajones o pilotes hincados, y que son construidos antes de efectuar el relleno del terraplén que está alrededor de las columnas y del cabezal del estribo. Asentamientos tempranos y erosión son los problemas más frecuentemente vinculados con este tipo de estribos.
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RELLENO
VIGA
RELLENO RELLENO COLUMNA
SUELO NATURAL
RELLENO
SUELO NATURAL
FIG. 3.13 ESTRIBO DE CLAVIJA CLAVIJA CONTINUAS A BASE DE COLUMNAS T
3.4.2.3 Estribos completamente cerrados (Fig 3.14). Son construidos cerca del camino o de la corriente a cruzar. Retienen la elevación total de los terraplenes de acceso al puente. Este tipo de estribo es el más caro, pero reduce el costo total del puente al disminuir el largo de los claros, y son indicados donde el derecho de vía es crítico. Los estribos completamente cerrados pueden ser colados monolíticamente
con la
superestructura o estar unidos a ella a través de apoyos móviles o fijos, caso en el cual los aletones estarán unidos al estribo por medio de juntas de expansión con llaves. Para estribos no oblicuos, esto posibilita que la pared del estribo rote sobre su base y permita la contracción y expansión de la superestructura, asumiendo que la rotación es posible. También permiten asentamientos diferenciales entre la fundación del muro y de los aletones. Una característica objetable de este tipo de estribos es la dificultad asociada con la colocación y compactación del terraplén de acceso. Para no provocar un desalineamiento vertical en el proceso de colocación y compactación del material del terraplén de acceso, el estribo se comienza a construir hasta que el terraplén está casi a su nivel. Otras desventajas de este tipo de estribo es que por su baja amplitud horizontal reducen la visibilidad, aumentando el peligro de colisión y comúnmente se observan asentamientos diferenciales.
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RELLENO RELLENO
SUELO NATURAL
SUELO NATURAL
B) ESTRIBOS UNIDOS MONOLITICAMENTE
A) ESTRIBO CON APOYOS APOYOS FIJOS
FIG. 3.14 ESTRIBOS COMPLETAMENTE CERRADOS
3.4.2.4 Estribos celulares cerrados (Fig. 3.15). Estos estribos son también llamados estribos tipo bóveda. Generalmente estos estribos son una combinación de pilas (muro frontal) y estribos tipo sillas, unidos entre sí a través de vigas. Los muros laterales actúan como cortinas que ocultan lo que en realidad es un claro corto Terminal. Los estribos celulares son frecuentemente usados donde el claro principal de la superestructura requiere un estribo tipo silla muy alto, o donde se necesite acortar el claro principal. VIGA
SUPERESTRUCTURA
ESTRIBO TIPO SILLA MURO FRONTAL
FIG. 3.15 ESTRIBO CELULAR CERRADO
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3.4.2.5 Estribos tipo muro de gravedad (Fig 3.16). Son construidos generalmente a base de mampostería de piedra aunque se le proporciona en la parte superior una pieza de concreto reforzado, con el objeto de soportar a la superestructura del puente y diluir las cargas concentradas en cargas uniformemente distribuidas, logrando así
eliminar esfuerzos
concentrados que puedan ser perjudiciales para la mampostería de piedra. Los estribos tipo muro de gravedad presentan la siguiente ventaja: El costo de los materiales es relativamente bajo, especialmente cuando hay canteras cerca del emplazamiento del puente. Las desventajas de los estribos tipo muro de gravedad son: La piedra colocada en bruto y unida con mortero no es un material homogéneo, aunque así se considere para efectos de análisis. Su proceso constructivo es lento y fácilmente se incurre en fallas constructivas (piedra sucia, vacíos dispersos en todo el volumen, mortero mal proporcionado o mal mezclado, etc.) Comparativamente, los volúmenes de materiales utilizados para retener una cuña de terreno especifica, son muchos mayores que los utilizados en otro tipo de estribo. Esto se debe a que el tipo de muro en mención trabaja básicamente por pesos, lo que es perjudicial en caso de tener suelos de cimentación con baja capacidad de carga.
LOSA DE ACCESO
VIGA
ASIENTO DEL PUENTE
MURO DE RETENCION
FIG. 3.16 ESTRIBO DE GRAVEDAD 67
3.4.3 Soportes Intermedios.
Los soportes intermedios (pilas) tienen como función primordial la transmisión de las cargas horizontales hori zontales y verticales provenientes de la superestructura hacia las cimentaciones. La gran variedad de tipos de soportes intermedios, para puentes, obedecen a su forma y el material utilizado para su construcción. También el tipo de superestructura influye en la clase de pila que debe ser ocupada en un puente. A continuación se presentan los tipos más comunes de soportes intermedios usados en el diseño de subestructuras. Los tipos de soportes intermedios más usuales son: 3.4.3.1 Tipo Marco (Fig 3.17). Este consiste en dos o más columnas, generalmente ubicadas en un mismo plano transversal al eje longitudinal del puente o en un mismo plano que forma un ángulo menor de 30º con el eje longitudinal del mismo, estas estas se encuentran encuentran unidas en sus extremos superiores por una viga, convirtiéndose todo el conjunto en un marco estructural. La altura de estas pilas depende: de las cargas a soportar, de la topografía del terreno y de la altura de la pila sobre el nivel del terreno. APOYOS
VIGAS
COLUMNA
FUNDACION
FIG. 3.17 PILA TIPO MARCO
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3.4.3.2 Tipo Pared (Fig. 3.18). La forma de este tipo de pila es sencilla, consiste únicamente en una pared cuyo largo está orientado transversalmente al eje longitudinal de la superestructura y su espesor es relativamente relativamente pequeño en comparación a su su largo. Tales paredes pueden diseñarlas como paredes en voladizo. Las partes principales de esta pila son: el cuerpo y la cimentación. Estas paredes con construidas usualmente en casos de paso a desnivel sobre más de dos carriles. VIGA
APOYOS
CUERPO
CIMENTACION
FIG.3.18 PILA TIPO PARED
3.4.3.3 Tipo Cabeza de Martillo (Fig 3.19). Este tipo de soporte es apropiado para apoyar una superestructura consistente en un par de vigas, ubicando cada una de las vigas en cada extremo del patín de la pila. La construcción de tales soportes pueden ser a base de concreto reforzado o una combinación de éste con acero estructural las partes que componen cimentación.
este tipo de soporte intermedio son: Cabeza, columna y APOYOS
CABEZA
COLUMNA
CIMENTACION
FIG. 3.19 PILA TIPO CABEZA DE MARTILLO 69
3.4.3.4 Tipo de Columna Aislada (Fig. 3.20). Esta es la forma más sencilla de soporte intermedio; éste es utilizado generalmente para apoyar una superestructura consistente en vigas cajón. La sección transversal de la columna (pila) puede ser rectangular, circular u otra forma regular apropiada a las necesidades. La construcción de dichas pilas puede consistir de concreto reforzado o de acero estructural con pedestal de concreto reforzado.
SUPERESTRUCTURA
APOYO
COLUMNA METALICA
PEDESTAL DE CONCRETO
FIG.3.20 PILA TIPO COLUMNA AISLADA
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3.4.4 Fundaciones.
Las fundaciones son los elementos estructurales que se encargan de transmitir las cargas de superestructura y subestructura al suelo de cimentación, sin sobrepasar su capacidad de carga. La selección y el diseño de la fundación apropiada depende de las condiciones de carga especificadas en el análisis estructural, de la geometría del elemento de la subestructura en análisis y del puente en general, de las condiciones geológicas de la superficie y del subsuelo, y de la interpretación de los datos de campo y pruebas de laboratorio, todo ello combinado con juicio ingenieril. La fundación debe ser proporcionada tan superficial como sea posible, ya que los costos aumentan con la profundidad. El nivel de desplante de la fundación será tal, que al alcanzar el estrato resistente prevea asentamientos totales o diferenciales, que resista fuerzas laterales y que evite problemas debidos al movimiento de tierra, erosión y en cambios en el nivel de superficie. Considerando el tipo de sistema estructural, tipo de cargas soportadas y la capacidad del suelo de cimentación el Dr. Edgar G. Nawy en su libro Concreto Reforzado define seis tipos básicos de estructuras de cimentación, presentadas a continuación. 3.4.4.1 Zapatas de Muros (Fig 3.21). Estas zapatas consisten en una franja continua de losa, a lo largo del muro y de un ancho mayor que el espesor del mismo.
FIG. 3.21 ZAPATA DE MURO
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3.4.4.2 Zapatas aisladas (Fig 3.22). Consisten en losas rectangulares o cuadradas que pueden tener un espesor constante o que se reducen en la punta del voladizo. Se refuerzan en las dos direcciones y son usualmente utilizables para cargas relativamente pequeñas o para cimentaciones sobre roca.
FIG. 3.22 ZAPATA AISLADA
3.4.4.3 Zapatas Combinadas (Fig 3.23). Estas zapatas soportan dos o más m ás columnas y se utilizan generalmente cuando las distancias entre columnas sucesivas son relativamente cortas.
FIG. 3.23 ZAPATA COMBINADA
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3.4.4.4 Zapatas en Voladizo o Ligadas (Fig 3.24). Estas son similares a las zapatas aisladas excepto que están unidas con una viga para transmitir el efecto del momento flexionante debido a la excentricidad de la carga en una de las zapatas.
FIG. 3.24 ZAPATA LIGADA
3.4.4.5 Cimentación en Pilotes (Fig 3.25). Este tipo de cimentación es esencial cuando el suelo de la cimentación consiste de estratos poco resistentes hasta profundidades considerables. Los pilares se pueden hincar hasta llegar a un estrato resistente, o a la profundidad necesaria dentro del suelo para que el pilote desarrolle su cap acidad permisible por medio de la resistencia por fricción, o una combinación de ambas.
FIG 3.25 CIMENTACION EN PILOTES
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3.4.4.6 Cimentaciones Flotantes o Losas de Cimentación. Estos sistemas de cimentación son necesarios cuando la capacidad de carga del suelo es muy baja hasta profundidades grandes, lo cual hace que las cimentaciones con pilotes no sean económicas. En este caso es necesario hacer una excavación lo suficientemente profunda, para que la cantidad de suelo que se remueva sea casi equivalente a la carga que la estructura soportará. Las estructuras soportadas por esté tipo de cimentación se consideran como sistemas de pisos invertidos.
FIG. 3.26 CIMENTACION FLOTANTE O LOSA DE CIMENTACION
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3.5 ESTUDIOS PREVIOS PARA EL ANÁLISIS DE LAS SUBESTRUCTURAS. SUBESTRUCTURAS. 3.5.1 Estudios Topográficos.
Los levantamientos topográficos involucrados en el proyecto de un puente están íntimamente relacionados con los de la carretera correspondiente. Cuando se efectúan los estudios topográficos de las posibles rutas para el desarrollo de una carretera es de interés primordial la ubicación de las obras de paso a proyectarse en éstas. Es así como la trayectoria seleccionada está determinada en gran medida por la ubicación de los puentes u otra infraestructura. Con estos estudios se tendrá una apreciación general de las dimensiones, tipo y dificultades que solucionar, del puente a proyectarse. Los obstáculos a salvar pueden ser ríos, depresiones u otra carretera. Dichos estudios se efectúan a través de los levantamientos necesarios para determinar las características características hidráulicas hidráulicas del posible sitio sitio de ubicación ubicación del puente. Estos consisten en: -
Levantamiento de la sección transversal transversal en el lugar de paso para ubicación del puente, y para determinar el área hidráulica y nivel de aguas máximas.
-
Levantamiento de secciones transversales del río, 25 ó 50 metros aguas arriba y abajo. Con el objeto de observar el comportamiento de la sección hidráulica a lo largo del río.
-
Levantamiento de la corriente de agua, con el objeto de determinar determinar la dirección y pendiente del río.
3.5.2 Estudios Hidrológicos e Hidráulicos. Los estudios hidrológicos e hidráulicos son de gran importancia en la Ingeniería principalmente en aquellas partes del campo que implican el diseño y operación de proyectos que conllevan el control y uso del agua. Los estudios hidrológicos son necesarios, desde el inicio en la formulación de proyectos para presas, distribución de aguas, regadíos, drenaje y para el caso, la concepción de puentes.
