1 Javier Manterola
PUENTES Apuntes para su diseño¡ cálculo y construcción
1 PUENTES Apuntes para su diseño, cálculo y construcción Javier Manterola
Este libro se lo dedico a Lolacha, Carlos, Santi y Lolacha hija.
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Contenido de la obra
VOLUMENI
VOLUMENH
Capitulo 1 Historia del puente
Capítulo 11 Puentes de ferrocarril
Capítulo 2 Planteamiento general del puente
67
Capítulo 3 El tablero de vigas de hormigón
97
Capítulo 4 Puentes losa de hormigón Capítulo 5 La sección cajón de hormigón Capítulo 6 Tableros metálicos y mixtos Capítulo 7 El tablero oblicuo Capítulo 8 El tablero curvo
175 213
319 371 411
Capítulo 9 Puente pórtico
445
Capítulo 10 Puentes en celosía
469
Capítulo 12 Puentes rectos y curvos sobre apoyos puntuales
513 563
Capítulo 13 Pilas, apoyos y cimentaciones
583
Capítulo 14. Estribos de puentes
663
Capítulo 15 Construcción de puentes
693
Capítulo 16. Cálculo general de puentes rectos
773
Capítulo 17 El puente arco
897
Capítulo 18 Puentes atirantados
989
VII
!ndice Volumen!
Índice del Volumen 1 Contenido de la obra
V
Presentación
IX
Introducción
XVII
Capitulo 1. HISTORIA DEL PUENTE Puentes de piedra Puentes de madera Los puentes de hierro y acero - Siglo XIX Puentes de hormigón armado Capítulo 2.
1
67
Capítulo3.ELTABLER() DE VIGAS DE HORMIGÓN Morfología y dimensionamiento Tablero de vigas comportamiento resistente Cálculo de tableros de vigas Capítulo 4. PUENTES LOSA DE HORMIGÓN 175 Morfología y dimensionamiento Respuesta resistente Problemas particulares
Capítulo 5. LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN Morfología y dimensionamiento Respuesta resistente Comportamiento de la viga cajón Capítulo 6. TABLEROS METÁLICOS y MIXTOS Dintel mixto Tableros metálicos Secciones especiales
213
319
Capítulo 7. EL TABLEROS OBLICUO La viga oblicua Tablero losa oblicuo Tableros oblicuos de vigas La viga cajón oblicua Configuraciones habituales Puente pérgola
371
Capítulo 8. EL TABLEROS CURVO La viga curva Tableros losa Tablero cajón Pretensado
411
Capítulo 9. PUENTE PÓRTICO Morfología longitudinal Respuesta resistente
445
Capítulo10. PUENTES EN CELOSÍA Tableros en celosía de hormigón Tableros en celosía de metálicos y mixtos
469
Presentación
IX
Presentación Este libro es la conceptualización del trabajo desarrollado a lo largo de más de 30 años en el diseño, cálculo y construcción de puentes. Es tanto un libro teórico como un libro en el que se recoge la experiencia constructiva de tantos años. Y en esto creo que está su virtud y su defecto. La virtud en cuanto lo conceptualizado, responde a una experiencia personal vivida y no solo al aprendizaje en un c01~junto de libros de puentes de la teoría o teorías que gobieman la construcción de puentes. Y también aquí reside su defecto. Es una interpretación personal y no usual de la clasificación, conceptualización y entendimiento de los puentes. El título "Puentes, apuntes para su diseño, cálculo y construcción", responde a esta idea, la de algo que está en marcha, que no es definitivo, sino el resultado aquí y ahora de estos planteamientos personales, algo que se debe completar, mejorar, y corregir. Un texto que no es sino lo decantado a lo largo de mucho tiempo en textos, artículos, experiencias propias y ajenas. También aquí se encuentran sus defectos dado que a lo largo de tantos años el enfoque de cómo un ingeniero debe enfrentarse a los puentes cambia. No se piensa igual en el 2005 que en 1970 y hay textos escritos a lo largo de estos 35 años en distintas etapas de mi vida profesional y de docente. Textos que cieliamente he sometido a una crítica directa, a una cimgía obligatoria que nunca es suficiente, pues el recuerdo de cuando se escribía se confunde con la idealización de la vida profesional de esta época y a ésta es bastante más dificil de rechazar y censurar. Lo he intentado pero sé que no es suficiente. Esta es la razón por la que este libro no lleva adjunto las referencias bibliográficas de todos los libros que he estudiado y leído a lo largo de tanto tiempo. Pues es muy difícil adjudicar a una lectura detenninada la razón de ser de un detenninado planteamiento que viene avalado sobre todo por obras vistas en la realidad o en las revistas. Para un diseñador de puentes ambas herramientas, ver y leer, son absolutamente necesarias e imprescindibles. Una idea que aparece en una constmcción determinada puede llevar en sí el gennen de muchos puentes. Puede fecundar otras mentes y hacer que ellos cambien. El conocimiento teórico, más constante y siempre presente y necesario, no es la mejor respuesta a detenninados estímulos de la realidad.
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PUENTES
Javier Manlerola Annisen
Este hecho establece la dificultad de dar valor a una bibliografía que generalmente viene sobrepasada por lo que es más imporiante, la idea encamada en una obra detelminada. Ver puentes, mirar puentes, es una de las bases que toda formación necesita y que yo he querido inculcar a mis almllilos a lo largo de 30 años de docencia en la Escuela Técnica Superior de Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos de Madrid. Para mi es más impOliante el nombre de tal o cual diseñador que la conceptualización de su trabajo realizado por otro. Nombres como Freyssinet, Leonhardt, Schlaich, Virlogeux, Strasky, Muller, Dischinger, Cremer, Morandi, Maillart, Nervi, Torroja o Femández Casado, deberían estar obligatoriamente en la bibliografía como fundamento primero de mi concepción de los puentes. He aprendido de todos ellos y también de la gente más joven de mi país y de fuera, sobre los que debe recaer gran palie de la responsabilidad de lo aquí escrito, aunque cuentan con la defensa de que el filtro de la operación de absorción de sus saberes soy yo, así como la incOIporación a mi manera de entender y explicar los duros conceptos de muchos puentes. A todos estos ingenieros mi más profundo agradecimiento. El libro se desalTolla en 18 capítulos, falta el capítulo 19 de puentes colgados que deberá esperar a la siguiente edición. Después de una pequeña introducción, doy paso al capítulo 1 con una corta historia de los puentes. Soy firmemente partidario de que una persona que quiera saber de verdad de puentes conozca su historia. Todo el diseño actual de puentes debe realizarse dentro de un detelminado contexto, el cual es el resumen de la vigencia actual de la historia de los puentes, de la cultura, moda y modos imperantes en la cultura general y edificatoria. Nuestra historia, la historia de los puentes es muy brillante y la que corresponde a los siglos XIX y XX asombrosa. Son muchas las fonnalizaciones verdaderas que se han producido en este tiempo, entendiendo por verdaderas las que han iluminado otras mentes, descubriéndole qué es eso de ser puente. Toda definición de un puente, de su verdad y su bondad, no puede establecerse fuera de la expresión de su presencia. Toda la historia nos concierne y nos ilumina. Estudiarla debe trascender el pequeño resumen que se expone en este capítulo. En el capítulo 2 plantemos la situación actual de puente, su historia reciente, mucho más presente en el contexto en el que viven los puentes actuales que la historia antigua. Si esta última es fundamentadora de conceptos básicos, la historia reciente no es sino la concreción en la actualidad, de cómo se procede hoy en día, allí donde se decanta o concentra todo el conocimiento existente en este momento. Se pasa revista a las distintas tipologías de puentes y a los materiales. Se determina su ámbito de aplicación. Puentes viga, puentes arco, puentes atirantados y colgados, que utilizan distintos tipos de materiales hormigón o acero. Constituye una visión general donde inscribir cada uno de ellos. A partir de este momento se estudia en cuatro capítulos, las secciones transversales de los tableros de puentes rectos o puentes viga, su respuesta resistente y su dimensionamiento, así como los problemas particulares que se presentan. Se clasifican las secciones según sirvan a tableros rectos de luces cortas y medias o de grandes luces. Establecer en 50 m la luz que separa ambas familias de puentes rectos (viga) se basa en sus procesos de construcción. 50 m podría ser el máximo maximorum de los tableros de puentes que destacan elementos que puedan colocarse de una sola vez entre apoyos permanentes. En el caso de puentes losa, la luz se refiere
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a la de las cimbras autoportantes o autocimbras que pueden puentear entre dos pilas penllanentes o entre la pila y el extremo del dintel construido. De todas maneras la frontera que limita a estas dos familias de puentes es difusa pues está sujeta a las variaciones de las posibilidades constructivas. A paliir de 50 m de luz, la construcción de los tableros debe hacerse por dovelas, por secciones transversales y no longitudinales, en cuyo caso la luz del puente puede llegar a ser tan grande como deseemos. Los 250 m de luz es la luz máxima obtenida hasta el momento por puentes de hormigón. En el capítulo :3 se analiza el puente de vigas de hOl111igón, sus diferentes secciones transversales, según estén realizados "in situ" o prefabricados. Cuales son sus procesos constructivos y su comportamiento resistente. Todo ellos después de establecer el dimensionamiento de las secciones y siempre dentro del ámbito de luces cortas y medias. Se podría objetar que se han construido puentes de 70 m de luz con vigas prefabricadas enteras. Pero esto supone la utilización de grúas y medios auxiliares extraordinarios, sólo disponibles en puertos de mar o casos similares. Lo normal es utilizar medios convencionales que rara vez son económicos para luces mayores de 40 m. Lo que sí se estudian son puentes de más luz, hasta 90 m, pero realizados con vigas prefabricadas de 30 m que se enlazan entre sí con la ayuda de la continuidad entre vigas y la utilización de puntales o tirantes. En el capítulo 4 analizamos los tableros losa referentes a su utilización en puentes de luces cortas o medias. En realidad un puente losa puede realizarse de cualquier luz y longitud, todo depende de la longitud de la cimbra y su sopOlie, pero hemos situado el límite en 50 m por la longitud económica posible en cimbras autoportantes. Se estudian los tipos de aligeramientos posibles, los problemas resistentes específicos que se presentan en las losas aligeradas y el efecto local en las secciones situadas sobre los apoyos y vigas riostras. En el capítulo 5 estudiamos la sección caJon de h0l111igón, propia de los puentes de gran luz, L> 50 m. La sección cajón es la que m~jor resiste la torsión sin incrementar apenas el estado tensional longitudinal producida por la carga descentrada. La eficacia resistente del material cuando adopta esta configuración es la mejor. Se estudia la separación y colocación de las almas dentro de la sección y el espesor y dimensionamiento de las paredes del cajón y los cantos del mismo. Se analizan los fenómenos secundarios (si se dimensiona bien la sección y no secundarios, si se hace mal) del alabeo torsional y la distorsión, que pueden incrementar considerablemente las tensiones longitudinales de flexión y se analizan los distintos tipos de secciones a estos efectos. Se hace un minucioso estudio de estos estados tensionales en todas y cada una de las palies de la sección transversal. Se analiza también el comportamiento de dos cajones unidos por su losa superior, caso extraordinariamente frecuente en puentes de no demasiada luz. El caso de la sección transversal metálica o mixta, ya sea de vigas como de sección cajón, se estudia en el capítulo 6. Su dimensionamiento y posibles configuraciones de puentes mixtos, principalmente, están expresados con generalidad.
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PUENTES Javier lvJanterola Annisen
En este capítulo se introduce en los problemas fundamentales de rigidización longitudinal y transversal de la sección, el trabajo de diafragmas de apoyos y los fenómenos secundarios de inestabilidad y los procedimientos para resolverlos. Se estudia también, fuera del capítulo 16, referido principalmente al cálculo, problemas de modelos aptos para determinar los esfuerzos en estos complejos tableros. En los próximos capítulos, capítulo 7 a capítulo 12, ambos inclusive, se pasa a analizar configuraciones particulares en puentes rectos. Empezamos en el capítulo 7 por los tableros oblicuos y los fenómenos que presentan la oblicuidad en la respuesta de tableros de vigas, de tableros losa y tableros cajón, tanto biapoyados como continuos. Se empieza analizando la viga oblicua, cuya deformación transversal se considera despreciable para pasar después a tableros en los cuales la defonnación transversal puede influir en la respuesta. Se analizan los problemas de cálculo y los procedimientos frecuentes para evitar los problemas de oblicuidad por medio de los llamados puentes pérgola. El capítulo 8 trata de los tableros curvos, siguiendo una estructura similar a la de los tableros oblicuos. Influencia del radio de curvatura, de la distribución de rigideces y de la relación anchura-luz. Se descubren los mecanismos resistentes involucrados en la respuesta, tanto en tableros de vigas, losa y cajón y se plantean los problemas de distorsión que naturalmente, sin necesidad de solicitación torsora externa se producen en la sección. Finalmente se analizan los problemas derivados del pretensado de este tipo de tableros. Los puentes PÓliico, que empotran pilas y dinteles se estudian en el capítulo 9. Se establecen los problemas morfológicos y de dimensionamiento. El pórtico vertical, de pilas inclinadas y las células triangulares. Se plantea la delgada línea divisoria que existe entre los pÓliicos y los arcos. El punto fundamental de la rigidez del suelo en relación con los problemas de relación altura-luz del pórtico se plantean con rotundidad -es el problema específico del puente pórtico que lo relaciona también con el puente arco- así como el efecto positivo y negativo que produce el pretensado. Los puentes en celosía fue una morfología de tableros rectos clásica en el desanollo de los puentes en fenocaITil, que se ha vuelto a actualizar en épocas recientes. Se analizan las secciones transversales de los puentes de hormigón y de acero, con barras rectas y tubos, pretensados o no, así como los problemas derivados de la defonnación por cortante. Se analizan las uniones entre barras y los nudos resultantes. Finalmente se estudian distintas configuraciones especiales donde el o los vehículos se introducen en su interior, con gran eficacia para salvar grandes luces. Los puentes de fenocanil con las características especiales que presentan el tipo y la cuantía de la carga, así como los movimientos que se producen, constituyen una familia especial que estudiamos en el capitulo 11. Se presta especial atención a los problemas derivados de la relación calTiltablero y los condicionantes que se establecen respecto a la longitud del puente, la situación de las juntas de dilatación y la situación de los elementos que soportan el frenado. Se exponen las distintas secciones transversales de los tableros y su conexión con las diversas tipologías en puentes rectos, arcos, y pórticos y puentes atirantados. Finalmente se analizan los estribos fijos donde anclar el tablero.
Presentación
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El capítulo 12 se dedica a analizar los problemas relativos a los tableros rectos o curvos apoyados sobre columna única. Este tipo de puente necesario para tantos enlaces de las ciudades presenta especiales problemas de acumulación de torsiones o del acoplamiento entre flexión y torsión así como los efectos derivados de posibles fisuraciones con sus conespondientes pérdidas de rigidez y sus consecuencias. Los cuatro capítulos siguientes -del trece al dieciséis, ambos inclusive- se refieren a problemas comunes para todo puente. En el capitulo 13 se analizan las pilas, apoyos, así como las formas y dimensionamiento de las que soportan puentes rectos. En primer lugar se analizan los distintos tipos de apoyos, de neopreno, teflón, rótulas, etc. para pasar a sus disposiciones en el puente. Se estudian las distintas topologías de las pilas así como los cimientos y su respuesta, ya sean realizados por cimentación "in situ" o por pilotes. Finalmente se sitúa la respuesta de la pila más el tablero, sus problemas lineales o no lineales, presentes en las pilas altas, y los estados tensionales complejos en pilas tabique. En el capitulo 14 se estudian los estribos de los puentes, su dimensionamiento y respuesta. El comportamiento de las aletas, su cimiento y los anclajes al suelo para el uso de estribos especiales y muy altos. Todos los problemas constructivos de los puentes rectos se encuentran en el capitulo 15. En alguna otra versión simplificada de este libro, cada proceso constructivo se asociaba con la topología de tablero de que era origen. Esto llevaba muchas veces a repetir u omitir planteamientos constructivos en aquellos casos en los cuales el tipo de construcción era valido para varios de ellos. Por esta razón he decidido establecer los procesos constructivos de una sola vez y para todos los puentes. Empezamos por el tablero de vigas prefabricadas y su montaje. Si los tableros son bi-apoyados, semicontimuos o continuos y los procedimientos para establecer las vinculaciones entre los dinteles. Le siguen, a continuación, con los tableros losa, cimbras más o menos complejas, apoyadas en el suelo o autoportantes y aquellos problemas resistentes derivados de la construcción tramo a tramo. Pasamos después a la construcción en avance en voladizo, canos de avance, características propias de los puentes realizados con dovelas "in situ" o con dovelas prefabricadas. Se analiza el pretensado de los tableros así como la casuística que se establece en la unión entre pila y dintel. Se estudia con detalle el estado tensional que se produce en los "dientes" de las dovelas prefabricadas. El puente empujado constituye otra parte del capitulo, indicando las características de los parques de fabricación, el tamaño de las dovelas, gatos, apoyos deslizantes y demás dispositivos necesarios. Se analizan también los problemas resistentes derivados del proceso constructivo. El capitulo 16 es un capitulo dedicado exclusivamente al cálculo de puentes. He pensado, que cada vez más, los cálculos particulares, que aparecían apropiados para distintas configuraciones de puentes y que constituían un conjunto sin numero
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PUENTES Javier Man/erola Armisen
de casos particulares, una casuística apropiada pero dispersa, ha dado paso a la utilización cada vez con más intensidad de los procedimientos generales de calculo que por su potencia y complejidad pueden salir al paso de casi todo tipo de problemas particulares. Dentro de poco tiempo la casuística aun presente desaparecerá por completo. Se empieza estableciendo las reglas para la confección de los modelos de cálculo, herramienta fundamental pues en este modelo, de configuración cada vez más compleja, se pueden obtener los esfuerzos en todas y cada una de las fases por las que pasa la estmctura a lo largo del proceso constmctivo y su etapa en servicio. Al modelo, emparrillado espacial, se le presta especial atención, pues es una herramienta especialmente útil para la determinación de los esfuerzos y su postproceso. armado, y o comprobación tensional, seguridad de las secciones, etc, etc. Se sigue así una normativa que se basa principalmente en el calculo seccional de las estmcturas. El cálculo de la fluencia y retracción de los puentes es pieza fundamental para el análisis de casi todos los procesos de puentes en los cuales su constmcción pasa por fases muy evolutivas. La relación entre hormigones de distintas edades y características, la de estos con acero, no impOlia si es pasivo, activo o en perfiles y la interacción de todos estos fenómenos en el tiempo es fundamental para este problema. Se termina desarrollando modelos muy sofisticados para puentes completos mixtos. El calculo dinámico constituye la ultima parte de este largo capitulo. Se analizan los dos problemas básicos dinámicos de los puentes, el paso de vehículos, camiones o locomotoras y las solicitaciones sísmicas así como sus respuestas respectivas. En los capítulos 17 y 18 volvemos otra vez al estudio de las morfologías típicas de los puentes. Los puentes arco y los puentes atirantados. En el caso de los puentes arco, capíhl10 17, se empieza analizando los tres tipos de puentes arco, arco con tablero superior, arco con tablero intermedio y arco con tablero inferior. Se analizan sus disposiciones y dimensionamiento, tanto en hormigón como en acero, en arco simple, aporticando o tímpano en el caso de puente con tablero superior. Se analizan igualmente los arcos con tablero intennedio e inferior también en acero u hormigón. En todos ellos se plantean los distintos problemas resistentes que suscitan, la eficacia de las distintas disposiciones, y su respuesta resistente. Los modelos de calculo más habituales así como todos los procesos constmctivos utilizados, cimbras, avance en voladizo, basculamiento, etc. El último capitulo del libo trata los puentes atirantados. Se establecen en primer lugar la morfología longitudinal y transversal de la disposición general. Se estudian los tipos de secciones transversales, el tipo de atirantamiento en uno, dos y tres planos, con disposición en abanico, arpa o semi-arpa. Los tipos de pilas y las configuraciones generales planas o especiales. Se estudia después el tirante en sus distintas versiones morfológicas, sus uniones con la pila y el tablero y su respuesta resistente lineal y no lineal. A continuación se pasa al estudio de los modelo de cálculo de este tipo de puentes y el análisis de su respuesta resistente ante las diversas solicitaciones que se producen en la etapa de servicio y durante el proceso constmctivo.
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Presentación
Finalmente estudiamos los casos pmiiculares de puentes con atirantamiento extradorsal, las "velas" de hormigón, su estado tensional y el atirantamiento inferior de los tableros.
Este libro debe mucho a mucha gente. En primer lugar a mis profesores de la Escuela de Ingenieros de Caminos de Madrid, sobre todo en la sección de estructuras, que siempre fue la que más me interesaba. Aunque todos eran excelentes, debo destacar a dos, Torroja y Femández Casado. De TOIToja esperábamos poder absorber su penetración y conocimiento estructural, así como su talento en la fonnalización de lo resistente. De Femández Casado muchas cosas, como que la vida no es un conjunto de depmiamentos estancos sino un conjunto unitario que se manifiesta en múltiples direcciones. Aprendí la importancia de la constancia, de ordenar la inteligencia. Además me dio la opOliunidad, la enOlme satisfacción de sentir agradecimiento. A mis compañeros de profesión y trabajo. En primer lugar a aquellos, los de siempre, con que he compartido cansancio, preocupaciones, ocupaciones y también alegrías, Leonardo Femández Troyano, Miguel A. Astiz, Miguel A. Gil, Antonio Martínez Cutillas, Amando López, José Montero, Pablo Pezuela, Gregario Cannona, Teresa Sánchez, y a los nuevos, Javier Muñoz-Rojas, Silvia Fuente, Juan A. Navarro, Roberto Cannona, Elvira Quintana, Soledad Pezuela, Emilio Sánchez, Belén Sánchez y tampoco quiero olvidar a todos los otros, que aunque no hayan trabajado conmigo, siento por ellos afecto y agradecimiento. De todos he aprendido, he sentido su ayuda, y quiero que sientan rm agradecimiento. Ahora debía extender mi agradecimiento a todos mis amigos, compañeros de profesión, pero serían tantos que sería imposible hacer justicia. Solo quiero mostrar mi afecto personal y profesional por José Manuel López Sainz ya desaparecido. Quiero agradecer a Francisco Santa Isabel e Inmaculada Albacete, autores materiales de este libro, su trabajo, su interés y dedicación para que quede lo mejor posible. y finalmente mi agradecimiento a todos los puentes.
Madrid, diciembre de 2005
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INTRODUCCIÓN
INTRODUCCiÓN
El puente es un elemento del camino. Una carretera, un fenocanil se sirven de puentes para salvar determinados obstáculos que se encuentran en su camino. Atravesar un río, cruzar una canetera, ó una estación de fenocarril, son obstáculos frecuentes. La vía impone sus condiciones. Anchuras, alturas, peraltes, trazado en planta son
datos para el diseño del puente y las variables que constituyen su dimensión funcional. Rara vez el puente impone sus condiciones a la canetera, tienen que ser cruces realmente excepcionales, que reúnan una máxima dificultad para las posibilidades de la tecnología y unos costes excesivos, para que sean estos los que determinen a priori la ubicación del puente y sus condiciones geométricas a las cuales debe plegarse el trazado de la canetera.
Fig. 0.1 Puente la Reina
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PUENTES Javier lvlan/erola Armisen
Las condiciones funcionales las impone el móvil que utiliza la vía. En un puente medieval el perfil longitudinal en "lomo de asno" era perfectamente compatible con las exigencias del caminante o los carros y caballerías que utilizaban el puente. Con este perfil se resolvía un problema importante, por un lado adecuar el perfil del puente a unas márgenes situadas a poca altura sobre el agua y por otro permitir la disposición de arcos de cierta luz, cuyos peraltes permitían su adecuada conformación y un fácil paso de las aguas. Hoy en día un perfil en "lomo de asno" es totalmente incompatible con las exigencias del tráfico de vehículos, Fig. 0.1. Existe otra condición funcional que el móvil impone al puente. Se trata de su rigidez. Un puente se defonna al paso de los vehículos. Se producen acortamientos o alargamientos, giros, flechas, cOlTimientos en general que cambian las características del trazado. Las vibraciones del puente y su deformación, raramente eran tenidas en cuenta y su valor no influía en las condiciones de cruce y en el confort del usuario. Hoy en día pasa lo mismo en la mayoría de las ocasiones pero existen móviles, como por ejemplo, el tren de alta velocidad, que acota la cantidad de deformación que a su paso se puede producir en el puente ó en las pasarelas de peatones que deban controlar su respuesta dinámica para asegurar un cruce confOliable.
el acero por ejemplo, son el resultado de años de búsqueda de materiales mas resistentes, económicos y fáciles de obtener que lo que es la piedra y la madera, los cuales son los materiales clásicos de la historia de la construcción. De la misma manera, de rudimentarios conocimientos sobre la respuesta de determinadas disposiciones resistentes, obtenidas por procedimientos de prueba y error, se ha pasado a un adecuado control de la respuesta resistente de estructuras cada vez mas complejas y eficaces. Conocernos bien el comportamiento de arcos, celosías, vigas de grandes dimensiones, tableros atirantados o colgados. Sus disposiciones están además bastante optimizadas de manera que se conocen, en los casos nonnales, con suficiente precisión, que es mas barato o mas caro. Fig. 0.2.
Fig 02.(2) Puente del Escudo (Can/abria)
Para dar cumplida respuesta a estas necesidades, la tecnología cuenta con una serie de posibilidades. A lo largo del tiempo se han ido alumbrando materiales, medios, procedimientos y conocimientos que han permitido resolver la materialización del puente. El desalTOllo de materiales resistentes, el hormigón y
Fig. 02 (1) Puente de Cuatro Caminos- Madrid
Fig 02.(3)Puente de Barrios de Luna (León)
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INTRODUCCIÓN
Fig 03
Junto a estas posibilidades que constituyen la tipología estructural y los múltiples modelos de puentes que conocemos, el desarrollo en la geotécnia y las posibilidades de cimentación permiten realizar apoyos seguros en cursos de agua, laderas de montañas, y casi cualquier otro caso, resolviendo uno de los problemas clásicos de los puentes a lo largo de su historia, realizar cimentaciones seguras para que el río, por ejemplo, y la socavación que produce en el cauce y en la propia pila, no lo arruinen en épocas de avenidas. Las posibilidades y las necesidades no son variables independientes. Realizar un puente entre Londres y Nueva Yorle no se siente como necesario hoy en día, pero si se viese la posibilidad de realizarlo, a costes razonables, seguro que aparecería la necesidad con apremio. Hoy en día se están realizando obras que hace pocos años resultaban inimaginables. La posibilidad alienta la necesidad. Cruzar el Estrecho de Gibraltar resulta posible hoy en día, aunque eso sí, a un precio descomunal como para ser una alternativa a las embarcaciones que ahora mismo cumplen ese papel. Existe aún mucha distancia entre la necesidad y los medios que hay que disponer para satisfacerla con un puente en este lugar. Sin embargo a mediados del siglo pasado cuando se decidió realizar el puente de
Broolelyn, Fig. 0.3 la intensidad del cruce y el coste de realizar un puente apareció como evidente. Posibilidades y necesidades están siempre relacionadas y la historia de los puentes no es sino la expresión de esta relación. Los puentes han ido satisfaciendo necesidades sociales alumbradas por lo posible. En esta introducción han ido apareciendo variables que pertenecen al puente. Sus condiciones funcionales, impuestas por el tráfico que utilizan, las dificultades que presenta el obstáculo que hay que salvar y que la tecnología permite resolverlas. Sin embargo el puente no queda atrapado en este concepto. Nos aproximamos mas a lo que es un puente si introducimos la historia. Todo puente no es sino un momento en la historia de los puentes. Toda la tradición heredada de nuestros mayores configura y condiciona nuestra manera de pensar en puentes. Un puente romano o una pasarela colgada de los Incas del Perú no es solo una respuesta a un determinado problema de paso, utilizando una determinada tecnología, sino que también es una definición de lo que es un puente. Nos trasmiten no sólo el cómo se han realizado y para qué sirven, sino que empiezan a descubrirnos el qué de los puentes, su esencia.
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PUENTES Javier lv/ante/ola I1rmisen
En ellos podemos leer las preguntas que se hicieron sus constructores al realizarlo, y vemos que coinciden con las que nos hacemos ahora: qué material utilizar, cómo ordenarlo, cómo construirlo y qué resultado fonnal se encuentra. Definir entonces el puente como fonna resistente construida es especialmente útil, pues incluye las principales preguntas que se hace todo constructor en general y de puentes en particular-
piensa que son. La forma de un pilar es mucho más que el mero vehículo de unas determinadas solicitaciones, es el traductor en formas del sentimiento común de lo que es soporiar, qué es resistir la casa o el dintel. Que produzca sensación de robustez o liviandad, de tranquilidad o de intranquilidad, es algo que está en nuestra mano. Que se sitúe sobre un basamento o no, que se corone por un capitel o tenga estrías o no, es algo que trasciende el hecho resistente para converiirse en forma, f0l111a construida en que también lo resistente se manifiesta. Fig. 0.4.
Pero también es incompleto, pues los puentes no son sino el resultado de su historia y para el que los hace no son sino lo que él
Fig. 04
Hoy en día podemos determinar con bastante precisión cuál es el estado tensional que lo solicita, y la invención de la forma resistente pasa siempre por esa interacción de lo que sabemos que son las formas resistentes heredadas y la respuesta resistente que suscitan. Podemos hacer el pilar macizo o hueco, con sección en doble T o en cruz, podemos hacerlo de espesor constante o variable, podemos articularlo o empotrarlo. Podemos, incluso, evidenciar su respuesta resistente descomponiéndolo en elementos simples triangulados que manifiestan la complejidad de
los esfuerzos que lo solicitan. Todas estas formas, cuya explicación desde lo resistente es elemental, determinan fonnalmente una u otra versión que condicionará al resto del diseño. El cambio introducido por Brown en el dintel del puente colgado. Fig. 0.5., al pasar de la celosía rígida de la escuela americana a las secciones continuas pseudo-aerodinámicas del puente de Sevel11, es un buen ejemplo de lo que estamos diciendo y propicia la doble lectura física y formal, pues por un lado nos transmite la manera de tratar los esfuerzos
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INTRODUCCIÓN
Fig 06 (1) Puente de Alcántara (Cáceres) Fig 05.(1) Puente del Seven
Fig 05(2) Puente de Lisboa
aero-elásticos y por otro nos hace evidente la presencia del viento en la forma del dinteL Ahora bien, a la presencia de lo resistente en la forma es necesario añadir su dimensión de forma construida. Los ingenieros crean estructuras de gran tamaño cuyo logro sólo puede ser obtenido por agregación y superposición de partes pequeñas y manejables. La dovela de piedra de un arco es el resultado de un acto creador de primera magnitud; su peso, su forma, su resistencia son consustanciales a la forma final en que se ordenan (el arco), de manera que no se sabe qué es antes, si el arco o la dovela, pero lo que sí está claro es que el arco no se habría descubielio sin la dovela. Un arco monolítico es un producto de la naturaleza, no del hombre. Con muchos más medios y posibilidades, con muchos más conocimientos y dos mil años de historia constructiva, el puente de Parramatta, en la Bahía de Sidney, Fig. 0.6, de 304 m de luz, es una copia exacta en formas, conceptos y procedimientos de puesta en obra de su antecesor, el puente romano.
Fig. 06.(2) Puente de Parramatta
El material impone sus características propias en todo este proceso. No sólo sus características resistentes, como son peso, resistencia y rigidez, sino las características formales en que puede ser obtenido y configurado. La viga en celosía es al acero o a la madera como la piedra al arco, un prodigio de simbiosis entre construcción y forma resistente. Tampoco aquí se sabe qué es antes o después, el elemento lineal cOlio o la celosía en que se ordena. Y aparece el nudo, la vinculación entre las partes, como elemento sustan-
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PUENTES Javier Manterola Arl/li.sen
cial de lo construible. "Dios está en los detalles", decía Mies Van der Rohe. La conjunción de estos elementos, material resistente, forma en que se ordenan y construyen, constituye un lenguaje que es el propio de los artífices en los puentes, con su vocabulario y sus reglas. Y desde el cual se
producen diversas maneras de interpretar lo estructural de los puentes. Desde el principio de los tiempos hasta la actualidad se ha ido produciendo un sucesivo enriquecimiento de este lenguaje. A veces el desarrollo ha sido muy lento, en otros muy rápido. La historia de los puentes es el definitivo reflejo de toda esta complejidad y su única definición.