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En esta área (concepción de puentes) es necesario entre otras cosas la investigación especial del registro de crecidas del caudal (avenidas máximas), obtener todas las pruebas disponibles de las alturas que alcanzaron las crecidas pasadas determinar las características de las crecidas futuras, y por ultimo estimar de una manera razonablemente precisa la velocidad del agua antes y después de que se construya el puente. Para tal fin, la hidrologia se puede dividir en dos frases: la recolección de datos, que involucra el disponer de datos básicos adecuados ya sea mediante instrumentos especializados o por medios humanos sencillos y el análisis de dichos datos, esto último a través de distintos métodos que se adecuan al tipo de datos con los que se cuentan, el problema a atacar y el nivel de aproximación que interesa. A pesar de que el campo de la hidrologia es inmenso, existen ciertos conceptos conceptos básicos y los diferentes métodos de análisis los que se darán a conocer de una forma general en este apartado. Las investigaciones hidrológicas e hidráulicas para el estudio de puentes deben perseguir los siguientes objetivos. a) Determinación del caudal caudal máximo de de diseño para diferentes periodos de retorno, así como su área hidráulica. b) Calcular el nivel de aguas máximas para la avenida avenida de diseño. c) Por ultimo determinar la velocidad de la corriente para la avenida máxima. Para llevar a cabo la recolección de datos y su análisis, el Ingeniero deberá realizar trabajos de campo y de oficina, lo cual incluye: a) Reconocimiento del lugar lugar de la obra. b) Información Topográfica. c) Establecer las características del área tributaria del río (cuenca). d) Información hidrometeorológica. e) Evaluación de los caudales.
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3.6 ESTUDIOS DE SUELO. Las subestructuras de puentes transmiten esfuerzos al terreno natural bajo ellas; esos esfuerzos a su vez, producen deformaciones que se reflejan en el comportamiento estructural de las mencionadas subestructuras; de ahí la necesidad de estudiar el terreno de apoyo o cimentación de éstas. Además, existen factores independientes de la subestructura, aunque a veces influidos por ella, como el agua por ejemplo, que producen efectos en el terreno de cimentación que también se reflejan en el comportamiento de la misma obra, por el cual han de ser asimismo estudiados. Finalmente, la interacción del terreno de cimentación y la subestructura afecta de tal manera al comportamiento conjunto, que es de extrema importancia el estudio de los métodos a disposición del ingeniero para modificar las condiciones del terreno de cimentación cuando sean desfavorables, convirtiéndolas en más propicias; tales métodos también requieren atención. Se entiende por terreno de cimentación, la parte de la corteza terrestre en que se apoya la subestructura y que es afectada por la misma; su función es soportar a dicha obra vial en condiciones razonables de resistencia y deformación. 3.6.1 Terrenos de cimentación.
Los terrenos de cimentación pueden esta constituidos roca o por suelo. En general, la roca no plantea problemas como terreno de cimentación propiamente dicho, pues la subestructura le comunica esfuerzos que suelen ser de muy baja intensidad en comparación con la resistencia del material, la alterabilidad de la formación rocosa, por la acción de agentes mecánicos o químicos, tampoco desempeña un papel que deba ser fuente de inquietudes especiales desde el punto de vista de apoyo. Los terrenos de cimentación, constituidos por suelos, también suelen proporcionar apoyo suficiente para las subestructuras, aunque existen algunas condiciones que plantean grandes problemas de proyecto y construcción, algunos de estos constituyen quizás los riesgos más grandes a que ha de enfrentarse el Ingeniero de Obras de paso vehicular, a tal grado que éste deberá considerar siempre como la mejor solución a estos problemas, el cambio de trazo que lo eleve de ellos. Sin 77
embargo, ha de insistirse en que son excepcionales los casos en que el terreno de cimentación constituido por suelos, plantea problemas realmente difíciles y costosos de resolver, pero por la gravedad que pueden implicar han de ser detectados en la etapa de estudios previos al proyecto, para que se les evite cuando sea posible o para que se les tome en cuenta con todo cuidado, y sean objeto de estudios muy especiales y a veces muy extensos, cuando el trazo obligue al Ingeniero a recurrir a ellos, por consideraciones de superior conveniencia. 3.6.2 Procedimiento de Investigación de suelos.
Es recomendable que el Ingeniero Estructurista trabaje estrechamente con el Ingeniero Geotécnico experimentado en los requisitos de fundaciones para puentes. La necesidad que se tiene de contar, tanto en la etapa de proyecto o de diseño, como durante la ejecución de la obra de que se trate y en especial de un puente, con datos firmes, seguros y abundantes, respecto al suelo con el que se está tratando, son datos que han de llevar al proyectista a adquirir una concepción razonablemente exacta de las propiedades físicas del suelo, que hayan de ser consideradas en su análisis. En realidad es en el Laboratorio de Suelos en donde el Proyectista o el Constructor han de obtener los resultados definitivos para su trabajo, tales como deformación de suelos y capacidad a los esfuerzos. Pero para llegar a resultados dignos de crédito es preciso cubrir en forma adecuada una etapa previa e imprescindible: como es la obtención de los muestreos del suelo apropiados para la realización de las correspondientes pruebas. Con la topografía del lugar donde se proyectará la obra y las condiciones técnico-económicas de la misma, de acuerdo al tipo de camino, se desarrolla un anteproyecto y con éste, se ubican los puntos de sondeo para el estudio de suelos. Muchas veces, las pendientes en los accesos dificultan la colocación de
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las máquinas perforadoras, por lo que las muestras que se obtengan no serán de las zonas de cimentación indicadas, si no de sus proximidades.
79
3.7 ESTUDIOS DE SOCAVACIÓN EN SUBESTRUCTURAS DE PUENTES. En todo problema de cimentación de subestructura de puentes, la erosión es uno de los aspectos a considerar que han de tratarse con mayor detenimiento. En las subestructuras de pasos a dos niveles el problema de la erosión puede tratarse por medio de los l os siguientes procedimientos convencionales convencionales 1- Sembrando en el talud adyacente adyacente al frente del estribo o pila algún algún tipo de planta que sirva como barrera natural contra la erosión. Con este fin se utilizan usualmente izote, zacate, etc. (Fig 3.27). 2- Proveyendo a la superficie expuesta de algún tipo de recubrimiento, entre los que cabe cabe mencionar una capa de pavimento o laja (FIg 3.27).
a) UTIZANDO " IZOTE " COMO BARRERA NATURAL
b) PROTEGIENDO LA SUPERFICIE CON PAVIMENTO O LAJA
FIG. 3.27 PROTECCION CONTRA LA EROSION. En el caso de las subestructuras de puentes que sirven como obras de paso para salvar cursos de agua. La socavación total en el lecho del río se calcula sumando el resultado de la socavación general del lecho más el obtenido de la socavación local del mismo. 3.7.1 Socavación General del Lecho.
La socavación general del lecho se debe a un aumento en la velocidad de la corriente, con lo que aumenta la capacidad de arrastre de las partículas del fondo. Este fenómeno ocurre durante las avenidas y sólo cuando la velocidad de la corriente es mayor que la velocidad necesaria para erosionar el suelo. 80
Cuando esto sucede, la socavación es independiente de la velocidad de la corriente (Fig 3.28).
HS
Ho
SQ : HS - HO
FIG. 3.28 SOCAVACION GENERAL EN EL LECHO DEL RIO
El método más utilizado para determinar la socavación general del lecho es el de Lischtvan-Lebediev, el cual supone que una vez que la velocidad de la corriente ha sobrepasado la velocidad erosiva, la socavación depende únicamente del tirante de aguas existente. La expresión que calcula la profundidad del lecho después de la socavación, según Lischtvan-Lebediev 21/ Hs (x+1)
=
1/n. S1/2 . Ho5/3
Suelos cohesivos (Ec 3.1)
0.60 Td 1.18 Hs (x+1)
=
1/n . S1/2 . Ho5/3
Suelos granulares (Ec 3.2)
0.60 dm 0.28 Donde: Hs
= Profundidad del lecho después de la socavación, en pies
Ho
= Profundidad del lecho antes de la socavación en pies.
n
= Coeficiente de Mannig
S
= Pendiente del lecho
Td
= Peso volumétrico del material seco a la profundidad Hs en Lbs/m³ 81
dm
= diámetro medio de las partículas a la profundidad en pies, obtenido de estudios granulométricos. = Coeficiente que depende de la frecuencia con que se repite la avenida que se estudia. Tabla 3.1 Tabla Valores del coeficiente (Jiménez Salas, 1981)
Probabilidad anual en % de que se presente Qdis.
100
50
20
10
5
2
1
0.3
0.2
0.1
Coeficiente ß
0.77
0.82
0.86
0.90
0.94
0.97
1.00
1.03
1.05
1.07
X = Exponente variable que depende de Td o d, según el tipo de material. Los valores de X se toman de la tabla
si el suelo es cohesivo cohesivo y de la Tabla
si el suelo es granular. Tabla 3.2 Tabla Valores de X para suelos cohesivos (Jiménez Salas, 1981) Td
( t / m³ ) 0.80 0.83 0.86 0.88 0.90 0.93 0.96 0.98 1.00 1.04 1.08 1.12 1.16
X
Td
X
0.52 0.51 0.50 0.40 0.48 0.47 0.46 0.45 0.44 0.43 0.42 0.41 0.40
( t / m³ ) 1.20 1.24 1.28 1.34 1.40 1.46 1.52 1.58 1.64 1.71 1.80 1.89 2.00
0.39 0.38 0.37 0.36 0.35 0.34 0.33 0.32 0.31 0.30 0.29 0.28 0.27
82
Tabla 3.3 Tabla Valores de X para suelos granulares (Jiménez Salas, 1981) dm (mm) 0.05 0.15 0.50 1.00 1.50 2.50 4.00 6.00 8.00 10.00 15.00 20.00 25.00
X
dm
X
0.43 0.42 0.41 0.40 0.39 0.38 0.37 0.36 0.35 0.34 0.33 0.32 0.31
(mm) 40.00 60.00 90.00 140.00 190.00 250.00 310.00 370.00 450.00 570.00 750.00 1000.00 -
0.30 0.29 0.28 0.27 0.26 0.25 0.24 0.23 0.22 0.21 0.20 0.19 -
3.7.2 Socavación Local
La socavación Local se produce porque el obstáculo que representa la pila o el estribo al paso de agua, genera componentes verticales de la velocidad que arrastran material del fondo. La socavación se presenta sin que haya avenidas. La socavación local en estribos es distinta a la socavación local en pilas, por lo que los métodos para determinarlas difieren, tal como puede observarse a continuación. 3.7.3 Socavación local en pilas.
El método mas utilizado para determinar la socavación local en pilas es el de Laurson, el cual supone que la socavación local depende únicamente del tirante de agua después de la socavación general y del ancho y orientación de la pila. La socavación local S medida a partir del fondo, está definida por la siguiente ecuación. S = 1.50 1.50 b´ + (H/b´)1/3 x ki x 3.28
(Ec. 3.3)
83
Donde: S =
Socavación local a partir del fondo en pies
b´ =
Proyección del ancho ancho de la pila en la dirección de la corriente en metros. metros.
b´ =
b cos
1 +
siendo
1
L sen
1
el ángulo que forma el lado mayor de la pila con la dirección
de la corriente (Fig. 3.29). L
b a
b cos a
CUERPO
L sen a
a
DE LA CORRIENTE.
Hs = profundidad del del lecho después de de la socavación general en metros. K1 = coeficiente de valor 1, cuando
= 0 (la pila tienen la misma dirección de
la corriente) K1 puede tomar los valores que aparecen en. Forma del Frente
K1
SEGUN
RECTANGULAR
1.00
SEMICIRCULAR
0.90
ELIPITICA
LENTICULAR
P/R = 2
0.81
P/R = 3
0.75
P/R = 2
0.81
P/R = 3
0.89
BISELADA
0.78
HIDRODINAMICA
0.75 Tabla 3.4. Valores de K 1 cuando
SCHNEIBLE
TISON
=0
84
3.7.4 Socavación local en estribos.
Para el estudio de este problema el método recomendado es el de K.F. Artamonov, Este tipo de erosión depende del gasto que teóricamente es interceptado por el estribo relacionado con el gasto total que escurre por el río, del talud que tienen los lados del estribo y del ángulo que el eje longitudinal de la obra forme con la corriente. La profundidad de socavación viene dada por la siguiente expresión. S= P Pq PR H
(Ec. 3.4)
Donde: P
= Coeficiente que depende del ángulo
que forma el eje del estribo
con la corriente, su valor se encuentra encuentra en la Tabla 3.4. Tabla 3.4 Valores del coeficiente correctivo P en func funció ión n de de α Pα
Pq
20º 0.84
60º 0.94
90º 1.00
120º 1.07
150º 1.19
= Coeficiente que depende del a relación Q 1/Q en la que Q 1 es el caudal que teóricamente pasaría por el lugar ocupado por el estribo, si éste no estuviese, y Q el caudal total que escurre por el río. El valor de P q puede tomarse de la Tabla 3.5. Tabla 3.5 Valores del coeficiente Pq en función de Q1/Q
Q1/Q Pq PR
0.10 2.00
0.20 2.85
0.30 3.22
0.40 3.45
0.50 3.67
0.60 3.87
0.70 4.05
0.80 4.20
= Coeficiente que depende del talud que tienen los lados del estribo. Su Valor puede tomarse de la tabla 3.5.