Pasarela del río Manzanares - Madrid
CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
1.- HISTORIA DEL PUENTE
Si los puentes actuales son el resultado de su propia historia, resulta imprescindible conocerla para tener un conocimiento cabal de los mismos. Yeso por una razón, como ya hemos dicho en la introducción, las preguntas que se hicieron sus constructores ante el problema de realizar un puente en un detenninado lugar, son las mismas que nos podemos hacer hoy en día, y si conocemos cuales eran las posibilidades con que contaban, nos podemos hacer una idea de qué es responder a este tipo de preguntas y además aventurar si su respuesta fue buena o no. Cieliamente solo estas razones no son suficientes para interpretar porqué hicieron el puente que hicieron. Toda una manera más general de pensar y de sentir su actualidad está vertida en esa respuesta y todo lo que sepamos sobre ella nos ayudará también a interpretarla conectamente, lo cual nos enfrenta con un doble problema resuelto en todo puente, la solución técnica y la respuesta cultural del momento. En esta introducción histórica vamos a entrar principalmente en la dimensión técnica de los puentes, más inmediata y fácil que la cultural.
y en este apatiado nos debemos hacer las preguntas adecuadas y no equivocarnos con generalidades que casi nunca se cuestionan. El qué, cómo y el con qué, lo sabemos. Antes y ahora, sabemos qué material o materiales vamos a emplear, conocemos qué o cuales, entre las tipologías disponibles, vamos a utilizar y muchas veces podemos predecir, y esto ahora más que antes, el tipo de problemas con que nos vamos a encontrar durante la construcción.
Las preguntas de nuestros mayores y las nuestras son modestas, con las posibilidades que tenemos y conocemos ¿cómo vamos a resolver el problema?, el cual viene definido principalmente por las características locales del lugar. Que variantes, sobre las variables que man~jo, puedo realizar con el fin de mejorar lo que hasta ahora conozco. Son pasos menudos, mínimos que damos en el mejor de los casos y que poco a poco, a lo largo de los siglos y de tantas personas que se han preguntado con rigor sobre el qué de su quehacer, es como se han ido constituyendo la tecnología que tenemos.
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PUENTES Javiel lv/anterola Armisen
Un cambio de material, es un cambio fundamental. Y cuando se produce, a principios del XIX y quizás ahora estamos en puertas de otro, se produce sin darnos cuenta. Pero el cataclismo que ocasiona en todo lo que hasta entonces se conocía es enorme. Todo cambió con la llegada del hieno y del acero, ¿qué tiene que ver el puente de la Concordia de Penonet Fig. 1.0.1(a) de 1791 con el puente de Menai de Telford hecho solo 30 años después? Penonet con toda su maestría y talento, piensa como un ingeniero romano mientras que Telford, con materiales metálicos, está abriendo el paso a los grandes puentes colgantes de la actualidad, Fig. 1.0.1 (b).Cuando Abraham Darby III, realiza en fundición los planos de Pritchard y Wilkinson para el puente de Coalbrookdale Fig. 1.0.1 (c) reproduce de la mejor manera posible un puente arco de piedra con banas de fundición. Hace 10 que hizo el primer fabricante de automóviles, un coche de caballos sin caballos. Pero, pronto, las enorn1es posibilidades que lleva consigo el nuevo material desencadenan uno de esos cambios en métodos, tecnologías, procedimientos y formas finales que diferencian una época de la siguiente. Esta elemental y básica historia de los puentes se divide en varias etapas que pretenden ser sucesivas pero que a veces se superpondrán en el tiempo. Los puentes de piedra, los puentes arco de piedra serán los primeros puentes a tratar, nos han acompañado desde hace rnás de 2000 años y ruuchos de ellos seguimos usándolos. Los puentes de madera se solapan totalmente con los de piedra. Serán los segundos y aunque solo quedan escasos ejemplos de puentes de los siglos XVIII y XIX son el prólogo y los precursores de los puentes metálicos en celosía. Los puentes del siglo XIX y principios del XX constituyen el tercer apartado. Al resto de los puentes de este siglo están dedicados los demás capítulos de este libro.
Fig 1. 01 (b) Puente de la Concordia
Fig1 0.1 (b) Puente del Estrecho del Menai
1.1.- Puentes de piedra FigJO.1 (c) Puente de Coalbrookdale
Desde la mas remota antigüedad hasta bien entrado el siglo XIX, el puente arco de piedra constituye la tipología básica de los puentes que se construyen con voluntad de permanecer. Con orígenes no bien conocidos en Asia, el puente arco de piedra alcanza con los romanos la estructura básica que con pocas variaciones, a lo largo de los siglos, va a
determinar la forma de resolver el cruce de calzadas y caminos sobre los accidentes naturales. Fig. 1.1.01. Los elementos básicos de un puente arco de piedra son: en primer lugar, el arco formado
CAPITULO /.- HISTOR/A DEL PUENTE
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por dovelas. En segundo lugar, la calzada, cuyo trazado facilita su uso para peatones o caballerías. El relleno entre arco y calzada, constituye el tercer elemento básico, y sirve de transmisor de las acciones de uno a otro elemento.
Fig /10/ a Puenle de A/cánlara
Finalmente los tímpanos laterales que constituyen el elemento de contención lateral del relleno. Estos elementos básicos se mantienen constantemente a lo largo de todos estos siglos sin variación alguna. En un primer acercamiento al puente de piedra podría decirse que a lo largo de mas de dos mil años no ha experimentado variación alguna. Como veremos, en una visión mas próxima se pueden distinguir la serie de cambios producidos por el paso del tiempo, Fig. 1.1.02. El conjunto de conocimientos científicos que sopOlian la tecnología del puente de arco de piedra, son consistentes pero mínimos, si los miramos con ojos de hoy.
Fig. ]JO/ b Acueducto de Segovia
Fig. /
fO]
c Puenle La Reina
La dimensión científica del conocimiento resistente de las estructuras empieza a perfilarse en los siglos XVII Y XVIII Y eclosiona en el siglo XIX, Mientras tanto el método de prueba y error, de una manera lenta, fue acumulando conocimiento, creando un cOl~junto de reglas básicas que se debían conocer y seguir para tener éxito en la empresa. ¿Cual debe ser el espesor del arco en función de su luz?, ¿el material es piedra o ladrillo? y ¿la curva del intradós debe ser semicircular, un arco formado por uno o tres círculos, elíptica? ¿Cual debe ser su relación flecha-luz? ¿ cual debe ser el espesor de pilas y estribos? ¿Como se debe cimentar un puente en un río? Son preguntas comunes que encierran respuestas recogidas en normas que se siguen con mayor o menor fidelidad en el tiempo. L.B. Albelii en De re aedificatoria, 1452, es el primer autor que establece las reglas que deben seguirse para asegurar la estabilidad y constructivilidad del puente. Palladio en 1 Quattro Libri dell'Architettura, Venecia, 1570, constata el dimensionamiento de los romanos. Gautier,
PUENTES Javier Mamerola Armisen
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Fig 11.02
Blondel, Penonet, etc establecen nonnativas cada vez mas ajustadas y que recogen la experiencia adquirida y su propia invención en lo que debe ser el dimensionamiento de los puentes arco de piedra. Si comenzamos hablando de la relación del espesor del arco con la luz, Fig. 1.1.02., Alberti establece para el espesor del arco que C=L/10, para los arcos generales y puede reducirse a L/15 para algún caso notable y nunca reducirlo de 30 cm. Perronet establece una fónnula mas complicada C 0,325+0,035L y ya en el siglo XIX Lesguiller establece que e = 0,1 + 0,2.[i. Sin embargo este espesor de arco no se refiere para nada a la calidad de la piedra ni a la relación flecha/luz, variables ambas que, como sabemos hoy en día, son detenninantes en la obtención del estado tensional que solicita al arco y en el conocimiento de si ese estado tensional puede ser resistido. C = espesor arco. L = luz arco. En el caso de que la directriz del arco fuese semicircular, la respuesta a la pregunta de cual es la relación que debe existir entre la flecha y la luz del arco sería 1/2. Sin embargo
la directriz semicircular, que se desanolla sin interrupción a lo largo de toda la historia del puente arco, convive con otro tipo de directrices. Para los romanos casi la única directriz que existió fue la semicircular. Existe algún raro ejemplo de directriz pseudo-elíptica, como es el caso del puente Vaison-la-Romaine en Francia. La directriz semicircular está acompañada con la fonnada por dos arcos apuntados y segmentos circulares a lo largo de toda la edad media. El arco apuntado, que se conocía en Irán desde el siglo V, no penetra en Europa hasta el siglo XII y se encuentra de una manera frecuente en los puentes desde esta fecha hasta el siglo XVI. De cara a los puentes de piedra, el arco apuntado es un elTor conceptual. Como hoy sabemos, el antifunicular de cargas, disposición a que debe tender la fonna del arco para eliminar o minimizar las tracciones en la fábrica, tiende a ser en un puente exactamente la contraria a ésta, pues el peso se concentra en "riñones" y no en clave. En este sentido los arcos elípticos o los circulares , de dos o tres centros, pueden concentrar mas curvatura allí donde hay mas carga. Fig. 1.1.03.
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CAPITULO f- HISTORIA DEL PUENTE
Fig 1" 1.03 Puente de Besa/u
Sin duda la coexistencia con el gótico tuvo que influir en el apuntamiento de los arcos; pero si analizamos las razones técnicas que produjeron el estilo gótico vemos que no coinciden con las que se producen en un arco de puente. El gótico tiene como intención aligerar las bóvedas y cúpulas para reducir el empuje sobre los pilares, muros y arbotantes. Para ello, en primer lugar, nerva las fábricas, concentra en determinadas líneas el itinerario de las cargas, líneas que sirven además de plegamiento de las cubiertas lo que les proporciona rigidez a la vez que ligereza. En segundo lugar las bóvedas y cúpulas de las catedrales góticas están fuertemente cargadas en la clave por las grandes cubiertas superiores de madera y pizarra. Ninguna de estas dos razones pertenecen al puente de piedra en arco apuntado. El arco apuntado crea relaciones flecha/luz mayores que en el arco semicircular. Pues si en éstos se establecen relaciones de 112, en el caso de arcos apuntados estas relaciones crecen. Así en el puente de Belcastel la relación es de 1/1,7, en Limoges 1/1,6 Y en Entraygues 111,6. Un arco apuntado con un triángulo equilátero inscrito daría una relación flecha/luz de 111,155.
Algunos autores achacan el apuntamiento del arco a una excesiva precaución en eliminar la deformada de la cimbra durante la construcción de un arco circular. Sin embargo, no sabemos cual es la razón real que condujo a nuestros mayores, de la edad media, a realizar arcos apuntados, que, por otro lado podían coincidir con arcos semicirculares en el mismo puente. Hay que tener en cuenta que el conocimiento de las razones negativas que he acompañado a su proyecto no se conocen hasta el siglo XVIII, cuando Piranesi desalTolla las curvas funiculares. Además si considerásemos que la exactitud geométrica, la aproximación a la curva antifunicular, es el fundamento de la resistencia de los puentes arco, deberíamos convenir que muchos de ellos se deberían haber caído hace mucho tiempo. Los arcos del formidable puente románico de Puente la Reina en NavalTa, Fig. 1.1.01 están tan deformados por las sucesivas demoliciones y reconstrucciones que se han producido a lo largo de la historia, que se hubiesen caído. Sin embargo la capacidad de conducir las cargas a lo largo de los arcos intemos que se pueden formar en estas fábricas, provistas de una gran consistencia intema, es enorme. Todo esto,
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PUENTES Javier Mal1lelOla Armisen
ayudado por la pequeñez de las tensiones que se desanollan en estas estructuras, cuya luz es de 20 m., hace que estos puentes sigan en pie. El arco que si tiene fundamento es el segmento circular con ángulo central menor de 180°. Su definición se realiza por su relación flecha/luz. Ahora sabemos que en un arco semicircular es inútil la parte inferior, Fig. 1.1.04. El antifunicular de cargas se desvía de la geometría exterior y se introduce en el cuerpo del tímpano que es donde se equilibra su carga con la del arco vecino. Razón ésta por la cual es fundamental utilizar una buena disposición de fábricas o sillares en la parte de unión entre dos arcos.
El Ponte Vecchio de Florencia comenzado en 1345 presenta relaciones flecha/luz de 1/6,7. La reducción de la relación flecha/luz, lleva aparejados dos inconvenientes importantes. El tallado de las dovelas que constituyen el arco deben ser mucho mas precisas, pues enores significativos en su ejecución, llevarían a ajustes inadmisibles de su geometría en el momento del descimbramiento. La segunda es que la cimbra tenía que ser mas rígida y precisa. Razón ésta por la que hay que esperar al Renacimiento cuando la perfección técnica era mejor. En teoría, El Ponte Vecchio, es un puente que se adelanta a su tiempo. Fig. 1.1.05.
Fig 1J04
Fig 11.05 Pol1le Vecchio- Florencia
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CAPITULO I - HISTORIA DEL PUENTE
Fig. ¡ ¡ 06 Puente de la Trinidad
El fonnidable puente de la Santa Trinidad en Florencia (1566-1569) de Ammanati, Fig. 1.1.06, presenta un perfil muy tendido con relación flecha/luz de 1/6,6 y arco de tres círculos, un círculo central grande y dos círculos laterales pequeños que no sirven sino para establecer un detenninado acoplamie~1to formal con las pilas. Se inicia así un cam1110 muy fmctífero en el desanollo de los puentes posteriores. El renacimiento introduce otra intención en los puentes. Si en el puente medieval recto o en "lomo de asno", lo estricto, en lo que se refiere a la disposición resistente, es la nonna, sin vestigio alguno de bóvedas nervadas que señalasen la presencia de los grandes artífices de las catedrales, en el renacimiento, la presencia de los grandes arquitectos en el diseño de los puentes es evidente. Los perfiles longitudinales rectos se imponen, así como el tratamiento oma111ental de impostas, tajamares, arcos, comisas y parapetos. El puente se convieIie en una construcción, en la cual, el estricto diseño medieval convive con la omamentación. El puente de Segovia de Madrid, de ReITera, es un acabado ejemplo. Fig. 1.1.07.
Fif!;.l. ¡ 07 Puente de Segovia
Palladio impone con su enonne peso, tanto técnica como fonnalmente, la manera arquitectónica de enfrentarse con el puent~. Su propuesta no realizada para el puente de RIa~to en Venecia es un ejemplo elocuente. FIg. 1.1.08a. Se construyó el proyecto de Antonio da Ponte. Fig. 1.1.08b. Los famosos "comes de vaches" que producen un formidable aspecto en las que podríamos llamar fachadas de los pue.ntes, aparecen en el siglo XVI como acoplamIento
PUENTES
Javiel Manterola Allnisen
Fig.1J08 (a) PI/eme de Rialto-Palladio
Fig. 11 08 (b) Ponte de Rialto-A. Da Ponte
de las bóvedas!. cilíndricas a tajamares inclinados. En el Pont Neuf de París, 1578, Fig. 1.1.09., se decidió ensanchar el puente, para sopoliar casas, cuando ya estaban realizadas las cimentaciones y las pilas del brazo estrecho del Sena. Baptiste du Cerceau decidió aprovecharlas y para acoplar las bóvedas ensan~hadas ~ la inclinación del tajamar, produjo los pnmeros "comes de vaches" que con tanta profusión se han utilizado después con carácter omamental.
El juego de luces y sombras presentes en las impostas parapetos y tajamares se establece también en el frente del puente retranqueado el arco respecto al paramento exterior ó con la disposición de dos arcos superpuestos. También aquí la necesidad de ensanchar los puentes, moviendo el paramento vertical exterior sin mover el arco, produce su efecto en la distribución de luces y sombras que después es buscada por su dimensión omamental.
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Fig 1109 Puente nuevo- París
Esto se emplea también cuando el ensanchamiento es mas impOliante y la nueva bóveda, adosada a la antigua, se coloca en posición más elevada que la antigua. Siguiendo con la dimensión arquitectónica del puente, tenemos tres ejemplos fundamentales de la aportación francesa a hacer clásico el puente arco de piedra. En primer lugar, el ya citado Pont Neuf de 1578 a 1607, de Jacques Ange Gabriel, con luces de 20,8 m., pilas oblicuas al cauce y tajamares muy afilados, coronados por balcones semicirculares y comisas claramente definidas acentuadas por ménsulas ornamentadas. En segundo lugar, el puente Royal de París (1684-85) sobre el Sena diseñado por Jules Hardouin-Mansart y construido por Gabriel. El tercero es el puente de Blois, de 280 m de longitud, de Jacques V Gabriel, en 1716; puente admirable, con perfil longitudinal con ligera pendiente, con variación de la luz de los arcos desde 16 m en los arranques a 26 m en clave en el centro, el cual está coronado por un obelisco para establecer el cambio de inclinación de la rasante. En todos ellos se realiza la tendencia francesa a
definir lo Oliodoxo en cualquier quehacer. Sus rasgos fundamentales son arcos en "anse de ponier" (elíptico o circular de 3 ó 5 centros), cornisas muy acentuadas, parapetos salientes, tajamares triangulares acentuados. Para concluir con la indudable maestría francesa en el diseño de puentes de fábrica a lo largo de los siglos XVII y XVIII conviene acabar con Perronet (1708-1794), autor de puentes tan notables como el puente de Neuil1y, o el puente de la Concordia de París (17871791) donde alcanza una relación flecha-luz de 1:8 para luces de 31 m, lo que sin duda constituye un prodigio de maestría en la elección y tallado de la piedra. Fig. 1.0.1. Volviendo al dimensionamiento del puente arco de piedra, la otra variable fundamental que nos queda por tratar es la anchura de la pila y su relación con la luz del puente. Ya Alberti en su tratado distingue entre pila y estribo, la primera con empujes equilibrados, no plantea problemas de dimensionamientos especiales, en cambio, el estribo debía soportar los empujes desequilibrados de un solo arco.
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PUENTES
Javier Manterola Annisen
Lo relaciona bien con las dos variables de que depende, la altura de la pila y la luz del arco. Establece A=H/4 y 4
si no se realiza un adecuado recalce de su cimentación, lo cual se puede realizar de una manera muy fácil, hoy en día, por inyección del aluvial o la hinca de micropilotes. y sin embargo la tecnología que se utilizaba para cimentar estos puentes no podía ser mejor. Fig. 1.1.02. Se empezaban realizando dos recintos de pilotes de madera hincados entre los cuales se disponía teneno arcilloso. Se podía realizar así la excavación interior de las tienas y la eliminación del agua con bombas especiales (de cangilones, por ejemplo). El apoyo de las fábricas en teneno consistente o el hincado de pilotes definitivos, en los casos necesarios, se podría realizar en seco. Sobre los pilotes o el teneno resistente se disponía una cama de tablones de madera sobre la cual se empezaba a colocar los sillares de la pila.
El dilatado tiempo que se estaba instalado sobre el río hacia muy probable que grandes avenidas arl1linasen, año tras año, las cimentaciones en fase de constl1lcción. La tentación de culpar a los dioses del río de todos estos males conducía a la búsqueda de protección divina, la cual pasaba por la realización de sacrificios de animales y la constl1lcción de capillas votivas para conseguir ayudas "especiales". Cuando no funcionaba lo divino se podía acudir al diablo, el cual solía ser mas eficaz. Siglo XIX
Aunque la técnica mas novedosa discune por los caminos que está abriendo el hierro y el acero, los puentes de piedra ó de mampostería, siguen constl1lyéndose, además de en las calzadas n0I111ales, Fig. 1.1.10 Y acueductos de abastecimiento, en dos campos inéditos hasta el momento, la construcción de puentes de fenocarril y la de grandes acueductos, muchas veces navegables, correspondientes a la unión de cuencas diferentes. Este tipo de obras están presentes también en el siglo XVIII. La presencia de este tipo de material en los puentes de fen'ocalTil se prolongó hasta que el honl1igón armado sustituyó a la mampostería. Y esto es debido a que muchas veces, en competencia con puentes metálicos, se prefirió el puente de piedra por presentar una seguridad y una rigidez mayor.
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CAPITULO /- HISTORIA DEL PUENTE
Sejourné (1851-1939)
Desde la muerte de lR. Perronet en 1794, la construcción de puentes de piedra había entrado en una rutina no muy brillante. Se asimila la utilización de pilas delgadas 118 ó 1110 de la luz, bóvedas muy rebajadas, e intradós de los arcos en "anse de panier" de tres, cinco y hasta diez centros, para desembocar finalmente en el arco elíptico. En todo este tiempo, el puente de Neuilly, construido por PelTonet de 1768-1774, sigue siendo el modelo a seguir. Sejourné renueva el diseño y la técnica de los puentes de piedra. Después de la publicación, a los 35 años, de su célebre memoria "Construction de ponts du Castelet, Lavaur et Antoinette ", todos los constructores imitaron y adaptaron las disposiciones de estas obras. Las luces que alcanza son muy grandes, 61,5 m. en el puente de Lavour y las disposiciones estructurales son siempre iguales:
Fig 1.1 10 Puente de Terue!
Fig.I.III Puente Ado!{o- Luxemburgo
Bóvedas construidas por anillos sucesivos y de espesor variable, creciente de clave a arranques. Cimbras muy rígidas y por tanto caras. De precio incluso mayor que la de las bóvedas que sopolian.
Unión de arco y tablero en una amplia zona central. Sustitución de una bóveda de anchura total por dos bóvedas de tamaño reducido.
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PUENTES
Javier Nfantero/a Annisen
Fig 1.1.12 Puente de
/05
Catalanes - Tou/ouse
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p. hI
---
Fig 1 1.13 Puente de Fontpédrouse
La construcción de arcos por anillos sucesivos, dos ó tres anillos. Se colocan las piedras del primer anillo sobre la cimbra, dejando llaves abietias para que la defonnación de la cimbra no produzca defOlmaciones en el primer anillo. Una vez colocado todo el primer anillo se cierran las llaves. Así este primer anillo puede colaborar con la cimbra en el soporte del resto de los anillos. En 1903 construye el gran puente Adolfo en Luxemburgo sobre el valle de la Petruse. Con una luz enonne, alrededor de 80 m, Sejoumé realiza el
primer puente en el cual la bóveda la divide en dos arcos independientes, colocando sobre ellos una losa de honnigón annado. Su razonamiento para eliminar la bóveda continua no es otro que el que establece la ventaja de los elementos lineales a los continuos. Se consigue así eliminar peso propio de las bóvedas y el tablero se extiende sobre los arcos a uno y otro lado para completar la anchura del puente. Habida cuenta de la profundidad del valle, la cimbra que construye Sejoumé es formidable. Fig. 1.1.11.
CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
En el puente de los Catalanes en Toulouse de 1911, aplica el mismo principio que en el puente de Luxemburgo. Realiza dos arcos gemelos de 3,25 m. de anchura, separados 10m entre sí y cubiertos por una losa de hormigón de 22 m de anchura. Fig. 1.1.12. El viaducto de Fontpédrouse es de ferrocan-i1. Con 65 m de altura, Sejoumé realiza un viaducto de dos pisos. El inferior está formado por un arco ojival de 30 m de luz y 18 m de altura que recibe en clave el pilar de un arco del segundo piso. Fig. 1.1.13. Sejoumé fue un fonnidable ingeniero, aunque anacrónico. Llevó el puente de piedra a una dimensión y perfección inimaginable, cuando ya estaban construidos los puentes metálicos franceses de Oporto, 160 m de luz (1877), Garabit, 165 m de luz (1884), Viaur, 220 m de luz (1902) Y si miramos a los ingleses, la celosía metálica múltiple del Firth of Forth de 520 m de luz (1890). En cuanto a los puentes de fabrica de honnigón annado, Tavanasa (1905), el primero de los puentes modernos de Maillart es anterior al viaducto de los Catalanes y Freyssinet está construyendo Le Veurdre a la vez, en 1910. Viaductos de Ferrocarril y Acueductos
La dificultad del ferrocarril de acoplar su geometría a la del terreno y la necesidad de construir líneas nuevas por zonas abruptas y difíciles, dio lugar a la realización de un enonne número de viaductos de piedra en
Fig 1114 Viaducto de Ferrocarril de Cize-Bolozon
todos los países. Sus características SIempre son similares, grandes pilas de fábrica nervadas, arcos del orden de lOa 30 m de luz y gran longitud. De una, dos y hasta tres plantas, se extendieron por toda Europa. El Viaducto de G6ltzschtal de 1846, que probablemente es el viaducto mas grande de ferrocarril de fábrica del mundo, se desanolla a lo largo de 579 m de longitud y a una altura de 85 m. La luz principal es de 30,27 m y las secundarias de 12 m. En la Fig. 1.1.14 representamos el viaducto de ferrocanil de Cize-Bolozon. Los acueductos responden a las necesidades de navegación de los grandes trabajos europeos de unir los ríos entre sí, corno medio de transpOlie. Son obras pesadas y macizas que no aportan mas novedad que la gran caja superior donde transportan el agua. En la Fig. 1.1.15. representamos el puentecanal de Guetin sobre el Allier, de 19 m de luz y canal de 6 m de anchura.
I I
n/l/el'
Fig. 1.115 Puente
canal de Guetin
+
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PUENTES Javier Manterola Armisen
1.2.- Puentes de madera Un material que ha coexistido con la piedra en la construcción de puentes, a lo largo de todos los tiempos, ha sido la madera. Sin embargo, el tiempo y el fuego han ido destruyéndolos de manera que no existen puentes anteriores al siglo XVIII. En cuanto a su extensión geográfica solamente se han desalTollado en países de muchos bosques, Suiza y USA principalmente.
Si nos remontamos a la más remota antigüedad tendríamos que hablar, en primer lugar, del puente que Cesar hizo construir sobre el río Rhin y cuyos vestigios nos han llegado a través de Alberti, Giocondo, Palladio Y Rusconsi. En la Fig. 1.2.01 presentamos la reconstrucción que sobre ese puente hizo Palladio. En la columna Trajana aparece un puente sobre el Danubio del mismo tipo.
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Fig 12 () I Puente 50bre el Rin de César
Palladio en sus "Quattro libri del! 'Architettura" (1570) recoge tres tipologías de puentes de madera absolutamente asombrosos para la época en que fueron diseñados "Prima, seconda y terza invenzione per un ponte in legno senza piloni intennedi" Fig. 1.2.02. La solución en arco de Paladio aparece mucho antes, grabada en la columna Trajana de Roma. Deberemos llegar a bien entrado el siglo XIX para encontrar un desalTollo de la celosía de balTas tan acabado como lo plantea Palladio.
Pues ciertamente el conOCImIento de como conseguir con elementos lineales pequeños, salvar una luz grande ha sido mucho mas difícil de lo que a primera vista parece. Su solución definitiva, en el siglo XIX, ha dado lugar a uno de los logros estructurales más importantes de toda la historia de la construcción. La viga en celosía es su resultado. El nudo, el modo que tienen las piezas de unirse entre sí, y que de una manera fácil y sencilla canalicen los esfuerzos que deben transmitirse a través de ellos, constituye la piedra angular donde reside el funcionamiento de semejante invención.
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CAPITULO 1 - HISTORiA DEL PUENTE
Fig 1J02 Palladio - celosías
No existen vestigios de los puentes construidos por Palladio. Sí existe, sin embargo, un puente morfológicamente mucho más simple, y que consiste en la utilización del puntal inclinado como procedimiento para reducir la luz de las vigas horizontales de madera dispuestas entre las pilas. Es el puente de Bassano del Grappa (Venecia) sobre el Brenta de 1570. Fig. 1.2.03. Ha existido una fuelte controversia sobre si fue Palladio o un carpintero, Battista Marchesi, quien ideó el puente. Lo cierto es que, el primer puente que proyectó Palladio para el lugar es un puente de piedra, que fue rechazado por la comunidad de Bassano por la dificultad de ~jecución en un curso de agua extraordinariamente violento y que sucesivamente arrastraba los puentes que se disponían en ese lugar. A continuación proyecta el puente actual, que aparece en los "Quattro líbri del! 'Architettura ", del cual existen precedentes similares desde la época romana. Al tratarse de un puente de madera y colocado en la mitad de la ciudad de Bassano, este puente ha sido destruido y reconstruido sucesivamente. La última reconstrucción ha sido realizada, según los planos originales, después de la segunda guerra mundial.
Fig.J103 Puel1le de Bassano sobre el Bren/a
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PUENTES Javier Manterola Armisen
Palladio utiliza el puntal inclinado para reducir la luz libre de elementos lineales sometidos a flexión y poder separar los apoyos una distancia mayor. Es una intuición estructural básica, crear un apoyo intermedio flexible, enonnemente eficaz cuando la sobrecarga variable es pequeña, como oCUlTÍa en los puentes antiguos. Se acude siempre a este artificio cuando la separación entre las pilas es mas grande que la capacidad pOliante de los elementos lineales. En caso contrario, como en el puente de Cesar sobre el Rhin, se puentea simplemente la distancia entre los apoyos sin ayuda intermedia, de la misma manera que en el puente de Lucerna que tiene una luz libre de 7,65 m. Esta pasarela, construida en 1300 ha sido destruida recientemente por un incendio y reconstruida después.
Fif!. 1204 Puente de Lucerna
Pero la necesidad de ir a luces mayores conduce al apuntalamiento inclinado, interno en el caso del puente de Lucerna, Fig. 1.2.04 o a una serie de configuraciones estructurales muy interesantes.
Fif!.1.205
a)
b)
e)
d)
e)
l)
Fig 12.06
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Una primera consiste en unir dos elementos lineales de un canto determinado para producir una pieza de canto doble. Para ello no hay sino que evitar el deslizamiento relativo entre ambas piezas lo que se consigue por un denteado y zunchado adecuado, Fig. 1.2.05. Este mismo procedimiento puede utilizarse para transmitir tracciones a través de piezas discontinuas zunchadas, lo que se empleará para los tirantes de las celosías elementales que se crean en esta época. Sin embargo conseguir aumentar la luz, creando capacidad de carga por superposición de piezas, es mucho menos eficaz y más costoso que la utilización del puntal inclinado que va a generar una gran variedad tipológica en los puentes de madera.
Fig 1207 Puente de Lucerna
En la Fig. 1.2.06 presentamos una serie de puentes obtenidos a partir del puntal inclinado. En la Fig. 1.2.06a presentamos la célula elemental, origen de un enorme desano110 posterior, que es la pila-pilote con dos puntales inclinados. En la Fig. 1.2.06b la luz principal del puente de Heinzerling, se divide inclinados que salen desde la pila o los estribos. Fig. 12 08 Puente mixta-arco y celosía
En el puente de Westminster - según un diseño original de 1738, Fig. 1.2.06c, el apuntalamiento inclinado se dispone de una manera muy interesante. Un cambio nmdamental de la utilización del puntal inclinado lo encontramos en el Spreuerbrücke de Lucema, de 1400 y reconstruido en 1568, Fig. 1.2.06d Y Fig. 1.2.07. Se establece una auténtica viga en celosía sin mas que unir los puntales por su palie inferior. Esta estructura, aunque nmciona mal para cargas no simétricas, ya que no triangula la célula central, constituye un paso fundamental en el proceso de desanollo de la viga en celosía. Ese mismo planteamiento, con apuntalamientos múltiples, cada vez más inclinados y complejos, pero siempre partiendo desde dos puntos fijos es el famoso puente sobre el Rhin en Schaffhausen del también famosísimo Hans Ulrich Grubenman de 119 m de luz, pero que la municipalidad consideró demasiado audaz y por ello se aprovechó una antigua pila intemledia para realizar un puente de 2 vanos de 50 m. Fue construido entre 1756-1758 y
destruido por un bombardeo del ejército francés el 13 de Abril de 1799, Fig. 1.2.06f. Este puente no estaba calculado. Culmann aún no había escrito su "Diseilo estático" (1866) que establece la detenninación precisa de los esnlerzos que se desanollan en una celosía. Para convencer a las autoridades de la posibilidad de realizar semejante luz sobre el Rhin, Grubenmann se subió encima de la moqueta para demostrar su resistencia pero tuvo que decir que el dimensionamiento de los puntales era deducido de su experiencia. La construcción de estos puentes se realizaba con la utilización de cimbras de puntales apoyados en el suelo, en las cuales los suizos han sido siempre maestros. El puente en arco de madera es una transposición del arco de piedra a la madera. Se trata de arcos laminados, obtenidos por la superposición de diversas láminas discontinuas encoladas y grapadas entre sí, que proporcionan inercia al arco, Fig. 1.2.08. En el mismo
PUENTES
Javier Manterola Armisen
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e) Fig 12.09
puente Spreuerbrücke en Lucerna, existe una segunda parte constituida por un arco de madera (1400). La estructura arco se utiliza en un gran número de puentes y la familia Grubenmann alcanza 61 m de luz con esta tipología. Con posterioridad se utilizó la madera, a la manera de un arco tradicional como aparece en el puente de Bamber de 1809.
En los puentes de la línea de Ferrocarril Baltimore-Ohio se constl1lyen una serie de puentes sobre el río Patapsco, de B.H. Latrobe, en 1838, con luces de 50 m y en las cuales se recupera el concepto de celosía múltiple. Esta tipología de puentes fue importada a Europa desde los Estados Unidos y en Suiza encontramos varios ejemplos, Fig. 1.2.10.
Las vigas americanas
El desarrollo del puente de madera sigue su propia dinámica en los EEUU. La viga en celosía, Fig. 1.2.09a, pretensada transversalmente por redondos metálicos era fácil de construir y barata pero según la tecnología europea de mala conservación. Theodore Burr une esta celosía al arco en un confuso comportamiento conjunto en el puente de Waterford, Fig. 1.2.9b, Y llega a la formidable realización del puente de Trenton sobre el Delaware de 1894 y dos vanos de 61 m de luz, Fig. 1.2.9c. Este puente estuvo en servicio hasta 1909 en que ardió y fue sustituido por un puente en celosía metálica.
Fig.12.10
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CAPITULO I - HISTORIA DEL PUENTE
Pero la combinación de arco y celosía era difícil de realizar, montar y controlar. Ithiel Town, arquitecto de patente de viga en celosía múltiple, Fig. 1.2.11, realizada con piezas de madera ordinaria, simplemente pegadas. En 1831, Town, explica como se puede sustituir, en este tipo de vigas, la madera por hierro o fundición, cuya aplicación tuvo una gran utilización en puentes de ferrocanil por todo el
mundo. De aquí al puente metálico de Britannia de 1850, el primer puente en viga de alma llena, solo hay un paso. El puente de madera más notable que se construyó fue el llamado "Colosus Bridge" construido en 1812 de 103,6 m de luz en es-
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Fig 12 I1
Fig. 12.12 ColoslIs Bridge
quema prácticamente igual a uno de los de Palladio y en disposición mucho mas simple y eficaz que los de la familia Schffhausen. Con proyecto de Lewis Wirnwag fue destruido por un incendio en 1838. Fig. 1.2.12.
1.3.- Los puentes de hierro y acero -
Siglo XIX Existen muchos factores que detenuinan la aparición de la primera revolución industrial en la Inglatena de finales del XVIII, principios del XIX, No nos interesa ahora tratar de este tema, que produjo uno de los cambios más importantes que ha experimentado la humanidad desde la aparición de la agricultura, y ese cambio es la industrialización. Lo que nos interesa a nosotros es sus consecuencias en la construcción, en general, y en el mundo de los puentes en particular.
Se deben considerar tres hechos fundamentales que detenninan la enonue evolución que experimentan los puentes en este siglo. El primero es el ferrocanil. Las necesidades del transporte y la extensión del ferrocarril como solución a este problema, detenuinó la instalación de las vías, de mucha menor flexibilidad para acoplarse al terreno que los caminos para carros. De esto surge la necesidad de realizar una gran cantidad de puentes, cada vez más importantes y sobre lugares alejados y de difícil acceso. En segundo lugar, el desarrollo de materiales metálicos de características cada vez m~jores. La fundición primero, el hieno forjado después y finalmente el acero. La fundición, que se obtiene en horno de coke y que fue desanoliada por la familia de Darby a partir de 1706, tiene un porcentaje de carbono muy elevado, del 2% al 6%. Es un material duro, quebradizo y de trabajabilidad deficiente,
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PUENTES Javier Manterola Armisen
pero que por otro lado, es fácilmente moldeable, resiste muy bien la compresión con cargas de rotura de hasta 5000 kg/cm 2 y no se oxida. Sin embargo tiene una mala resistencia a la tracción, del orden de ISO a 200 kg/cm2, lo que la hace inadecuada para la fabricación de vigas que sin embargo se fabricaron hasta la mitad del siglo XIX. Su módulo de elasticidad es también muy bajo, del orden de 1.100.000 kg/cm 2 . El hielTo forjado, puesto a punto a finales del siglo XVIII con la mejora de calidad y el abaratamiento de producción con el horno de pudelado, permitía obtener un material con menos impurezas y menor contenido de carbono. Esto unido a una forja mucho más eficaz, con martillos mucho más poderosos y a la laminación, permitía obtener un material con resistencias a tracción de 600 a 1000 kg/cm 2 y un módulo de elasticidad del orden de 2.000.000 kg/cm 2 . Estas características le van a pennitir la fabricación de vigas laminadas que se mantienen hasta el siglo Xx. De hecho, la TOlTe EiffeI (1889), se fabrica con hierTo forjado y no con acero, con el que si se construía, en el mismo tiempo, la Sala de Máquinas de Contamin y que ya venía utilizándose en los Estados Unidos desde 1870. Finalmente el acero que se pone a punto por Bessemer en 1856 y que se mejora con el horno de Siemmens-Mariin en 1866. Su resistencia a tracción alcanza entonces del 2000 kg/cm2 con módulos de elasticidad del orden de 2.000.000 kglcm2. El tercer hecho fundamental que se produce es la cristalización del conjunto de planteamientos científicos elaborados con anterioridad y que van a permitir pasar, a lo largo de todo el siglo XIX, de un acercamiento experimental a la respuesta resistente, a un planteamiento científico operativo. Haciendo un rápido repaso a este problema nos encontramos con que Leonardo da Vinci realiza un acercamiento preciso al análisis de las vigas triangulares. Galileo publica en 1638 su obra "Due nuove science" donde plantea la resistencia de materiales y la dinámica. Leibritz y Newton desalTollan, casi simultáneamente, el cálculo diferencial, en 1675, Roberi Hooke, establece en 1678 con el documento "De potentia Restitutiva" la proporcionalidad entre carga y deformación de los muelles. En 1742 con motivo del refuerzo de la cúpula de S. Pedro,
Benedicto XIV, encarga su eshldio a tres matemáticos célebres que desalTollan el principio de los trabajos virtuales. Bernoulli, a finales del siglo XVII, detennina que la curvatura de una viga en un punto es proporcional al momento que actúa en este punto, pero sigue situando la fibra media de la sección en la palie inferior de la viga, como hace Galileo y Mariotte. Euler da en 1759 los primeros valores para controlar el pandeo que se produce en pilares esbeltos obtenidos con los nuevos materiales mas resistentes. En 1809, T. Young, establece el módulo de elasticidad. Navier, en 1826, fija definitivamente la posición de la fibra media en la sección y presenta un tratado en la Academia de Ciencias que establece el método general de análisis de problemas estáticamente indetenninadas. Saint-Venant, en 1853, plantea de una manera rigurosa los problemas de torsión y flexión. Karl Culmann emprende un viaje a los Estados Unidos en 1849-1850, a cuenta del gobierno bávaro, para estudiar los puentes americanos de madera que le proporcionaran las ideas para establecer su cálculo de celosías que rápidamente se extienden por el mundo y que se desalTollan por Ritter, en Zurich, 1882, M6hr Y Müller-Breslau, en Alemania y Luigi Cremona, en Italia. El cálculo de arcos fue desalTollado a finales de 1870 para el cálculo de las grandes estructuras de la Exposición Universal de 1878 y para el diseño del puente de Oporto de Seirig, para la empresa Eiffel. Castigliano muestra en 1873 las relaciones entre las flIerzas, los desplazamientos y la energía interna del sistema, etc, etc. La reunión de estos tres factores; necesidades de nuevas estruchlI'as para el felTocalTil, puentes, estaciones, etc, desalTollo de los nuevos materiales metálicos y aplicación del conocimiento científico de la resistencia de materiales, unidos a un cambio general de la sociedad en sus intenciones y esperanzas, produjeron un cambio drástico, y de una enonne velocidad en el mundo de los puentes. El final del siglo XVIII y el principio del siglo XIX puede suponerse como el inicio de la construcción metálica de los puentes. El primer puente metálico, el puente de Coalbrookdale (1776-1779) es el resultado de la iniciativa
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CAPITULO J - HISTORIA DEL PUENTE
constructiva de Abraham Darby III, heredero de una gran dinastía de fabricantes metálicos, que a principios del siglo XVIII, consiguen reducir el material de hiena por el carbón de cake. Actuando sobre planos elaborados por Thomas Pritchard y John Wilkinson construyen el primer puente en fundición, Fig. 1.0.1 c, El puente metálico empieza conviviendo con el puente de piedra y el puente de madera y poco a poco se va convirtiendo en el material principal para la construcción de puentes hasta la aparición del hormigón al111ado a principios de este siglo.
La viga en celosía Las vigas en celosía metálica son el resultado de la sustitución de la madera por hiena fOljado en las antiguas celosías de madera. Son, además, el resultado del rapidísimo desanollo que se produce en dicha tipología para fabricar puentes. La realización del ferrocarril en los Estados Unidos determinó un gran desarrollo de esta tipología, lo que produjo la sorpresa de Karl Culmann cuando comprueba que las celosías de madera americanas distan mucho de ser meras imitaciones de las propuestas europeas y observa que incorporan muchas facetas originales. La primera celosía utilizada en los puentes se debe a William Howe, viga Howe. Es una celosía múltiple de diagonales comprimidas de madera y montantes verticales trac" cionados de hierro fo~jado. Fig. 1.3.01a. En 1840 D.C. HalTis simplifica la celosía múltiple, haciéndola simple y la patenta como viga
Howe, que no es sino el desarrollo de uno de los planteamientos de las celosías de Palladio. En 1845 los elementos de madera son sustituidos por elementos metálicos de fundición, Fig. 1.3.01b. Las vigas Pratt, Whipple y Wanen fueron las primeras celosías obtenidas a partir de planteamientos científicos. La primera versión de la viga Pratt es de 1842. Es idéntica a la viga Howe salvo que pone las diagonales a tracción y los montantes a compresión con el fin de reducir la longitud de pandeo de los elementos comprimidos, Fig. 1.3.02a. Squire Whipple fue un ingeniero muy notable. Fig. 1.3.02b. El primer puente "todo" metálico fue construido en los Estados Unidos en 1840 por Whipple que realiza la primera "bow-string", constituida por fundición en el cordón superior y hieno fOl:jado en diagonales y cordón inferior. Cinco años más tarde, WhippIe desanolla y plantea la viga utilizada en el felTocarril Reusselaer-Saratoga que se utiliza frecuentemente en los fenocalTiles americanos en los años 1850-1890. Whipple era además un gran teórico. En 1847 publica "An Essay on Bridge Building" que contiene una información muy útil respecto al cálculo de celosías. En su análisis dispone que las diagonales funcionan solo en compresión y elimina todas las demás diagonales con el fin de obtener en cada nudo un polígono de fuerzas fácil de resolver, siempre, eso sí, partiendo de los nudos extremos como iniciación de la solución.
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b) Fig. /.3.01
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PUENTES Javier 1vJan/erola Armisen
La viga Warren es el tercer sistema de vigas en celosía inventadas y patentadas en los Estados Unidos en esos años. Es el resultado de la simplificación de las complejas vigas de celosías múltiples con el fin de reducir el número de nudos. Se popularizó a partir de los años 1860 y es de las configuraciones que más se utilizan hoy en día. Fig. L3.02c.
en los Estados Unidos. Entre sus muchas manifestaciones tenemos la de Wendell Bollmano La "iron suspension tmss bridge", es una viga en celosía cuyos montantes en madera están soportados por tirantes en hierro forjado que salen desde las esquinas superiores, Fig. 1.3.03.a Albert Fink patenta en 1850 una viga atirantada sin cordón inferior, muy original, aunque tuvo un éxito efímero, Fig. L3.03b.
La proliferación de patentes de vigas en celosía se extiende entre los años 1850-1870
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b) Fig 13.02
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b) Fig 1303
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
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Fig. 1304 Puente de Britania
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Fig.13.05
El puente de Britannia
Los primeros puentes realizados, en sección cajón de alma llena, fueron dos puentes de FelTocalTil, el puente sobre el río Conway, un vano biapoyado de 125 m de luz, realizado en 1849 y el puente de Britannia sobre el estrecho de Menai, fonnado por cuatro vanos continuos, los dos extremos de 70 m de luz, y los dos centrales de 139.5 m de luz. Este puente se terminó al año siguiente de la telminación del puente de Conway, en 1850. Ambos puentes fueron realizados por Robeli Stephenson, como ingeniero jefe, William Fairbairn (17891874) YEaton Hodgkinson (1889-1861). La razón de la utilización, por primera vez en la historia, de una viga cajón de seme-
jantes dimensiones, fue la negativa del Almirantazgo británico de reducir el gálibo de barcos por el Estrecho de Menai, lo que impedía la ejecución de una solución en dos arcos de fundición. En el Estrecho existe un islote intennedio situado a 140 m de las orillas y que era utilizado como apoyo intermedio en todas las soluciones. Fig. 1.3.04. La primera solución que se contempló, una vez desechada la solución arco, fue la de realizar una enonne viga cajón dentro de la cual se introduciría el tren y que estaría soportada por su propia rigidez y por el cuelgue de cadenas, a la manera del vecino puente de Menai, construido por Telford 24 años antes.
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PUENTES Javier lv/anterola Annisen
Stephenson, autor de la idea, pidió ayuda a Fairbaim que había obtenido una gran experiencia en el manejo de chapas metálicas para barcos y plantearon un método experimental para acercarse a un dintel absolutamente desconocido en la época. Lo primero que dieron los ensayos fue la inutilidad del cuelgue de las cadenas en el soportes de las cargas, lo que fue aceptado, pero dejando las pilas preparadas para su colocación en caso necesario. Lo segundo fue la sorpresa de que el puente fallaba en el lado cóncavo, el comprimido por la flexión, en lugar del convexo donde solían fallar todos los puentes de fundición. Descubrieron el pandeo de las cabezas comprimidas. Fairbaim consultó sobre este fenómeno a su amigo Hodgkinson, hombre de grandes conocimientos teóricos y dedujeron la necesidad de rigidizar las cabezas del cajón. Dispusieron un refuerzo de viguetas, 9 en el cordón superior y 7 en el inferior para rigidizar las cabezas y simultanear la rotura de la cabeza de compresión y de tracción. Los mismos experimentos demostraron que la rigidización dispuesta en las almas del cajón eran suficientes. Los cálculos realizados por Hodgkinson dieron solo con un 20% de enor las flechas que iba a experimentar el puente. Para igualar el estado tensional en el apoyo y el centro de los vanos de la viga continua se utilizó el método de realizar asientos diferenciales después de establecer la continuidad entre vanos.
Fig. 13.06 Viaducto de Rouzat
Stephenson no solo realizó estos dos fonnidables adelantos en la construcción de puentes sino que las vigas de 139 m de luz las llevó por flotación y levantó sus 1500 Tn, los 30 m que separan el mar de su posición definitiva. Se construyeron varios puentes de este tipo por el propio Stephenson en Egipto y Canadá. En los Estados Unidos, el puente de Balton y en Francia por Eugene Flachat se realizaron de la misma manera. Sin embargo, esta tipología, pronto cayó en desuso. Era demasiado cara y fue sustituida por las celosías múltiples mas fáciles de realizar en aquel tiempo. Solo a partir de 1930, con el abaratamiento del precio del acero se recuperó el dintel cajón de alma llena. Las grandes celosías metálicas
La celosía metálica múltiple es lo mas parecido a una viga de alma llena. La gran defonnación a cortante que experimentan las celosías elementales, Wanen, Pratt, Howe, etc,
Fig. 1.3. 07 Puente de Puentedeull1e
dificultan la ejecución de puentes continuos por los importantes momentos parásitos que introduce esa defonnación, en las cabezas de la viga, en la zona de pila. Aumentar la rigidez a cortante se consigue multiplicando el número de montantes y diagonales. Una gran cantidad de dinteles metálicos para fenocanil se realizan utilizando esta tecnología, asociada muy frecuentemente a la construcción en avance en voladizo, En la Figura 1.3.05 representamos una fase de la construcción del Viaducto de Bouble (1870) en Moreau en la línea fénea de Commentry, en la que se ve la construcción de la pila desde el dintel, atirantado provisionalmente en esa fase. Se ve también el incremento
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CAPITULO l· HISTORIA DEL PUENTE
del canto introducido en la parte inferior de la pila al aumentar su inercia en esa dirección. Este mismo artificio fue utilizado por Seyrig, diseñador de la empresa Eiffel, para el Viaducto de Rouzat, Fig. 1.3.06. Son innumerables el número de realizaciones de este tipo que existen en el mundo. En España tenemos realizaciones tan formidables como el puente de Tuy de 69 m de luz (1881), etc. Zamora, 53 m de luz (1890), Víboras, 77 m de luz (1891), etc. El Viaducto de Redondela de M. Cordera (1881) tiene tres luces de 46,0 m + 57,5 m + 46,0 m y fue realizado para la línea de ferrocanil de Redondela a Pontevedra. Fue construido en avance en voladizo. Siguen en servicio. En la Fig. 1.3.07 presentamos el puentes sobre la ría de Puentedeume, en Galicia, en el cual la viga en celosía se hace bi-apoyada,
Fig. 1.308 Firlh
Este puente se iba a construir pero la caída del puente de Tay, diseñado por el mismo ingeniero, hizo que se desestimase su idea y se encargase a 1. Fowler y B. Baker. El primer diseño era algo diferente del definitivo con los apoyos intennedios y centrales inclinados en lugar de ser verticales.
configuración frecuente para evitar los efectos negativos que sobre las vigas continuas introduce la gran deformación a cOliante de este tipo de vigas.Estos viaductos se consideraban en aquel tiempo mas económicos que los de alma llena. Este tipo de estructura desembocará finalmente en la viga de alma llena. En 1890 se tennina el Firth ofForth, con dos vanos de 250 m de luz y otros dos centrales de 520 m de luz. Sobre este puente existe una larga historia. En 1818 James Anderson de Edimburgo hizo unos planos para un puente atirantado, con tres vanos de 450 m a 608 m de luz. En 1880 se le encarga el puente a Sir Thomas Bouch, que proyecta un puente colgado, con dos vanos de 486 m de luz, aprovechando para apoyarse el promontorio intermedio que se utilizó en la solución construida.
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El segundo diseño, el definitivamente construido, es una gigantesca viga Gerber en celosía, con sección tubular en el cordón de compresión y perfiles en la zona de tracción y diagonales. Las ménsulas tienen 206 m de luz y la viga biapoyada del centro, 106 m de luz. Se construyó en avance en voladizo. Fig. 1.3.08.
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PUENTES Javier Manterola Aunisen
La obra se realizó a lo largo de 7 años y empleó los servicios de 4000 trabajadores. Constituye el máximo logro de la Ingeniería Victoriana. El puente de Quebec, de 549 m de luz, es una consecuencia directa del puente del FOlih y la historia de su construcción es telTible pues se cayó dos veces. La primera el 29 de Agosto de 1907 que se rompió la ménsula sur, an-astrando a 100 obreros. Se reconstruyó en 1916 y cuando se estaba izando la viga central, se volvió a caer, alTastrando esta vez a 30 obreros. El puente se puso finalmente en servicio en Octubre de 1917.
Fig. 1309 Puente del Pilar - Zaragoza
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Fig. 1.3.10 Puente de Tolbiak
Las vigas en celosía metálica con cordón superior curvo se realizaron muy frecuentemente. El puente del Pilar en Zaragoza, Fig. 1.3.09 está fOlTllado por cinco tramos bi-apoyados de 48,1 m de luz con arco superior de perfil parabólico. El ancho de la calzada es de 6 m y tiene dos voladizos laterales, fuera de las vigas de 1 m. Fue constl1lido en 1895.
luz en una curiosa superpOSlClOn de sistemas resistentes. El cordón superior curvo es de sección cajón y elíptico. El cordón inferior forma con el superior la viga lenticular y entre sí se dispone una celosía. Fig. 1.3 .11.
El puente de Tolbiac (1895) presenta una curiosa configuración para una viga continua de canto arqueado con articulaciones en los vanos laterales. Es en realidad una viga Gerber de tres vanos. Fig. 1.3.10. El origen de las vigas lenticulares es dudoso. J.K. Bl1lnel constl1lye el fonnidable puente de Saltash sobre el río Tamar de 18541858, Bl1lnel construye dos vigas de 139 m de
Fig 13.11 Puente de Saltash
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Fig 1.3.12 Puente de E/u!,!,
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CAPITULO 1- I-IISTORIA DEL PUENTE
Nueva York, Fig. 1.3.14. Este tipo de puentes se sigue realizando en Estados Unidos hasta el momento actual como el Francis Scott Key de Baltimor de 366 m de luz central (1974-1977).
Pauli en Alemania construye los cuatro vanos de 105 m del puente de ferrocarril Mayence-Sud en (1860.1862) y extiende esta tipología por el mundo. El puente Brugg en Suiza (1875) para la línea de fen'ocatTil Zurich-Barle es una aplicación temprana, Fig. 1.3.12 Gustav Lindelthal construye en 1883 el puente de la calle Smithfield en Pittsburgh sobre el río Monongahela. Está formado por dos vanos apoyados de 112 m de longitud.
Puentes arco
Como ya hemos citado, el primer puente metálico de la época moderna, el puente de Coalbrookdale (1779), Fig. 1.0.1, es un puente en fundición, un puente arco de 30,6 m de luz. Su formalización es elemental e ineficaz como cOlTesponde a técnicos que tenían escasos conocimientos sobre el comportamiento real de este tipo de estructuras. De un planteamiento tan elemental, se pasó enseguida a concentrar en un solo arco inferior todos los arcos distribuidos por los tímpanos y referir el tablero al arco por un tejido metálico transparente. Este adopta diversas disposiciones, desde una serie de círculos, utilizados en el puente de Sunderland, se pasó a establecer un tejido de barras triangulado, Fig. 1.3.15a y finalmente a simples elementos verticales, tipología que ha llegado a nuestros días.
Fig 1313 Puente en Eudapesl
Desde un punto de vista de la eficacia resistente está claro que la m~jor disposición es la intermedia. El t~jido triangulado de elementos metálicos convierte a la estructura en un arco tímpano, muy eficaz en el reparto de cargas y en la reducción de las flexiones del arco debidas a las sobrecargas no simétricas. Sin embargo, esto no se sabía entonces de una manera específica y desde un punto de vista de cálculo era mucho más fácil la disposición de pilares verticales. Fig. 1.3.15b.
Dentro de las vigas continuas en celosía de canto variable tenemos el puente de Budapest sobre el Danubio, Fig. 1.3.13. De este tipo de puente también se realizaron una gran cantidad en todo el mundo. Pero las grandes celosías metálicas se encuentran en los Estados Unidos. Buen ejemplo de ello es el Queensboro Bridge de 360 m de luz máxima (1909) sobre el East River en
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Fig 1314 Puenle de Queensboro
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PUENTES Javier lv/anle/ola Armisen
Fig 13.15 Puenle de Sunderland
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Fig /.3 /6 Canousel
En cuanto a los arcos tipo Polonceau, el puente de Carrousel fue construido en París en 1831. Cada arco de 47,7 m de luz, está constituido por una sección tubular elíptica, rellena de madera. Se adoptó como referencia entre arco y tablero, la solución del puente de Sunderland. Fig. 1.3.16.
Fíg /.3 17 a Puente sobre el Rodano-Lyon
La fundición, material apto para la compresión y la dovela metálica, de fácil traslado y manejo, se convierten en la actualización del puente de piedra en meta!.
Fig 1.317b Puente de Alejandro 1fI- Paris
Dos puentes de acero franceses alcanzan la máxima perfección en lo que se refiere a puentes arco con tablero superior, son el puente de la Universidad de Lyon sobre el Ródano de 1889, formado por tres arcos de 67,5 m, 72,5 m y 67,5 m con un rebajamiento fantástico de 1115,91, Fig. 1.3.1 7a y el puente de Alejandro III de París de Jean Resal, (18971910), de 107,5 m de luz y un rebajamiento de 1: 17, lo que obliga a la realización de unos estribos muy rígidos, unido a una gran perfección en la ejecución del arco. Fig. 1.3.17b.
CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Con respecto de los viaductos que utilizan arcos para salvar un obstáculo principal, tenemos, en primer lugar, tres ejemplos notables. El puente María Pía para fenocarríl en Oporto (1877), de 160 m de luz y el puente Luis 1, de 1780 m de luz, Fig. 1.3.18, también en OpOlio (1855), ambos diseño de Theophile Seyrig, el primero trabajando para la empresa Eiffel, de la que era socio y el segundo con la Société Willebrek de Bélgica.
Fig. J 3 18 Puente Luis 1 - Oporto
Fig, 13.19 Viaducto del Garabit
Fig 1.320 Viaducto de Viaur
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La tercera obra es el Viaducto de Garabit, Fig. 1.3.19, (1879-1889) de 165 m de luz, de Koechlin y Nouguier, trabajando también para la empresa Eiffel. El puente de María Pía y el puente de Garabit participan de la misma idea. Arco en celosía para recoger las flexiones producidas por la carga no simétrica del ferrocarril. Construcción en avance en voladizo, atirantando el arco desde los vanos de acceso. Arco articulado en la base para eliminar los esfuerzos que durante la construcción se producen en ese punto debido a las deformaciones producidas por la carga y las variaciones de temperatura. Finalmente aumento de la anchura del arco de clave a arranques para reducir los esfuerzos transversales de viento sobre la articulación del arco. El dintel pasa, por encima del arco en el puente de Garabit, mientras que en OpOlio se intelTUlnpe en el arco. Dos puentes de hierro laminado realmente admirables. El cuarto gran puente arco de ferrocarril francés. injustamente oscurecido por el puente de Garabit, es el Viaducto de Viaur, de 220 m de luz, realizado en 1902 por Paul Bodin. La tipología es inédita hasta el momento de su construcción. Es una estructura espacial, formada por dos arcos trialiiculados, dispuestos en dos planos inclinados, que producen una gran separación de las aliiculaciones en la base para reducir, como los casos anteriores, el efecto de la flexión transversal del viento. Se construyó en avance en voladizo. Fig. 1.3.20. El puente de la Roche-Bemard (1911), Fig. 1.3.21, sobre el estuario de la Vilaire, entre Nantes y Brest, estaba formado por un gran arco intennedio trialiiculado de 198,27 m de luz principal. La palie del arco, inferior al tablero se construyó en avance en voladizo y a continuación se fabricó el tablero, de esa misma zona. La parte superior del arco se realizó también en avance en voladizo atirantado y posterionnente se colgó el resto del tablero central. Este puente ha tenido siempre muy mala suerte. Inicialmente fue un puente colgado con 198 m de luz que una tormenta destruyó en 1852. Aunque tuvo sucesivas reconstrucciones, el viento siempre acababa con él. El puente arco que hemos comentado, tampoco existe. Lo volaron los alemanes en 1944. En la actualidad existe un puente colgado de 408 m de luz, inaugurado en 1960.
PUENTES Javier lvfa11lerala Armisen
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Fig J32 J Puente de la Rache - Bernard
En España José E. Ribera construye el magnífico puente del Pino en Zamora (1895-1913), de 120 m de luz. Se trata de un arco en celosía metálica con tablero superior construido por avance en voladizo, Fig. 1.322. En Alemania se construyen una serie de puentes arco muy interesantes. En primer lugar el puente sobre el Rhin en Bonn, Fig. 1.3.23. (superior). Ganador en un concurso contra 16 soluciones diferentes fue aceptado en 1898. Fig. 13.22 Puente del Pino
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Fig J 323
Tiene una luz central de 186 y dos luces laterales de 93 m también en arco. La estructura fue construida con la ayuda de una cimbra. El ingeniero era el Prof. R. Krohn. El puente de Dusseldorf sobre el Rhin, Fig. 1.3.23 (intennedia), fue también un diseño del Prof. R. Krohn. Tiene dos vanos centrales de 180 m
de luz y una serie de vanos laterales que varían entre SO m y 60 m. La anchura del puente es de 8,2 m y dos aceras en voladizo. El puente de Harburg, Fig. 1.323 (inferior), tiene cuatro vanos principales y una serie de vanos de acceso.
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CIIPITULO I.- HISTORIA DEL PUENTE
En los Estados Unidos se produce un formidable desarrollo de estos puentes. Durante los años 1869-1874 se construye el famoso puente de San Luis, Fig. 1.3.24, de J.B. Eads (1820-1887) formado por tres arcos de 153,1 m + 158,6 m + 153,1 m de luz, construidos en avance en voladizo. Es especialmente notable la construcción de las cimentaciones realizadas, por primera vez, por aire comprimido. Fig I 3. 24 Puellte de Sall Luis
Hell Gate
a)
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Puellte de /0 Bahía de Svdlley
Puellte Bayolllle
b)
e)
Fig. I325
Otros tres puentes notables, aunque de un tamaño bastante mayor son: Hell Gate (1912-1916) de Gustav Lindenthal, puente de ferrocarril sobre el East River en Nueva York, de 298 m de luz, Fig. 1.3.25a. El puente de la bahía de Sydney (1924-1932), de 503 m de luz, de Ralph Freeman para cuatro líneas de ferrocanil y 6 de carretera, Fig. 1.3.25b, Y el puente Bayonne en Nueva York (1928-1931) de 504,6 m de luz, de Othmar Ammann, Fig. 1.3.25c y 1.3.26. Los tres puentes son arcos en celosía, con tablero intermedio y aliiculados en la cimentación. Se construyeron en avance en
voladizo con tone provisional ó atirantamiento trasero. La canera por el récord mundial de luz se estableció entre estos últimos puentes, decidida finalmente a favor del puente de Bayonne que, empezando más tarde y con solo 60 cm más de luz que el de Sydney, impidió el récord de este último. El puente colgante
Suspender un tablero de dos cables ó cuerdas, que cuelgan entre dos puntos es una de las intuiciones básicas de lo que se puede
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PUENTES Javier Manterola Armisen
entender por puentear, pasar de un punto a otro sobre una platafonna. Su origen es tan antiguo como el arco y los primeros vestigios de su existencia se pierden en el tiempo. La actualización en obra de esta tipología la empiezan los ingenieros ingleses, excitados probablemente por los relatos de viajeros que venían del Tíbet y del Perú, donde estas obras eran frecuentes.
Fig. 1326 Puente Bayol1ne
Curiosamente el primer puente colgante de la época moderna lo realizan James Finley en los Estados Unidos. En 1800 cruzó con un puente de cadenas, el Jacob's Creek, 21 metros de luz, sistema que patentó en 1810.
Fig 1327
de un puente colgado de un solo vano y 176 metros de luz. Cuelga el dintel de dos grupos de 4 cadenas. La respuesta ante las cargas de utilización de este tipo de puentes se sabía detenninar y calcular, no así los problemas aeroelásticos producidos por el viento, que ocasionaron oscilaciones muy graves en 1826 y que obligó a reconstruir casi completamente el puente en 1892 y de nuevo en 1938 y 1941.
Fig 1 328 Puente de Conll'ay
En dicho puente se encuentran ya los elementos básicos de todo puente colgado, además de las cadenas de suspensión, se encuentran las torres, los anclajes traseros y las vigas de rigidez. Ciertamente, la determinación final de la utilidad de cada uno de estos elementos, tardó bastante tiempo en concretarse y su desconocimiento ocasionó la caída de muchos puentes. Fig. 1.3.27. T. Telford, en 1826, tennina el puente sobre el Estrecho de Menai, Fig. 1.0.1 Se trata
Del mismo tipo y en sus proximidades, pero mas pequeño y resguardado del viento, Telford construyó el puente de Conway de 99,7 m de luz, terminado el mismo año de 1826, Fig. 1.3.28.
I.K. Brunel en 1829, gana el concurso para la construcción del "Clifton suspension bridge", de 183 m de luz, situado en las proximidades de BristoL Este puente fue objeto de varios concursos y discusiones. En 1790 se plantea por Hugh O'Neill un puente prácticamente igual al construido. En 1829 se plantea un primer concurso de proyectos. En 1830 se examinan las propuestas del famosísima T. Telford, Fig. 1.3.29a, autor del puente del Menai, Fig. 1.0.1, Y la propuesta de I.K. Brunel, entre otros resultando ganadora esta
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CAPITULO 1- HlSTORIII DEL PUENTE
a)
e)
Fig 1330 Puente de C/ifton
34
PUliNTES Jm'Ü!/
última, Fig. 1.3.29b. El puente construido según diseño último de Brunel y ternlinado después de su muerie, en 1864, aparece en la Fig. 1.3.29c y 1.3.30. En 1823 Navier, después de dos viajes realizados a Inglatena, pub/ica "Rapp0l1 el memoire sur les pOlll suspelldus" en el cual define con toda precisión las características principales de este tipo de puentes, el detalle de cada uno de sus partes y su modo de cálculo. Es un estudio definitivo y excelente, salvo que no toca el viento, problema conocido pero de imposible cálculo entonces. Animados por esta publicación, la facilidad constructiva y la economía de estos puentes para salvar grandes luces, se realiza una expansión explosiva que produjo hasta cuatrocientos puentes en Francia de este tipo hasta 1886. El
AlaJl/erola Aml/seJl
mismo Navier desanolla el proyecto completo del puente de los Inválidos de París en 1823, de 155 m de luz, Fig. 1.3.31, puente cuya constmcción se intelTlllnpió para no proseguir nunca más, cuando la municipalidad de París creyó que sus tones interferían la visión de los Inválidos. Se plantearon dos soluciones para realizar los elementos de cuelgue y hubo controversia respecto a las ventajas de uno u otro sistema. Las cadenas, que fueron los primeros elementos utilizados y los cables, desarrollados por los hermanos Seguin. Esta última opción es la que finalmente prosperó. En esta época el puente mas grande construido fue el de Friburgo (1834) con 273 m de luz, en Suiza, Fig. 1.3.32.