85
Tabla 3.5 Valores del coeficiente correctivo PR en función de R. Talud R PR
H
0.00 1.00
0.50 0.91
1.00 0.85
1.50 0.83
2.00 0.61
3.00 0.50
= Tirante que se tiene en la zona cercana al estribo antes de la erosión.
En la fig. 3.30 se muestra un esquema indicando los parámetros de la fórmula anterior en una distribución frecuente de estribos.
a
ESTRIBO
PUENTE
ESTRIBO
2 ) + Q 1 ( Q Q -
FIG. 3.30 DISPOSICION DE ESTRIBOS 3.7.5 Métodos para Reducir la Socavación.
3.7.5.1 Protección contra la socavación local al pie de la pila. Se pueden distinguir dos formas principales para reducir o evitar la socavación. La primera consiste en impedir que el cambio en dirección de las líneas de corriente se produzca frente a la pila, con lo que se reducen o suprimen los vértices que se generan en las esquinas. Esto se logra colocando aguas arriba de la pila un obstáculo, de tal manera que el efecto del obstáculo combinado con el de la pila se produzca al pie de esta una zona de depósito de material. La segunda forma consiste en hacer que el fondo del cauce alrededor de la pila resista la acción erosiva. Con este fin f in puede sustituirse el material del fondo f ondo del
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cauce adyacente a la pila por otro más resistente a la erosión, tales como bolsas, guijarros y cantos rodados. 3.7.5.2 Protección contra la socavación local al pie de los estribos. Para el caso de los estribos se pueden hacer una sustitución del material del lecho análoga a la descrita para las pilas, aunque es una mejor solución construir espigones que orienten el flujo de agua, encauzándola de tal manera que no produzca erosión.
87
3.8 CRITERIOS PARA EL ESPACIAMIENTO Y UBICACIÓN DE LOS ESTRIBOS Y SOPORTES INTERMEDIOS (PILAS). La mayoría de los proyectos viales incluyen en la selección de la ruta, la proyección de un puente que salve un obstáculo, sea río, barranco o vía de comunicación natural o artificial. En ocasiones, el sitio fijado por la ruta para el emplazamiento del puente presenta tantas dificultades para su proyecto y construcción, que se hace necesario cambiar la ruta, de tal forma que el nuevo sitio para el emplazamiento del puente presente ventajas para el proyecto en general. Una vez seleccionado el punto de emplazamiento del puente, existen una serie de factores que determinan la ubicación y espaciamiento de los elementos de la subestructura. Muchas veces los estribos tienen un emplazamiento casi automático, determinado por las condiciones locales, lo mismo puede haber una gran amplitud de condiciones para elegir su posición, dentro de las cuales podemos citar: 1) Un estribo debe colocarse en el punto en que que un terraplén de acceso llegue a ser tan alto que sea más económico el empleo de un aleton elevado que la continuación del terraplén. 2) Puede ser tan t an comprensible la arcilla blanda o limo, y como consecuencia ser tan serio el asentamiento o deslizamiento lateral bajo el peso de un gran relleno, que sea aconsejable ampliar la superestructura más lejos de lo que se haría en otro caso, para disminuir el volumen del relleno. 3) En un paso a dos niveles, niveles, el paso inferior puede constituir en si mismo un obstáculo que limite la colocación del estribo a la posición justamente detrás de la línea limite (exterior) de zona ocupada.
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4) Generalmente se desea la simetría, o al menos una semejanza razonable en ambos accesos de la superestructura, por razones de aspecto general, siempre y cuando no lo impidan las condiciones locales particulares. 5) Las buenas condiciones condiciones locales de un terreno pueden hacer que sea importante situar un pesado estribo para aprovecharles, evitando en lo posible zonas contiguas de terreno poco resistentes. 6) En ocasiones, la topografía topografía y presencia de un sólido sólido lecho de rocas, casi no deja dudas sobre dónde deben estar los estribos. 7) Las distancias verticales y horizontales libres que hay que mantener, originan muchas veces que los estribos estén tan cerca de los límites del obstáculo existente como lo permiten la forma y tipo de estructura. 8) La posibilidad de daños originados originados por la socavación y erosión pueden ser la causa de que los estribos se separan hasta colocarlos fuera de peligro. 9) Cuando un estribo debe ser de un tipo particular particular y presentar un cierto aspecto arquitectónico, su situación está determinada en gran parte por el efecto que tenga el tamaño, la altura y la colocación en la topografía para producir el objetivo estético deseado. Por otro lado, hay muchos casos en los cuales es cierta la mejor ubicación del estribo. Esto sucede particularmente cuando se da el cruce de una corriente con las siguientes características: 1) Corrientes anchas con con zonas amplias de de aguas poco profundas profundas cerca de la orilla. 2) Corrientes con zonas zonas pantanosas expensadas a lo largo de las las orillas.
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3) Corrientes con terreno bajo, llano o con suave pendiente en gran distancia desde la orilla. 4) Corrientes con zonas amplias de orillas bajas, frecuentemente f recuentemente inundables y para las que el cauce no está bien limitado. 5) Corrientes con meandros en terrenos de aluvión flojas en las que la situación de los canales puede cambiar radicalmente. 6) Puentes de poca altura cuyos cuyos accesos tienen tienen nula o pequeña pendiente pendiente y que permanecen paralelas al terreno en distancias considerables. En dichos casos, el Ingeniero tomará como base para la selección del sitio de emplazamiento su propio juicio ingenieril y consideraciones de índole económica. En cuanto a la situación de los soportes intermedios (Pilas), los criterios que determinan su ubicación son, entre los otros, son los siguientes: 3.8.1 Criterios económicos.
Si el costo de una sola pila va a ser grande, resulta económico emplear tramos relativamente largos para que el número de pilas sea mínimo. 3.8.2 Condiciones locales.
Indican que zonas son idóneas, o que en caso contrario, qué zonas hay que evitar automáticamente para la ubicación de las pilas. Estas condiciones son las siguientes: a) Calles que salvar. b) Inmuebles que hay que evitar. c) Inmuebles que deberán utilizarse d) Cauces que hay que que atravesar. atravesar. e) Alineaciones de rompiente y muros de contención contención por fuera de los cuales no debe sobresalir la infraestructura. 90
f) Vías férreas, carreteras, líneas líneas de tendido eléctricas eléctricas y otros servicios públicos que deben evitarse. g) Islas y penínsulas cuya cuya situación es ventajosa. ventajosa. h) El subsuelo así como los salientes de roca que proporcionan emplazamientos económicos para las pilas. i) Los valles profundos del del subsuelo, vaguadas de lodo o limo y yacimientos de materiales flojos que son indeseables para apoyos de estructuras. j) Puntos que son automáticamente necesarios para conseguir la simetría de la superestructura.
91
3.9 CARGAS 3.9.1 Carga Muerta.
3.9.1.1 Generalidades. Las cargas muertas muertas o llamadas también cargas permanentes; son cargas de magnitud constante que se mantienen en un salo ubicación. Las constituyen el peso propio de la estructura y todas las demás cargas inmóviles vinculadas permanentemente a la misma. Así, para un puente de carretera, la carga muerta consiste en el peso de la estructura completa (subestructura y subestructura). La superestructura incluye las vigas principales, el sistema de piso, los diafragmas, la banda de rodamiento, las aceras, barandales, postes de iluminación y otro equipo misceláneo que esté sujeto a la misma (Fig. 3.31). En la subestructura, la carga muerta consiste en el peso propio de la pila o del estribo según sea el caso, incluyendo el peso de los dispositivos de apoyo colocados en la parte superior y el de otras estructuras unidas a ellas, más las reacciones por carga muerta que llegan desde la superestructura.
BARANDAL BARANDAL
DIAFRAGMA
BANDA DE RODADURA
LOSA
VIGA
ESTRIBO
FIG. 3.31 ELEMENTOS CON PESO MUERTO EN UN PUENTE
La carga muerta se estima con base a las dimensiones y los pesos específicos de los materiales constituyentes. Sin embargo la verdadera carga muerta de la estructura no puede ser determinada, sino hasta que el puente esté diseñado; y un diseño final no puede ser concluido, a no ser que la verdadera carga muerta se conozca. Por lo tanto es necesario hacer una estimación preliminar de la carga muerta y ejecutar entonces el diseño en base al valor estimado. El peso de la estructura resultante puede entonces ser evaluado y comparado con el 92
que se calculó inicialmente; si hay diferencias dif erencias notables será necesario repetir el análisis y el diseño con estimaciones más precisas de las cargas muertas. Este proceso de análisis es afinado hasta que el diseñador considere que la estructura se ha calculado utilizando pesos más aproximados a los que el puente tendrá al estar construido. En general, el proceso de análisis de cargas puede agilizarse evaluando inicialmente las cargas muertas en una estructura por analogía con estructuras similares, o mediante estimaciones basadas en la experiencia personal del diseñador. En muchas ocasiones pueden hallarse elementos con secciones variables, donde resultará práctico una consideración desfavorable de los pesos con el fin de complicar el proceso de análisis. Como es necesario estimar la carga muerta actúa sobre un elemento antes de diseñarlo, habrá que diseñar la estructura en un orden tal que, hasta ha sta donde sea posible, el peso de cada elemento diseñado, sea una parte de la carga fija soportada por el siguiente elemento por diseñar. Así, para un puente de carretera, si diseñará primero la losa de pavimento; luego los largueros que transmiten las cargas de la losa a las vigas del tablero; después las vigas de tablero que llevan la carga de los largueros a las armaduras y/o vigas principales; a continuación las armaduras y/o vigas principales que transmiten las cargas a los apoyos; posteriormente los apoyos que llevan las cargas hasta la subestructura y finalmente las pilas y/o estribos que conforman la subestructura. Por otro lado; los pesos pesos específicos de los distintos materiales que constituyen constituyen el puente pueden tomarse de lagunas fuentes bibliográficas tales como códigos, manuales, libros de diseño estructural, etc. Algunos de estos pesos son valores promedios y es posible que existan variaciones. Las cargas muertas por lo general, se calculan en forma conservadora, con el fin de evitar rediseñar a causa de cambios de poca importancia en las proporciones finales. Sin embargo, este procedimiento debe usarse con cuidado al momento de considerar las distintas condiciones de carga, pues se 93
presentan muchos casos en los que considerar un valor mayor de carga muerta m uerta subestima algún efecto desfavorable. 3.9.1.2 Especificaciones AASHTO. En el apartado 3.5 de las normas AASHTO para Puentes se refiere específicamente a las consideraciones de la Carga Muerta; y en su contenido indica lo siguiente: -
La carga carga muerta o carga carga permanente, estará constituida por el peso de estructura ya terminada DC, incluyendo la carpeta de rodadura, cordones, aceras, barandales, tuberías, conductos, cables y demás instalaciones para servicios públicos DW así como también la presión vertical del peso propio del suelo de relleno EV. (Art. 3.5.1).
-
Cuando al construirse construirse el puente, se coloque coloque sobre la carpeta carpeta una capa adicional para desgaste, o cuando se piense ponerla en el futuro, deberá tomarse en cuenta al calcular la carga muerta de diseño. De lo contrario no se requiere ninguna provisión para futura capa de desgaste. (Art. 3.5.1).
-
Deben hacerse consideraciones especiales si se se necesita necesita una una capa capa de desgaste separada, en aquellas regiones donde puede esperarse el uso de cadenas sobre las llantas, o llantas con pico para nieve. (Art. 3.5.1).
-
Art. 3.5.2. 3.5.2. Las Las cargas correspondientes al empuje empuje del suelo, sobrecarga de suelo y fricción negativa deberán ser como se especifica en el Art. 3.11
Según el artículo 3.5.1 de AASHTO, al calcular la carga muerta, deben considerarse los siguientes pesos volumétricos:
94
Tabla 3.6 Tabla de densidades.