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CAPITULO /.- HISTORIA DEL PUENTE
Fig 1333 a Puenle Sanl- André de Cubzac
Fig 1334 Puenle colganle - Bilbao
Fig 1333 b Puenle sobre el Ródano -lyon
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Se hicieron puentes continuos como el de Langeais, o el puente de Saint-André-deCubzac sobre La Dordogne, Fig. 1.3.33. Estos puentes estaban atirantados entre las cabezas de las pilas o entre éstos y la unión de la pila con el dintel con el fin de controlar los movimientos de la cabeza de las pilas y así acotar las deformaciones del dintel bajo cargas altemadas. La moda de realizar puentes colgantes se
detuvo bruscamente en 1850 cuando un batallón de infantería, desfilando, al paso, por encima del puente colgante de Angers, se delTUlnbó causando la muerte a doscientos veintitrés soldados. Esta desgracia, junto a la caída, veinticuatro días después, del puente de La Roche-Bernard (1835-1839), el mayor puente colgante francés, de 198 m de luz, como consecuencia del viento, obligó a las autoridades a establecer fuelies reservas sobre
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PUENTES Javier Man/erola Armisen
Fig 1336 Puente del Niágara
Fig 1. 3. 37 a Puente de Brooklyn
el compOliamiento de este tipo de puentes, 10 que ocasionó su sustitución por puentes de piedra o metálicos. Ciertamente esta decisión se tomó porque, además de estas desgracias, se habían caído muchos otros puentes menos importantes como consecuencia del viento. La casi total interrupción europea en la realización de este tipo de puentes no se produ-
ce en los Estados Unidos. Charles Ellet (18101862), que había estudiado en la Ecole de Ponts et Chaussées de París, vuelve a los Estados Unidos en 1832. En 1841 completa el Fainnount Park Suspension Bridge de 109 m de luz. En 1849 completa el Wheeling Bridge sobre el río Ohio, de 308 m de luz, Fig. 1.3.35, que se convirtió en el puente colgante más grande del mundo.
37
CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
El gran ingeniero de puentes colgantes de esta época fue J 01111 Roebling (1806-1869) Y su hijo Washington. Cuando en 1847 empieza a construir el puente sobre el Niágara, Roebling ya había construido varios puentes colgantes e incluso tenía patentado, en 1841, un procedimiento de ejecución de cables de suspensión formados por hilos paralelos. El puente del Niágara, Fig. 1.3.36, de 250 m de luz, tenninado en 1855, tenía varias novedades importantes. Era un puente colgado, pero, además, estaba provisto de tirantes rectos para sujetar el dintel a cuartos de la luz, lo que introduce una rigidez importante en el dintel de cara a las acciones no simétricas. Tenía doble tablero, el superior para ferrocarril y el inferior para carretera, relacionados entre sí por pilares de madera. Roebling ya había descubierto que el viento producía oscilaciones importantes en el dintel y que había destruido, en 1854, el Whee1ing Bridge de Ellet, 10 que le condujo a disponer las novedades estructurales que acabamos de citar, razón ésta por la cual sus puentes resistieron siempre muy bien. La gran rigidez que confería al tablero y la presencia de los tirantes acompañando a los cables colgantes era un seguro para el viento y las cargas no simétricas, fenómenos que él conocía bien, aunque no estuviese en su mano cuantificar su efecto. Piénsese que, entonces, el cálculo de los puentes, incluso estructuras tan complejas como éstas, eran el resultado de un entendimiento intuitivo de estos fenómenos, unido a cálculos sencillos. La máxima realización de los Roebling es el puente de Brooklyn de Nueva York, de 486 m de luz (1867-1883). Este puente sigue las pautas del puente del Niágara, convivencia del atirantamiento con el cuelgue y vigas de
Fig. 1337 b Puente de BrooklJln
gran rigidez que permitían realizar el tráfico depeatones en un segundo nivel, Fig. 1.3.37. Este puente tiene cuatro cables portantes, dos en los bordes y dos en el centro. La sección transversal ha experimentado una clara variación desde su inauguración hasta la actualidad, Fig. 1.3.38 b Y c. Su cimentación fue especialmente complicada de realizar,
Fig 1338
PUENTES
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Javier Nfan/erofa Armisen
se utilizaron cajones de aire comprimido, igual que en el puente de San Luis, y de la misma manera creó desgracias personales, pues se desconocían los problemas que producía la descompresión rápida, que le ocasionó una parálisis parcial a W. Roebling, en 1872. A pariir de este momento vigiló la realización de las obras desde su apartamento, situado en las inmediaciones y las ordenes las transmitía por su mujer. Este puente costó no solo la invalidez del hijo Washington sino que en 1867 había costado la vida del padre por un accidente mientras se topografiaba la zona. El éxito del puente de Brooklyn supone el lanzamiento de la construcción de puentes colgantes a través de los grandes ríos americanos y en 1903 se termina el puente de Williamsburg de 487,5 m de luz, situado aguas arriba del de Brooldyn, a pocos cientos de metros y en el mismo East River de Nueva York. Y se empieza la carrera por la esbelted del tablero. Joseph Melan, ingeniero austríaco, demostró en 1880, que teniendo en cuenta el cálculo de segundo orden, con interacción entre la rigidez del dintel y la deformabilidad de los cables, se podía reducir extraordinariamente la rigidez de las vigas verticales del dintel, y mas aún, confonl1e la rigidez del dintel era menor, menores eran los esfuerzos que lo solicitaban. En Brooklyn la relación canto del dintel/luz, está en 1114, que se mantiene en Williamsburg, pero las esbelteces empiezan a aumentar de manera que las autoridades recomiendan que no pasen de 1160 a 1190. La teoría de Melan fue aplicada por León Moisseiff en el cálculo del puente de Manhattan (1909), proyecto de Gustav Linde1thal. Es el primer puente en el que se utilizó una pila metálica vista. Aunque inicialmente se diseña con cadenas, se cambió a cables de hilos paralelos en el momento de su construcción. Los tirantes inclinados, que utilizaba Roebling, habían desaparecido completamente de los puentes. Othmar Ammann, suizo y asistente de Gustav Lindenthal, da un paso de gigante en el desarrollo de los puentes colgantes. En 1931 termina el George Washington Bridge, de Nueva York, a través del Hudson, Fig. 1.3.39. Su luz, 1067 m, era prácticamente el doble que los anteriores y es la primera vez que se sobrepasan los 1000 m. Inicialmente el puente
tenía un tablero doble, 8 líneas de carretera en la parte superior y felTocarril urbano en la inferior. Pero la depresión de 1929 aconsejó reducir el precio del puente eliminando el tablero inferior. De esta manera el tablero se quedó, prácticamente, sin rigidez a flexión. Sin embargo a pesar de esta falta de rigidez, el dintel se comportó bien ante el viento por tres factores. En primer lugar, se trata de un puente muy ancho (36,3 m) - relación ancho/luz, 1133.- En segundo lugar, tiene un tablero muy pesado, al tener una rodadura formada por pesadas losas de honl1igón y en tercer lugar, los vanos de compensación son muy pequeños, menores de 116 del vano principal. Este puente también introduce otra novedad. Los tres puentes anteriores, Brooklyn, Williamsburg y Manhattan tienen cuatro cables portantes distribuidos a lo ancho del tablero, con el fin de reducir la luz de las vigas transversales. El puente Ammann coloca los cuatro cables, en dos parejas a los lados. Otro cambio que adopta, planteado ya por Lindenthal en Manhattan, es llevar el cable principal a la palie superior de la viga de rigidez, en lugar de llevarlo, como en los anteriores, a la parte inferior, lo que si bien obligaba a una mayor altura de la ton"e para mantener la relación, altura de las pilas - luz, se mantenía visible el cable a lo largo de toda la longitud del tablero, lo que mejoraba mucho su aspecto. En 1962 las autoridades del New York POli Authority deciden realizar el segundo tablero y su unión con el anterior con dos en0l111es vigas de rigidez, lo que estabiliza definitivamente el puente. La relación entre el canto y la luz, que era inicialmente de 11350, subió a 1190 en 1962. La tOlTe que inicialmente
Fig 1.3.39 P Geolge Washington
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
iba a ser cubierta con mampostería, como en Brooklyn, se dejó desnuda, por la presión popular que le gustaba en su estructura pura. Además por falta de presupuesto.
que ser fuertemente reforzado añadiéndole una triangulación inferior, situada entre los cordones inferiores de las vigas laterales, para constituir así una viga de gran rigidez a torsión.
La máxima realización de la época y que constituye, probablemente, el puente mas famoso del mundo, es el Golden Gate de San Francisco, Fig. 1..3.40, tenninado en 1937 y que con 1280 m de luz, ha mantenido el récord mundial hasta la construcción al Verrazano NatTows bridge, en 1964, de 1298 m de luz. Sus autores son Joseph Strauss y Charles Ellis. El puente experimentó graves problemas de viento por la falta de rigidez tanto vertical como horizontal. La teoría de Melan había pel111itido establecer una relación canto/luz de 1/168 y la anchura de 27,4 m,. 1/47 de la luz era mas pequeña que en George Washington. Por otro lado, los estudios llevados a cabo por Moisseiff y Líndenthal de 1932, aplicando el cálculo no líneal a la acción transversal del viento, demostró que los cables portantes recogían una importante de esta carga al def0l111arse transversalmente con el tablero. Esto permitía reducir también la rigidez horizontal del dintel. Como consecuencia de estas sucesivas reducciones de rigidez, las oscilaciones debidas al viento se hicieron enormes. En Diciembre de 1951, durante una galerna, las oscilaciones veliÍCales alcanzaron 3,3 m, 10 que obligó a cenar el puente durante 3 horas. Tuvo
En 1940, el 7 de Noviembre, un viento moderado de 68 Km/h, destruye el puente de Tacoma de 853 m de luz, que había sido terrninado cuatro meses antes bajo diseño de León Moisseiff. Se habían extremado los problemas de esbeltez, que el desconocimiento de los puentes colgados de entonces aconsejaba, llegándose, en un puente muy estrecho, de 11,9 m (1174 de la luz), a alcanzar esbelteces verticales de 11.350, con dos vigas laterales de alma llena. Las oscilaciones verticales alcanzaron 1,5 m pero eran adecuadamente amortiguadas. Ahora bien, la rotura de una ligación central entre el cable colgado y el dintel, cambió el tipo de oscilación con movimiento acoplado de flexión y torsión - flameo - con giros de ±45°, en distribución longitudinal antimétrica. Después de aproximadamente una hora de violentas oscilaciones autoexcitadas, el dintel se rompió cayendo al agua. Es a partir de esta catástrofe, cuando se empiezan a estudiar los problemas derivados de la incidencia del viento sobre las estructuras muy esbeltas y a desarrollar la teoría de la aeroeslasticidad que sustenta, desde entonces, el diseño y cálculo de todos los puentes colgados model110s.
Fig 1.3.40 Puente de San Francisco
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PUENTES Javier ÑIanferola Armisen
Como consecuencia de estos estudios, hubo que reforzar gran cantidad de puentes colgantes americanos. Al Bronx-Whitestone de Ammann fue necesario añadirle una celosía sobre las vigas del tablero. Se reforzó el Golden Gate, el George Washington, etc. La reconstrucción del puente de Tacoma, bajo diseño de Steinman, utilizó vigas laterales trianguladas de 10m de canto en lugar de vigas de alma llena. Este mismo ingeniero, en pugilato con Ammann, diseñó el puente de Mackinac (1954-57) de 1158 m de luz, cambiando el diseño previo realizado por Moisseiff. Utilizó una enor1TIe viga de rigidez de 11,6 m de canto, relación canto/luz de 1: 100 para un puente de 14,9 m de anchura. Introdujo también perforaciones en el tablero para reducir los problemas de viento y colocó unas cables extraordinariamente resistentes pues tenían un coeficiente de seguridad de 10. Un puente torpe, diseñado por el miedo a los fenómenos aeroelásticos todavía no bien controlados.
El puente atirantado Su morfología corresponde a una intuición primera. Crear, en una viga, una serie de apoyos intennedios para evitar su defOl1TIación y hundimiento. Existen muchos testimonios y gravados antiguos, como los publicados por Fausti Verantii Siceni (Faust Wranzi) en el siglo XVII, en los que se ve el apoyo de una viga por una serie de cadenas de barras, Fig. 1.3.41. En 1784 un carpintero alemán, Immanuel L6scher, dieña un puente atirantado de madera en Friburgo de 32 m de luz. Fig. 1.3.42. Esta tipología tuvo unos comienzos difíciles. El primer accidente grave, de que tenemos conocimiento, se produce en 1818, en una pasarela atirantada de 79,3 m de luz y 1,2 m de anchura, en Dryburg Abbey, que un golpe de viento destruyó. Otro accidente importante, la rotura del puente sobre el río Saale (Nienburg, Alemania) de 78 m de luz en 1825, fue ocasionada por una excesiva sobrecarga de personas. Fig. 1.3.43. Fue Navier, con su inmenso prestigio, en su "Rapport et Mémoire sur les ponts suspendus" de 1830, quien critica fuertemente la tipología del puente atirantado, decantándose claramente por el puente colgado, lo que ocasionó su casi total abandono por los ingenieros de entonces. Y cuando el atirantamiento está
presente lo está, casi siempre, mezclándose con los cables colgados. Y así lo encontramos en el puente del Niágara (1855), de Cincinnati (1867), y finalmente Brooklyn (1883), las tres de Roebling, en las que utiliza el atirantamiento para rigidizar el tablero colgado. Los medios de cálculo de entonces eran incapaces de detenninar la cantidad de carga que se lleva cada uno de los dos sistemas de suspensión, habida cuenta de la clara diferencia de rigideces entre ambos. Establecer, como hace Roebling, que la mitad de la carga se la llevan los tirantes y la otra mitad los cables colgados, no deja de ser la expresión de una intención. Lo que sí ve Roebling con claridad, es la necesidad de tensar los tirantes para que entrasen en carga desde el principio, en lugar de esperar que la deformación del dintel los activase. La ausencia de esa operación parece ser fue la causa de la rotura de muchos de los puentes atirantados que se habían construido hasta entonces. Un mecanismo tan hiperestático, que no se pone en carga simultáneamente, puede producir concentraciones importantes de tensiones en detenninados tirantes. Un sistema de puentes atirantados diseñado por Ordish para la construcción del puente sobre el río Moldava en Praga, puente de Francisco José, de 1868, se puede ver hoy en día en el Albert Bridge de Londres de 122 m de luz (1872), Fig. 1.3.44. Es un sistema de atirantamiento de barras rectas -no articuladasque para evitar, en ellas, las flexiones producidas por su propio peso, están colgadas de un cable curvo. En aquellos casos en que este cable alcanza el tablero se produce un extraño y complicado sistema de cuelgue mal diseñado. Ferdinand Amodin (1845-1924) construyó bastantes puentes y transbordadores al final del siglo XIX. Utiliza, en primer lugar, una técnica híbrida de mezclar el cable de suspensión con los tirantes, pero separando claramente su zona de actuación. Dividía el dintel en tres partes. Sus tercios laterales eran sopOliados por seis tirantes que salían en abanico desde la parte superior de la pila y el tercio central se colgaba del cable curvo. Así realizó los puentes sobre el Saone en Lion de 121 m de luz (1888), el puente de Bonhomme sobre el Blavet, de 1904, 163 m de luz central y 37 m de luces laterales. Arnodin realiza, además, una serie de puentes transbordadores. Al primero de ellos,
41
CAPITULO /.- HISTORIA DEL PUENTE
Fig. l3. 41
Fig 1342
realizado con Alberto de Palacios en Portugalete (188.3), de 165 m de luz, le siguen el puente de Bizerta (1896) de 198 m de luz, Rouen (1899) de 143 m de luz, en tipología semejante a la señalada, tercios o cuartos laterales atirantados y centro colgado. En
Nantes (1903), de 141 m de luz yen Marsella (1905), de 165 m de luz, abandona el cable colgado y atiranta completamente el vano, salvo, en el centro, donde coloca una viga biapoyada. Fig. 1.3.45.
PUENTES
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Javier Manlelola Am!ilen
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Fig 1.343
Fig, 1.344 Alberl Bridge (Londres)
Gisclard, en 1899, da una nueva versión del puente atirantado. Los tirantes no sujetan directamente el tablero sino que lo hacen por intennedio de un cable curvo, que queda traccionado y del cual cuelga el tablero. De esta manera el tablero no queda comprimido. Con este procedimiento se realizaron varios puentes de ferrocarril (vía estrecha), como el puente de Cassagne de 156 m de luz. Leinekugelle Cocq
plantea en el puente de Lezardrieux en 1925 de 111,5 m de luz, que aunque muy primitivo en su concepción y materialización, es ya un puente atirantado moderno. Fig. 1.3.46. Eduardo TOlToja en 1926, construye el acueducto de Tempul que constituye un inicio de lo que va a ser la era moderna de los puentes atirantados.
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CAPITULO /.- HISTORIA DEL PUENTE
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TRANSBORDADOR DE NANTES (FRANCIA) Fig 1345
Los puentes colgantes en EspaPia
En España se construyeron muchos puentes colgados a 10 largo del siglo XIX y principio del siglo XX, Su facilidad constructiva, comparada con las otras soluciones, hizo volcar la balanza del lado de esta tipología aún con el conocimiento, muchas veces explícito, de la gran movilidad que se producía en el puente al paso de la sobrecarga viva. La necesidad de una viga de rigidez consistente no llega a los puentes colgantes hasta mucho después. El primer puente colgante se realiza en España en Bilbao en 1922, pero que se cae y se sustituye en 1952, por un precioso puente colgado asimétrico, de una sola tone con 50 !TI de luz y 3,5 m de anchura, Este puente se sustituye por un puente fijo en arco tímpano en 1874. Se construyen a mitad de siglo el de Vaciamadrid (1842), el de Fuentidueña (1844), ambos de unos 50 m de luz. En estos puentes el tablero es de tablones de madera colgado de los cables colgantes y con una mínima viga de rigidez que hacía de barandilla. Fig. /. 3 46 Puenle de Cassagne
El puente de Fraga se inaugura en ] 847 con 83 m de luz central y una longitud de ]68 m. Como los anteriores se destruye rápidamente, duró apenas 20 años.
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PUENTES
Javier 1\lanlelOla Annisen
Fig 1. 3 47 Puente de Lmeell"l
Fig 13A8 Puenle de Las DueHas
Un puente realmente notable, construido hacia 1860 es el puente de Lascellas, Fig. 1.3.47, con 94 m de luz, con tablero intennedio, apoyado en el centro y colgado en las proximidades de las pilas. El tablero era, como en los otros casos, de madera. Este puente presenta una característica muy singular, se ancla al suelo por tirantes veliicales que caen
del dintel desde el punto aproximado en que el cable pOltante y el tablero se cruzan, alrededor de cuartos de la luz. La gran inestabilidad de tablero ante las acciones del viento se contranesta con estos cables veliicales. Fue diseñado por Mariano Royo y destruido en 1936 por voladura durante la guerra civil española.
45
C4PJTULO 1- HISTORJA DEl PUENTE
El puente colgante de Dueñas sobre el Pisuerga de Mendiazabal tenía 77 m de luz, con tablero de madera y construido hacia mitad de siglo. El puente de Santa Isabel de 136 m de luz en Zaragoza, el puente de Mengibar de 108 m de luz sobre el río Guadalquivir, Fig. 1.3.48. Pero el puente más importante que se
construye es el puente de Amposta (1914), que actualmente se mantiene en servicio. Este puente lo diseña y construye Ribera, bastante después del resto de los puentes ya citados, contraviniendo la casi total prohibición de su construcción por los sucesivos accidentes y la gran inestabilidad y movilidad de los puentes anteriores. Fig. 1.3.49
Fig. 1349 (J)
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Figl 349 (2) Puente de Ampo.rta
PUENTES
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Javier ManIera/a Armisen
Fig 1 3 49 (3) Puenle de Amposla
Ribera introduce en su diseño unos cambios fundamentales, presentes ya en los puentes de Roebling. La luz del puente, de vano único, es de 134 m. Ribera establece un sistema mixto de cuelgue, solo los 86 m centrales los cuelga de los cables pOliantes curvos y los dos tramos del vano central, sihIados en las proximidades de las pilas los atiranta desde las torres sin que en esta zona coexistan con péndolas verticales de suspensión. El tablero de 6 m de anchura total, 4,5 m más dos aceras de 0,75 m, es de hOlmigón armado sobre vigas transversales metálicas que se apoyan en una barandilla rígida que cuelga de los cables. El peso del tablero, la rigidez de las vigas de borde, pequeña pero ayudando, y la suspensión del tablero en las proximidades de las pilas por cables atirantados, mucho más rígido que los cables colgados, ha pennitido que el puente con las consiguientes reparaciones haya resistido hasta ahora.
1.4.- Puentes de hormigón armado El cemento puzolánico era usado por los romanos como ligante que endurecía con el agua. Unido a materiales inertes, como la
arena, se obtenían morteros, los cuales unidos con áridos gruesos, fonnaban el hormigón. El mortero era fundamental para acoplar entre sí dos sillares de piedra evitándose, de esa manera, el duro trabajo de talla que impidiese la rotura de los sillares cuando entrasen en contacto bajo carga. Una propiedad fundamental que debería cumplir el mortero, es que su resistencia fuese similar a la de las piedras que unía, para evitar así, una reducción de resistencia de la fábrica. Yeso lo conseguía el cemento puzolánico. A lo largo de toda la edad media existían mOlieros, pero no tan buenos como los romanos. Solo en el siglo XVIII, John Smeaton, desarrolló un nuevo cemento puzolánico y Joseph Aspdin, en 1824, desarrolla un nuevo cemento artificial "Portland" que fue rápidamente utilizado para realizar honnigón para muros y cimentaciones. La asociación del acero en barras con el honnigón se produce simultáneamente en varios países. Telford ya lo había usado para los estribos del puente del Menai y la asociación de banas y grapas de hieno forjado era bastante frecuente en el siglo XVIII para unir sillares.
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C4PITULO 1- HISTORJ4 DEL PUENTE
Fig. 1401 Puenle de V,llelleu.re
Joseph Monier patenta el sistema en Francia en 1877. Franyois Hennebique en Francia y G.A. Wayss en Alemania fijan y extienden el hormigón armado por todo el mundo a finales del siglo XIX. El hormigón armado en general y , mas aún, aquel honnigón armado incipiente, tiene problemas de fisuración y de defonnación cuando la luz es grande. Por esta razón se preconizaba, que para luces mayores de 20 o 25 m, se debía abandonar la solución de puente recto para pasar a la solución arco. Puentes arco de hormigón
La competencia entre el arco de piedra y el de hormigón se decantó pronto por este último material. La talla de los sillares era muy cara y los cimbrados debían ser rígidos y ésto tanto más confonne los rebajamientos eran mayores, y entonces, utilizar rebajamientos del orden de 1/1 O no era raro. Pero, por otro lado, se tenía mucha mas confianza en la piedra, avalado este hecho por el magisterio de Seyourné, que por aquella misma época, está constmyendo arcos de piedra de gran luz. Además, y en el caso de los puentes de ferrocanil, se era mas desconfiado pues se suponía que la trepidación de las máquinas podía disgregar el hormigón. Zafra y Ribera hicieron una campaña importante para intentar borrar este prejuicio no justificado. Estos mismos autores redactan la primera colección moderna de puentes en España. Los puentes arco de honnigón, en un principio no eran sino puentes de piedra en los que la piedra era sustituida por honnigón hidráulico en masa. Muchas veces para
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101
dignificarlos, según el gusto de la época, se recubrían con tímpanos de piedra. El mayor puente construido de este tipo lo realiza Freyssinet en el puente sobre el Lot, en Villeneuve, de 100 m de luz, entre 19141919. Fig. 1.4.01. E. Morsch constmye en (1903-1904) el puente de Grünwald, solución en doble arcada de 72,25 m de luz, que soporta un tablero de 9,2 m de ancho por medio de cinco vigas. Los tramos de acceso son rectos, de 8,5 m de luz, manteniendo el mismo tablero que sobre el arco. Esta tipología, tramos rectos en el viaducto de acceso y solución en arco para salvar el tramo principal, fue muy imitada por otros diseñadores. Cuando la luz es pequeña, la fisuración de las vigas de hormigón annado no es excesiva y las flechas tampoco. cuando la luz debe ser mayor se acude a la solución arco. Fig. 1.4.02. La arcada múltiple es la solución que se adopta en hon11igón armado cuando las alturas del viaducto son considerables que conducen a una adopción de luces grandes, 30 a 40 m, las cuales son difícilmente abordables por dinteles de hormigón armado con una fisuración controlada. En las figuras 1.4.03 y 1.4.04 representamos dos viaductos de este tipo, uno en Italia y otro en Chile. El puente del Risorgimento en Roma, proyecto de F. Hennebique se terminó en 1911 y es la primera vez que se llega a 100 m de luz con hormigón armado. Se trata de un arco tímpano, constituido por 7 tabiques longitudinales y tablero superior e inferior solidarios, formando una sección cajón. Este arco está
PUENTES
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JaFíer iV/al/lero/a Al'lll1sel/
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403 Puel/le el/ /0 auloplSla B%l/ía - P/orel/c¡[¡
empotrado en CImIentos con lo que resulta dudoso si se comporta como un arco tímpano o como una viga biempotrada de canto variable Uno y otro comportamiento se produce en este puente y el porcentaje en que paJiicipan va a depender de la rigidez de la cimentación de pilotes y de la relación flecha/luz. Dischinger dedujo que el puente trabaja como arco en un 62% y como viga en un 38%. La falta de definición en el apoyo detenninó esta duda, además de una fisuración muy apreciable. En ese sentido interesa definir el apoyo del arco con claridad. Fig. 1.4.05.
Flg 1404 PI/el/le de Amo/al/as (Chl/e)
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
que pocos aí'íos después utiliza Freyssinet en el puente de Plougastel. Junto a Hennebique, Morsch y Caquot, hay dos ingenieros de esta época que destacan claramente sobre los demás. Son R. Maillart y E. Freyssinet. Todos trabajaron en la misma época - Caquot, Maillart y Freyssinet tenían prácticamente la misma edad -. Robert Maillart (1872-1940) Fig 1 4.05 Puente del Risorgimiento
Albert Caquot (1881-1976) fue otro de los mas grandes constructores en honnigón armado. Entre 1924 y 1928 construye el puente de La Caille de 140 m de luz, Fig 1.4.06, utilizando una formidable cimbra autoportante de madera como soporte del arco, similar a la
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44 00
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Maillart es un ejemplo de la innovación que puede obtenerse en la forma del puente partiendo de una interpretación directa de la tecnología. Y esto es muy poco frecuente. Normalmente se tiende a considerar la forma de los puentes como expresión única de la tecnología que lo sopOlia. Un puente arco es: ó un arco tímpano, en el que la relación entre al'
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Fig. 1406 Puente de La Caille
co y tablero es continua, herencia del puente de piedra, ó es un arco que sopOlia el tablero por medio de pilares verticales, herencia del puente metálico. Maillart no hace ni lo uno ni lo otro, es un heterodoxo para su tiempo y abre una ventana enorme al entendimiento del puente arco. Cuando en el puente de Zuoz (1901), arco tímpano de hormigón de 30 m de luz, triarticulado, y con relación flecha-luz 1: 1O, se le fisuran los tímpanos, los elimina como en su segundo puente, el de Tavanasa, (1905), en el que empieza a perfilarse lo que va a ser una de las aportaciones concretas de Maillart al
mundo de los puentes, el arco triarticulado con rií'íones aligerados. Fig. 1.4.07 a y b. El dintel no es algo que se superpone y apoya en el arco, sino que ambos forman un elemento estructural único del que se elimina la zona inútil. Estarán relacionadas por pilares o no, pero siempre manteniendo ese criterio. Los arcos son mas o menos arqueados, a veces son hasta qjivales, pero siempre acoplándose a la ley de momentos flectores característica de los arcos triarticulados.
PUENTES
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Javier Mal1/erola Annisen
Fig 1407 a Puente sobre el ,io 11111 en Zuoz
Fig 1.4,07 b Puente sobre el Rhill en Tavallosa
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CAPITULO f.- HISTORIA DEL PUENTE
Resultado de esta toma de conciencia respecto a lo que es el puente arco tenemos ejemplos tan características como los que se representan en la tabla l.
Fig lA 08 Puente sobre el rio Arve en Ves>v
Tabla 1 Puente Tavanasa
Año
Luz (m)
Relación flecha/luz
1905
35,00
1/8,5
Salginatobel
1929-30
90,04
116,9
Rossgraben
1932
82,00
118,5
Thur
1933
72,00
118,45
Arve
1936
55,97
1/11,7
1939-40
32,00
1113,6
194O
40,00
118,8
Simme Strassenüberfiihrung
Otra cosa que sorprende en estos puentes, con una estructura tan flexible como es un arco trialiiculado, es su pequeña relación flecha/luz. Renuncia pocas veces a relaciones tan arriesgadas, aún en casos tan fáciles como el Salginatobel en el que la morfología del teneno no le obligaba a mantener rebajamientos tan grandes. Pero el rebajamiento es un elemento de tensión fonual en los arcos. Un arco con una relación flecha/luz grande es un arco muy tranquilo. Un arco muy rebajado es inquietante y hennoso.
En la Fig. 1.4.08 representamos el puente sobre el río Arve en Vessy, uno de los muchos puentes que construyó en esta tipología con un reb~jamiento asombroso de casi 1/14. La segunda tipología, original de Maillart y que se ha hecho clásica en los puentes de hormigón armado es el que podríamos bautizar como puente colgante inveliido, en el cual el arco se reduce a su mínima expresión y el dintel es la viga de rigidez que permite la actuación de cargas altemadas. De este tipo tenemos: Tabla 2
Puente Schrahbach
Año
Luz
Relación flecha/luz
Ancho Dintel
Canto dintel
Espesor arcos
1924
28,8
117,2
3,0
1,1
0,2 a 0,22
Val-Tschlel
1925
43,2
118,3
3,6
1,15
0,27 a 0,29
Landquart (ferrocarril)
193O
30
1/3,8
4,95
1,4
0,26 a 0,34
Spital
1930
30
119,2
7
0,9
0,24 a 0,28
Engstligen (pasarela)
1930
26
117,65
2
1,2
0,15 a 0,16
Hombach
1931
21
117
5
0,7
0,17aO,19
Traubach
1932
40
117,15
4
--
0,2 a 0,26
Schwandbach
1933
37,4
1/6,23
4,9
0,9
0,2
PUENTES
52
Javier Man/erola A¡misen
Fig 1. 4. 09 Puente de Sc/lll'andbach
Se caracterizan por una ejecución cuidadosísima del arco, como no podía ser de otra manera pues los fallos en la geometría de la directriz tendrían consecuencias considerables en arcos de espesores tan delgados. Las vigas de rigidez del dintel son siempre las barandillas y la referencia entre arco y tablero son diafragmas muy delgados pero extendidos a toda la anchura del arco. En este tipo de puentes es necesario mantener la cimbra hasta la tenninación del puente pues el arco no puede aceptar cargas di simétricas sin tener la viga de rigidez terminada. La tradición de este tipo de puentes se ha continuado en Suiza por Ch. Menn y fue utilizada con éxito por Fernández Casado en acueductos, donde la rigidez del dintel se obtiene naturalmente en la altura del cajero que conduce el agua. En la Fig. 1.4.09 representamos el puente de Schwandbach. El trabajo de Maillart no se redujo en los puentes exclusivamente, las losas "hongo" para los edificios, las primeras estructuras laminares, etc son obra suya.
El/gene Freyssinet (1879-1962) La trascendencia de Freyssinet en el desarrollo de la construcción moderna es fundamental. Se puede decir que sin él la técnica del hormigón y de los puentes sería hoy distinta. Su larga vida se puede dividir en dos períodos. Antes del pretensado, hasta 1930 y después del pretensado. En este resumen histórico nos vamos a referir exclusivamente al trabajo sobre puentes del primer período. Entre 1907 y 1912 se construyen los puentes de Veurdre y Boutiron sobre el Allier, dos puentes en arco formado cada uno de ellos por tres arcos triariiculados de 72,5 m de luz y una relación flecha/luz de 1/15. En estos puentes, realizados poco después del puente Tavanasa de Maillart, Freyssinet opta también por aligerar los tímpanos, pero en lugar de hacer el aligeramiento de Maillart, introduce una triangulación entre arco y tablero lo que proporciona rigidez al arco. Por otro lado extrema la relación flecha/luz a niveles exagerados. Los problemas que se produjeron en el puente de Veurdre por la fluencia del hormigón, sirvieron para descubrir este tipo de
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CAP/TULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Fig 14" 10 Puente de Boutiron (1912)
Fig 14.11 Puente de Plougastel (1930)
PUENTES
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Javier AJan/erola Armisen
formación hasta entonces no conocida y que casi lo destruyen en 1911. Freyssinet resolvió este problema con su maestría habitual, levantando el arco por abertura de la clave por medio de gatos, rellenando la abeltura dejada, a la vez que bloqueaba la articulación en clave. Fig. 1.4.10. En estos puentes se vislumbraba el futuro, se empezaba a ver cómo podían llegar a ser los puentes desde una tecnología superior, situación que volverá a repetir Freyssinet con los puentes del Mame, 30 años después, asociada esta etapa con la basílica de Lourdes y el Puente de Toulouse, a través de la técnica del pretensado. En otros casos, Freyssinet se manifiesta como un fonnidable técnico. Villeneuve sur Lot, es un puente en arco de hormigón en masa de 100 m de luz realizado entre 1914-1919. El puente de Tonneins (1919), formado por cinco arcos de 46 m de luz, es muy parecido al puente de los Catalanes de Sejoumé, al cual admiraba. En el puente de Sant Piene-duVauvray de 130 m de luz (1923), Freyssinet utiliza una solución de puente arco con tablero intermedio de diseño muy torpe.
El puente de Plougastel (1925-1930), Fig. 104.11, constituye una de sus obras de hormigón más importantes. Fue récord mundial en el momento de su construcción, con tres arcos de 180 m de luz para calzada doble de carTetera y fenocarril. Los arcos tienen 4,5 m de canto y 9 m de ancho y fueron construidos sobre una cimbra móvil de madera que se trasladaba por flotación de un arco a otro. Con este puente se abrió el camino para la construcción del resto de los grandes puentes de hormigón que se hicieron en el mundo en esos años. El puente de Traneberg (1934) en Estocolmo, proyecto también de Freyssinet y tiene 178,5 m de luz libre. El puente de Martín Gil de Tonoja, de 202 m de luz (1942), Fig. 1.4.12, que se terminó poco antes que el puente de Sando, de 250 m de luz. En este último puente se quiso utilizar el mismo tipo de cimbra del puente de Plougastel, una cimbra de madera que dejaba libre el canal de navegación bajo el puente, pero que se hundió durante la construcción y hubo que sustituirla por una cimbra llena apoyada a lo largo de su longitud. Fig.lA.13.
Fig. 1. 4.12 Puente de Mar/in Gil
55
CAPITULO 1 - HISTORIA DEL PUENTE
Fig 1413 Puente de Sondo
Fig 1414 Puente de Martín Gil
PUENTES
56
Javier Manlero/a Aunisen
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Fig 14.15
Los puentes de Maillart y los de Freyssinet se construyeron con cimbra, apoyada en el suelo o autoportante, operación ésta costosísima y complicadísima que llevó a la ruina del primer puente de Sando. Se establece, por tanto, con verdadero interés la búsqueda de procedimientos que abaraten esta costosísima operación. Uno de ellos es la autocimbra. Esta solución consiste en realizar una estructura metálica, muy fácil de construir, que se h0l111igona, sirviendo mientras se produce esta operación, de sopOlie del encofrado y una vez hOl111igonada de al111adura pasiva del h0l111igón. En aquella época, este procedimiento tuvo una gran actualidad pero tenía dos inconvenientes que finalmente la han apartado de la construcción moderna. Los inconvenientes son: 1°) La operación de h0l111igonado es muy complicada pues si se quiere economizar en estructura metálica se debe colocar las cargas de h0I111igón simétricamente y lo más repartidas posibles para evitar flexiones importantes. El h0l111igón va ayudando poco a poco al acero, incorporando
definitivamente su resistencia a la del acero cuando se ha acabado el h0l111igonado. El segundo inconveniente es su mal comportamiento como al111adura pasiva pues sus condiciones de adherencia son pésimas, si las comparamos con la armadura pasiva en redondos. En la figura 1.1.14 representamos una cimbra autoportante del viaducto de Martín Gil de Torroja. Este procedimiento no lo realizan ni Maillart ni Freyssinet. Corresponde su utilización a Melan en Alemania y a Ribera, Zafra, Torroja y Fernández Casado en España.
JE Ribera (1864-1936) JM ZL?fra (18691923) Ambos ingenieros son los instructores del hormigón al111ado en España, son coetáneos, profesores ambos de la escuela de Ingenieros de Caminos de Madrid, puentes el primero y h0l111igón al111ado el segundo, más práctico y empresarial el primero, más teórico el segundo. A los dos el Ministerio de Fomento les encarga una colección de puentes de arco y otra de puentes rectos de h0l111igón armado.
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CAPITULO /- HISTORIA DEL PUENTE
I
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Fig 1416
Fíg. 14 I7
Zafra diseña en sus colecciones de puentes rectos, dos tipos, puentes formados por dos vigas rectangulares hasta los 25 m de luz, Fig. 1.4.15, a paliir de la cual recomienda, para reducir el peso propio, acudir a las vigas en celosía en las que gran palie del alma desaparece. Su colección lleva esta tipología hasta los 50 m. Siempre utiliza los montantes
en tracción y los diagonales en compresión. Fig. 1.4.16. Un buen ejemplo de esta tipología es el puente del Guaro, dos vanos bi-apoyados de 26,4 m de luz. Fig. 1.4.17. En cuanto a los puentes arco establece tres colecciones con rebajamientos 1/10, 1/4 Y
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Javier N/all/erola Armil ell
112, estos últimos generalmente para arcadas múltiples. Todos ellos se construyeron con la ayuda de cimbra autopOliantes interna que cubre el doble papel de construir la armadura principal de arco y servir como soporte del encofrado con lo que actúa como cimbra, Fig. 1.4.18.
No era patiidario, como Zafra, de la viga en celosía, aunque construyó alguna, como el puente de Unquera. Fig. 1.4.19. Pensaba que aunque tenía menos hormigón, era mucho más cara que la de alma llena por la dificultad de su construcción. De hecho, para obviar los problemas de la fisuración, prefería disponer un arco cuando la luz sobrepasaba los 25 m. Este hecho dio lugar a una morfología muy propia de él, disponer tramos rectos en los Vatl0S de acceso y arco, o arcos, cuando la luz central sobrepasaba los 25 m. Son muchos los puentes construidos con esta morfología, Viaducto de Alfonso XIII en Tenerife (1908), puente de la Reina Victoria en Madrid (1909), Fig. 1.4.20, en el cual realiza por primera vez en España dos arcos, uno a cada lado del tablero, en lugar de una bóveda transversal completa como ya había realizado en sus obras anteriores. En el puente de San Telmo en Sevilla, repetirá esta disposición. Esta idea la toma de Seyourné, ingeniero francés muy admirado por Ribera.
Ribera fue un fonnidable proyectista y constructor de puentes. Ya hemos visto sus dos máximas realizaciones en el puente arco metálico del Pino sobre el embalse de Ricobayo en Zamora de 120 m de luz y 6,2 m de ancho con proyecto de 1897 y el puente colgante de Amposta de 134 m de luz y 6,0 m de anchura de 1909. Pero toda su actividad como constructor se realizó como constructor de puentes de honnigón annado, tanto rectos como arco. Construye en 1902 el puente de Galbardo de 30 m de luz y 1/10 de rebajamiento. Está formado por dos arcos independientes, sobre el que apoyan viguetas transversales. Los arcos son de 0,5xO,6 m y se construyó con autocimbra fOlmada por dos vigas dobles por arco.
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Fig /4.18
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Fig 14 19 Puente de Unquera
Fig 14.20 Puente de la Reina Victoria (1909)
60
PUENTES
Javier lvfanlelOla Armisen
Fig f421 Puente del Kursaal (1918)
La apOliación más importante de Ribera es la invención de la cimbra autopOliante que ya hemos visto en Zafra y después veremos en el puente de Maliín-Gil de Torroja y en algún arco de Fernández Casado. No está claro si la invención es del ingeniero alemán Melan o de Ribera, o simultánea, lo cierto es que Ribera se dedica a esta estructura con gran dedicación y extiende su ejemplo no solo a puentes arco sino también a puentes rectos, como es el caso del puente del Kursaal en San Sebastián. En puentes rectos su máxima realización es el citado puente del Kursaal (1918), Fig. 1.4.21, fonnado por cuatro tramos de 22 m de luz y 20 m de anchura. Dispuso 7 vigas longitudinales de 1,6 m de canto y una autocimbra ligera embutida en cada una de las vigas. Un puente excelente, corno excelentes son otros puentes rectos de honnigón ar1TIado como el situado sobre el río Perales con una pila más hennosa que útil, contra lo que él pensaba como defensa para las avenidas, Fig. 1.4.22.
E. Torroja (1899-1961)
Discípulo de Ribera, Torroja constituye la máxima figura de la Ingeniería en la primera mitad del siglo XX en España. Conocido principalmente por su contribución al mundo de las estructuras laminares, su aportación en todos los campos que tocó fue trascendental. Vamos a citar en este apariado dos acueductos y un puente de hormigón annado, el acueducto de Tempul de 1926, el puente de fenocanil del Esla de 1939-40 y el acueducto de Alloz también de 1939. Tempul, de 60 m de luz libre, Fig. 1.4.23, es la primera obra atirantada de la época moderna, adelantándose conceptualmente 14 años al puente de Stromsund de Dischinger de 1940, pues los dos tirantes de hormigón am1ado están tensados mediante gatos por levantamiento de 25 cm de la silla situada sobre las pilas, lo cual permite el des-
CAPITULO 1..- HISTORiA DEL PUENTE
Fig. 1. 422 Puente sobre el río Perales
Fig. 14.23 Acueducto de Tempul (/926)
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Javier Aifan/erola Annisen
Fig 1424 Acueduc/o de A/loz
cimbrado y la no fisuración en un dintel tan poco apropiado para ser colgado, corno hoy sabernos, por su gran rigidez, se trata de un acueducto de 2 m de canto y de tan poca luz. La razón del atirantamiento fue resolver un problema de cimentación dentro del río Guadalete al evitar la disposición de 2 pilas dentro del cauce.
pero que sirve para armar la cabeza superior. Su pila es un prodigio de simplicidad fonual y eficacia resistente.
El acueducto de Alloz es de tal perfección conceptual, -resistente y formal- tan adelantada a su tiempo que su presencia responde a todas las preguntas que pueden hacerse sobre lo que es ser un acueducto en el siglo xx. Una obra magistral. Fig. 1.4.24.
Este acueducto pertenece a una gran tradición española de acueductos con cubas laminares. Ya había empezado Peña Benf en el acueducto de Tordienta, Fig. 1.4.25 de 877 m de longitud, vanos de 15 m y un cajero semicircular con capacidad para 71 m3/seg con pendiente de 0,001 y ha seguido con posterioridad en acueductos laminares de tamaño mucho más grandes, Alcanadre con luces de 60 m y 25 m2 de sección de agua, Monegros, Canal Imperial de Aragón en Zaragoza, etc, etc. Todas estas obras de una manera u otra son deudoras de Alloz, en Navarra, cerca de Estella.
Formada por tramos independientes de 40 m de longitud, con pilas formando luces iguales de 20 m, configura una estmchlra laminar completamente sometida a momentos negativos a lo largo de toda su longitud, con el fin de tener comprimida la parte inferior, lo más expuesta a la salida del agua. Intenta pretensar el cordón superior con un procedimiento poco eficaz y prácticamente inútil,
La junta que inevitablemente se produce cada 40 m no está bien, sale el agua después de muchos años de uso, pero este hecho no enturbia para nada semejante obra.
63
CAPITULO /.- HISTORIA DEL PUENTE
fig. 2Ys'--Acueducto de 'l'nrdienta.
SE.CCION MEDIA DE UN TRAMO DE.1SC!2
Fig. 1425 Acueducto de Tardiel71a
El arco del Esla, el viaducto de Martín Gil, Fig. 1.4.12 Y 1.4.14, de 209 m de luz fue proyectado por este ingeniero para la vía de ferrocarril de Zamora a Orense a su paso por el embalse del Esla. Acabada la guerra civil, el viaducto que tenía realizado únicamente los tramos de acceso, recoge Ton"oja en 1939
con la obligación de no variar la forma exterior del arco. TOlToja utiliza el método Melan-Ribera de cimbra 'autoportante interna al hormigón para el arco principal, un verdadero alarde de dominio resistente, en el cual el arco va aumentando su resistencia y rigidez por sucesivos
PUENTES
64
Javier MalJlerola ArmiselJ
honnigonados, hasta su tenninación en una estructura cada vez más alejada de la inestabilidad. Fonnalmente, entre Alloz y Martín Gil del mismo año 1940, existe una distanci~ abismal. Fig 1426 (1)
SECCiÓN LONGITUDINAL
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SECCiÓN TRANSVERSAL SECCIONES POR ACARTElAM1ENTOG
SECCiONES CENTRALES
~l~O--"---
Fig 1426(2)
Carlos Fernández Casado (1905-1988)
La obra en hormigón annado se realiza en. ~a primera ~ar;:e de su vida, en la segunda utIliza el honmgon pretensado, y esporádicamente, alguna construcción metálica, nunca en puentes. Los puentes de altura estricta, corresponden a una colección desarrollada entre los ~ños ~ 930 Y 194~ de los cuales por él y otros mge~Ie:.os se realizaron más de 50 ejemplares. Su dIseno recoge la estructura adintelada en su más clásica acepción. Su forma y proporciones se adecuan en condiciones exactas a la distribuc~?n de esfuerzos y a la simplicidad de ejeCUClOn, dando lugar a obras estrictas. Están formadas por una serie de vigas longitudinales en "T" de canto variable con losa inferior en la zona de apoyos, lo que detennina con la losa superior y las almas una auténtica losa aligerada de gran rigidez a flexión y torsión. Fig. 1.4.26. Aunque este tipo de puentes era de uso muy, frecu~nte en Europa, en la época, Fernandez Casado les introduce en un orden complementario de gran precisión y belleza.
Los puentes arco de honnigón annado los realiza según tres procesos constructivos diferentes. . FIg.
En el acueducto del Najerilla (1944), 1.4.27, Fernández Casado utiliza la auto~imbra metálica impuesta en la tecnología espanola de puentes arco por Ribera. Se trata de un arco de 60 m de luz y 16 m de flecha que soporta un cajero para el transporte del agua de 1,8 m por 1,8 m. Los arcos eran de canto variable entre 0,6 m en clave al, 1 m en ananque. En el acueducto del embalse de Gabriel y Galán .s?bre el río Alagón (1969), Fig. 1.4.28, utIliza una morfología tipo Maillari, muy adecuada para acueductos ya que la carga es constante, el cajero obligatoriamente, para el trans~ort.e del agua, tiene gran rigidez, lo que penmte Ir a arcos muy delgados. Consta de 4 grandes.arcos de 60 m de luz. Se construyó s?b~e cImbra apoyada en el suelo, procedll~llento molesto, pues la cimbra no se puede qUitar hasta que el cajero está tenninado.
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CAPITULO 1- HISTORIA DEL PUENTE
Fig. 14 Z7 (1)
Fig. 1427 (2) Acueducto de Najeril/a
Fig 1428 Acueducto sobre el Embalse de Gabriel)' Galán
Fig. 14.30 Puente sobre el aliviadero de Cubil/as Fig. 1429 Puende de Mérida
El tercer procedimiento que utiliza para constmir puentes arco es la prefabricación, procedimiento muy utilizado por él en muchas experiencias de puentes y otro tipo de estmcturas. Consiste en la fabricación de en un arco triarticulado, lo que pel111ite su elevación en dos tramos con apoyo provisional en el centro, Fig. 1.4.29. Esta estmctura sirve de apoyo a
tímpanos macizos que solidarizan entre sí los arcos y eliminan la rotura de al clave. Sobre ellos se hormigona el tablero. De esta tipología tenemos, el puente sobre el aliviadero de Cubillas (1954), Fig. 1.4.30, de 49 m de luz, el puente de Mérida (1955) con vanos arcos de 60 m de luz y finalmente el de Mieres (1967) f0l111ado por un solo arco tímpano de 70 In de luz.
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PUENTES
Javier Jvfantero/a Armisen
Propuesta de Puente Gótico
Puente prefabricado
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CAPITULO 2 - PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
2.... PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
El conjunto de posibilidades que la tecnología actual nos ofrece para realizar puentes se puede ordenar en función de dos variables fundamentales. El material utilizado en la realización del puente y la tipología estructural empleada. Podría considerarse una tercera variable, no tan independiente como las otras dos pero que tiene cielta autonomía propia, el proceso constructivo. Cómo se construye un puente está relacionado con cómo es el puente, pero no de una manera biunívoca, la prefabricación o la construcción "in situ" en las obras de hOlmigón, la construcción en avance en voladizo, el empuje de los tableros, etc, son otros tantos procedimientos actuales de conshuir puentes relacionados, unos mas, otros menos, con un tipo de puente determinado.
2.1.- El material resistente En la actualidad se tienen dos materiales de construcción básicos, el honnigón y el acero, nombres genéricos que representan una gama variada de características y posibilidad de combinaciones.
Tenemos honnigones armados y pretensados que utilizan honnigón de distintas características: Hom1igón normal Resistencia::; 50,0 MPa Hormigón alta resistencia Hormigón ligero
Resistencia entre 60,0 y 100,0 MPa Resistencia - 30,0 ó 40,0 MPa, con densidad de 1,8 a 2,0 TnJm 3
El acero, considerado en barras, hilos, o torones se constituye como material independiente en los tirantes de los puentes. Utilizado como material estructural básico se presenta en chapas, perfiles, tubos para constituir los puentes metálicos y mixtos, estos últimos conectados con el hormigón para constituir la estructura básica del puente. Los aceros en chapas nonnalmente utilizados son:
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PUENTES Javier Man/erola AI/nisen
8235
f v ,2: 235 Mpa
8275
f v ,2:
275 Mpa
fu;::::
8355
f~,2:
355 Mpa
f u ,2: 510 MPa
8460
f v ,2: 460 Mpa
f u ,2: 565 MPa
En cuanto a los materiales futuros, que en poco tiempo estarán disponibles para la constmcción de puentes, tenemos las fibras embebidas en polimeros, FPR Consisten en fibras de cristal, carbón o aramida embebidas en una matriz de polimeros. Las fibras son las
Propiedades Resistencia a tracción Mod. Elas. E Alarg. rotura Densidad Coeficiente de expansión termica Diámetro Estructura
f u ,2: 360 MPa 430 MPa
responsables primeras de la función resistente mientras que la matriz penuite la transmisión de fuerzas y provee la fonua y la protección. Tiene grandes ventajas, su peso propio es bajo, alta resistencia mecánica, no se conoe ni se fatiga, es capaz de acoplarse a cualquier forma y es fácil de manteneL
Unidad
Fibras cristal
Fibras carbón
Fibras -----
MPA
3500
2600-3600
2800-3600
73
200-400 0,6-1,5 1,7-1,9 Axia1-0,la -1,3 radial 1,8 6-7 anisotropa
80-190 2,0-4,0 1,4 -3,5
6PA % g/cm3 10 6 K um
~4,5
2,6 5-6 3-13 isotrópico
12 Anisotropa
Propiedades mecánicas de las fibras tomado de Flemming
Actualmente se manifiestan en dos direcciones, elementos de tracción y elementos que resisten la flexión. Los elementos de tracción se producen como tirantes, cables, compuestos de fibras de carbón o aramida o como bandas superficiales para adherir, generalmente sobre hormigones, con el fin de efectuar reparaciones, lo cual se realiza con mucho éxito. Los elementos a flexión se producen en fonua de vigas o placas. Se producen por poltmsión. Las fonuas son generalmente plegadas y están sujetas a diferentes patentes. Difícilmente pasan de 20 cm de espesor. Las conexiones entre placas se realizan con adhesivos, tomillos, etc. Se suelen utilizar para tableros dispuestos sobre la estmctura portante principal. Este tipo de utilización se ha realizado para sustitución de tableros en puentes en celosía antiguos, muy acotados de capacidad de carga y con este forjado, mucho más ligero, se aumenta la cuantía de la carga de uso. La
conexlOn entre losas de FRP y las viguetas metálicas o de h0l111igón existente se realiza con procedimientos habituales tales como pernos, etc, embutidos en mOlieras sin retracción inyectados en la zona de al conexión. Fig. 2.1.1 Como estmcturas completas, hasta el momento se han realizado principalmente pasarelas de peatones con todos los componentes de FRP o estmcturas híbridas consistentes, por una lado en materiales tradicionales (acero, hormigón, madera) y por otro lado perfiles de FRP. Para reducir el tamaño de los perfiles a adoptar se ha reclllTido hasta ahora a estructuras atirantadas o en arco para salvar luces impOliantes. Por ejemplo la pasarela de Aberfeldy de 63 m de luz y 113 m de longitud se ha realizado con esquema clásico de estmctura atirantada. La pasarela de las proximidades de Lérida de lA. Sobrino y M.D.G. Pulido es un arco de tablero inferior de 38 m de luz. El material utilizado es FRP con fibras de vidrio. Las uniones de los elementos básicos
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CAPITULO 2 - PlANTEAMIENTO GENERAL DEl PUENTE
del dintel se realizan unos atornillados con tornillos de acero inoxidable. Fig. 2.1.2.
2.2.- Tipología estructural De entre la multitud de disposiciones posibles en la configuración de la estructura resistente del puente, podemos establecer tres grandes familias. a) Puentes rectos o puentes viga. Se podrían definir vagamente como aquellos puentes en lo cuales el camino de rodadura del móvil que lo utiliza coincide con la estructura resistente principal. Es una definición algo imprecisa y vista desde el móvil. Desde un punto de vista resistente podríamos decir que son puentes viga, que utilizan la flexión generalizada (flexión, cortantes, torsión, etc) como mecanismo fundamental para transmitir las cargas. Fig. 2.2.1 a. b) En segundo lugar tenemos los puentes arco, que utilizan a este último, en sus muchas modalidades, como elemento fundamental de soporte del tablero. Fig. 2.2.1 b. c) En tercer lugar los puentes atirantados, Fig. 2.2.1 c, y colgados, Fig. 2.2.1d, que utilizan una serie de tirantes o un cable colgado ó ambos a la vez como sopOlie principal del tablero, por donde circulan los coches.
Fig. 2J I
Fig Z /2 Pasarela el/lasproximidades de Lénda fA Soblil/oy AfD G Pulido
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PUENTES
Javier lv/an/erola Armisen
Fig 2 2 1a Puellle sobre el Guadiana - Badajoz
Fig 2.21 b Puente sobre el río Escudo- Can/abria
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CAPITULO 2.- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
Naturalmente estas tres familias de puentes se utilizan con cualquiera de los dos materiales básicos citados. Tenemos puentes arco de hOl1nigón Ó puentes rectos mixtos o puentes colgantes rnetálicos, siendo intercambiables, en la mayoría de los casos, la tipología y el material resistente utilizado.
2.3.- La luz y el peso propio del puente Si se parte, para razonar, del comportamiento resistente del puente recto, tendremos que el esfuerzo mas significativo que lo configura es la flexión, cuyo valor viene dado por una expresión genérica:
M=K.P.L 2
Fig. 22.1 e Puente de Barrios de Luna
Fig 2 JI d Puente de HUl1lber-Inglaterra
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PUENTES Javier NJanlerola Armisen
Tn / 1'12 3.0
J.Mothivot
R.A.Swonn
2.5 2.0
1.5 1.0 0.5
o
50
150
lOO
200
Fig. 2,3 1 Peso propio dellablero en jimción de la luz
Ll
L2
L3
2.32 Relación entre el precio del puente y la luz, en jimción de la lipología wilizada
L ( luz)
CAPITULO 2.- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
donde K es una constante que depende del punto en cuestión dentro del dintel, del tipo y ordenación del mismo, del tipo de apoyos, etc, etc. P es la carga que solicita al puente y L es su luz. La cuantía del momento va a depender, por tanto, además de la configuración del puente, de su carga y de la luz, siendo ésta la variable mas importante pues va al cuadrado. Si consideramos en primer lugar a la carga P que solicita al puente, vemos que el peso propio del material resistente es, entre todas las cargas que lo solicitan-carga muerta, sobrecarga, etc,-Ia mas impOliante, pudiendo llegar a ser entre el 80% y el 90% de la carga total para un puente de honnigón de gran luz. Será por tanto objeto principal de diseño minimizar el peso propio del puente, eligiendo y distribuyendo el material de manera a obtener su máxima eficacia resistente. Toda la configuración de las secciones transversales de los puentes rectos viene condicionada por este fin. Pero confonne aumenta la luz del puente, el momento flector aumenta también y por tanto la cantidad de material necesario para resistirlo, es decir, el peso propio. En un puente recto de honnigón, el peso propio traducción en cargas de la capacidad resistente de la sección - crece con el momento flector y éste con el peso y así sucesivamente en una progresión creciente que se equilibra en curvas del tipo de crecimiento geométrico, que se ve en la figura 2.3.1., que relaciona el peso propio de dinteles rectos de hormigón con la luz del puente. Es claro, entonces, que cuanto mayor es la luz, mayor es el peso propio de la estructura resistente, de manera que como hemos dicho se puede considerar que en un puente de 100 metros de luz de honnigón, el 90% de su capacidad resistente se destina a resistirse a sí mismo, quedando el 10% restante para resistir la carga a que se destina el puente. Se comprende que el enfrentamiento de este problema en los puentes rectos pasa por las siguientes opciones: a) Distribuir el material de la m~jor manera posible para obtener con él la máxima eficacia resistente. Las secciones aligeradas, en T, doble T, sección cajón, son otras tantas expo-
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siciones de esa voluntad de obtener la máxima eficacia resistente con el mínimo peso. b) Se puede utilizar materiales, que proporcionan una excelente relación resistencia/peso propio. De la utilización del hormigón normal se puede pasar a la utilización de hormigones ligeros resistentes, ó a hormigones de alta resistencia, con densidades poco mayores de lo nonnaL De una manera aún mas eficaz, se puede pasar a utilizar el acero, en su dimensión de construcción mixta o metálica pura, pues este material tiene una relación resistencia a peso propio mucho mejor que la del hormigón. Si dividimos resistencia característica del material por el peso propio del material constitutivo, vemos que el hormigón nonnal de 40,0 MPa de resistencia, tiene una relación de 16 m, mientras que un acero S355 tiene 66 m, es decir mas de cuatro veces mejor. Por tanto, conforme aumenta la luz, la tendencia a utilizar, como material básico, materiales mas resistentes, honnigón de alta resistencia ó aceros cada vez mejores, es mayor. a) El paso siguiente y definitivo es variar además la tipología estructural. Para salvar una determinada luz, un puente arco, un puente atirantado o colgado son mas eficaces que un puente viga. Los momentos flectores, que configuran la cuantía de la respuesta resistente de un puente recto, pierden sentido cuando se trata de un puente arco o un puente colgado. Una lectura indirecta que podría hacerse de estas tipologías sería que un arco o un sistema de tirantes constituyen un complejo sistema de apoyos elásticos del dintel, el cual reduce así extraordinariamente sus flexiones. Cieliamente esta reducción radical de los esfuerzos del dintel se realiza con la adición de un material resistente, visto en fonna de arco, en el
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PUENTES Javier N/anterola AI/nisen
caso de un puente arco, o de cables en el caso de un puente atirantado o colgado. Pero el peso de estos elementos y su coste es menor que el del dintel necesario cuando se trata de grandes luces.
la definición de la solución adecuada dependerá además de factores no objetivables en una exposición de este tipo. Esta franja varía en función del tiempo y del país, pero se sabe casi siempre donde no está y se sabe también por donde está.
De estas consideraciones podríamos concluir que si la configuración resistente mas eficaz es la atirantado, por ejemplo, y el material con una relación resistencia/peso mayor es el acero, todos los puentes deberían ser de acero y atirantados.
Si elegimos como tipología a discutir el puente arco, el problema sería mas complicado todavía, pues a las incertidumbres anteriores, hay que sumarle la mayor exigencia de la solución arco en cuanto a las características resistentes del teneno. Podemos establecer entre los cien y doscientos metros de luz, la zona en la cual, las tres tipologías compiten entre sí. Pero lo sabemos ahora, puede que en unos años se haya movido hacia un lado o hacia otro. Para complicar más el asunto, existen otras posibilidades de puentes, puentes en celosía, puentes con pretensado extradorsal, por ejemplo, que funcionan bien en las franjas indecisas.
Pero se olvida una variable fundamental en esta argumentación y es el precio. En la figura 2.3.2 establecemos tres curvas del coste ideal de los puentes, que nos van a servir para razonar. Se puede decir que el precio del puente recto, como del puente arco ó como del puente atirantado y/ó colgado, crece exponencialmente con la luz, pero así como el puente arco es mas caro que el puente recto para luces pequeñas es más barato para luces grandes, lo mismo le pasa al puente atirantado ó colgado. Estas afirmaciones son mas o menos ciertas. Que un puente atirantado sea más barato que un puente recto a partir de una determinada luz L2 , es en general verdad, pero lo que no sabemos es situar con precisión cual es el valor de L2 y más aún, no sabemos si existe un valor de L2 que sea la frontera entre la economía de una u otra tipología. Si decimos que L2 es igual a 300 m de luz, podemos tener casi la seguridad de que un puente atirantado es más barato que un puente recto de hormigón. Si decimos que L2 = 200 m empezaremos a tener dudas. Dependerá del material que utilicemos, del coste que tiene cada uno de los elementos que constituye el puente en el momento que lo estamos fabricando, de la experiencia del constructor, etc, etc. También depende del número de puentes que se hagan de uno u otro tipo, lo que sin duda redundará en el abaratamiento o encarecimiento de sus componentes especiales. Si ponemos L2 en 100 m, podemos decir, en este momento, casi con total seguridad, que el puente recto de h01111igón es más barato que el atirantado. L2 es, por tanto, una variable para razonar, no tiene una respuesta exacta. La respuesta más conecta a este problema sería la de que existe una franja de luces, en las cuales, la solución óptima, en cuanto al precio existe, que puede pertenecer a una u otra familia y que
2.4.- Puente recto o puente viga Está constituido por una estructura viga, en el sentido mas general, que se apoya en dos estribos extremos y una serie de pilares intermedios, Fig. 2.4.0L Los estribos extremos establecen la transición de la estructura del puente con el tenena, contienen las tienas para que no invadan la zona bajo el puente que queremos controlar, sirven de apoyo al dintel y permiten que se produzcan los movimientos relativos entre tablero y estribo producidos por las deformaciones impuestas de temperatura, fluencia y retracción. Las pilas determinan la luz o las luces del tablero, reciben las cargas que éste les transmite y las trasladan al suelo a través de la cimentación. El camino de rodadura se dispone generalmente sobre la estruchlra viga, aunque también puede estar sihlado dentro de ella o en situación intermedia. Esta constituido por las calzadas, en el caso de un puente de caneteras, ó el balasto y las vías, en el caso de un puente de fenocanil, las aceras y defensas. Pavimento o vías y balasto, aceras, defensas, servicios, etc. constituyen la carga muerta que solicita al puente. El ámbito de luces en que se han movido este tipo de puentes alcanza los 260 m de luz en el puente de Northumberland en Canadá para puentes de hormigón y los 300 m en vigas
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CAPITULO 2.- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
Fig. 2.4.01 Viaducto de Can Balast - Barcelona
rectas metálicas del alma llena, puente Niteroi en Brasil (1969-1974). En vigas en celosía metálicas, el puente recto alcanzó su luz máxima en el puente de Quebec (1918) con 549,0 m de luz y más recientemente se ha construido en USA el puente de Astoria de 375 m de luz (1964-1968). 2.4.1.- Clasificación
Son varios los parámetros que pueden servir para la clasificación de los puentes rectos. El material, la luz del puente y el proceso constmctivo. Estos tres parámetros están relacionados entre sí aunque su relación no sea necesariamente bi-únivoca. De esos tres parámetros, el más útil para la clasificación es la luz la cual va a indicamos cual ó cuales de los pr;cesos constmctivos que disponemos es o son los mas adecuados, y cómo se debe configurar el dintel, en función del material que utilizamos. En función de la luz se establece una primera clasificación en:
Puentes de luces cortas y medias
L::::50m
Puentes de grandes luces
L~50m
Establecer, precisamente en 50 m, la frontera divisoria entre las dos familias de puentes no deja de ser d~doso, p~ro esa frontera existe y va a detenmnar el tIpo de construcción a utilizar, la cual va a tener, a su vez, una enonne impOliancia en relación con la sección transversal del dintel. De la misma manera que hemos puesto 50 m, po.díamos poner 40 m ó 60 m, y este valor provIene de que los puentes de luces corta.s ~ medias se caracterizan porque los procedImIentos constmctivos que utilizan penniten constmir el puente, de pila a pila, sin necesidad de utilizar apoyos intermedios provisionales. En el caso de vigas prefabricadas de hormigón dependerá del material utilizado, del peso del elemento a colocar, de su envergadura, y que sea mas o menos manejable con los procedimientos normales. De la misma manera, en los puentes realizados "in situ" el tamaño de las cimbras autopOliantes económicas oscilan, hoy en día, alrededor de ese valor. Fig. 2.4.01.
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PUENTES
Javier Manterola Armisen
Fig 2.4 02 Puente de Cuatro Caminos (Madrid)
Es evidente entonces, que dependería de la capacidad de carga de los medios de montaje, lo que detenninase el límite que separa las luces medias de las grandes luces. Sin embargo tarnpoco esto es cierto, pues si normalmente los medios de montaje habituales pueden colocar sin dificultad vigas de hormigón de hasta 40 m ó 45 m y vigas metálicas mayores, cuando el puente es extraordinariamente largo, caso de los accesos al puente del Gran Belt en Dinamarca, ó el puente de Northhumberland en Canadá, de 10,9 km de longitud, se han montado de una sola vez, con grúas flotantes especiales, vigas cajón de 192,9 m de longitud y 8000 Tn de peso y estas grúas, evidentemente, no son normales hoy en día y solo son económicas en casos como los que acabamos de referir. Un caso similar de construcción, el dintel metálico de 300 m de luz del puente de la Bahía de Niteroi, en Brasil, se construyó llevándolo completo por flotación e izándolo por medio de tirantes desde las pilas definitivas.
Sería más impreciso, pero más aceItado, establecer la definición de puente de luces cortas y medias, como los que responden a luces menores o próximas a los 50 m y que optimizan material y medios de montaje para obtener una respuesta resistente adecuada. Pues son luces que se establecen alrededor del valor citado las que diferencian, hoy en día, un tipo de construcción de puente de otro.