95
3.9.2 Carga Viva.
3.9.2.1 Generalidades. Las cargas vivas o sobrecargas vivas, son aquellas que originan los cuerpos que no permanecen en una misma m isma posición o que no actúan permanentemente sobre una estructura y cuyas magnitudes pueden variar. Así, las cargas vivas pueden ser generadas por cuerpos en movimiento o por cuerpos que puedan ser desplazados. La consideración de las cargas vivas en los distintos reglamentos de diseño, por lo general se basan en estimaciones desfavorables, pero relativamente fáciles de cuantificar, debido a la naturaleza impredecible de las mismas, en cuanto a magnitud, posición y efectos dinámicos se refieren. ref ieren. Particularmente en el caso de puentes, las cargas vivas pueden ser originadas por vehículos de todo tipo, tamaño y peso, personas, animales, maquinaria, acumulaciones de agua, etc. 3.9.2.2 Especificaciones AASHTO Las normas AASHTO presentan en el apartado 3.6, las especificaciones para la evaluación de las cargas. Debido a que la forma y peso de los cuerpos que originan la carga viva es de una gran variedad, la AASTHO establece parámetros fijos, los cuales son: camiones estándar y carriles de carga. a) Camión Estándar. La AASHTO contempla dos tipos de camines estándar denominados H y HS. El primero es un vehiculo de dos ejes y el segundo es un semirremolque de tres ejes. A continuación se presenta un resumen de las principales características de cada uno de los camiones tipos especificados por AASHTO:
96
Tabla 3.7 Camiones Estándar H ( Fig. 3.32 ) TIPO
PESO DE EJES (LIBRAS) DELANTERO TRASERO
DISTANCIA ENTRE EJES
H15-44
6,000
24,000
14' 00"
H20-44
8,000
32,000
14' 00"
H 20 - 44 H 15 - 44
32,000 LBS 24,000 LBS
H 20 - 44 H 15 - 44
32,000 LBS 24,000 LBS 14' - 0" W 0 . 0
W 2 . 0
0.1 W
O.4 W W = PESO TOTAL DE CAMION Y CARGA
0.4 W
0.1 W
ANCHO DE CARRIL ESTANDAR ESTANDAR
CORDON
2'- O"
6' - O"
2' - O"
FIG. 3.32 CAMIONES ESTANDAR H
97
Tabla 3.8 Camiones Estándar HS ( Fig. 3.33 ) PESO DE EJES (LIBRAS) TIPO
DELANTERO
INTERMEDIO
TRASERO
H15-44
6,000
24,000
24,000
H20-44
8,000
32,000
32,000
Tabla 3.9 DISTANCIA ENTRE EJES TIPO
DELANTERO-INTERMEDIO
INTERMEDIO-TRASERO
H15-44 H20-44
14' 00"
VARIABLE
14' 00"
VARIABLE
H 20 - 44 8,000 LBS H 8 - 44 8,000 LBS
32,000 LBS 24,000 LBS
W 0 . 0
W 2 . 0
14' - 0"
W 0 . 0
0.1 W
O.4 W
O.4 W
0.1 W
O.4 W
O.4 W
EJE DELANTERO
W=
32,000 LBS 24,000 LBS
EJE INTERMEDIO
EJE TRASERO
Peso combinado en los primeros dos ejes, el cual es el mismo que para el correspondiente camión R. 98
V =
Especificaciones variable – 14 pies a 30 pies inclusive. El espaciamiento a utilizar es aquel que produce los esfuerzos máximos. ANCHO DE CARRIL DE CARGA 10' - 0"
CORDON
2'- O"
6' - O"
2' - O"
FIG. 3.33 CAMIONES ESTANDAR HS En los camiones tipo HS la separación entre los ejes intermedio y trasero varían entre 14 y 30 pies, debiéndose seleccionar entre este rango la distancia que produzca los mayores esfuerzos. Los puentes que soportan tráfico de camiones pesados serán diseñados para El camión estándar HS20-44 b) Carga del Carril de Diseño. En el Artículo 3.6.1.2.4 se menciona la carga del Carril de Diseño. Esta consistirá en una carga de 9.3 N/mm, uniformemente distribuida en dirección longitudinal (Fig. 3.34). Transversalmente la carga del carril de diseño se supondrá uniformemente distribuida en un ancho de 3000 mm. Las solicitaciones debidas a la carga del carril de diseño no estarán sujetas a un incremente por carga dinámica. Estas cargas uniformemente distribuidas combinadas con una carga concentrada según especificaciones actúan en un ancho de 10’. Existen dos
clases de carriles de carga, el primero es de 480 lb/p, combinados con una carga concentrada de 13,500 lbs ó 19,500 lbs. El segundo es de 640 lbs/p, combinada con una carga de 18,000 lbs ó 26,000 lbs. En esta condición de 99
carga, el valor de la carga concentrada a considerar, depende del tipo de solicitación a analizar.
CARG CARGA A CONC CONCEN ENTR TRAD ADA A
18,0 18,000 00 LB LB PARA PARA MOM MOMEN ENTO TO 26,000 LB PARA CORTANTE
CARGA UNIFORME 640 LB/PIE LINEAL DE CARRIL DE CARGA
CARGA H20 - 44 CARGA HS20 - 44
CARGA CONCENTRADA
13,500 LB PARA MOMENTO 19,500 LB PARA CORTANTE
CARGA CONCENTRADA
CARGA CONCENTRADA CARGA H15 - 44 CARGA HS15 - 44
FIG. 3.34 CARRILES DE CARGA 100
En lo referente a la aplicación de la carga viva, la AASHTO en el Apartado 3.6 establece las siguientes especificaciones. a) En un carril de transito no serán consideradas fracciones de camiones estándar o carriles de carga, de tal manera que ninguna de estas cargas podrán situarse entre dos carriles de tránsito adyacentes (Articulo 3.6.1.3). De acuerdo al Artículo 3.6.1.3.1 de la AASHTO, el carril de tránsito está definido definido para un ancho variable entre 10’ y 12. Además, tanto para momento negativo
entre puntos de contraflexion bajo una carga uniforme en todos los tramos como para reacción en pilas interiores solamente, 90 por ciento de la solicitación debida a dos camiones de diseño separados como mínimo 15,000 mm entre el eje delantero de un camión y el eje trasero del otro, combinada con 90 por ciento de la solicitación debido a la carga del carril de diseño. La distancia entre los ejes de 145,000 N de cada camino se deberá tomar como 4,300 mm. b) El número y posición de camiones estándar o carriles de carga será aquel que produzca los máximos esfuerzos en los elementos sujetos a análisis. (Articulo 3.6.3.1). c) Para provocar los máximos esfuerzos en puentes con claros continuos, el carril de carga será considerado continuo o discontinuo. En el caso de utilizar el camión estándar, solamente uno (H ó HS) por carril de tránsito será considerado en la estructura. d) Cuando se produzcan los máximos esfuerzos en cualquier miembro al cargar simultáneamente cualquier número de carriles de tránsito, se tomarán los siguientes porcentajes de los esfuerzos resultantes de carga viva, considerando que es muy poco probable la coincidencia de todas las cargas para producir un máximo:
101
3.9.2.3 Análisis de carga viva sobre la subestructura. La carga viva se considera aplicada directamente a la superestructura, la cual está constituida principalmente por sistemas de soporte transversal y longitudinal, a través de los cuales los efectos de dicha carga son transmitidos hacia los apoyos y estos a su vez a la subestructura. Los elementos estructurales de la superestructura deberán ser analizados y diseñados
para determinados determinados valores de carga carga viva viva y bajo condiciones condiciones
especiales de ubicación de tal forma que provoquen las mayores acciones de diseño en el elemento considerado. Los elementos de la subestructura, por otro lado, serán analizados y diseñados para los valores de las reacciones provenientes de superestructura. El estudio de los efectos de la carga viva sobre la subestructura se realiza mediante un proceso sistemático de análisis cuyo objetivo es determinar la condición de carga que produce los efectos más desfavorables en el elemento bajo consideración. Este proceso, en síntesis, involucra los siguientes pasos: análisis en el sentido longitudinal del puente pu ente y combinación de los mismos. a) Análisis en el sentido transversal. En esta fase se considera la sección transversal de la losa del puente como una viga continua con apoyos en los ejes de las vigas longitudinales del puente, y la condición de carga consiste en cargas unidad cuya distribución y/o ubicación obedecen al camino estándar o el carril de carga, según el caso (Fig 2.35), y en donde las reacciones encontradas se consideran como factores de distribución transversal de las acciones de carga viva en la superestructura
102
sobre la subestructura. El número y posición de las cargas a considerar deben ser tales que produzca el efecto más desfavorable para la subestructura. Debido a que resulta muy difícil analizar todas las posibles combinaciones de carga viva en cuanto a posición y número, el analista ha re optar por seleccionar una serie de condiciones, que a su juicio, sean las más desfavorables para la subestructura. Así, por ejemplo para un puente de dos carriles las condiciones de carga seleccionadas para el análisis que se muestra en la fig. 2.35
EJE
VIGA 1
EJE
VI VIGA 2
EJE
VI VIGA 3
EJE
VI VIGA 3
EJE DEL PUENTE SECCION TRANSVERSAL DEL PUENTE
F D T1
FDT2
FDT3
FDT4
a) CARGADO UN SOLO CARRIL CON EL CAMION ESTANDAR
F D T1
FDT2
FDT3
FDT4
b) CARGADO AMBOS CARRILES CON EL CAMION ESTANDAR
F D T1
FDT2
FDT3
FDT4
c) CARGADO UN SOLO CARRIL CON EL CARRIL DE CARGA EQUIVALENTE
F D T1
FDT2
FDT3
FDT4
a) CARGADO AMBOS CARRILES CON EL CARRIL DE CARGA EQUIVALENTE
FIG. 3.35 FACTORES DE DISTRIBUCION TRANSVERSAL PARA LAS CONDICIONES DE CARGA VIVA SELECCIONADAS
103
b) Análisis en el sentido sentido longitudinal. En el sentido longitudinal el análisis de la carga viva consistirá en determinar las reacciones ejercidas sobre los apoyos por una determinada condición de carga viva actuando sobre una de las vigas longitudinales del sistema de soporte del puente. Las condiciones a analizar son aquellas, que a juicio del analista, sean las que produzcan los efectos más desfavorables para la subestructura. Así, por ejemplo para un puente continuo las condiciones de carga seleccionadas para el análisis son mostradas en la fig. 3.36 . ESTRIBO
A
C
B
ESTRIBO PILA
SECCION LONGITUDINAL DEL PUENTE e=o Po
RLA
Pc
R
RLB
RLC
CAMION ESTANDAR CARGADO EXENTRICAMENTE A LA PILA
e=o Po
RLA
Pc
PT
RLB
RLC
CAMION ESTANDAR CARGADO SIN EXENTRICIDAD A LA PILA e=o Pc W
RLA
RLB
RLC
CARRIL DE CARGA EQUIVALENTE CARGADO UN CLARO Pc COLOCADO EXCENTRICAMENTE
Pc e = o
RLA
RLB
RLC
CARRIL DE CARGA EQUIVALENTE CARGADO LOS DOS CLARO Pc COLOCADO SIN EXCENTRICIDAD
FIG. 3.36 APLICACION DEL CAMION ESTANDAR Y CARRIL DE DE CARGA EQUIVALENTE EN LARGO DE PUENTE 104
c) Combinación de análisis análisis transversal transversal y longitudinal. Una vez encontrados los factores de distribución transversal y las reacciones en el sentido longitudinal, se determinarán las acciones con las que estará cargada la subestructura mediante el producto de los factores de distribución lateral de cada soporte y su correspondiente reacción, como se observa en la fig. 3.37, dicho proceso se realiza para cada condición de carga en el sentido transversal con cada condición de carga en el otro sentido y para cada combinación de grupo de carga donde la carga viva exista. A
1
2
B
C
FDT
FDT
FDT
FDT
FDT
FDT
RLA FDT
RLB FDT
FDT
FDT
FDT
FDT
A EJE LONG. 3
4
RLC
EJE LONG.
FIG. 3.37 REACCIONES REACCIONES POR CARGA VIVAS TRANSMITIDAS DESDE LA SUPERESTRUCTURA A LA SUBESTRUCTURA
Reacción en Apoyo i,j Rij
= FDTi x RLj
(Ec. 3.5)
Donde: i
= representa el eje de la viga longitudinal
j
= representa el eje del soporte
FDTi = factor de distribución transversal en viga “I” RLj
= reacción longitudinal en el soporte “j”
Rij
= reacción en apoyo de viga “i”, en soporte “j”.