2.4.2.- Puentes de luces cortas y medias Si consideramos como material resistente el hormigón, tenemos tres tipos de secciones transversales, a saber: sección de vigas prefabricadas, sección en losa aligerada y sección cajón. Si consideramos el acero tendremos: la sección vigas doble "T" y sección cajón. El planteamiento que guía el diseño de todas estas secciones es aprovechar al máximo el material, distribuyéndolo de la manera mas adecuada posible para obtener la máxima efi-
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CAPITULO 2- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
La seCClOn a) y b) corresponden a los planteamientos clásicos de prefabricación de vigas de hormigón tipo doble "T" ó artesa, cuya ejecución está muy industrializada. Con pesos que alcanzan hasta las 100 Tn, estas vigas se perfilan extraordinariamente para obtener la máxima inercia con el mínimo peso
cacia resistente, lo cual en el caso del honnigón es fundamental para reducir el peso propio y en el caso del acero para minimizar el coste del material. En la figura 2.4.0.3 representamos una serie de secciones transversales de hormigón que pasamos a comentar.
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o)
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Fig 2403
78
PUENTES Javier J'dan/erola Anllisen
y se pueden montar entre pilas con los procedimientos habituales. Dado su tipo de construcción, estas vigas se instalan en tramos biapoyados. Aunque no obligatoriamente, las ventajas resistentes que se obtienen por la continuidad estructural entre vanos no compensa, económicamente hablando, los inconvenientes de establecer esta unión en vigas prefabricadas. Fig. 2.4.04. Solo se suele dar continuidad a la losa superior, la que cubre y une entre sí las vigas, y esto con el fin de eliminar juntas y facilitar así la rodadura de los vehículos. En el caso de puentes de fenocarril, la gran carga que representa este móvil, desaconseja, a efectos resistentes, introducir la continuidad entre vanos. Solamente a efectos de controlar la deformada puede ser interesante. La construcción de losas aligeradas, Fig. 2.4.03 c y d , como dintel de los puentes de luces cortas y medias - presenta algunas ventajas sobre el puente de vigas y algunos inconvenientes. Entre sus ventajas se encuentra en primer lugar y de una manera evidente, la rnayor flexibilidad de este tipo de estructuras para acomodarse a trazados en planta curvos, oblicuos, etc. En segundo lugar permite mayor libertad de f0l111alización del dintel, lo cual es muy interesante en el caso de puentes urbanos,
en los cuales, el puente está muy en contacto con el ciudadano. En tercer lugar, dada la gran rigidez transversal del dintel, es posible establecer un tamaño de pilas y una colocación de las mismas, mucho menos exigente que en el caso de tableros formados por vigas prefabricadas. Por último, los procedimientos de construcción nonnalmente utilizados aconsejan establecer tableros continuos con la consiguiente ventaja resistente. Entre los inconvenientes conviene indicar que su construcción está menos industrializada que en el caso de las vigas prefabricadas, lo que produce, normalmente, puentes mas pesados que los de vigas. No obstante se ha progresado grandemente en la industrialización de esta tipología. Los cantos de estos tableros oscilan alrededor de L/20, con tendencia a reducirse, en los puentes losa, hasta L/30 ó incluso L/40, aunque estos últimos valores resultan excesivamente pequeños, el puente vibra mucho y la cantidad de pretensado que necesita es grande. Es una tendencia contraria a los puentes de vigas prefabricadas, que aunque pueden establecerse cantos menores de L/20, generalmente se adopta éste o aún mayores, L/18 ó L/15. Fig. 2.4.04. La tendencia al aligeramiento de un puente losa aumenta con la luz. Para puentes pequeños, L < 25 m, aligerar una losa de 1 m ó 0,8 m resulta mas costoso que útil. Por el contrario para puentes de 40 ó 50 m de luz, merece la pena establecer un aligeramiento eficaz que reduzca peso y mantenga una adecuada capacidad resistente. No solo en planta, sino en sección, el tablero losa puede admitir variaciones fOlmales importantes respecto a las secciones clásicas sin que ello signifique una disminución impOliante de su rendimiento resistente, Fig. 2.4.03d Y2.4.05.
Fig 2.4. 04 Puente de Torre Baró - Barcelona
La sección cajón era, hasta hace relativamente poco tiempo, patrimonio exclusivo de los puentes de gran luz. Sin embargo con el aumento de la potencia de los medios de colocación y en las dimensiones reducidas que conesponden a los puentes de luces cortas y medias, ha vuelto a tomar actualidad cuando se utiliza la prefabricación. En la Fig. 2.4.03e vemos una sección cajón completa, asociada a
79
CAPITULO 2- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
Fig. 2.405 Pasos superiores en la Ronda de la Hispanidad -Zaragoza
a)
'j_'dil_'_'_'
" _i1 ,G2_'''_''U'_'''U_'U''_'''''l"",l> bJ
Fig. 2406
la prefabricación por dovelas, y que se unen para fonnar una unidad del orden de 30 m a 40 m, que se monta entre pilas, dándose la continuidad entre vanos por pretensado exterior. En la Fig. 2.4.03f. tenemos una viga prefabricada que se coloca de una sola vez entre pilas y una vez situada, sirve de sopOlte a una losa también prefabricada o "in situ".
Cuando se utiliza el acero como material básico se suele emplear en su modalidad de estructura mixta. Se optimizan así la eficacia de ambos materiales, el hormigón, por su buena resistencia a compresión y b~jo costo y el acero, por su gran resistencia a tracción y poco peso. Con respecto a su morfología las opciones básicas aparecen en la Fig. 2.4.06. Y
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PUENTES
Javier .Manterola Annisen
nA
i\
1
J=
'\257'
&
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~" b)
SECCION POR VANO
d)
SECCION POR PILAS
Fig 2.4.07
2.4.07. Las correspondientes a la Fig. 2.4.06 son las disposiciones más elementales y coinciden con las versiones en honnigón, de la Fig. 2.4.03. La más elemental de las disposiciones es la constituida por dos vigas doble T enlazadas entre sí por un elemento transversal que rigidiza la sección a la flexión transversal y a la distorsión. Si se necesita rigidez a torsión complementaria - a veces no basta con la proporcionada por la torsión no uniforme - se pueden triangular los cordones inferiores entre sí para fonnar una viga cajón a efectos resistentes, o lo que es mejor, acudir a una sección cajón. La rigidización longitudinal de las chapas tiende a reducirse mucho e incluso a desaparecer, aún a costa de utilizar espesores mayores para las almas, pues esto redunda en economía de la mano de obra. El rendimiento resistente de estas secciones es óptimo.
ª
La mayor capacidad resistente de las vigas metálicas pennite la reducción del número de vigas si lo comparamos con una solución de vigas doble "T" de honnigón. Para una calzada normal de dos carriles, es dificil que sean necesarias mas de dos vigas. La losa superior de hOImigón puede ser prefabricada, o realizada "in situ", con cmro de avance. En este tipo de configuración, no pasa como en las soluciones de hormigón que van asociadas a vigas bi-apoyadas, la continuidad es elemental realizarla en acero. En el caso de puentes más anchos, se pueden realizar, también, tableros de dos vigas Fig. 2.4.06b, y entonces es necesario disponer un costoso tejido de vigas transversales, de alma llena ó trianguladas. Suele ser más adecuado acudir a secciones como las que aparecen en la Fig. 2.4.06 c y d, con cuatro vigas en sección doble "T" o cajón.
81
CAPITULO 2 - PLANTEAlvflENTO GENERAL DEL PUENTE
La secclOn caJon 2.4.07b tiene limitaciones de aprovechamiento del material de la chapa inferior, con pérdida de eficacia de la zona sobre apoyos por deformación por esfuerzo cortante y abolladura. La sección compacta reduce mucho la eficacia de esta tipología para luces pequeñas. Comparado con la solución 2.4.07a. solo tenemos una mejora en la rigidez a torsión.
triangular, como la representada, o sección rectangular clásica.
2.4.3.- Puentes de grandes luces Hemos establecido en SO m la dudosa frontera con las luces medias y hemos dado las razones para elegir este valor. A partir de SO m estarían, por tanto, los puentes rectos de grandes luces. Sin embargo es mas exacto definir el concepto de puente de gran luz, cuando la optimización de su costo viene asociado a uno de los dos ó a los dos conceptos siguientes: utilización de sección cajón y construcción en avance en voladizo. Esta definición es también incompleta, pero define mejor la realidad de estos puentes. La sección c~jón no solo es la mas eficaz desde un punto de vista resistente, máxima resistencia a flexión y torsión, tanto para puentes metálicos como para puentes de hormigón, sino que además, en estos últimos, son las que m~jor optimizan el peso y distribución del material, Fig. 2.4.09. La viga cajón en honnigón, tiene varias configuraciones en función de su anchura. De una viga cajón monocelular, Fig. 2.4.09a, para anchuras de lOa 14 m, se puede pasar, conforme aumenta la anchura, a vigas cajón únicas de dos o más células. Fig. 2.4.09b. Cuando a la anchura total del puente corresponde a la de
Fig 2408
Cuando aumenta la anchura, puentes de 25 a 30 m, se multiplica el número de almas Fig. 2.4.06 c y d con lo cual se puede reducir el espesor de la losa de compresión a la vez que se reduce el efecto de la deformación por esfuerzo cOliante en el comportamiento de las cabezas de compresión y tracción. Cuando se utilizan pequeñas vigas cajón, Fig. 2.4.06d., no se dispone ningún rigidizador longitudinal ni transversal, salvo el situado en el apoyo, lo cual simplifica mucho su ejecución.
a)
b)
Las celosías, 2.4.07 a y b, y fig. 2.4.08 han pasado por una serie de vicisitudes a lo largo de su historia, desde una apabullante presencia, a lo largo de todo el siglo XIX, hasta que el siglo XX desarrolló las vigas de alma llena como configuración más eficaz. Recientemente esta estructura, no demasiado eficaz ni económica, en tubos o perfiles, está reactualizándose en configuraciones de sección
e)
d)
Fig 24.09
82
PUENTES Javier Man/erola AllIlisen
una autopista se pueden disponer dos vigas cajón monocelulares separadas, una por vía de circulación, o una sola viga cajón provista de puntales o costillas transversales. Fig. 2.4.09c. Las soluciones en acero no presentan una diferencia morfológica con las de hormigón. Se utilizan cajones monocelulares, Fig. 2.4. lOa, cajones con puntales exteriores, Fig. 2.4.l0b. La utilización de vigas en doble T puede prolongarse a este ámbito de luces. Lo que no suele ser frecuente es la utilización de la losa ortótropa metálica como sustitución de
la losa de hormigón. Resulta mucho más costosa, y para el ámbito de 100 m a 200 m de luz, puede ser mas favorable la sección mixta con hormigón nonnal o ligero. Únicamente con luces mayores la losa ortótropa puede ser interesante. Fig. 2.4.1 Oc. Lo que si se está utilizando cada vez mas, es la doble acción mixta, con hOl1nigonado de la chapa inferior del cajón en la zona de pilas. Se reduce así de espesor de chapa en esa zona con la consiguiente ventaja de precio en material y soldaduras.
o)
b)
e)
Fig 2.4.10
2.5.- El puente arco Esta tipología de puentes experimentó un parón en su propio desanollo con la extensión de dos tipologías modernas. Los puentes rectos de honnigón pretensado, construidos en avance en voladizo, que alcanzó los 202 m de luz en el puente de Bendorf y que le cortó el camino por el lado de las luces bajas, y el puente atirantado, que solapándose con el anterior, ha cubierto luces de hasta 856 m en el puente de Normandía. Sin embargo, la construcción de arcos de hormigón en avance en voladizo y la recuperación de la celosía como estructura del arco, ha relanzado esta tipología. El ámbito de luces en que se han desanollado alcanza los 390 m de luz en puentes de hormigón, puente de KRK (1976-1978) en
Yugoslavia, Fig. 2.5.0la., y los 518 m en puente metálico en celosía (1973-1977) en el New River Bridge en USA. Fig. 2.5.0lb. El puente arco está constituido por dos elementos fundamentales. El arco, principal elemento resistente, cuya forma viene determinada como el antifunicular de la carga permanente del puente y, en segundo lugar el tablero, cuya geometría se acopla a las exigencias de la rasante de la carretera o fenocanil y que tienen un papel resistente secundario. Entre ellos se disponen los pilares que transfieren la carga del tablero al arco y éste la transmite a la cimentación. La geometría del arco determina que los esfuerzos que lo solicitan, bajo la acción de la carga permanente, sean casi exclusivamente de
CAPITULO 2.- PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
83
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b)
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e)
84
PUENTES Javier lv/anterola Armisen
compresión, con la introducción de una [-uerte componente inclinada en el teneno, Fig. 2.S.02a. Sin embargo, bajo la sobrecarga de utilización, que no tiene porqué tener una distribución antifunicular, se producen tanto compresiones como flexiones, Fig. 2.5.02b. En la suma de ambos efectos predomina la compresión, para luces grandes, lo que es bastante fácil de resistir, y esto abarata considerablemente las estructuras. Sin embargo, la estructura arco tiene varios inconvenientes importantes que la hace, en general, poco rentable para luces pequeñas. En primer lugar, a diferencia del puente recto, necesita dos estruchlras, el arco y el tablero y eso es más caro que una sola. En segundo lugar, es más vulnerable que el puente recto a los movimientos horizontales del suelo. Si el arco se abre, se reduce la componente horizontal F y aparecen momentos flectores positivos y negativos a lo largo de toda su directriz, Fig. 2.5.02c. Eso es ir contra la esencia de lo que es un arco. La importancia de estos esfuerzos depende de la cuantía del corrimiento .Q y de la relación flecha/luz, f/I, relación que va a constituir uno de los parámetros importantes del puente arco.
2.5.1.- Clasificación Si atendemos a su morfología, el puente arco se divide en tres grandes familiar según sea la sih¡ación relativa entre arco y tablero.
Arco con tablero superior Arco con tablero intennedio Arco con tablero inferior
En el primero, la transmisión de carga entre arco y tablero se realiza por pilares. En el tercero por tirantes y en el arco con tablero intermedio, una zona lo realiza por tirantes y otra por pilares. Sin embargo, esa relación no se realiza siempre por elementos verticales. Puede ser un tímpano macizo, para el caso de arcos con tablero superior, lo que producirá Llna tipología específica denominada arco-tímpano, y también se puede relacionar el arco y el tablero por una triangulación, lo que determina un elemento con rigidez superficial, una especie de tímpano transparente.
Fig 2 5.03 Puente de Sibenic (Croada)
CAPITULO 2 - PLANTEl/MIENTO GENERAL DEL PUENTE
Fig. 2..5.04 Puente de Juan de Austria - Valladolid
Fig 2.5 05 Puente sobre el escudo - Cantabria
85
86
PUENTES Javier lVIanterola Armisel1
Si contemplamos el material, tenemos las combinaciones habituales entre homügón y acero. Arco y tablero de hormigón. Arco y tablero de construcción mixta y arco metálico y tablero mixto.
2.5.2.- Arcos con tablero superior El arco de honnigón, como material económico y que se conserva bien, ha constituido el material clásico para la realización de este tipo de puentes. Su construcción ha evolucionado desde la cimbra autoportantes de Plougastel a los modernos procedimientos de construcción en avance en voladizo, que ha actualizado y extendido su tipología por todo el mundo.
Aunque no constituye un cambio de morfología, en acero se puede modernizar el arco utilizando tubos que introducen una nueva configuración visual. Por ejemplo en el proyecto del puente para los accesos a MontselTat de 1991, de 115,0 m de luz, se abandona la clásica disposición de dos planos verticales donde se alojan el arco, los pilares, y los elementos longitudinales del tablero, para adoptar una configuración espacial más interesante, pues un solo arco se une al tablero for111ando una sección cajón por el tejido triangulado de los tímpanos. Se constituye así una configuración más compleja y muy eficaz, ante las cargas excéntricas y no simétricas. Fig. 2.5.06.
Su for111a no ha evolucionado especialmente, pues el puente de Sando, de 264 m de luz, récord mundial en 1943, se mantiene como arquetipo de lo que es un puente de este tipo y sigue de plena actualidad. Los pilares, no muy separados, recogen la carga del tablero y la transmiten lo más uniformemente posible al arco. Fig. 2.5.03. Fig 2506a
Una configuración, menos habitual, pero cada vez más frecuente para puentes arco de luces intermedias, pues resuelve bien la relación del tablero situado sobre el arco con los tramos de acceso, la constihlye, como ejemplo, el puente sobre el río Pisuerga en Valladolid. Fig. 2.5.04. En acero, el arco metálico o mixto junto con un tablero mixto, adopta la misma disposición que en puentes de hormigón, y la facilidad constructiva que presenta el acero está sustituyendo a puentes de hor111igón, cada vez con más frecuencia. Fig. 2.5.05.
Fig. 2.5.06 b Propuesta de puente en el acceso a Montsenat
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Fig 2.5.07 Puente de la Roche - Guyol1
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CAPITULO 2 . PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
87
Fig. 2508 Pasarela enla Ronda de la Hispanidad· Zaragoza
2.5.3.- Arco con tablero intermedio
2.5.4.- Arco con tablero inferior
Esta estmctura ha tenido, en hormigón, una viga muy lánguida, pues no goza de las ventajas del arco con tablero inferior, pues introduce empl~jes horizontales al suelo, ni de las correspondientes al arco con tablero superior. Es la consecuencia de un planteamiento resistente, en el cual, la altura de la rasante horizontal no da suficiente relación flecha/luz para realizar una arco con tablero superior que tenga suficientes garantías de cara a los movimientos horizontales de la cimentación. Para ganar flecha se pasa el arco por encima del tablero. Como ejemplo de puente de honnigón hay que acudir al puente de la Roche-Guyon de 161 m de luz, Fig. 2.5.07 o en acero la pasarela de la Ronda de la Hispanidad. Fig 2.5.08.
El arco con tablero inferior tiene una característica especial dentro del campo de los puentes arco. No introduce acciones horizontales en el teneno, lo que le permite instalarse en cualquier situación resistente delsuelo. Además, la relación flecha/luz se da a voluntad. Como inconveniente tiene un proceso constmctivo un poco más complicado que los demás, aunque también podría intentarse una constmcción en avance en voladizo.
En acero esta tipología tampoco ha tenido un extraordinario desarrollo pero ha sido mejor que en h0l111igón, teniendo como exponente máximo el puente de Freemont en USA de (1969-1973) de 382 m de luz. En planteamiento reciente hay que destacar la propuesta, no constmida, de Foster y Schlaich para el puente Oresund de 600 m de luz (se constmyó una solución atirantada).
Como en el caso del puente arco con tablero intelTl1edio, esta nueva configuración tampoco ha tenido una gran continuidad en honnigón. El puente de la Coudette de 111,0 m de luz sigue siendo su máximo exponente. Fig. 2.5.09. La manera en que siempre se ha resuelto transversalmente el puente arco, ha sido la disposición de dos planos de resistencia, con sus arcos y pilares o tirantes correspondientes, que recogen una porción de la carga, situada excéntricamente en el tablero, en proporción inversa a su distancia a cada uno de los dos planos. Ya hemos visto como este planteamiento se quiebra con la disposición adoptada
88
PUENTES
Javier lv/anterala Armisen
Fig. 2509 Puente de la Coudette
Fig. 2510 Puaente de Alcantarilla - Murcia
en el proyecto del puente de Montsenat para arco con tablero superior. En puentes arco con tablero inferior se multiplica la variedad de disposiciones relativas entre arco y tablero. En el puente de Alcantarilla, se dispone un arco centrado en el tablero, la rigidez torsional se confía a éste y el arco sólo transpülia la componente vertical de la carga. Fig. 2.5.10. Se puede disponer dos planos de arcos paralelos
como en la Coudette ó se pueden ttllnbar los arcos, uno contra otro. En acero, el puente arco con tablero inferior, se ha mantenido perfectamente a lo largo de los años. El arco puede adoptar muchas configuraciones, centrado en el tablero, propuesta para puente sobre el Ebro de 120 m de luz, Fig. 2.5.11, con dos arcos inclinados,
89
CAPITULO 2 - PLANTEA/O/llENTO GENERAL DEL PUENTE
Fig 2 ..511 Puente sobre el río Ebro - Zaragoza
unidos en la parte superior, o separados, que confieren una configuración espacial visual y resistente muy interesante. Excéntricamente situado en el tablero e inclinado, como máximo exponente de la capacidad que ha alcanzado la tecnología de resolver planteamientos extremados.
2.6.- El puente atirantado Aunque el primer puente atirantado de la época moderna es el puente de Stromsund en Suecia (1955), el Acueducto de Tempul de E. Torroja (1926), constituye un avance interesante de esta tecnología. Se trata de un acueducto de honnigón, formado por tres vanos de 20 m + 57 m + 20 m y cuyo vano central está sostenido por dos tirantes de hormigón. Los tirantes fueron de acero, en primera etapa, y se ponían en carga por elevación, por medio de gatos, de las cabezas de las torres y una vez descimbrado el cajero se hormigonaban, a la
vez que se cerraba el hueco dejado por los gatos. Fig. 2.6.1. El puente de Stromsund, de Dischinger, Fig. 2.6.2a, tiene tres vanos metálicos de 75 m + 183 m + 75 m y está sostenido por cuatro tirantes intermedios que salen, en abanico, desde la parte superior de las tones. El dintel está formado por dos vigas longitudinales, doble T, de borde de 3,2 m de canto (L/58) y una serie de vigas transversales. Los tirantes, dispuestos en dos planos, sl~jetan ambas vigas. Casi simultáneamente a este puente se realiza el NOlih Bridge en Düsseldorf (1958), Fig. 2.6.2b, también metálico fonnado por tres vanos de 108 m + 260 m + 108 m sostenido por tres parejas de tirantes en arpa. El dintel está formado por dos vigas cajón laterales de 3,37b m de canto (L/77) y 1,6 m de ancho, y una losa ortótropa sostenida por vigas transversales. El tercer puente impOliante construido en Alemania en 1959, es el puente de Severin de Colonia. Fig. 2.6.2c. Tiene una sola
Fig. 26.1 Acueducto de Tempul- Cádiz
90
PUENTES Javier lvfanterola Armisen
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b)
e) Fig 2.6.2a
Fig 2.6.2 b Puente Nort/¡ - Dusseldolf
torre en "A", atirantamiento en los bordes, corno los anteriores, con 302 m de luz principal y 150 m de luz lateral, entre otros. La sección transversal está fonnada por dos vigas cajón laterales de 4,56 m de canto y losa ortótropa intermedia.
Estos tres puentes demuestran lo rapIdamente que se alcanzó una perfección morfológica, una configuración que respondió a los requerimientos económicos, resistentes y estéticos, que alcanza una rara perfección en el puente de Severin.
CAPITULO 2 - PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
En 1962 se realiza un puente importante por ser el primero en el cual el atirantamiento se realiza al eje del tablero, en lugar de hacerlo a los bordes, como hasta entonces. Es el NOlth Elbe Bridge de 172 m de luz central y dos luces laterales de 64 m. El dintel, metálico, tiene una rara configuración con tres vigas, dos, las laterales, en doble T y una tercera, la central, en viga cajón de 7,8 m de ancho y 3 m de canto, necesaria para recoger el efecto de las excentricidades de carga que el atirantamiento centrado no puede recoger. Tiene una anchura de 31,5 m. En este puente la configuración de los tirantes y la altura de las torres tiene exclusivamente una configuración guiada, también, por el aspecto estético. Fig. 2.6.3. Ese mismo año se inaugura otro puente fundamental, Fig. 2.6.4, en el desarrollo de los
91
puentes atirantados y es el puente de Maracaibo (Venezuela). Presenta dos novedades importantes. Es el primer puente moderno de h0l111igón y además es el primer puente atirantado que aborda la continuidad entre vanos. Está formado por un número muy grande de vanos, de los cuales, los cinco centrales son continuos de 236 m de luz, flanqueados por dos laterales de 148 m de luz que dan inicio a los viaductos de acceso. Cada uno de los vanos está apoyado en 6 apoyos intennedios, cuatro que salen de la pila y dos tirantes, que inicialmente eran de hormigón y que finalmente se de dejaron con el acero desnudo. La pila principal, leiv-motiv del puente, resuelve por su gran inercia longitudinal el efecto de las cargas situadas en vanos alternos. El mismo sistema se utilizó para la propuesta (no realizada) para
Fig 2.603 No!'th E/be
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Fig. 2604 a Puente de Maracaibo
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PUEWTES Javier Manterola Armisen
Fig 2.6.04b
el puente del Gran Belt de Dywidag con vanos de hormigón de 220 m a 350 m de luz, en una indefinida sucesión de vanos continuos. Con anterioridad se habían realizado varios puentes continuos colgados, el puente de Oakland (1935), en la bahía de San Francisco, que en realidad son dos puentes colgados de 704 m de luz unidos por sus extremos donde se coloca un gran contrapeso extremo. El puente de Tonnay-Charente (1842) ya utiliza un atirantamiento horizontal entre las cabezas de pilas, Fig. 1.3.33b., como lo hace la pasarela de Lyon (1853). No se puede decir que estos sean puentes continuos, pero si utilizan un procedimiento válido para puentes continuos. Pues estos solo necesitan rigidizar la cabeza de las pilas, ya sea con rigidez de pila, como hemos visto en Maracaibo, o atirantando entre si las cabezas de las pilas. Maracaibo fue el primero y el mejor de una serie de puentes diseñados por R. Morandi en los años 60. La Polcevera (1966) de 210m de luz, Génova, Wadi Kuf en Libia de 282 m de luz, Ansa de la Magliana (1967) de 144 m de luz, etc. R. Morandi se fija a la idea de establecer un solo tirante por pila, con la intención de realizar por este medio un nuevo apoyo intennedio fijo. Los cantos de estos puentes
son grandes, 4,97 m en Maracaibo, lo que produce una relación c/L de 1147. En 1967 se produce otra aportación importante en el puente Friedrich Ebert sobre el Rhin en Bonn. Se trata de un puente de tres vanos, 120 m + 280 m + 120 m, con atirantamiento al eje del puente pero estableciendo un atirantamiento múltiple. De cada pila y hacia el vano principal, en lugar de salir, uno, dos tres, etc, tirantes, como venía ocurriendo hasta entonces, salen 20 tirantes. El concepto de que un tirante tiene como vocación constituir un apoyo rígido al dintel, se sustituye, con esta disposición, por este otro. Un dintel está apoyado sobre una fundación elástica, cuyos muelles están constituidos por los tirantes. Este planteamiento, que es el que definitivamente va a utilizarse en todos los puentes atirantados a partir de entonces, ocasiona una reducción espectacular de las inercias del dintel, pues cuanto menor es la inercia, menores son los esfuerzos que lo solicitan y menores son incluso las tensiones en el material. De un valor del canto del dintel de U47, en Maracaibo, que tiene un solo tirante, se pasa a U77 en North Bridge de Düsseldorf que tiene dos tirantes por pila, así como en el puente sobre el río Paraná en Argentina, de 244 In de luz y también tiene dos tirantes por pila. Así, en
CAPITULO 2 - PLANTEAMIENTO GENERAl DEL PUENTE
progreslOn decreciente conforme aumenta el número de tirantes disminuye el canto del dintel, hasta alcanzar las formidables cifras de 1/200 en el puente de Barrios de Luna, Fig. 2.6.5, o de 1/477 en el puente de Evipros en Grecia que salta sus 215 m de luz central con un dintel en losa maciza de hormigón de 0,45 m de espesor. La fantástica progresión que el atirantamiento múltiple produce en la reducción de la inercia necesaria de los dinteles, se verifica especialmente en los puentes con atirantamiento a los bordes, pues en ellos, el atiranta-
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miento sale al paso de la solicitación de flexión y torsión. En cambio, en puentes con atirantamiento al eje, la reducción de cantos tiene que ser obligatoriamente mucho menor, pues la sección transversal necesita área, producto de canto por ancho, para controlar las tensiones producidas por la torsión. Este mismo hecho determina que el atirantamiento deje de estar presente en las proximidades de las pilas pues en éstas debe apoyarse obligatoriamente el dintel para recoger las torsiones y un apoyo en pila supone un apoyo rígido que elimina la eficacia de los apoyos flexibles, de tirantes, próximos.
Fig. 26, 05 Puellte de Ban'ios de ¿ulla
El mayor puente construido, hasta el momento, es el puente de Tatara, Japón, de 890 m de luz.
2.7.- El puente colgado Hasta 1950 el campo de los puentes colgantes que excedían los 500 m de luz se desarrolla exclusivamente en América. Pero en 1959 se pone en servicio el puente de Tancarville de 608 m de luz, en la desembocadura del Sena. Fig. 2.7.1. En este puente se producen dos innovaciones. La pila se hace de hormigón
por primera vez y la unión en el centro de la luz entre el cable principal y el dintel, ya tímidamente iniciada con anterioridad, se afianza definitivamente. De esta manera se incrementa la eficacia del sistema de cuelgue ante fuerzas no simétricas. Estas producen unos movimientos longitudinales significativos en el cable para formar la nueva curva antifunicular, que, de esta manera, se reducen al estar rígidamente unidos cable y dintel y, a su vez, éste unido al estribo. En este puente se da también, por primera vez, continuidad al tablero sobre las pilas principales.
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PUENTES Jal'ter Atanterola Anllúell
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Fig 2 72 Puellte de f/e/7'azallo
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O 32.00
Fig 273 Puente del SeJ'em
Fig 274
En 1964 se inaugura el puente colgado de Firth of Forth de 1006 m de luz, de Freeman-Fox. Aunque sigue más la tecnología americana, evitando las aportaciones de Tancarville, su canto se reduce a 8,4 m, 1/l20, algo más esbelto que los puentes americanos realizados en esa época. En 1960 se empieza la construcción del puente de Verrazano en
Nueva York de O. Ammann de 1298 m de luz, Fig. 2.7.02, 18 m mayor que el Golden Gate. Dispone de doble tablero y de una viga de rigidez considerable de 7,3 m de canto (L/178). Es más esbelto que el Golden Gate, pero en sección cajón desde el principio, aunque al principio solo se iba a utilizar el tablero superior.
CAPITUlO 2 - PLANTEAMIENTO GENERAL DEL PUENTE
En 1966 se termina el puente sobre el río Tajo en Lisboa de 1014 m de luz principal y 484 m de luz de compensación. Es un puente de proyecto americano (Steinman) y construido por U.S. Steel. Se proyectó para carretera y ferrocarril, aunque solo se puso en servicio la carretera. Se previó que, cuando se instalase el ferrocarril, se reforzaría la viga de rigidez, además de proceder a realizar un atirantamiento complementario a la manera en que Roebling había actuado en el Niágara, 120 años antes. A lo largo de todos estos años se había avanzado, de nuevo, como ocurrió al final del siglo XIX, en el aumento de la esbeltez de los dinteles, utilizando también celosías metálicas espaciales, pero controlando los problemas aeroelásticos producidos por el viento en configuraciones seguras. Además se había producido una progresión considerable en la fabricación de los cables. En el Newpost Bridge, el cable de suspensión, en lugar de formarlo hilo a hilo, o de cuarto en cuarto, que era lo acostumbrado, lo que daría lugar a 1159 vueltas para colocar 4636 hilos, se cambió prefabricando cables de 61 alambres, lo que redujo el número del vueltas a 76. Un paso significativo en el desarrollo de los tableros de los puentes colgantes se produce en el Sevem Bridge (1966), de Freeman, Fox y asociados de 987,5 m de luz. Se sustituye el típico tablero en celosía espacial de los americanos, por esbeltas vigas en cajón del alma llena, con un canto de 3 m, (L/324 como en el primer Tacoma), con perfil aerodinámico, que demuestra producir unos costes inferiores a la clásica celosía americana, Fig. 2.7.3. La viga cajón tenía una gran rigidez a torsión y mantiene una adecuada relación con la rigidez
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a flexión para alejar el peligroso acoplamiento entre las vibraciones verticales y de giro -el flameo. Además, para aumentar el amortiguamiento, se triangularon las péndolas, disposición que ha obligado a sustituirlas recientemente por presentar peligrosos problemas de fatiga. Este puente fue muy ligeramente dimensionado, pues ha obligado a reforzar torres y dintel a lo largo de los años 1985 a 1991. Como consecuencia de este puente se realizaron una serie de puentes fonnidables como los dos puentes del Bósforo en Turquía y el Humbert Bridge de 1410 m situado en el Oeste de Inglaterra (1981), Fig. 2.7.4 Y 2.2.1 d. Este puente tiene además la rara particularidad de tener los dos vanos de compensación desiguales, 280 m uno y 530 m el otro. El equipo redactor de Freeman, Fox estuvo dirigido por Brown. De la misma familia de puentes, es el realizado sobre el pequeño Belt de Cm. Ostenfeld en Dinamarca de 1970. Esta familia de puentes está siendo, en el momento actual, sobrepasada por el puente del Gran Belt, también en Dinamarca de 1716 m, que sería el nuevo récord mundial si no fuese porque se va a tenninar antes el puente sobre el estrecho de Akashi de 1990 m de luz, que vuelve a adoptar la tecnología inicial americana de utilizar para el dintel la celosía espacial. El fin no se ve todavía. Existen estudios de factibilidad precisos para salvar los 3000 m de luz necesarios para cruzar el Estrecho de Messina en Italia de una sola vez y otros que han alcanzado los 5000 m de luz, con posibilidades de factibilidad técnica, para el puente sobre el Estrecho de Gibraltar.
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PUENTES Jal'lá A1allterola Amllsell
Pllellte de la Acebosa LClIItabria
DescomposfctOll del tablero
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CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
La materialización de un tablero recto por un conjunto de vigas longitudinales que se apoyan en dos pilas y una detenninada estmctura transversal que completa el tablero en su palie superior, es una idea antigua en la historia de los puentes. Esta idea, plenamente vigente hoy en día, lleva implícita una manera clara de resolución de los dos problemas básicos de todo puente: El problema resistente y el constmctivo. Fig. 3.0.1.
Problema resistente En todo tablero recto bi-apoyado o continuo, con dos bordes libres, el esfuerzo predominante bajo la actuación del peso propio, la carga muerta y la sobrecarga, es la flexión longitudinal. Esta flexión puede ser resistida de dos maneras. Distribuyendo unifonnemente la rigidez longitudinal a lo ancho del tablero, lo que nos proporciona el tablero losa, o concentrándola en detenninadas líneas paralelas, con lo que tenemos el puente de vigas. En general y desde el punto de vista de la cantidad de materiales empleados, concentrar la rigidez en una serie de líneas longitudinales es un criterio de economía, ya que la flexión se resiste más fácilmente cuanto mayor sea el canto" Fig. 3.0.2.
La losa superior que materializa el tablero tiene una doble misión: a) Repartir el efecto de las cargas que actúan sobre ella entre las distintas vigas longitudinales. b) contribuir a la inercia longitudinal de las vigas longitudinales.
Problema constructivo En la morfología del puente de vigas existe además una voluntad constmctiva. Cada una de las vigas que constituye el tablero puede realizarse independientemente y montarla sobre las pilas, con lo que el peso del elemento a man~jar es mucho menor que el del tablero total. Una vez colocadas las vigas se constmye la losa superior apoyándose sobre ellas. De esta manera se consiguen dos metas importantes de todo puente: man~jar elementos de poco peso, lo que detennina medios de montaje poco importantes y liberarnos del apoyo en el terreno durante la constmcción.
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PUENTES
Javier /vlalllerola Annisen
Fig. 30.1 Puente BT2 aulopisla Barcelona-Marlorel!
Clasificación de los puentes de vigas Los puentes de vigas de hormigón se clasifican en dos grandes familias: puentes de vigas prefabricadas y puentes de vigas hormiganadas "in situ" En el puente de vigas prefabricadas se producen las dos ventajas antes citadas, las resistentes y las constructivas. Su ámbito de aplicabilidad ha variado recientemente. Hasta hace poco años, el tablero de vigas prefabricadas cubría desde las luces mas pequeñas hasta los 40 ó 45 m de luz. La viga era concebida como una unidad que salta entre dos soportes. En este caso, el peso propio de las vigas, acotaba su longitud. Sobrepasar esas longitudes resultaba caro, con dificultades de transporte y montaje.
Sin embargo recientemente se ha abandonado la idea básica de que todo puente de vigas prefabricadas está asociado a vigas biapoyadas, ó a vigas que tienen una longitud igual a la distancia entre las pilas. Hoy en día se han desarrollado mucho los dinteles continuos utilizando vigas prefabricadas, estableciendo la continuidad a cuartos de la luz, con lo que es posible abordar luces de 60 ó 70 m utilizando unidades de vigas pertenecientes a luces mucho menores. Incluso, recurriendo a determinadas disposiciones especiales, se han podido salvar luces de 90 m con vigas dimensionadas para 40 m de luz. Los procedimientos para realizar uniones de continuidad entre dos vigas, son los que han posibilitado la utilización de estas luces. Si a estas disposiciones, se
a)
b)
Fig. 3.0.2
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CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
les añade puntales o tirantes, las luces a alcanzar fácilmente llegan a los 100 m. Fig. 3.0.3. En estos casos se han utilizado siempre vigas "artesa". Fig. 3.0.2b.
debía tomar el camino de la dovela y la construcción el avance en voladizo. Pero así como los puentes de vigas, como hemos dicho, han ampliado su campo de aplicación, también la dovela, en sección cajón, ha reducido sus luces de aplicación. De luces de 80 m, 100 m ó 150 m, ha encontrado su puesto dentro de los puentes de luces de 30 m ó 40 m en puentes que sean muy largos para rentabilizar las costosas instalaciones de ejecución y colocación.
A lo largo de mucho tiempo, para los puentes de grandes luces, la prefabricación con vigas longitudinales era imposible. La longitud de las vigas resultaba inmanejable y su peso excesivo. La prefabricación, para estos casos,
Fig. 3,03 Puente sobre el río Mente
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Fig.304
Los tableros formados por vigas honniganadas "in situ" presentan sus características propias, como es una mayor separación de vigas que las prefabricadas, así como vigas más pesadas y menos perfiladas ya que aquí el peso y tamaño de las vigas es menos importante y conviene simplificar un encofrado que se repite pocas veces. Fig. 3.0Ab. Su industrialización puede hacerse a base de grandes
cimbras apoyadas en el suelo o cimbras autoportantes. En cuanto al ámbito de luces que cubre este tipo de puentes, es desde las luces mas pequeñas hasta los 40 ó 50 m. Su problemática es la de todos los puentes honnigonados "in situ" y por tanto muy similar al de las losas aligeradas, pero de rendimiento resistente peor. No se utilizan demasiado.
PUENTES
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Javier Man/erola Armisen
3.1.- Morfología y dimensionamiento En la sección transversal de un tablero de vigas, en su forma, están vertidas casi todas las dimensiones resistentes y constructivas del mismo. Es el elemento generatriz del tablero y por tanto de capital importancia de cara a su diseño. Las acciones más importantes que tienden a configurarla son las directas verticales: pero propio, carga muerta y sobrecarga de tráfico. El peso propio y la carga muerta actúan permanentemente sobre el tablero y los esfuerzos que producen crecen rápidamente con la luz del tablero. Este hecho determina la necesidad de eliminar aquella parte de la carga permanente que contribuye menos a soportar la carga. El aligeramiento de la sección resulta crecientemente interesante con la luz.
La distribución de las vigas en el tablero depende del tipo de sobrecarga. Si estamos tratando con un puente de ferrocarril la situación es clara. Las vigas deben tender a colocarse bajo los carriles de manera que la transmisión de la acción del móvil a las vigas se realice con el menor recorrido horizontal posible a través de losas intermedias. Como las cargas de ferrocarril son tan importantes se suelen utilizar principalmente vigas "artesa", mas resistentes que las vigas doble "T".Fig. 3.1.01 a. Con estas últimas, las vigas deberán adosarse unas a otras con el fin de alcanzar, entre todas, la capacidad resistente requerida. La losa superior debe ser poderosa para posibilitar el reparto transversal de la carga entre todas ellas.
a)
b)
Fig 3J01
Si se trata de un puente de carretera, donde la sobrecarga es mucho menor y puede instalarse en cualquier posición, se pueden utilizar vigas doble "T" ó "artesa". En el caso de utilizar vigas doble "T" la distribución de éstas en el tablero deberá ser lo más uniforme posible y la forma que deben tomar las vigas, cual debe ser su separación y que cuantía de arriostramiento transversal debe conferirse al tablero son las preguntas que plantea el diseño de un tablero de este tipo.Fig. 3.1.01 b. Para analizar este problema debemos realizar previamente unas consideraciones sobre tres aspectos importantes del puente. La
relación que existe entre carga pennanente y sobrecarga, la condición de las vigas de estar pretensadas y la clase de pretensado que conviene utilizar. La relación que existe entre la carga permanente y la sobrecarga determina la cuantía de la oscilación de los momentos flectores principales que actúan sobre las vigas. Si se trata de puentes de muy pequeña luz, los momentos debidos a la sobrecarga son mayores que los debidos a la carga permanente. Para luces medias, del orden de 30 ó 40 m., en puentes de carretera, los momentos debidos a la sobrecarga son menores que los de la carga
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CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
Fig, 3,1,02 Puente dela Torre Boro
pennanente. Si se trata de puentes de ferrocarril la relación entre momentos se polariza del lado de la sobrecarga por la cuantía de la solicitación exterior. Esto viene al caso ya que para hacer frente a las tracciones debidas a estos esfuerzos variables contamos con el pretensado que es una acción constante o casi constante. Si los momentos flectores que actúan sobre la viga son muy variables deberemos utilizar secciones con gran radio de giro, es decir con grandes cabezas superior e inferior y almas delgadas, para asegurar que tenemos un estado de compresión compuesta pemlanente. Por el contrario si la oscilación de momentos flectores disminuye, la exigencia de gran radio de giro desaparece para mantener el mismo estado de compresión compuesta. Sin embargo mantener la viga en permanente estado de compresiones, no se suele exigir más que para puentes de ferrocarril donde la cuantía de la sobrecarga y la fisura-
ción del honnigón aumentan las oscilaciones de tensión en los cables de pretensado y pueden aparecer problemas de fatiga. En puentes de carretera la exigencia de mantener las vigas en pennanente estado de compresión compuesta no tiene por que realizarse, lo que establece el criterio de que la tendencia a disponer vigas con mucha fonna (de gran radio de giro) no sea tan urgente. Los planteamientos constructivos interfieren con estas conclusiones. Si planteamos una fabricación "in situ" la cabeza inferior de las vigas complica mucho la ejecución, con lo que para el caso de puentes de ferrocarril se acude frecuentemente al puente losa o a la sección cajón con aligeramiento interior. En el caso de una prefabricación intensa, dar fonna a las vigas interesa dado que no solo ahorramos pretensado por perfilar la viga a sus dimensiones de máxima eficacia resistente, sino que además la viga es más ligera con lo que facilitamos el transporte y su montaje.
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Javier Manlerola Armisen
queda liberada de las flexiones de reparto transversal y son las riostras las que verifican esa función. La práctica de disponer vigas riostras ha desaparecido prácticamente hoy en día.
La elección entre vigas doble "T" o vigas "ariesa" depende principalmente de las condiciones de fabricación. En general la viga "artesa" es más cara y más pesada que una viga en doble "T", dado que la envergadura transversal de la viga es mucho mayor. Con respecto a su respuesta resistente la viga "artesa" es más eficaz que la doble "T", dado que por su mucha mayor rigidez a la torsión mejora los mecanismos de reparto transversal en el tablero.
Junto a estos criterios de carácter resistente se presentan los cOlTespondientes a la construcción. La separación entre las vigas longitudinales ha crecido sin parar en los últimos años. Esto es debido a la difusión del sistema, a la posibilidad de manejar pesos mayores y a la eficacia obtenida en la elaboración de menos unidades más potentes. Esta tendencia se manifiesta con cualquier tipo de vigas, tanto si se trata de vigas artesa como si se trata de vigas doble "T" y cuando se realiza la construcción "in situ" que cuando es prefabricada.
El criterio de separar las vigas más o menos viene ligado al tamaño de las vigas en sí, al espesor de la losa superior y a la disposición o no de vigas riostras transversales. Es evidente que cuantas menos vigas principales pongamos mayor deberá ser su tamaño ya que la cantidad de flexión longitudinal que cada una debe resistir será mayor. También deberá aumentar el espesor de la losa superior pues su flexión crecerá por dos conceptos. Por un lado la cOlTespondiente a la actuación de la carga propia y de la sobrecarga flectando entre las vigas longitudinales y por otro al aumento de las flexiones debidas al reparto transversal de carga. Cuando disponemos vigas riostras transversales, la losa, por su menor rigidez,
En la figura 3.1.03 representamos las posibles variantes de tableros de vigas que pueden producirse a partir del aligeramiento de la losa maciza. Aunque el ancho real del tablero establece cual debe ser el número de vigas, y su fonna, podemos establecer las siguientes pautas.
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U'utJ Fig 3/.03
La simplicidad de la fonna de las vigas y de su encofrado hace que las secciones 2, 3, 4, 5 Y 6 sean más adecuadas para puentes hormigonados "in sihl". La sección tipo 6 es normalmente la mas adecuada para anchuras normales de tablero. Para puentes prefabricados son las soluciones 7, 8, 11 Y 12 las más usuales. El número de vigas es función de la anchura de la plataforma. Cuando se utilizan vigas prefabricadas en "artesa", que fmman secciones cajón con el tablero, el número de vigas se reduce respecto a las que serían necesarias en una viga en do-
ble "T", con dos vigas cajón se resuelve lo que necesita cinco con vigas doble "T". La sección 12 responde a este criterio. En casos de puentes de no mucha anchura, se llegan a utilizar vigas en "U" únicas, sección 13. Las disposiciones 3 y 4 son muy poco adecuadas por la mala distribución de las luces de la losa superior. La disposición 1O solo se ha utilizado en alguna pasarela de peatones, presenta una magnífica resistencia a la flexión y la correspondiente a la torsión se logra con el par que se establece entre la cabeza superior e inferior.
103
CAPITULO 3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
3.1.1.- Tableros de vigas prefabricadas.
Luz del tablero
Los dividimos en tres tipos, según sea la forma de la viga prefabricada y la situación de la losa respecto de ellas. En los tipos 1 y n, Fig. 3.1.04, la viga prefabricada utilizada es la doble "T", mientras que en el tipo In es la viga "artesa" en "D" que junto con la losa forman vigas cajón. La situación de la losa respecto a las vigas puede ser adosada, tablero tipo 1, ó superpuesta tableros tipos n y IlI.
Es la magnitud más significativa ya que detennina la cuantía de la flexión del tablero. Su relación con la anchura del mismo determina la relación ancho/luz, cuyo valor es fundamental para establecer la eficacia de un mismo arriostramiento en el reparto transversal de cargas. Para un mismo tipo de arriostramiento transversal, éste será más eficaz cuanto menor sea la relación ancho-luz y viceversa.
El dimensionamiento es similar en los dos primeros tipos, variando únicamente en problemas de matiz. En el tercero el dimensionamiento difiere más.
Como ya hemos dicho, las luces máximas que se alcanzan con este tipo de tableros cuando se realiza la continuidad entre las vigas pueden alcanzar los 60 m ó 70 m de luz. Las resistencias de hormigón necesarias son, entonces, muy altas, 500 Kg/cnl a 600 Kg/cm2 y la forma adecuada de la viga es la "artesa".
Las variables significativas en el dimensionamiento son las siguientes: 1. Luz del tablero. 2. Tipo de arriostramiento transversal. 3. Clase de pretensado que se utiliza, total o parcial. 4. Tipo de firme y condiciones funcionales (peralte). 5. Tipo de vinculación entre tramos sucesivos apoyado, semi-apoyado o continuo.
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Con vigas doble "T" los problemas de continuidad son mas complicados.
Relación canto/luz. h/L. Ya sea debido al peso propio y a la carga muerta o sea debido a la sobrecarga, cada una
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104
PUENTES Javier Manterola Annisen
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Fig 3J06
de las vigas del tablero están solicitadas predominantemente a flexión, lo que hace que su canto varíe proporcionalmente a la luz. Su va l or OSCl'l a entre -L < h < -L. 30 10 Sin embargo esto depende de muchas variables que vamos a examinar. En primer lugar tenemos la separación S de las vigas entre sí. Es claro que cuanto mayor sea el valor de S menor será el número de vigas en el tablero y por tanto mayor cantidad de peso propio, carga muerta y sobrecarga recibirá cada una de ellas. Figura 3.1.04. El área de la cabeza inferior influye también en la esbeltez del tablero. Si manteniendo la misma separación entre vigas deseamos aumentar la esbeltez, deberemos aumentar el área de la cabeza inferior para que esta sea
capaz de almacenar la gran cantidad de compresiones introducidas por el pretensado necesarias para hacer frente a las fuertes tensiones de tracción producidas por la sobrecarga. Por el contrario en el caso de esbelteces pequeñas podremos redúcir el área de la cabeza inferior:
a+e Area = a.a' +--a" 2 La cuantía de pretensado en el tablero depende a su vez en la esbeltez de las vigas, siendo menor cuanto menos esbeltas son. La conjunción de estas variables hace que una media estadística de la esbeltez nonnal en puentes de vigas prefabricadas oscile, para vigas doble "Too, alrededor de h =. L(m) 16
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CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
Para tableros de vigas muy separadas, como conesponde a los horrnigonados "in situ" la esbeltez es menor, llegando a h z Ll10 cuando las vigas eliminan la cabeza inferior para facilitar su ejecución. Por el contrario tableros con vigas muy próximas y con grandes cabezas inferiores pueden alcanzar esbelteces de hasta h z Ll30 , aunque estos casos son muy raros y costosos. Con vigas "artesa" las esbeteces son mayores. Dentro de las esbelteces nonnales, los puentes con h z Ll20 son esbeltos y con h z Ll15 son un poco pesados. En la figura 3.1.05. representamos el área de la cabeza inferior (Área), o mejor aún su producto por el canto dividido por la separación entre vigas, referido a la luz del puente para el caso de tableros de vigas doble "T". Podemos observar dos hechos importantes. 1. Para puentes, con de con
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S
h 1 el producto L 18,7
-z--
es mayor que para puentes
1 L 15,6 h
-z--
2. Como es lógico el producto
hArea
S crece linealmente con la luz del puente.
Para el caso de vigas en "1]" representamos el producto del área inferior por el canto dividido por el ancho de tablero. Este parámetro es idéntico al anterior, figura 3.1.06. Dimensionamiento de Y. Guyon
Guyon establece un dimensionamiento muy académico para los tableros de vigas prefabricadas doble "T". Mantiene la losa superior a la altura de la cabeza de compresión de las vigas, lo cual es muy adecuado desde el punto de vista resistente del tablero, pero presenta dificultades de ~jecución en los puentes con peralte transversal, figura 3.1.07.
e=~+5 cm+diam. vainas el=~-6 cm 9
36
S= L(m) +2 m 36
e"=0,5 ó 0.6 el
Establece además siempre un aniostramiento transversal por medio de cinco vigas,
situadas 2 en los apoyos y 3 intermedias situadas a cuartos y en el centro de la luz, lo cual ha quedado obsoleto dado que el coste de ejecución de las vigas riostras transversales es mucho mayor que el beneficio resistente que producen. Separación entre vigas S y espesor de losa e"
Así como hemos visto la intenelación que existe entre la esbeltez del tablero, el área de la cabeza inferior y la separación entre vigas, vamos a ver ahora la relación entre la separación de vigas S y el espesor de la losa e". En primer lugar observamos que existe una tendencia frecuente a separar cada vez mas las vigas. La razón que encontramos para ello es la economía que se consigue en la construcción al realizar pocas unidades de vigas, ya que entonces se reduce el número de operaciones de honngigonado, fenallado, transporte y colocación, lo cual supone como ya hemos dicho la existencia de medios de colocación más potentes. El espesor medio de la losa e" depende de la separación entre las vigas longitudinales ya que el trabajo a flexión transversal crece con S. Su valor quedará influido por la existencia o no de suficientes vigas riostras transversales intermedias, ya que cuando estas existan la losa superior reduce su papel a puentear la luz entre las vigas longitudinales, mientras que en el otro caso deben cargar además con el trab~jo del reparto. En el caso de que se utilicen vigas "artesa" y para este caso exclusivamente, la sepa'" ración "S" a considerar para el dimensionamiento de la losa es la distancia entre las almas de las vigas, no la distancia entre los ~jes. El valor del espesor e" no debe bajar de 20 cm. Por debajo de este valor resulta dificultosa la colocación de annaduras y la conservación de los recubrimientos. En general el valor de e" oscila:
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15
en donde se supone que no existen vigas riostras transversales en el vano. El aumento de la resistencia de los hormigones de las vigas prefabricadas, esta posibilitando las separaciones muy importantes, sobre todo cuando se utilizan vigas "artesa". Para tableros de lOa 12 m de anchura se está
PUENTES
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Fig .J /07
utilizando una sola viga artesa por todo el ancho, con lo cual los voladizos transversales son muy importantes, habida cuenta que las vigas prefabricadas tienen su anchura controlada por las necesidades del transpOlie. La problemática de estos puentes se parece mas a la de los tableros cajón que a las de viga, siendo en este capítulo donde hay que buscar las referencias a este tipo de problemas. Fig. 3.1.02.(13). En el caso de tableros de gran anchura, 26 m, Fig. 3. LOS, la utilización de dos vigas "atiesa" detennina luces muy impOliantes para la losa transversal, 10 que establece la necesidad de hacer losas transversales prefabricadas nervadas, ligeras para el transporte y la colocación y que completan su necesaria capacidad resistente con hormigón "in situ" conectado.
Espesor de! alma de las vigas e El espesor del alma de las vigas prefabricadas no viene casi nunca determinada por condiciones resistentes sino por problemas constructivos. El pequeño espesor que plantea el problema resistente queda claramente por las necesidades de aumentado honnigonado, de colocación de annadura complementaria y de la de pretensado. Por esta razón en el dimensionamiento dado por Y. Guyon, que utiliza postensado curvo, interviene el diámetro de los cables. Un espesor nonnal para puentes pequeños, del orden de 15 a 22 m. de luz, puede oscilar alrededor de lOa 14 cm si la viga se pretensa
en banco, con cables adherentes que no pasan por el alma, aumentando hacia 20 cm si existen cables de pretensado en su interior. Para vigas del orden de 30 a 45 m., el espesor del alma oscila entre IS cm y 22 cm
Allchura]Jo de la cabeza de compresióll de la viga La anchura Bo de la cabeza de compresión de la viga varía según que el tablero se construya en prolongación de las alas, figura 3.1.04. tipo 1, ó que se superponga sobre la viga, figura 3.1.04. tipo n. En el primer caso suele oscilar alrededor de Bo""O,S h mientras que en el segundo su tamaño está próximo al de la cabeza inferior. La razón para ello es clara. Generalmente la cabeza superior del tablero, constituida por toda la losa superior, es superabundante para resistir las compresiones de flexión de las vigas longitudinales, y viene realmente detenninada por la materialización del tablero de rodadura. Son, por tanto, las razones constructivas las que lo determinan. En el primer caso, conviene extender lateralmente el ancho B o para reducir el tamaño de la losa "in situ" que se honnigona entre cabezas. En el segundo, sería superponer demasiado material si llevásemos el mismo criterio y el dimensionamiento de B o dependerá de las tensiones de compresión que se producen en la viga durante el proceso cons
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CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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PUENTE PDRTlCO CON PUNTALES INCLINADOS )
Fig 3108
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PUENTES
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Javier lv/anterola Armisen
Fig 3.109 Viaducto del Huema
tructivo. En este caso el ancho Bo no sobrepasa normalmente los valores de 0,3 a 0,4 h. Sin embargo hay que tener precaución especial en este último caso, comprobando la seguridad al pandeo lateral de la viga durante las operaciones de izado o lanzamiento
Tablero sobrepuesto a la viga o tablero en prolongación de la viga. En general, desde el punto de vista resistente, es mejor utilizar el tablero adosado a la viga, figura 3.1.04. (1), ya que ésta trabaja con todo su canto durante las fases de construcción, mientras que en el caso de tablero sobrepuesto, la viga trabaja con un canto menor durante las mismas. Esto hace que normalmente este último tipo de tablero necesite un canto un poco mayor que el anterior, del orden de un 5 a 10% mayor. Sin embargo el tablero tipo II presenta cIaras ventajas cuando el tablero tiene peralte transversal o cuando se desea dar continuidad longitudinal entre tramos, lo que ha desplazado casi totalmente a la disposición anterior.
Utilización de vigas cajón prefabricadas La utilización de vigas en forma de "D", que con el tablero forman vigas cajón, se uti-
liza cada vez con más frecuencia. En comparación con los tableros formados por vigas doble "T" tiene sus ventajas y sus inconvenientes. Las ventajas se derivan de su planteamiento resistente. Por su mucha mayor rigidez a torsión longitudinal, este tablero tiene un mejor repario transversal de cargas que otro formado por vigas doble "T", para el mismo alTiostramiento transversal. También queda aliviada la losa superior de las flexiones producidas por la carga directa debido a la menor luz libre de dicha losa. Los inconvenientes, derivados todos ellos de la mayor dificultad de fabricación y del mayor peso que determinan, van siendo resueltos por la prefabricación masiva y con la ayuda de medios de montaje mucho más poderosos. En la figura 3.1.08. representamos un conjunto de tableros fom1ados por vigas prefabricadas.
Tableros de formas especiales Así como la continuidad entre vigas longitudinales y la utilización de resistencias de hormigón muy elevadas, del orden de 500 2 Kglcm 2 a 700 Kg/cm , ha pennitido alcanzar luces grandes con vigas prefabricadas de peso
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CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DEHORM/GÓN
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PUENTE DE BOCAIRENTE L=90 DOn (con ayuda de ti rontes )
Fig. JI/O
Fig: .1 /11 Fuellte sobre el do ¡f//ellte
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PUENTES
110
Javier Manlerola Annisen
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DESPIECE
Fig 3.112a
y longitud controlada, también la seCClOn transversal puede realizarse con una sola viga longitudinal tipo "artesa" hasta anchuras impOliantes de tablero, del orden de 13 m Ó 14 m. Este hecho ha determinado, muchas veces, la necesidad de disponer grandes voladizos transversales, dado que la anchura de las vigas no puede ser muy grande por problemas de transporte. Las losas superiores se convierten entonces en gruesas y pesadas. Para aligerarlas se han dispuesto ó bien losas nervadas con lo que se pueden obtener voladizos de hasta 5 m de luz y más, si es necesario, Fig. 3.1.0Sa. ó utilizar un apuntalamiento transversal que puede realizarse con placas prefabricadas inclinadas, Fig. 3.1.1 Ob. que sirven de apoyo a la losa transversal reduciendo considerablemente su tamaño. Este apuntalamiento lateral puede adquirir cualquier forma, puntales aislados, placas nervadas, con la forma que se desee, placas continuas, etc. En cuanto a la fonna de la seCClOn transversal de la viga, la con'espondiente a la viga "artesa" es muy buena desde un punto de vista resistente, fácil de construir y perfectamente válida para puentes rectos o curvos en planta. Sin embargo esta fonna no tiene por qué ser exclusiva; vigas con fondos curvos dan lugar a dinteles más expresivos si es ese el deseo que quiere gobernar el diseño. Son algo
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CAPITULO 3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Fig.3114
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PUENTES
Javier Manterola Armi5en
más difícil de construir, pero funcionan muy bien desde un punto de vista resistente, constructivo y estético. En la fig. 3.1.12 representamos un dintel, con viga "ariesa" de fondo cmvo, a la cual se le añade, para completar la anchura del tablero, costillas transversales o placas laterales aligeradas
ción máxima de la rigidez a flexión longitudinal en pocas vigas bastante separadas entre sí. Si las separaciones nOlmales en puentes de vigas prefabricadas no pasan de 3,5 m., en el caso de puentes honnigonados "in situ" pasan todas de 5 m, alcanzando los 16,25 en el caso del puente Obereisesheim. Fig. 3.1.15.
Con hormigones de 500 Kg/cm 2 ó 600 Kg/cm 2 se pueden saltar 45 m ó 50 m, con vigas cuya geometrías conesponden a vigas biapoyadas del orden de 30 m ó 35 m de luz. Aumentar las luces a 60 m ó 70 m necesita utilizar vigas mas pesadas, cOlTespondientes a luces de vigas biapoyadas del orden de 40 m de luz, con lo cual el peso de los elementos a manejar es bastante mayor.
La esbeltez de este tipo de puentes es, por tanto, pequeña ya que oscila entre L L -::;h::;18 10
Existen muchos procedimientos para aumentar la luz de puentes de vigas prefabricadas sin que los pesos a utilizar sean imposibles de manejar. Entre ellos encontramos en la Fig. 3.1.13. la utilización de pilas con ménsulas transversales, que además de permitir luces mayores, se eliminan los apuntalamientos provisionales. Estas ménsulas se disponen, en este caso, en "cruz" para atender con una sola pila a dinteles de autopista muy anchos. En la Fig. 3.1.13 se extiende el problema a luces de 90 m. En este caso el vano se resuelve con tres vigas de 30 m, utilizando un apoyo intelmedio el puntal inclinado para reducir la longitud de los elementos a montar y los esfuerzos de la viga. Las uniones entre vigas son similares a las ya descritas.
3.1.2.- Tableros de vigas hormigonados "in situ" La fOlma estricta de las vigas de los tableros prefabricados desaparece casi completamente en los puentes de vigas hOlTnigonados "in situ". La complicación en el encofrado que representa una distribución de masas tan estrictas como las conespondientes a las vigas prefabricadas, encarece considerablemente unos moldes con muy pocas utilizaciones. La forma idónea apenas se insinúa, como en la representada en la figura 3.1.14 o toma una disposición clara para facilitar el desencofrado como la representada en la figura 3.1.14. Consecuencia de la misma tendencia a simplificar el encofrado tenemos la concentra-
De la misma manera el dimensionamiento de las almas no viene detenninado por ninguna razón resistente sino por simplificar el encofrado y su descimbramiento. Este tipo de tableros tiene una ventaja clara respecto a los prefabricados. Así como en estos, la continuidad estructural entre tramos es poco frecuente, cuando utilizamos vigas doble "T" y, además, la mayoría de las veces incompleta, en este caso y debido al procedimiento constructivo utilizado, casi siempre son continuos, incluso para el peso propio, lo que establece una mucho mas equilibrada distribución de los momentos flectores longitudinales. Este tipo de estructuras quiere hacer la competencia a los tableros losa con aligeramientos interiores circulares o cuadrados, los cuales tienen una mucha mejor distribución del material para resistir momentos flectores positivos en el centro del vano y momentos flectores negativos en apoyos, mayor radio de giro y menor peso, pero sin mucho éxito. Su utilización se ha realizado preferentemente en Alemania, donde se han desanollado extraordinariamente las cimbras móviles o fijas, apoyadas en el suelo o autoportantes, las cuales facilitan su ejecución. En la figura 3.1.15 se presentan una serie de puentes de vigas honnigonados "in situ". En la Fig. 3.1.16 presentamos el puente de Mauricio Legendre, situado en las cercanías de Madrid. Es un puente de vigas, hormigonadas "in situ" un poco especial. Debido a la gran oblicuidad del paso, se dispuso un empanilIado triangular de vigas doble. El primero y principal, con canto de 1,6 m y 1 m de anchura, sigue la triangulación fundamental que se apoya sobre columnas. Una segunda triangulación secundaria, evita los grandes espesores que serían necesarios en la losa para salvar las luces entre vigas principales.
113
CAPITULO 3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Fig. 3.115
PUENTES
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115
C;lPJTULO 3- EL T;1BLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
3.1.3.- Moriología longitudinal, vinculaciones normales entre vanos de vigas prefabricadas Las vinculaciones que normalmente se utilizan entre tableros formados por vigas prefabricadas son de tres tipos. Tableros simplemente apoyados, tableros semi-continuos y tableros continuos.
Tableros simplemente apoyados Es la disposición mas usual. Las vigas longitudinales se apoyan por medio de apoyos de neopreno sobre vigas transversales situadas sobre los pilares y sobre (entre) ellas se honnigana el tablero.
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El pavimento supenor necesitará una junta de dilatación encima de las pilas que permita los movimientos longitudinales del tablero por temperatura, fluencia y retracción. Se pueden disponer uniones a "media madera". Su misión es ocultar la viga cabezal, situada sobre las pilas, dentro del espesor del tablero. Esta unión encarece las vigas por la armadura complementaria que es necesario disponer para resolver los esfuerzos locales que allí se produce. Figura 3.1.17 d. La distribución longitudinal de la inercia de las vigas puede ser constante o variable.
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PUENTES
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Este tipo de tableros suele suponerse isostático a efectos de los asientos diferenciales entre pilas y esto, en general, no es cielio. Si el asiento de la pila en su conjunto es un descenso vertical exclusivamente, el tablero es isostático. Pero debido a la envergadura transversal de este tipo de puentes el asiento transversal de las pilas puede no ser constante. En este caso este descenso diferencial introducirá unas torsiones en el tablero que producirán una serie de esfuerzos de flexión y torsión en vigas y sección transversal que en general son pequeños en el caso de vigas doble T y significativamente mayores cuando se utilizan vigas cajón. La presencia de juntas de dilatación del pavimento en el extremo de cada uno de los vanos, convierte a la conducción incómoda lo que determina que prácticamente ha desaparecido su uso.