105
3.9.3 Impacto.
3.9.3.1 Generalidades. Impacto es la terminología utilizada para especificar y considerar el efecto dinámico que sobre los puentes puede ocasionar la carga viva. Así por ejemplo, el movimiento de un vehículo a través de un puente en un rango normal de velocidad, produce mayores esfuerzos que aquéllos que produce el vehículo en posición estática. El efecto dinámico total (impacto) sobre puentes puede deberse, entre otras, a tres situaciones especificas: a) El golpe de las llantas del vehículo vehículo en las imperfecciones imperfecciones del piso. b) La aplicación de la carga en un corto corto periodo de tiempo. Este efecto es variable para todos los elementos estructurales del puente. c) La vibración del vehículo, vehículo, debido a un cambio cambio brusco de velocidad. velocidad. Una superficie de rodamiento irregular contribuye a este efecto. La vibración del vehículo induce también vibraciones en la estructura. La magnitud de los esfuerzos depende de la relación de masas del vehículo y del puente, de la frecuencia natural de la estructura y las características del amortiguamiento del puente. 3.9.3.2 Especificaciones AASHTO. La AASHTO para considerar los efectos dinámicos en el análisis y diseño de las estructuras de puentes, incrementa los valores de los esfuerzos de la carga viva, y el impacto es incluido como parte de las cargas trasmitidas de la superestructura a la subestructura pero no en las transferidas a cimentaciones ni en aquellas partes de pilotes y columnas que están bajo tierra. La formula dada por las normas AASHTO para el cálculo de la fracción de carga viva a considerar por efecto del impacto es la siguiente:
106
I = 50 / (L + 125) restringido a un máximo del 30% de la carga viva. (Ec. 3.6) Donde: I
= Fracción del impacto
L
= Longitud del claro en pies que está cargado para producir el máximo esfuerzo en el miembro.
Para uniformizar criterios en el cálculo de L, la AASHTO establece en el Artículo 3.8.2.2 cinco valores diferentes de L para igual número de consideraciones específicas. Para el análisis y diseño de la subestructura, las acciones a considerar al igual que su correspondiente L son las siguientes: 1- Las reacciones de los soportes, para los cuales el valor valor de L según el articulo 3.8.2.2a es la longitud cargada del claro desde el punto en consideración hasta la reacción más lejana, lejana, lo cual equivale a decir que L es simplemente la longitud del mayor claro adyacente al apoyo que se analiza. 2- El momento que se transmite transmite a las pilas para puentes puentes monolíticamente construidos; para los cuales el articulo 3.8.2.2c de la AASHTO establece que L es la longitud del claro mayor adyacente al soporte que se considera. En base a lo anterior, el efecto de impacto, cuando existe se considera como un complemento de la carga viva y se evalúa como sigue: R (L + I) = RL ( I * RL ) 1.3 RL
(Ec. 3.7)
Donde: R(L + I ) = Reacción debida a carga viva + impacto. RL
= Reacción debida a carga viva.
I
= Fracción del impacto.
107
3.9.4 Fuerzas Longitudinales.
3.9.4.1 Generalidades. Las fuerzas longitudinales son transmitidas por las ruedas del vehículo a la carpeta de rodadura cuando un vehículo frena o acelera. Su magnitud depende del peso del vehículo, de la velocidad del mismo en el instante de frenar o acelerar y del intervalo de tiempo que transcurre hasta adquirir la velocidad esperada. Se transmiten como cortantes horizontales a la subestructura a través de los apoyos, sin considerar que produzcan algún efecto en la superestructura. 3.9.4.2 Especificaciones AASHTO. La AASHTO en el artículo 3.6 establece las siguientes especificaciones referentes a la evaluación y posición de las fuerzas longitudinales: a) La fuerza longitudinal se calculara calculara como el 5% de la carga carga viva aplicada a todos los carriles de transito del puente, considerando que éstos conducen tráfico en una misma dirección. La carga viva usada sin impacto, será el carril de carga especificado en el articulo 3.6.1.2.4 (ver fig. 3.38), que consiste en una carga uniformemente distribuida por pie lineal de carril combinada con una carga concentrada (o dos en el caso
de
claros
continuos).
Ambas
cargas
se
considerarán
uniformemente distribuidas en un ancho de 10’ sobre una línea normal al
eje del puente (Art. 3.6.1.2.4). Cuando el puente tenga más de dos carriles, el valor de la carga viva se reducirá según los porcentajes detallados a continuación: No. De carriles
FIC ( % )
3
90
4 o más
75
Donde FIC se define como el factor de reducción en intensidad de carga viva. (Art. 3.6.4.1.2).
108
P
LF W
A
B
C
L/2
L/2
a) VISTA LONGITUDINAL DEL PUENTE CARGADO CON EL CARRIL DE CARGA Y SU CORRESPONDIEN TE CARGA CONCENTRADA 1O'
1O'
P
P
W
W
1A
2A
3A
4A
b) CORTE TRANSVERSAL EN EL PUNTO DE APLICACION DE P
FIG. 3.38 CARRIL DE CARGA EQUIVALENTE APLCADO EN LA SUPERESTRUCTURA DE PUENTE CONTINUO De acuerdo a lo anteriormente expuesto, la fuerza longitudinal se evalúa de la siguiente manera: LF= 0.05 (FIC) (a.w.L + a. P. c) (10’)
(Ec. 3.8)
Donde. LF
= Fuerza longitudinal (lb)
a
= Número de carriles de tránsito
w
= Carga uniformemente distribuida por pie lineal de carril actuando en un ancho de 10’, y cuy a magnitud depende del tipo de carga considerada.
(Lb/pie²) P
= Carga para cortante simplemente distribuida en un ancho de 10’ y
cuya magnitud depende del tipo de carga considerada. (Lb/pie) (FIC) = Factor de reducción en la intensidad de la carga viva según lo especificado en el articulo 3.6.4.1.2. L
= Longitud del puente (pies).
109
La fuerza longitudinal se repartirá por igual en todos los apoyos fijos de las vigas de un puente. Así, si se tiene un puente con apoyos fijos, la fuerza longitudinal en cada uno de ellos vendrá por: LFapoyo = LF / n (Ec. 3.9). 3.9). b) El centro de gravedad de la fuerza longitudinal se localizará a 6 pies sobre la carpeta de rodadura, siendo su dirección paralela a ésta y en el mismo sentido del eje del puente.
110
3.9.5 Presión de Tierras.
3.9.5.1 Generalidades. También llamado Empuje del Suelo, todo volumen de tierra en contacto lateral con una estructura ejerce sobre ella cierta acción denominada Presión de Tierras. En el caso de puentes carreteros los elementos de la subestructura que por lo general están sometidos a este tipo de acción son los estribos. Cuando estos ceden bajo la acción de la presión de tierras, ésta ceden bajo la acción de la presión de tierras, ésta disminuye hasta alcanzar un valor mínimo conocido como Presión Activa. Por el contrario, si el estribo se ve forzado contra el relleno adyacente, la presión aumenta hasta un valor máximo conocido como Presión Pasiva. En el análisis de estribos, el problema consiste generalmente en estimar el empuje activo de terreno sobre el estribo y diseñarlo de tal manera que sea seguro ante las siguientes solicitaciones a) Volteo, respecto al pie de la fundación del estribo. b) Deslizamiento de la base del estribo sobre sobre el suelo de fundación. c) Aplastamiento del material de fundación o sobrecarga de pilotes en el punto de máxima presión. d) Esfuerzos máximos de corte y flexión generados en las secciones criticas del estribo. A menudo se desprecia la presión pasiva en el análisis global de estribos, debido a la posibilidad de que el suelo que esté frente al estribo no se encuentre colocado todavía cuando se haga el relleno, o a que puede ser removido para hacer excavaciones o por socavación. 3.9.5.2 Especificaciones AASHTO. La AASHTO en el articulo 3.20.1 afirma que los estribos serán proporcionados para resistir presiones obtenidas a partir de la teoría de Rankine, con la salvedad de que ninguna estructura sea diseñada para un peso fluido (masa) equivalente no menor a 30 lb/pie³, la teoría de Rankine se fundamenta en un caso particular de material no cohesivo y para el cual la teoría puede
111
considerarse como exacta. Sin embargo para otro tipo de material la teoría puede utilizarse, aunque es solo aproximada. La teoría de Rankine establece, al considerar un ancho unitario del elemento de retención, que las presiones varían linealmente con la profundidad, por lo cual la máxima presión activa obedece a la siguiente expresión (ver fig. 3.39). Pa
= ka h
(Ec. 3.10)
Y la máxima presión pasiva es Pp= kp h’
(Ec. 3.11)
Donde: = peso especifico del material de relleno h y h’ = altura de los rellenos, atrás y adelante del estribo respectivamente.
Ka
= Coeficiente de presión activa de tierras = tan² (45 - /2) (adimensional)
Kp
= Coeficiente de presión pasiva de tierras = tan² (45 + /2) (adimensional) = ángulo de fricción interna del material de relleno.
h
EA
h'
h/3
EP h/3' K D T h'
FIG. 3.39
KcTh
EMPUJE DE
TIERRA 112
Para efectos de revisar la estabilidad del estribo, el volumen de presiones puede considerarse sustituido por fuerzas concentradas equivalentes, cuya magnitud dada por Ea (empuje activo) y Ep (empuje pasivo), se obtiene de integrar los productos de la presión activa o pasiva, según el caso, por las respectivas superficies de contacto. Por otro lado, dada la distribución lineal que para ambas presiones se tienen en la teoría de Rankine, se sigue que el punto de aplicación de tales fuerzas se encuentra a un tercio de la altura del relleno medida desde la base, y que su dirección será paralela a la superficie de acceso al puente (ver fig. 3.39). De acuerdo a lo anterior se tiene. Ea = ½ ka h²
ubicada a h/3 de la base del relleno, atrás del estribo.
(Ec. 3.12)
Ep = ½ kp h’²
ubicada a h’/3 de la base del relleno, delante del estribo (Ec.
3.13)
La presión lateral de tierra puede verse incrementada por diversos factores, entre ellos, la AASHTO señala los siguientes: a) Cuando el relleno sobre el estribo no esté suficientemente y adecuadamente drenado la presión de tierra aumentará al variar su peso especifico en la medida en que su condición de saturación se incrementa (Art. 3.20.5). b) Cuando los vehículos vehículos que transiten por el camino lleguen lleguen a una distancia distancia horizontal, medida desde la parte superior del estribo, igual a la mitad de su altura, la presión lateral y vertical se incrementará por acción de la sobrecarga viva en una cantidad no menor a 2 pies de tierra. Este incremento en la presión de tierra puede evitarse proporcionando en la entra del puente una losa de concreto, apropiadamente diseñada, y apoyada en el extremo superior del puente (artículos 3.20.3 y 3.20.4). Este incremento en la presión de tierras deberá tomarse en cuenta en el análisis de la estabilidad. En lo que respecta al incremento en la presión lateral, que interviene en la revisión por volteo y deslizamiento del estribo, su magnitud puede determinarse mediante la Teoría de Rankine incrementando la altura del relleno en 2 pies (ver la fig. 3.40), obteniéndose la siguiente expresión para la máxima presión activa. 113
Pa = ka (h + 2)
(Ec. 3.14).
Y el Empuje activo total es Ea total = 2ka + ka (h + 2) h
(Ec. 3.15)
2 O bien: Ea total = 2 ka h + ½ ka h²
(Ec. 3.16)
Ea total = Ea’ + Ea
(Ec. 3.17).
2'
h
h/2
KcTh
FIG. 3.40 PRESION LATERAL POR SOBRECARGA VIVA
El incremento en la presión activa se considerará entonces como una carga adicional Ea’ de magnitud 2ka
h, aplicada a h/2 de la base del relleno atrás
del elemento de retención (ver fig. 3.40). En cuanto al aumento en la presión vertical, que interviene en la revisión por volteo y capacidad de carga, se asumirá que la sobrecarga viva (Wsv) que lo produce, actúa sobre una franja de ancho unitario cuya longitud, será igual al menor de los siguientes valores. 1- Desde el tope del estribo hasta hasta la intersección del plano de falla con el camino de acceso al puente. El plano de falla forma un ángulo de
114
( 45 + /2), donde
es el ángulo de fricción interno del material de
relleno (ver fig. 3.40). 2- La mitad de la altura del estribo. Su magnitud, basados en el modelo de carga mostrado en la Fig. 3.41 (A y B), se evaluara de la siguiente manera: Pwsv = Wsv . Lsv
(Ec. 3.18).
Donde: Pwsv =
Fuerza concentrada producto de la sobrecarga viva Wsv, y que actúa a Lsv/2.
Wsv =
Sobrecarga viva uniformemente distruibuida en un ancho unitario.
=
2’ ( )
=
Peso especifico del material de relleno.
Lsv =
Longitud donde se encuentra aplicada la sobrecarga viva.
=
h/2 s h/2
i + h/tan (45 + /2)
(Ec. 3.19)
=
i + h/ tan (45 + /2)
(Ec. 3.20)
=
Si h/2
(Ec. (Ec. 3.21) 3.21)
i + h/tan h/tan (45 + /2)
L9V
L9V
WSV
WSV
i h
h
45 + s /2
45 +s /2 i
(A)
(B)
FIG. 3.41 PRESION VERTICAL SOBRE CARGA VIVA
115
3.9.6 Fuerzas Térmicas
3.9.6.1 Generalidades. Las variaciones de temperatura que que se producen en el ambiente dan dan lugar a que los elementos sufran dilataciones y contracciones por aumento y disminución de temperatura respectivamente. Cuando las estructuras se encuentran restringidas al movimiento, se originan sobre éstas, fuerzas térmicas que deben tenerse presente para el análisis estructural y diseño de estos elementos estructurales. Debido a que en el país las variaciones de temperatura son bajas con relación a las zonas para las que fueron creadas las normas AASHTO, por lo general, los esfuerzos a los que se ven sometidas las estructuras de puentes bajo estos efectos, no son tan críticos con relación a los producidos por otras solicitaciones. Las dilataciones o contracciones que sufren los cuerpos bajo los cambios de temperatura pueden evaluarse con la siguiente expresión. t=
L ΔT
(Ec. 3.22)
Donde: t = Cambio de longitud en dirección considerada = Coeficiente de dilatación lineal L = Longitud Longitud del elemento elemento en la dirección considerada T = Cambio Cambio de de temperatura. temperatura.
Δ
Los esfuerzos que se generan en el elemento en la dirección considerada, dependen fundamentalmente del grado de restricción que la estructura posee en dicha dirección. Así por ejemplo, en un elemento completamente restringido al movimiento movimiento en la direcc dirección ión analizad analizada, a, el esfuerzo esfuerzo ( ) que en él se genera genera un cambio de temperatura ΔT es:
116
= E . ( t / L)
(Ec. (Ec. 3.23 3.23))
Donde t / L es la deformación unitaria del elemento, y por tanto: =
E ΔT
(Ec. 3.24)
3.9.6.2 Especificaciones AASHTO. Las normas establecen en el articulo 3.16 que los esfuerzos inducidos, por las variaciones térmicas, serán obtenidos a partir del aumento y/o disminución de la temperatura del sitio donde será construida la estructura. Se encuentra en el artículo antes mencionado los rangos máximos a considerar para las variaciones de la temperatura, los cuales son los siguientes: PARA ESTRUCTURA METALICA
RANGO
Clima moderado
de -18. ºC. a 48 ºC
Clima frío
de – 35 ºC. a 48 ºC
PARA ESTRUCTURAS DE CONCRETO
INCREMENTO
DECREMENTO
Clima moderado
27 C
-12 C
Clima frío
27 C
-18 C
Otra variable a considerar en los esfuerzos inducidos en las subestructuras, por variaciones térmicas, es el coeficiente de dilatación, el cual depende del tipo de material con que construirán éstas. Las normas presentan en los artículos 8.5.3 y 10.2.2. Los siguientes coeficientes: MATERIAL
EXPANSIÓN 1/ºF
Concreto de peso normal normal 6.0 x 10 -6 Metal
6.5 x 10 -6
CONTRACCION 1/ºF 6.0 x 10-6 No especifica
117
3.9.7 Fuerzas de Levantamiento en Apoyos.
3.9.7.1 Generalidades. La fuerza de levantamiento en apoyos es una acción vertical de tipo ascendente a considerarse en el diseño de apoyos y en la revisión de la estabilidad de la subestructura. Esta fuerza se genera cuando una determinada condición de carga, obliga a un determinado apoyo a ejercer una reacción vertical hacia abajo, o bien cuando por el tipo de tamaño de las conexiones en el apoyo, y por el tipo de reacción que deba ejercer, se generen esfuerzos resultantes de tracción en alguna parte del mismo. Este fenómeno se ilustra en la Fig. 3.42.
P
COMBINACION DE GARGA CUALQUIERA RESULTANTE DE EL ANALISIS QUE GENERA LA FUERZA DE LEVANTAMIENTO
M
ESFUERZOS DE COMPRESION
TENSION
FIG. 3.42 ESFUERZOS GENERADOS EN LOS APOYOS POR FUERZA DE LEVANTAMIENTO
3.9.7.2 Especificaciones AASHTO. La AASHTO en el artículo 3.17 establece las siguientes especificaciones referentes al peso de la subestructura y al diseño de los elementos de anclaje de los apoyos con la superestructura y subestructura: 1- Deberá garantizarse un seguro acoplamiento acoplamiento de la superestructura superestructura a la subestructura, a través de miembros en tensión, ensamblados a una masa de mampostería cuyo peso sea igual a la mayor fuerza obtenida de una de las siguientes condiciones. a) 100% de la fuerza ascendente ascendente calculada, causada causada por cualquier cualquier carga o combinación de estas en las que la carga viva más la de impacto son incrementadas en un 100%. 118
b) 150% del empuje ascendente ascendente calculado calculado bajo cargas de trabajo. 2- Los pernos de anclaje sujetos a tensión y otros elementos de la estructura esforzados bajo las condiciones anteriores, deberán ser diseñados para un 150% del esfuerzo básico permisible a tensión (Art. 3.17.2).
119
3.9.8 Cargas de Viento
3.9.8.1 Generalidades. El viento es un fenómeno natural al que la mayoría de la estructuras están expuestas. En ingeniería resulta práctico considerar que el viento produce una presión cuya magnitud es proporcional a su velocidad, que esta presión cuya magnitud es proporcional a su velocidad, que esta presión es uniforme en todas las áreas expuestas a su acción y que dicho efecto puede provenir de cualquier dirección. En el país las velocidades del viento durante el año son relativamente bajas en comparación a otras regiones, situación por la cual se desprecia (aunque a menudo inconscientemente) su efecto sobre estructuras de gran masa y rigidez, no así en estructuras de gran área expuesta al efecto (en relación a su rigidez y masa), en las cuales las presiones ejercidas por el viento son de suma importancia; tal como es el caso, por ejemplo de los rótulos publicitarios, naves industriales, etc. Sin embargo, en estructuras que tienen una gran área expuesta al efecto del viento, independientemente de su rigidez, debe considerarse o al menos revisarse este efecto. Dentro de estas estructuras se encuentran los puentes. El efecto del viento en los puentes, por su carácter dinámico, (esto es, una velocidad puede ser alcanzada en un corto periodo y permanecer por un intervalo de tiempo o decaer rápidamente), es muy complejo, debido a que son muchas las variables que intervienen, entre las cuales pueden mencionarse: -
Tamaño y forma del puente.
-
Ángulos probables de incidencia
-
Efectos de pantalla del terreno terreno aledaño (esto se se refiere al grado grado de protección que tienen por ejemplo los soportes extremos en relación a los intermedios).
-
Relación velocidad-tiempo del viento.
120
3.9.8.1 Especificaciones AASHTO. Las normas AASHTO dan valores de cargas de viento para una velocidad base de 100 millas por hora (Art. 3.15.2.1). Estas cargas consisten en una carga uniformemente distribuida aplicada al área de la estructura. Estos valores para algunos grupos de combinación de cargas podrán reducirse o aumentarse en la razón del cuadrado de la velocidad de diseño (máxima velocidad del viento en la región), al cuadrado de la velocidad base del mismo (100 millas por hora) para algunas combinaciones de cargas, siempre que la velocidad de diseño del viento pueda ser estimada con una precisión razonable. Para el análisis de la subestructura las normas de la AASHTO hacen una división entre fuerzas de viento provenientes desde la superestructura y las fuerzas de viento aplicadas directamente a la subestructura. I-
Fuerzas de viento provenientes de la superestructura.
Para el cálculo de las fuerzas de viento provenientes de la superestructura, se tomará en cuenta toda el área expuesta de la misma, incluyendo vigas, sistemas de piso, barandales, etc. Las normas de la AASHTO establecen en el cálculo de las cargas provenientes de la superestructura dos tipos de cargas: -
Carga de viento viento aplicada aplicada directamente a la superestructura, para lo cual cual las normas de la AASHTO en el articulo 3.15 proporciona valores para la fuerzas de viento transversales y longitudinales transmitidas por la superestructura a la subestructura para diferentes ángulos de dirección del viento. El ángulo anterior (ángulo de esviaje del viento) es medido desde la perpendicular al eje longitudinal del puente y la dirección asumida del mismo será la que produzca el esfuerzo máximo en la subestructura. Las fuerzas longitudinal y transversal, serán aplicadas simultáneamente en la elevación del centroide de ares de la superestructura (ver fig. 3.43). 121
w1l w1
T
CG
wrt
w i = CARGA DE VIENTO APLICADA DIRECTAMENTE A LA SUPERESTRUCTURA SUPERESTRUCTURA W i t = FUERZA DE VIENTO TRANSVERSAL W I L = FUERZA DE VIENTO LONGITUDINAL C G = CENTRO DE GRAVEDAD DE LA SUPERESTRUCTURA SUPERESTRUCTURA T
= ANGULO DE ESVIAJE DEL VIENTO
FIG. 3.43 CARGA DE VIENTO APLICADA DIRECTAMENTE DIRECTAMENTE A LA SUPERESTRUCTURA
-
Carga de de viento viento actuando actuando sobre la carga carga viva viva móvil, móvil, considerada considerada como como una carga distribuida para la cual las normas de la AASHTO establecen en el articulo 3.15.2.1.2 los valores de las fuerzas longitudinales y transversales. Estas fuerzas serán aplicadas a 6 pies de la cubierta del puente. (ver fig. 3.44).
w1l w1
T
wrt CG
W L1 = CARGA DE VIENTO APLICADA A CARGA VIVA W LIt = CARGA DE VIENTO TRANSVERSAL APLICADA A CARGA VIVA WL1l = CARGA DE VIENTO LONGITUDINAL APLICADA A CARGA VIVA
FIG. 3.44 CARGA DE VIENTO APLICADA A CARGA VIVA
122
II-
Fuerzas de viento aplicadas directamente a la subestructura.
Las fuerzas longitudinales y transversales que se aplicaran directamente a la subestructura se calcularán en base a una carga de viento de 40 lb./p². Para vientos con dirección desviada a la subestructura, la fuerza se descompondrá en componentes perpendiculares a la elevación frontal y lateral. Ambas componente actuaran en la elevación del centro de gravedad de las respectivas áreas y serán aplicadas simultáneamente con las cargas de viento de la superestructura. (fig. 3.45).
W2L
A2
W2T PILA
2 / P T B L A 4 0 2 = W ELEVACION TRANSVERSAL
A2
T W 2
A1
ELEVACION LONGITUDINAL
W W 2 2 L = 4 0 L B / P 2
I S O M E T R I C
O
FIG. 3.45 CARGA DE VIENTO APLICADA DIRECTAMENTE A LA SUBESTRUCTURA
CLAVE A1 A2 W2 W2L W2T
D E S C R I P C I O N ÁREA TRANSVERSAL TRANSVERSAL EXPUESTA AL VIENTO ÁREA LONGITUDINAL EXPUESTA EXPUESTA AL VIENTO CARGA DEVIENTO APLICADA DIRECTAMENTE A LA SUBESTRUCTURA FUERZA DE VIENTO LONGITUDINAL FUERZA DE VIENTO TRANSVERSAL ANGULO DE ESVIAJE DEL VIENTO
123
3.9.9 Presión Hidráulica Ascendente (FLOTACION).
3.9.9.1 Generalidades. El fenómeno de la flotación o empuje ascendente es el resultado de las fuerzas ejercidas por un fluido sobre un cuerpo sumergido o flotante. Su valor es igual al peso del volumen del fluido desplazado por el cuerpo sólido y puede ser volumen de fluido desplazado por el cuerpo sólido y puede ser calculado a través de un análisis del cuerpo en consideración. Muchos de los textos y publicaciones referentes al diseño de puentes no incluyen en su análisis este tipo de carga, debido entre otras razones a que su influencia en las estructuras del puente resulta menos desfavorable en comparación a las otras cargas señaladas (vivas, muertas, sismos, etc.). Esto se debe al alto peso específico de los materiales con que generalmente se construyen los elementos estructurales en contacto con el agua. Sin embargo, caso aparte es el diseño de pilastras huecas que dentro de su análisis, dicho fenómeno puede tener una influencia mayor que en el aso de subestructuras sólidas. 3.9.9.2 Especificaciones AASHTO. El artículo 3.19 de la AASHTO establece que el fenómeno de flotación debe ser considerado donde afecte, ya sea en la subestructura incluyendo pilotes o la superestructura. El efecto de la flotación se tendrá en cuenta en el análisis de la estabilidad de la pila o del elemento en contacto con el agua, y deberá calcularse tanto para la condición del estiaje (verano) como de crecida (invierno) y para su cálculo deberá estimarse el valor del volumen sumergido del elemento considerado y multiplicarse por el peso especifico del liquido desplazado. (ver fig. 3.46).
124
NIVEL DE AGUA
V SUM
B
FIG. 3.46
PRESION
HIDRAULICA
ASCENDENTE
El efecto de la presión hidráulica ascendente puede calcularse como sigue: B=
Vsum
(Ec. 3.25).
Donde: B
= Empuje hidráulico ascendente. = Peso especifico del líquido desplazado.
Vsum = Volumen sumergido del elemento estructural considerado. considerado.
125
3.9.10 Presión del flujo de la corriente.
3.9.10.1 Generalidades. De todos es conocida la enorme fuerza provocada por el agua, producto de las crecidas de los ríos y su efecto sobre pequeños cuerpos como personas, animales, medios de transporte, etc. Esta misma fuerza actúa sobre estructuras estáticas, construidas sobre los ríos. Muchas veces se cree erróneamente que por el peso de los elementos de la subestructura la fuerza provocada por el flujo de la corriente es despreciable, sin embargo al analizar el fenómeno se observa que los elementos de las subestructuras construidas en una regio afectada por la corriente, estarán sujetos a tres efectos importantes: -
Deslizamiento.
-
Volteo.
-
Socavación alrededor de la base.
3.9.10.2 Especificaciones AASHTO. Las normas AASHTO establecen una fórmula para calcular la presión unitaria que actúa sobre el área expuesta de la estructura. En dicha formula la presión del flujo de la corriente es directamente proporcional al cuadrado de la velocidad de la misma para todos los casos, diferenciándose únicamente mediante una constante que depende de la forma de la pila y para la cual la AASHTO en el Artículo 3.18.1 da los siguientes valores: K = 1 3/8 para pilas con extremos cuadrados. K = ½ par pilas con extremos angulares, donde el ángulo es 30º. K = 2/3 para pilas circulares. La figura 3.47 muestra una pila sometida a la presión de flujo de la corriente.
126
SF A1 Ysf A2
FIG. 3.47
PRESION DE FLUJO DE LA CORRIENTE
SF = P . ∑A
(Ec. 3.26)
Donde: P
= KV² (Fórmula dada por AASHTO Art. 3.18.1) Presión de flujo de la corriente. (xxxx).
K
= constante que depende de la forma de la pila.
V
= Velocidad del agua.
∑A
= Sumatoria de las áreas expuestas al efecto.
Ysf
= Punto de aplicación de la fuerza debido a la presión de la corriente (centro de gravedad del área expuesta al efecto).
SF
= Fuerza resultante debida a la presión de la corriente del agua.
127
3.9.11 Carga Sísmica.
3.9.11.1 Generalidades. Las cargas sísmicas en una estructura se originan debido al movimiento altamente irregular que experimenta el terreno de fundación de la misma durante un acontecimiento sísmico. Este movimiento irregular produce, en virtud de las propiedades de la estructura, fuerzas de inercia, fuerzas restauradoras y fuerzas disipadoras de energía que generan un movimiento de tipo vibratorio en la misma. La respuesta de las estructuras a los sismos depende de varios factores: de las características del movimiento del terreno, de la rigidez y la masa de la estructura, de las condiciones del subsuelo y de la magnitud del amortiguamiento. Para el diseño sísmico de la mayoría de los tipos de estructuras comunes, se han desarrollado métodos sencillos de análisis. Sin embargo, algunos tipos de estructuras requieren de consideraciones especificas de análisis y diseño, tal es el caso de los l os puentes. Las experiencias de sismos pasados han demostrado que los puentes son vulnerables a los movimientos diferenciales, longitudinales, laterales y verticales en las subestructuras (pilas y estribos), mientras que los miembros de la cubierta, se ven apenas afectados por los esfuerzos sísmicos. Para el diseño sísmico, la selección de la forma estructural de los miembros puede tener una considerable influencia inf luencia sobre su comportamiento, sin embargo existen importantes factores (entre ellos factores económicos) que pueden hallarse en conflicto con consideraciones puramente sísmicas al seleccionar la forma de la superestructura, y es preciso hacer concesiones. La naturaleza rígida y no dúctil de los estribos, comparados con las pilas. Sugiere que son los primeros los que deberían soportar la mayor parte de las fuerzas sísmicas laterales. Sin embargo, es difícil predecir el comportamiento real de los mismos, debido a que no es posible evaluar con precisión razonable 128
que parte del suelo actúa junto con ellos. Por lo tanto, algunos autores consideran buena práctica, en estructuras con dos o más pilas y con acción continua de diafragma de la cubierta, separar transversalmente la superestructura de los estribos, y transferir todas las cargas transversales a las pilas. Para evaluar el efecto sísmico se aplican análisis tanto dinámicos como estáticos equivalentes, y dependiendo de la importancia de la estructura o de su complejidad, queda a criterio del diseñador utilizar uno u otro método de análisis. Sin embargo, “un factor muy importante a considerar en el análisis lo constituye el evaluar adecuadamente el grado apropiado de amortiguamiento”
de la estructura. A continuación se presentan presentan los métodos de análisis análisis sísmico en estructuras. a) Análisis de Fuerzas Estáticas Equivalentes. Estos son métodos aproximados, que se han desarrollado debido a las dificultades que implica llevar a cabo análisis dinámicos apegados a la realidad. Se basan en un enfoque de fuerzas estáticas equivalentes que incorporan ciertos parámetros, que dependen de algunas características de la estructura, en un intento por simular el comportamiento real de la misma. Así, en forma burda, se determina una fuerza horizontal, que representa el efecto sísmico, en base a la siguiente ecuación fundamental: F = ma (Ec. 3.27). Donde “m” es la masas de la estructura y “a” es la aceleración sísmica
horizontal. b) Análisis Dinámico. Para estructuras importantes y/o muy complejas, los métodos estáticos de análisis sísmico pueden no ser suficientemente satisfactorios, por lo que pueden requerirse análisis mas confiables, que tomen en cuenta la naturaleza dinámica de la solicitación y de las características dinámicas de la estructura. 129
Varios métodos de diferente complejidad han sido desarrollados para el análisis sísmico de estructuras. Todos ellos tienen en común la solución de las ecuaciones de movimiento, así como las relaciones estáticas de equilibrio y rigidez. En algunos casos de estructuras complicadas, tales análisis son llevados a cabo por métodos matriciales en computadoras. Las tres técnicas principales que usan normalmente para el análisis dinámico son: I)
Integración de las ecuaciones de movimiento.
II)
Análisis modal normal, y
III)
Técnicas de espectro de respuesta.
3.9.11.2 Especificaciones AASHTO. La AASHTO considera el método estático de una manera especial para las condiciones de los Estados Unidos; y debido a las deficiencias que se tienen en el medio nacional, en lo que a parámetros de zonificacion sísmica se refiere, existen limitaciones en su aplicación. La fuerza sísmica lateral que actúa sobre la estructura, en cualquier dirección, se puede calcular usando una modificación de F= m a: EQ = C .F. W
(Art. 3.21.1.1)
(Ec. 3.28).
Donde: EQ
= Fuerza estática horizontal equivalente aplicada en el centro de gravedad de la estructura.
F
= Factor sísmico de estructuración, indicativo de las características de absorción de energía de la estructura.
F
= 1.0 para estructuras donde las columnas o pilas resisten aisladamente las fuerzas horizontales.
F
= 0.8 para estructuras donde los marcos continuos resisten las fuerzas horizontales aplicadas a lo largo de la estructura. 130
W
= Carga muerta total de la estructura (en lbs.).
C = A.R.S/Z
(Art. 3.21.1.2)
(Ec. 3.29).
Donde: C
= Coeficiente de respuesta combinado (el coeficiente C calculado no será menor que 0.10 para estructuras con A mayor o igual a 0.3g y 0.06 para estructuras con A menor que 0.3g; pueden utilizarse los valores de los coeficientes para diversos espesores del aluvión sobre material rocoso).
A
= Aceleración máxima esperada en el sitio para roca (puede utilizarse el mapa de riesgo sísmico de los Estados Unidos, mostrado en las normas de la AASHTO, con los valores valores que se detallan detallan a continuación para las aceleraciones máximas esperadas, para roca. En zonas donde sea posible utilizar los mapas de Aceleración Máxima Esperada en la Roca, se usarán valores más exactos de las aceleraciones máximas): Zona I
A= 0.09g
Zona II
A= 0.22g
Zona III
A= 0.50g
g
= 32.2 pie/s²
R
= Respuesta normalizada para roca;
S
= Amplificación de la relación espectral del suelo;
Z
= reducción de ductilidad y valoración de riesgo.
T = 0.32 (W/P)
(Ec. 3.30)
Donde: T
= Periodo de Vibración de la estructura en segundos;
P
= Fuerza uniforme total, en lbs que se requiere para producir una deflexión máxima horizontal de 1 plg. en toda la estructura.
W
= Carga muerta contribuyente en lbs. 131
El periodo de vibración de la estructura puede ser calculado también utilizando técnicas de análisis dinámicos. Dentro de las consideraciones para el análisis de los efectos debido a carga sísmica, la AASHTO indica lo siguiente: En las regiones donde puedan presentarse fenómenos sísmicos, las estructuras deberán diseñarse para resistir los movimientos sísmicos tomando en consideración la relación del sitio y las zonas sísmicas de fallas activas, la respuesta sísmica del suelo y las características de la respuesta dinámica de toda la estructura de acuerdo a los criterios de los métodos de la Fuerza Estática Equivalente y el Espectro de Respuesta (Arts. 3.21.1 y 3.21.2) mencionados anteriormente; y también a los criterios siguientes: a) Las fuerzas sísmicas deben considerarse actuando horizontalmente en el centro de gravedad de la estructura, en la dirección en que producen los esfuerzos máximos en el miembro o parte de la estructura que se considera (Art. 3.21.1.1). b) En el análisis estructural se debe tener especial cuidado en los puentes con grandes esviajes o en las columnas que tengan grandes diferencias de rigidez. También son necesarias investigaciones cuidadosas y análisis minuciosos para estructuras cimentadas en materiales muy pobres, estructuras adyacentes a fallas activas y en estructuras grandes y altas (Art. 3.21.3). c) Durante un sismo de intensidad considerada, la superestructura de un puente tiende a salirse de su posición normal, tanto en la dirección longitudinal como en la transversal. Por consiguiente deben tomarse en cuenta los factores restrictivos con el fin de limitar el desplazamiento de la superestructura, tales como articulaciones fijas y bloques para cortantes. Los bloques de cortante se ubican en ambos lados de cada viga, dejando una junta de control que permita cierto grado de libertad al movimiento transversal. La transmisión de fuerzas se presenta cuando la viga y el bloque entran en contacto; algunas veces se acostumbra a colocar material de tipo flexible en la junta, con el propósito de 132
amortiguar el choque de las dos partes y disminuir por lo tanto la posibilidad de fractura del elemento principal (viga). Estos bloques deben diseñarse para la fuerza calculada con la expresión: EQ = 0.25 x DL – V (Art. 3.21.4.1)
(Ec. 3.31).
Donde V es igual al cortante de la columna debido a EQ y DL la contribución por carga muerta. DL debe determinarse con un examen total de la estructura. Por ejemplo, un claro simple con apoyo fijo en un extremo y un apoyo deslizante en el otro, debe considerarse en el extremo fijo en un extremo fijo el peso de toda la superestructura como carga muerta contribuyente, al realizar el análisis de fuerzas longitudinales, mientras que una mitad de la carga muerta de la superestructura actuará en cada estribo al analizar las fuerzas transversales (Art. 3.21.4.2). Para un marco como estructura continua de dos claros, debe usarse la longitud total del puente como longitud contribuyente en la dirección longitudinal. La fuerza resultante puede reducirse por la deducción de V. (Art. 3.21.4.3). Para apoyos articulados se usa 0.25 veces DL del menor de los dos marcos y se deduce V. (Art.3.21.4.4). Por otro lado, en lo que respecta al análisis sísmico dinámico las AASHTO surgieren el método del espectro de respuestas y señalan la utilización de las curvas de respuesta combinada, C, o curvas equivalentes modificadas por el factor de estructuración, F, en el diseño del espectro de respuesta. 3.9.11.3 Consideraciones de carga sísmica aplicadas en el medio. El reglamento de diseño sísmico de El Salvador, presenta una alternativa simplificada para evaluar el efecto de la carga sísmica sobre distintos tipos de estructuras, y auque el reglamento no lo especifica, dicho método puede ser aplicado de una manera aproximada al análisis de las subestructuras de puentes, de tal manera que la fuerza sísmica podrá evaluarse mediante la siguiente expresión: 133
EQ = W I C D
(Ec. 3.32)
Donde: EQ
= Fuerza cortante horizontal en la base de la estructura.
W
= Peso total de la estructura
I
= Factor de importancia de la estructura (Art. del RESDES).
C
= Factor que se determina de acuerdo a la zona donde se ubicara la estructura y su tipo.
D
= Factor que depende del periodo (T) de la estructura
D
= 0.72 / T2/8
1.0 donde T es el periodo elástico. Fundamental en la
dirección bajo consideración. Las fuerzas sísmicas aplicadas a la subestructura, y producidas por su propio peso y el de la superestructura, se evalúa mediante la expresión anterior. Debido a que el sistema estructural del elemento de la subestructura puede variar dependiendo de la dirección de análisis, la fuerza sísmica deberá calcularse en ambas direcciones. Otra alternativa para la evaluación de la fuerza sísmica consiste en la aplicación de la ecuación dada por la AASHTO en el articulo 3.21.1 referente al método de la fuerza estática equivalente (EQ = C F W), donde el valor de C se determinará a partir de las gráficas, en función de de los siguientes parámetros: Periodo de vibración de la estructura (T), máxima aceleración esperada en la roca (A), y la profundidad de la misma. A diferencia de lo señalado por la AASHTO en el articulo 3.21.1.2, el valor de A podría obtenerse a partir de los espectros de respuesta registrados en los movimientos sísmicos de los últimos años en el país, de los cuales se concluyen aceleraciones máximas para la zona I y II, del mapa de Zonificacion Sísmica del El Salvador, de 0.50g y 0.22g respectivamente (Fig. 3.48).
134
MAPA DE REGIONALIZACION SISMICA REPUBLICA DE EL SALVADOR
HONDURAS
GUATEMALA
ZONA - II A= 0.22 g
ZONA - 1 A = 0.50 g
OCEANO PACIFICO
FIG. 3.48 MAPA DE ZONIFICACION SISMICA DE DE EL SALVADOR
Otra de las manifestaciones de la carga sísmica sobre las subestructuras de puentes es el incremento en el empuje activo de tierras, que podrá determinarse de acuerdo al artículo del REDSES mediante la teoría de Monobe-Okabe o en su defecto considerando considerando las siguientes fuerzas: PDH = 3/8 PDV = ½
a a
H² (ah max.) max.)
H² (av max.) max.)
(Ec. (Ec. 3.33) 3.33) (Ec. (Ec. 3.34) 3.34)
Donde: PDH
= Fuerza sísmica horizontal que actúa a 0.60H sobre la base.
PDV
= Fuerza sísmica vertical que actúa a 0.20 H sobre la base.
a
= Peso unitario del suelo.
H
= Altura del elemento de la subestructura.
ah max
= 0.20 (Zona I) ó 0.10 (Zona II).
Av max
= 0.10 (Zona I) ó 0.05 (Zona II). 135
3.9.12 Fuerza de Friccion.
3.9.12.1 Generalidades. La fuerza de fricción es una acción que se genera entre las superficies de contacto de dos cuerpos, y que se opone al deslizamiento relativo de ellos. En el caso de puentes, resulta de mucha importancia la fuerza de fricción que se genera en la base de los elementos de la subestructura en contacto con el suelo, específicamente en los estribos y en las pilas. El verdadero parámetro que debiera utilizarse para obtener la fuerza de fricción que se opone al deslizamiento es la resistencia del suelo al esfuerzo cortante. En la práctica, el coeficiente empleado es el de fricción entre el suelo y el concreto para el caso de los suelos granulares gruesos, y la resistencia al esfuerzo cortante o cohesión para el caso de los materiales con cohesión. En ausencia de datos experimentales, se pueden adoptar los siguientes valores: -
Para suelos de material granular grueso, sin limo:
= 0.55
-
Para suelos de material granular grueso, con limo: = 0.45
-
Para limo:
= 0.35
La fricción total Ff en la base del cimiento es Ff =
∑V
(Ec. 3.35)
Donde: Ff
= Fuerza de fricción. = Coeficiente de fricción.
∑V
= Sumatoria de fuerzas verticales que incluye: la carga muerta propia y superpuesta proveniente de la superestructura, peso propio del estribo y peso del relleno sobre el trasdós. (No se incluyen cargas accidentales).
136
3.10 COMBINACION DE CARGAS. Un puente durante su vida útil, puede estar sujeto simultáneamente a diferentes tipos de cargas de las previamente mencionadas. En este sentido todas las partes de un puente deben proporcionarse para que resistan el grupo o grupos de cargas aplicables al tipo de estructura y al sitio particular en que se encuentran. Para determinar las condiciones críticas de carga, debe aplicarse un buen criterio desde el punto de vista ingenieril, pues no es necesario suponer todas las cargas máximas. Por ejemplo las cargas máximas de viento no se combinan con las cargas máximas de sismo, debido a que la probabilidad de su ocurrencia simultánea es mínima. Por otro lado, aunque generalmente los reglamentos y manuales de diseño especifican las combinaciones criticas, si a juicio de los ingenieros las predicciones de condición de carga o de los materiales
de
construcción
son
distintas
a
las
previstas
por
las
especificaciones, podrán incorporarse cambios apropiados en los esfuerzos permisibles o en los factores de carga. Las especificaciones AASHTO en el articulo 3.22 establecen las combinaciones de carga que pueden considerarse actuando sobre una estructura, las cuales son aplicables en los dos métodos de diseño propuestos por AASHTO en el articulo 3.22.1 Método de carga de servicio y Método de factor de carga. (Tabla 3.10). En el método de cargas de servicio, los elementos estructurales se diseñan de manera tal, que los esfuerzos resultantes de la acción de las cargas de servicio (sin factores de carga) calculados, no excedan los esfuerzos permisibles. Los esfuerzos calculados bajo la acción de cargas de servicio están limitados a valores que se localizan dentro del rango elástico de los materiales, de manera que se considera una relación lineal esfuerzo-deformación. Para algunas combinaciones de cargas los esfuerzos permisibles normales pueden ser incrementados. Esto es equivalente a decir que solamente un porcentaje de la suma total de los máximos efectos es considerado, ya que la 137
posibilidad de que ocurra simultáneamente el valor máximo de esos eventos es remoto. Así por ejemplo, cuando las acciones señaladas en el grupo II de combinaciones de cargas actúan simultáneamente, los esfuerzos permisibles pueden ser un 125% solamente el 80% de los valores máximos de esas cargas pueden considerarse actuando juntos. En general, la ecuación a ser satisfecha en el diseño por el método de cargas de servicio es la siguiente: n ∑ i x fi
f a
(Ec. 3.36)
i=1 donde: n
= Número de cargas individuales en la combinación de carga considerada. i
fi
= Coeficiente de la i-esima carga del grupo tomado de la Tabla 3.10 = Esfuerzo producido por la i-ésima carga = Porcentaje de esfuerzo básico permisible tomado de la columna 14 de la tabla 3.10. = Factor de carga (igual a 1.0 para todos los grupos).
Fa
= Esfuerzo básico permisible especificado por AASHTO en las secciones
correspondientes al tipo de material utilizado. El método de diseño por factor de carga consiste en incrementar las cargas de servicio o las fuerzas y momentos internos relacionados por medio de coeficientes de de carga ( ). Además de amplificar, a través de factores factores de carga ( ), las combinaciones combinaciones en las que las anteriores anteriores cargas de servicio o acciones internas (ya facturadas) participan. El resultado de cada combinación no deberá exceder la resistencia nominal calculada. En general la ecuación a ser satisfecha en el diseño por el método de factor de carga es el siguiente: 138
n ∑ i x Pi
Rn
(Ec. 3.37)
i=1 donde: n
= Número de cargas individuales en la combinación de carga
considerada. i Pi
= Coeficiente para la i-ésima carga tomado de Tabla 3.10. = Momento, cortante o carga axial producidos por la i-esima carga. = Factor de carga del grupo en consideración.
Rn
= Resistencia nominal (momento, cortante y carga axial).
Las cargas de la Tabla 3.10 que se han estudiado en el presente capitulo y que afectan a las subestructuras de puentes se presentan en la Tabla 3.11 correspondientes a cada uno de los métodos de análisis especificados por AASHTO. Los comentarios y explicaciones de estas ultimas Tablas y la forma en que interactuan las diferentes cargas en cada uno de los grupos considerados, se presentan en las notas que las preceden y referenciadas en las mismas Tablas. Tabla 3.10 Combinaciones de carga y factores de carga
139
Tabla 3.11 Factores de carga, para carga permanente.
140
NOTAS. I-
PREVISIONES PARA SOBRECARGA.
1- Para todas las cargas menores que que H20, se tomará medidas para una una carga pesada no frecuente por medio de la aplicación de la combinación de carga 1A con la carga viva asumida como camión H o HS y que ocupará un carril simple sin cargas concurrentes en otro carril. La sobrecarga se aplicará a todas las partes de la estructura afectada, excepto a la cubierta o placas de la cubierta de la calle y nervios de refuerzo en el caso de superestructuras ortotrópicas de puentes. (Art. 3.5.1). Las estructuras pueden ser analizadas para una sobrecarga que es sleccionada por la institutcion en funciones de acuerdo con la combinación de carga del grupo 1B. (Art 3.5.2). 2- La carga viva más impacto. impacto. (V + I)n comprenderá las cargas H o HS especificada por la AASHTO, en el articulo 3.7. En el caso que se prevean cargas vivas mayores a las especificadas por la AASHTO, la carga viva más impacto (V + I)p será la especificada de acuerdo a los criterios de sobrecarga de la institución en funciones.
141
II-
CONSIDERACIONES PARTICULARES PARA LOS COEFICIENTES DE CARGA.
METODO DE CARGA DE SERVICIO. 3- βE = 1.0 y 0.5 para cargas laterales en marcos rigidos (revisar ambas cargas para determinar la que predomina). Para marcos rigidos un máximo de la mitad del momento causado por la presion de tierra (lateral) puede ser usado para reducir el momento positivo en la viga. En la superficie superior o base de la losa, según sea el caso. (Art. 3.20.2). βE
= 1.0 para cargas verticales y transversales en todas las otras
estructuras. 4- Las cargas de viento del grupo II y V especificadas en el articulo 3.15.2.1.1 serán aplicadas a los grupos III II I y VI reduciendolas r educiendolas en un 70%, y agregando una carga de viento por pie lineal sobre una carga viva móvil, de acuerdo a la tabla mostrada en el articulo 3.15.2.1.2. 5- El porcentaje de esfuerzo básico básico para el grupo se calculará mediante l siguiente expresión: Porcentaje (%) = Esfuerzo unitario máximo (según institución en función) función) x 100 Esfuerzo unitario básico permisible
142
METODO FACTOR DE CARGA. 6- βD = 0.75, cuando se revisa el miembro para carga axial minima y momento máximo o excentricidad máxima para diseño de columnas. βD = 1.0, para revisar los elementos sujetos a carga axial maxima y
momento minimo para diseño de columna. βD = 1.0, para elmentos a flexion y tension. ΒE = 1.3, para presion lateral de tierra en muros de retencion y marcos
rigidos. ΒE = 0.5, para presion lateral de tierra, cuando se revisen momentos
positivos en marcos rigidos. ΒE = 1.0, para empujes de tierra vertical.
7- El valor de 1.25 puede ser ser utilizado para el diseño de vigas vigas externas, cuando la combinación de la carga viva sobre la acera sea igual a la carga viva debida al tránsito más impacto que gobierna en el diseño, pero la capacidad de la sección no deberá ser menor que la requerida por carga viva de tránsito sobre la carretera, usando únicamente el coeficiente β de 1,67, el valor de 1.0 puede ser utilizado para diseñar la
losa de cubierta con una combinación de carga de acuerdo al articulo 3.24.2.2.
143