Tableros semi-continuos Estas uniones consisten en establecer la continuidad entre los vanos, exclusivamente a nivel de la losa superior. Las vigas quedan separadas y apoyadas sobre las pilas. Esta unión tiene como misión eliminar las juntas de dilatación del pavimento, proporcionando una rodadura mucho mas confortable. Figura 3.1.18. Se puede realizar tanto en tableros que tengan la losa adosada al nivel de la cabeza de compresión de las vigas o sobrepuesta a ellas. En este último caso es mucho mas cómoda la disposición de las armaduras de continuidad situadas en la losa. La losa se desconecta de las vigas en una determinada longitud. Para ello se elimina la annadura de cercos y se interpone un
117
CAPITULO 3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
material inerte que impida la adherencia entre el honnigón de la viga y de la losa. Debe tener un detenninado espesor para impedir el contacto entre los dos hormigones, Fig. 3.1.18c. De esta manera se consigue proporcionar a la unión una detenninada flexibilidad que le permita hacer frente con seguridad a los siguientes esfuerzos:
fuerzas son instantáneos y son tanto mas pequefios cuanto mayor es la longitud desconectada L. c) Los correspondientes al peso propio de la losa, a la carga muelia y a la aplicación de la sobrecarga actuando sobre la longitud desconectada L. Estos valores serán tanto mayores conforme aumenta la luz L.
a) Los cOlTespondientes a las defonnaciones impuestas por la fluencia y la retracción del hormigón que producirán giros en los apoyos en función del tiempo. Estos giros producen unos esfuerzos tanto menores cuanto mayor es la longitud L de la losa desconectada de las vigas.
Por tanto la longitud L de la zona desconectada depende del compromiso a encontrar entre unos efectos desfavorables y otros favorables, pero en general crecerá con la luz del tablero. Para luces pequefias del orden de 15 a 20 !TI, una longitud adecuada puede oscilar alrededor de 1 a 2 m. Para luces del orden de 30 ó 40 m. la longitud variará entre los 2 y 4m.
b) Los cOlTespondientes a los giros de las vigas como consecuencia de la acción de la sobrecarga sobre los vanos. Estos es-
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PUENTES
Javier Nfanlerola Armisen
Los momentos flectores que se producen en la losa superior se resisten nonnalmente con armadura pasiva.
un puente continuo. No ocurre lo mismo para el peso propio, que funciona como tableros simplemente apoyados. Figura 3.1.19.
Un problema asociado a esta unión es el hecho de que la dilatación del puente se acumula vano a vano, con lo cual el tamaño de los apoyos, si son de neopreno aumenta también. Las juntas de dilatación se disponen solo en los extremos del puente, lo cual mejora mucho el confort de paso.
En el apoyo aparecerán unos esfuerzos M(t), correspondientes a las deformaciones de fluencia y retracción del honnigón. Su signo podrá ser negativo o positivo según sea el estado tensional que exista en las vigas para la hipótesis de carga pennanente. Si el puente es muy esbelto y el estado de tensiones en la cabeza inferior es superior al de la cabeza superior las vigas tenderán a levantarse del centro y aparecerán momentos positivos en la unión. En caso contrario serán negativos.
Tableros continuos, con continuidad sobre el apoyo Si en los tableros semi-continuos, la continuidad estructural se realiza exclusiva~ mente a través de la losa, la cual proporciona un pequeño momento de empotramiento en el tablero, que prácticamente no cambia los esfuerzos que éste tendría si su vinculación fuese simplemente apoyada, en los tableros contimIOS se establece la continuidad estructural tanto en la viga como en la losa, de manera que para las acciones de carga muetia y sobrecarga el puente se compOlia de la misma manera que
A estos esfuerzos en el empotramiento, que modifican a lo largo del tiempo los COlTespondientes a la carga permanente en el instante t=O, deben añadírseles los de sobrecarga. El annado de la continuidad entre vanos contiguos puede realizarse de diferente manera. Por simple disposición de annadura pasiva tanto en la losa superior como en el talón
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119
CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIG6N
inferior de las vigas. Figura 3.1.19. Esta disposición de la continuidad es muy cómoda de realizar y por tanto está bastante empleada. La unión entre vigas prefabricadas puede realizarse también por medio de pretensado. Este se puede establecer por medio de cables "sombrero", o cables COlios dispuestos para este cosido o por prolongación de cables de las vigas dispuestas precisamente para este
fin. Estas uniones, que mantienen pretensado todo el tablero, presentan, sin embargo, problemas de constmcción por lo que no son demasiado utilizadas. Figura 3.1.19 f Yg. Un problema complementario a destacar en este tipo de uniones continuas radica en la transición entre el apoyo provisional y definitivo de estos tableros. Las fases de constmcción son las siguientes. Fig. 3.1.20.
Fig 3.121
En la primera fase se colocan las vigas sobre apoyos provisionales, los cuales deben estar sobre gatos o cajas de arena para poder eliminarlos con facilidad. En la segunda fase se honnigona la viga riostra y la losa superior entre vigas. En la tercera fase se eliminan los apoyos provisionales. El único problema que se plantea es la transferencia de la carga de los apoyos provisionales al definitivo ya sea para las hipótesis de peso propio como para sobrecarga.
El mecanismo de transferencia de carga entre vigas y riostra se realiza a través de las llaves dejadas al efecto, por rozamiento y adherencia entre viga pretensada y viga riostra y por la annadura complementaria. En cuanto a los mecanismos de transferencia de la carga entre las vigas longitudinales y la viga riostra, para la carga de peso propio, t=O, no existen esfuerzos de compresión entre vigas, salvo la pequeña carga cOlTespondiente a la ménsula P.a. La transmisión del cortante se debe realizar entonces por la armadura pasiva de cosido y los redientes que deben dejarse al
120
PUliNTES Javier klal1/erola Al1l1úel1
colocadas las vigas de un solo lado. Esta tipología está en desuso.
efecto en los extremos de las vigas. En cuanto a la flexión se resolverá por la armadura pasante superior.
Tableros contim/os, con contimtidadjitera de los apoyos
Para la sobrecarga existirán momentos negativos encima del apoyo, los cuales comprimirán el hormigón y contribuirán muy eficazmente a evitar el deslizamiento entre viga prefabricada y viga riostra.
Tableros continuos tipo
Entre las vinculaciones longitudinales que hemos visto hasta ahora siempre la unidad de viga saltaba entre dos apoyos fijos. El peso y tamaño de esta viga configura, más que su capacidad resistente las luces habituales de este tipo de puentes. Pero si en lugar de intentar saltar entre pilas con la unidad viga, hacemos como en la viga Gerber obtenemos luces mayores con vigas mas pequeñas y ligeras. Pero si además en lugar de dejar una articulación permanente entre vigas, damos continuidad a la unión, podremos eliminar la servidumbre del doble soporte. Tendremos un dintel continuo nonnaL
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Este tipo de tableros se suele utilizar cuando la luz L que se desea salvar con las vigas prefabricadas es mayor que la longitud de la viga. Se compone de tramos sobre pilas y tramos intermedios apoyados sobre los primeros. Las uniones entre tramos son obligatoriamente a media madera. Figura 3.1.22.
En la Fig. 3.1.23 representamos el procedimiento nom1al de construcción y vinculación de esta tecnología. Una vez colocada la viga 1, se coloca sobre ella la viga 2 por intermedio de un apoyo provisional 3. La estabilidad de la viga 1 ante cargas tan disimétricas, puede llevar asociada la necesidad de disponer apoyos intermedios provisionales o proporcio
El tramo sobre pilas puede ser "in situ" o prefabricado, de inercia constante o de inercia variable. Su fabricación dependerá del peso que destaca y de los medios de construcción. Debe existir una relación entre la luz Ll y L2 Y L para evitar el vuelco del tramo sobre pilas durante el proceso constructivo cuando estén
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122
PUENTES Javier NJan/erola Armisen
nar estabilidad en la unión entre la pila y la viga 1 pOI' pretensado vertical, afundado o no, por piezas especiales lo que incrementa el par resistido en la unión. La unión entre las dos vIgas se puede realizar siguiendo los pasos: •
Pretensado inferior de continuidad.
•
Sujeción de las cabezas de las dos vigas, en la parte superior por la disposición de postensado o chapas metálicas.
•
Honnigonado de la junta entre las vigas en las que se han dejado dinteados. La sujeción superior e inferior impide el movimiento de la junta durante el fraguado del honnigón.
La viga 1, siempre en voladizo, tiene su pretensado o annado superior para resistir las acciones anteriores. Sobre esta viga, ya continua, se colocan las placas prefabricadas superiores y el honnigonado superior. En esta placa se dispone la annadura y ó el pretensado longitudinal que completa la capacidad resistente de la sección de apoyo. La unión entre las vigas, puede experimentar a lo largo de la vida del puente momento positivo y negativos. El postensado inferior soporta los positivos y el pretensado o annadura pasiva longitudinal superior, los negativos.
3.2.- Tablero de vigas. Comportamiento resistente Un tablero de vigas es una estructura compleja, con un claro comportamiento espa·· cial cuya respuesta bajo las cargas veliicales depende de un conjunto de variables entre las cuales las más significativa son: a) Geometría en planta del tablero. Consideramos tableros rectos Ulllcamente. El tablero oblicuo o curvo cuya problemática participa de la de los puentes rectos, presenta características de comportamiento palticulares debidas a su geometría.
La variable más significativa en estas condiciones es la relación entre el ancho y la luz del tablero. b) Condiciones de vinculación en el contomo. Suponemos siempre que el tablero presenta dos bordes libres, lo cual es la sihlación más frecuente en casi todos los puentes. Los otros dos bordes del contomo podrán estar simplemente apoyados en las pilas - tablero bi-apoyado -, o tener continuidad estructural con los vanos contiguos. En ningún caso supondremos vinculación de empotramiento entre pilas y tablero, lo que dará lugar a los puentes pórtico. Admitimos también que los movimientos de los soportes, bajo las acciones que les transmite el tablero, son lo suficientemente pequeños como para que no influyen en la respuesta resistente de éste. En este caso las dos únicas variables que consideraremos de vinculación son las de tablero simplemente apoyado o tableros continuos. c) Distribución de rigideces en planta. El tablero podrá estar fonnado por una serie de vigas longitudinales con sección transversal en "T", doble "T" o "U". Por una losa transversal que materializa la platafonna y que siempre consideraremos solidaria con las vigas a efectos resistentes. Por una serie de vigas riostras, más o menos espaciadas y que se distribuyen unifonnemente a lo largo de la luz y que pueden existir o no existir. d) Tipo de cargas. Las cargas que vamos a considerar aquí se reducen a dos tipos. Cargas puntuales y cargas unifonnemente repmiidas, cubran o no toda la superficie del tablero y ambas verticales. En general, la mayoría de los códigos de sobrecargas de puentes de calTeteras pueden referirse a estos dos tipos.
CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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3.2.1.-
Descomposición de puesta resistente
la
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En la figura 3.2.02 representamos la respuesta en corrimientos y tensiones longitudinales O'x en el centro de la luz, del tablero biapoyado que aparece en la figura 3.2.01, cuando se le solicita bajo una carga puntual de 100 T., situada en el centro de la luz y con una excentricidad respecto a su eje de 4,5 m. Esta respuesta la podemos suponer obtenida por la suma de otras tres. La primera sería suponer el tablero con sección transversal indeformable sometido a una carga centrada de 100 T., figura 3.2.02b. Si en estas condiciones aplicamos la teoría de la viga al cálculo de la respuesta, tendremos una flexión cilíndrica y un estado tensional constante a lo ancho del tablero. El único elTor que se comete en este caso es el haber
despreciado la defol111ación por esfuerzo cortante de las losas que constituyen el tablero, la cual hará que la distribución de tensiones en las cabezas superior e inferior no sea constante. La segunda sería suponer el tablero con sección transversal indeformable sometido a un par torsor de 450 mTn, que es el que se obtiene de multiplicar el valor de la carga exterior por la distancia al centro de esfuerzos cortantes del tablero. Figura 3.2.02c. Bajo esta solicitación el tablero experimentará una serie de giros alrededor del centro de esfuerzos cortantes y una distribución lineal de tensiones longitudinales de las cuales representamos la de la sección central. Por último tenemos los cOlTimientos y tensiones longitudinales debido al hecho de que la sección transversal no es indefonnable, como hemos supuesto en los dos casos anteriores y que reflejamos en la figura 3.2.02d. Los cOlTimientos reales totales en el tablero se representan en la Fig. 3.2.02e. Esta descomposición de la respuesta real en otras tres no tendría interés si no fuese porque destaca la impoliancia que tienen las tensiones longitudinales ()x debidas a la torsión, cuya cuantía es mayor que las debidas a la carga centrada y a la deformación de la sección transversal y reflejan en gran medida como responde este tipo de tablero a la excentricidad de la carga.
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CAPITUl,O J - EL, TABl,ERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
Este hecho nos conduce a detenernos, antes de pasar al estudio general, en conocer el compoliamiento a torsión de un tablero de vigas doble "T" con sección transversal indefonnable.
3.2.2. Tablero de vigas doble T con secc/on transversal indeformable, sometido a solicitación excéntrica La indeformabilidad real de las secciones transversales del tablero es una condición teórica, que en la realidad se puede conseguir, a efectos prácticos, con la disposición de una serie de vigas riostras a lo largo de la luz y cuyo número dependerá de la relación ancholuz del tablero y el tipo y colocación de la carga exterior. En general, salvo en casos de tableros de relaciones ancho-luz extraordinarias, con tres vigas riostras intermedias y dos riostras en los apoyos la sección transversal puede considerarse indeformable a estos efectos. En este caso y solo en este caso, la carga descentrada que solicita a la sección transversal en el centro de la luz y con un descentramiento de 6 m. respecto al eje del tablero de la figura 3.2.03, se puede descomponer en una carga centrada de 100 Tn. y en una solicitación torsora de 600 m. Tn. La primera solicitación produce una flecha en el centro de la luz v = 0,0089 m. y un estado tensional longitudinal como el representado en la figura 3.2.03b. Bajo la torsión, la sección experimenta un giro 8(x) que produce dos tipos de corrimientos, los transversales con centro de giro el centro de esfuerzos cortantes, figura 3.2.03c., y el alabeo de la sección con corrimientos longitudinales u(x,s). En el caso de que estos corrimientos longitudinales no sean independientes de x, lo que ocurre cuando los momentos torsores no son constantes a lo largo de toda la viga, el alabeo libre de cada
sección estará coaccionado, produciéndose un estado tensionallongitudinal cr(x). El comportamiento resistente ante la torsión se compone, por tanto, de dos mecanismos. El primero formado por la rigidez a torsión de cada una de las placas que constituye la sección, donde se produce un flujo de tensiones tangenciales de St. Venant y el segundo formado por una flexión antimétrica correspondiente al alabeo torsional coaccionado.
3.2.3.- Análisis de un tablero de vigas doble T, con sección transversal deformable, sometido a una carga excéntrica Si en lugar de ser la sección transversal indeformable, el tablero es deformable, la respuesta del mismo tablero de la figura 3.2. O1, sin más vigas riostras que las colocadas en sus extremos, variará según aparece en la figura 3.2.04, donde se representan, comparadas con las de sección transversal indefonnable. La diferencia entre ambas respuestas es ostensible. En el tablero deformable los corrimientos de la viga cargada así como su estado tensional es mayor que las de la viga con sección transversal indeformable, de la misma manera que las vigas alejadas de la carga tienen corrimientos y tensiones menores. La losa superior se defonna transversalmente según la ley de momentos flectores My que aparece en la figura 3.2.04c. Lo que ha ocurrido es que la pérdida de rigidez de la sección transversal ha producido un reparto de cargas más pequeño. Para analizar la respuesta aislemos la viga directamente cargada del resto del tablero realizando un corte longitudinal por el inter~je con la viga contigua. Figura 3.2.05. A lo largo de ese corte aparecen cuatro tipos de esfuerzo. Por un lado unos esfuerzos cortantes verticales Q , figura 3.2.05a. y unos momentos flectores y (no representados por su pequeño valor). Por otro unos esfuerzos cortantes horizontales N x ' figura 3.2.05b., y unos axiles transversales y , figura 3.2.05c.
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CAPITULO 3 - El TABLERO DE V/GllS DE HORMIGÓN
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Estos cuatro tipos de esfuerzos reflejan los dos mecanismos de resistencia que ha desarrollado el tablero para resistir. El primero es el mecanismo de flexión general que se refleja en lo~ esfuerzos Qy y My. El segundo es el producIdo por el efecto membrana de la losa superior que se refleja en dicha sección en los esfuerzos N xy YNy.
Flexión general del tablero Si independizamos la viga directamente cargada del resto del tablero y la solicitamos por la carga exterior, experimenta una serie de corrimientos verticales, vIo figura 3.2.06 y sus correspondientes esfuerzos y tensiones.
128
PUENTES Javier N/anterola Annisen
a)
c)
Fig. 3. 205
La losa transversal, obligada a seguirla en su deformación, experimentará un descenso de apoyo y por su equilibrio intemo, la aparición de unos momentos flectores y cortantes en sus extremos, los cuales introducidos en la estructura completa, con signo contrario, producirán una descarga de la viga exterionuente cargada y una carga de la contigua. Además experimentarán unos determinados giros e diferentes entre dos vigas contiguas. Este proceso se propaga hacia todas las demás vigas hasta que el sistema se ponga en equilibrio.
La cuantía de este efecto depende de las siguientes variables: a) De la relación de rigideces a flexión de la losa transversal y las vigas longitudinales. Cuanto más rigidez sean estas últimas, ya sea por tener una inercia grande o una luz pequeña, la flecha y será más pequeña y por tanto el factor origen de la transmisión transversal de cargas.
129
CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
Por el contrario, cuanto mayor sea la inercia de la losa transversal y menor sea su luz libre, lo que a lo largo de la transmisión de cargas en dirección transversal representa la anchura del tablero, el traspaso de cargas de la viga directamente cargada a las demás será mayor.
Este efecto destaca la importancia que en el reparto transversal tiene la relación entre la anchura y la luz del tablero y la relación que existe entre las inercias longitudinal y transversaL
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Cuanto mayor sea ésta, menor giro
Esto quiere decir que en el mecanismo general de flexión del tablero se ponen en juego las cuatro rigideces del tablero, a flexión y torsión de las vigas longitudinales y a flexión y torsión de la losa superior. Se destaca también la relación ancho-luz como variable fundamental.
c) De la rigidez a torsión de la losa transversal. Se pone en juego a través de los giros diferentes que experimentan las vigas longitudinales en la misma sección trans-
Efecto membrana de la losa superior
El segundo mecanismo resistente que se produce en el tablero conesponde al efecto membrana que realiza la losa superior, destacándose la rigidez en su plano tanto a flexión como a cortante.
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PUENTES .Im'Ii?¡- ;llal/lero/a ,4nl/lsel/
En el mecanismo general de flexión que acabamos de describir solo hemos tenido en cuenta la continuidad transversal de la losa superior que hace aparecer los esfuerzos Qy y M y en la línea media de contacto entre aos vigas. Si solo existiese este efecto, cada una de las cinco vigas que constituyen el tablero, bajo la acción de los momentos flectores resultantes a que están sometidas, experimentarán en su cabeza superior unos conimientos longitudinales diferentes. Fig, 3.2.06c. A estos corrimientos se opone la continuidad de la losa superior con la aparición de unos cortantes longitudinales N x , figura 3.2.0Sb, y unos axiles transversales ~, figura 3.2.0Sc. Estos esfuerzos compatibilIzan los corrimientos longitudinales entre las fibras comunes de las distintas cabezas superiores de las vigas, haciendo que aparezca la solicitación
transversal de la losa superior y por tanto su comportamiento como membrana. Su presencia produce dos efectos, uno sobre las vigas y otro sobre la losa misma. l. Las vigas quedan solicitadas a unos esfuerzos N xy a todo lo largo de su borde común con las contiguas, figura 3.2.0Sb. La integración de estos esfuerzos a lo largo de la viga equivale a un esfuerzo axil colocado en cabeza superior, que trasladado al centro de gravedad de la viga equivale a un esfuerzo axil, de tracción o compresión y a una flexión cuyo valor es el esfuerzo axil multiplicado por la distancia entre el centro de gravedad de la viga y la fibra media de la losa superior. Figura 3.2.07.
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Este efecto, unido al del primer mecanismo, determina que el estado de esfuerzos en las vigas no es una flexión simple, sino una flexión compuesta. En las vigas que están exteriormente cargadas, el esfuerzo axil será de tracción, mientras que en las no cargadas será de
compresión. Este hecho hace que la fibra neutra en las vigas de un tablero varíe de una viga a otra, ascendiendo en las cargadas y descendiendo desde ésta hacia los lados, figura 3.2.04b. En la figura 3.2.0S representamos estos esfuerzos. En la figura 3.2.0Sa represen-
131
CAPITULO 3 - El J:4BIERO DE VIGAS DE HORMIGON
Curva c: Es la resultante de deducir a la curva b los momentos flectores producidos por la ley de cortantes N xy .
tamos la ley de esfuerzos axiles a que están sometidas las vigas del tablero y en la figura 32.08b representamos las siguientes leyes de momentos de la viga extrema directamente cargada.
La repercusión de los esfuerzos cOliantes Nxy en las tensiones longitudinales de las vigas, es muy desigual en cabeza superior y en inferior. En la primera reducen extraordinariamente las tensiones de compresión que produce la flexión, mientras que en la cabeza inferior su efecto es muy pequeño ya que las vigas doble T tienen un gran núcleo centra!.
Curva a: Momentos flectores de una viga apoyada bajo el efecto de las 100 Tn. Curva b: Es la resultante de deducir de la curva de los momentos flectores anteriores, los que producen la ley de descargas Qy del mecanismo general de la flexión.
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siderando, la desplaza lateralmente, figura 3.2.04a. Si la carga exterior está centrada en el eje del tablero no existirá flexión general de esta losa. Además de las compresiones correspondientes, la losa, en su conjunto, quedará sometida a una serie de cOliantes N xy
132
PUENTES Javier Mantero/a Armisen
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variables lo que producirán su defonnación correspondiente. Esta defonnación produce la distribución no lineal de las tensiones longitudinales en cara superior, figura 3.2.04b que se hace especialmente intensa en las proximidades de la zona cargada exteriormente. La distribución de N xy en la losa superior aparece en la figura 3.2.09. Como resumen podemos decir que el efecto membrana produce una redistribución de las tensiones longitudinales de flexión en la losa de cada una de las vigas, descargando la zona más solicitada y cargando la menos solicitada, produce la concentración de tensiones longitudinales bajo la carga, y hace que el estado tensional de las vigas no sea de flexión simple sino compuesta.
Efecto conjunto La flexión general del tablero y el efecto membrana son dos mecanismos acoplados, ya
que como hemos visto, uno interfiere al otro y viceversa. Cuanto menos eficaz sea el primer mecanismo, debido a la poca rigidez a flexión transversal de la losa, por ejemplo, mayor será el desequilibrio de tensiones longihldinales entre vigas contiguas y mayor será, por tanto, el valor de los esfuerzos cortantes N xy . Una vez examinada cual es el tipo de respuesta general de un tablero de vigas con sección transversal defonnable, vamos a analizar la influencia que sobre la respuesta del tablero tienen las distintas variables que lo constituyen. 1) Respuesta de tableros de vigas doble "T" bajo cargas puntuales. 2) Influencia de las vigas riostras en la respuesta de los tableros fOfilados por vigas doble "T". 3) Respuesta de tableros de vigas doble "T" bajo cargas uniformes. 4) Influencia de la relación ancho-luz. 5) Tableros continuos. 6) Tableros formados por vigas cajón.
133
CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
3.2.4.- Respuesta de los tableros de vigas doble "T" bajo cargas puntuales
7) Comparación entre las respuestas que proporcIOnan distintos métodos de cálculo.
Hemos obtenido la respuesta del tablero bi-apoyado de la figura 3.2.01, cuando la carga puntual de 100 Tn se desplaza en la sección transversal del centro de la luz. Los resultados en cOlTimientos, tensiones y momentos los representamos en las figuras 3.2.10 a 3.2.14.
8) Respuesta de los tableros de vigas doble "T" y vigas cajón cuando se eliminan las vigas riostras sobre apoyos. El método de cálculo que vamos a utilizar para el análisis de estos casos es el de las láminas plegadas. El número de amlónicos utilizados en la discretización de las cargas varía entre 60 y 150.
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LorniJtientos Tanto los corrllmentos veliicales como los horizontales en la sección central se representan en la figura 3.2.1 Oa. En todos estos casos se aprecia perfectamente la deformación de la sección transversal que acrecienta su valor en las proximidades de la zona cargada. La curvatura de la losa superior es siempre negativa salvo en las proximidades de la zona cargada. Ver ley de momentos flectores transversales en figura 3.2.12b. Tanto la cabeza superior como las inferiores del tablero experimentan corrimientos horizontales siendo tanto mayores cuanto más descentrada está la carga, figura 3.2.l3b, y su distribución a lo largo de la luz, como la de
los commlentos verticales, figura 3.2.13a., sigue una ley de tipo parabólico.
Tensiones longitudinales Las tensiones longitudinales en el centro de la luz y a solo dos metros de este punto se representan en las figuras 3.2.1 Ob Y3.2.l2a. En la sección central se observa una clara concentración de las tensiones longitudinales en la cabeza superior. Estos valores son especialmente intensos encima del alma cuando la carga se dispone en esa situación. Sin embargo a solo dos metros de distancia, figura 3.2.12a, esta concentración de tensiones en cara superior ha desaparecido. En realidad estos tableros son muy sensibles a las cargas localizadas, se deforman rápidamente,
135
CAPITULO 3. - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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puntual se repatie en las dos almas por la flexión de la losa transversal. A las aristas 2 y 7 llega la carga distribuida, figura 3.2.1lc. En la cabeza inferior, el efecto local de la carga puntual se amOliigua mucho y aunque presenta los valores máximos bajo el alma cargada, su apuntamiento no adquiere la intensidad que OCUlTe en la losa superior. Esto se debe a que, a lo largo del alma, la carga se va repartiendo por la defonnación por esfuerzo cortante de la misma. Este hecho trae consigo que la distribución de tensiones longitudinales a lo largo del alma directamente cargada no es
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PUENTES Javier Manlerola Annisen
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a) Movimiento vertical
b) Movimiento horizontal transversal de las cabezasinferiores de las vigas Fig 32.13
lineal, como se puede observar en todas las figuras 3.2.1üb. Todos estos efectos revelan la existencia de las grandes tensiones tangenciales que desarrolla el tablero en las proximidades de la carga para repartirla rápidamente. A solo un canto de distancia el efecto se ha disipado casi totalmente.
plazamiento lateral del tacón de la viga exterior contrario al general de giro del tablero, figura 3.2.13b, que produce una curvatura en planta, en las proximidades de la carga, contraria a la general. Las tensiones longitudinales en el tacón inferior quedan afectadas por este hecho.
Momentos flectores transversales.
El estado tensional longitudinal en la cabeza inferior de las vigas no es constante sino que varía linealmente, lo que se debe a la flexión horizontal que se desarrolla en las mismas como consecuencia de los corri· mientas representados en la figura 3.2.13b.
Los momentos flectores transversales en la sección central se representan en la figura 3.2.12b para los distintos tipos de cargas analizados y su distribución longitudinal a lo largo de la luz en la figura 3.2.14.
Cuando la carga está centrada entre dos almas, se produce una flexión de la losa superior que se transmite a las almas contiguas. Los giros así obtenidos producen un des-
En todos los casos las flexiones se concentran bajo la carga, tanto cuando ésta actúa sobre las almas como cuando actúa en el centro del vano. Sin embargo como en el caso
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CAPITULO 3.- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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A pesar de la poca rigidez a torsión de las vigas longitudinales estas desarrollan suficiente capacidad de empotramiento para que se produzcan momentos flectores negativos en la losa superior cuando la carga está centrada entre dos almas, figura 3.2.12b. En esta rigidez a torsión influye de manera significativa la rigidez a flexión horizontal del tacón inferior. 3.2.5.-lnRuencia de las vigas riostras en la respuesta de tableros de vigas doble "T" Siguiendo con el tablero bi-apoyado de la figura 3.2.01 vamos a analizar la influencia
138
PUENTES J(/I',óAlo11lenJ!o AmllSell
de las vigas riostras en la respuesta general del tablero,
3.
Consideramos los siguientes casos de arriostramiento, teniendo siempre en cuenta que todos ellos tienen vigas riostras en los extremos.
Con dos vigas riostras situadas a tercios de la luz.
4. Con infinitas vigas riostras. Este caso no se estudia por lámina plegadas sino por la teoría de la torsión no unifonne en secciones abiertas, según hemos visto en el apartado 1,2. No tiene en cuenta la defonnación por esfuerzo cortante.
1, Sin vigas riostras intermedias. 2. Con una sola viga riostra intermedia, que es la sección donde se aplica la carga.
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CAPITULO 3- El TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Salvo en el caso 4, las vigas riostras consideradas están fonnadas por una triangulación indeformable de los nudos de la sección transversal al relacionar todos sus nudos fijamente, pero permite que se desanolle la defonnación de las losas cuando están sometidas a flexión. Una sola viga en el centro de la luz La presencia de una viga riostra bajo la carga puntual es definitiva para el reparto transversal. El comportamiento del tablero es prácticamente igual al que se produce en el mismo tablero si tenemos infinitas vigas riostras. No hay mas que comparar las figuras 3.2.15c con 3.2.l5b. En el caso de que la carga puntual actúa entre dos vanos, caso de la figura 3.2.17 los
resultados en tensiones en los tacones inferiores de las vigas son prácticamente iguaL La diferencia estriba en que con una sola viga riostra, la actuación de la carga puntual, a través de la flexión de las losas, produce una deformación del talón inferior del tipo de la figura 3.2.13b lo que detennina la flexión horizontal que produce la desigualdad de las tensiones de borde. En el caso de carga centrada en el tablero, los resultados de tener una o muchas vigas riostras es evidentemente el mismo, ya que la viga riostra neutraliza el efecto allí donde se produce.
Dos vigas riostras a tercios de la luz La disposición de dos vigas riostras intermedias supone un aniostramiento general
PUENTES Javier Man/erola Armisen
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del tablero mayor que el de una viga riostra. Pero para el caso de carga puntual en el centro, su eficacia es menor. Esto se comprueba en las figuras 3.2.15d y 3.2.16c El comportamiento de este tipo de aniostramiento se observa con claridad en la figura 3.2.19. La rigidez de la viga riostra iguala los cOlTimientos de las cinco vigas en los puntos a tercios de la luz. Esta igualación se verifica a base de introducir una carga ascendente en la viga central y descendente en
los laterales, lo que produce el estado tensional tan característico de la figura 3.2.19c. Desde la riostra hacia el centro de la luz, la viga central se descarga algo en las laterales a través de la rigidez de la losa transversal lo que proporciona la forma ligeramente curva a la ley de tensiones. Podría considerarse, que en este caso de carga, el tablero funciona como suma de dos estados de deformación.
141
CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Fig.3218
a) El tablero puede considerarse como apoyado fijamente en las dos vigas riostras situadas a tercios de la luz. Se producirá un reparto de cargas entre las cinco vigas correspondiente a la rigidez a flexión de la losa transversal y de su relación ancho-luz. b) Produciendo un descenso de los dos puntos situados a tercios de la luz de todo el tablero, lo que proporciona esa característica ley de tensiones trapeciales. Resulta por tanto evidente que para el tipo de carga puntual, cuanto más próximas estén las vigas riostras al punto de carga, más eficaz será su presencia. Esto lo hemos comprobado cuando disponemos una viga riostra bajo la carga, su eficacia entonces es máxima.
Cuando la carga en lugar de ser centrada actúa sobre la viga lateral el funcionamiento es completamente similar al anterior añadiéndole los giros correspondientes a la excentricidad de la carga, figura 3.2.19a. En cuanto a la actuación de la carga entre dos vigas, el comportamiento es similar salvo en lo que se refiere a las puntas de tensiones que son mucho menos acusados que en los casos anteriores debido al repmio de la carga que establece la losa, como ya hemos visto en la figura 3.2.lOb. Las tensiones inferiores, en este último tipo de carga quedan afectadas por la curvatura en planta del tacón inferior flectando en su plano el cual también se ve influenciado por las vigas riostras como se ve en la figura 3.2.18.
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Si hasta ahora hemos analizado el efecto de la rigidez transversal del tablero en el mecanismo de reparto, el efecto membrana de la losa superior sigue funcionando de manera habitual, estableciendo una redistribución de las tensiones en losa superior que las hace mucho menos sensibles, que los de la cara inferior de las vigas, a las variaciones de la rigidez transversal del tablero que proporcionan las vigas riostras.
Como se aprecia en las figuras 32.15, 3.2.16 Y 3.2.17 la variación de las tensiones en cara superior, según existan o no vigas riostras, es mucho menor que los de la cara inferior de las vigas. Como consecuencia del estudio anterior podemos sacar las siguientes conclusiones respecto al efecto de las vigas riostras cuando el tablero se le solicita por cargas puntuales.
143
CAPITULO 3 - El J:1BIERO DE f/lGAS DE HORMIGÓN
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1. La máxima eficacia de una viga riostra la encontramos cuando ésta se sitúa bajo la carga puntual. 2. Cuando no están bajo la carga, las vigas riostras producen una descomposición del comportamiento del tablero en dos palies: 1°) La zona situada entre vigas riostras y que comprende la carga: funciona como un tablero continuo con una relación ancho-luz correspondiente a la separación de las vigas riostras y el ancho total del tablero, en donde se produce el repalio transversal normal de cargas. 2°) Una defonnación general de todo el tablero correspondiente a un descenso y giro aplicados en las vigas riostras próximos a la carga puntual. Se entiende después de esto, que si un tablero se solicita bajo una sola carga puntual, prácticamente toda la eficacia del arriostramiento transversal corresponde a las dos vigas riostras más próximas a la carga. El resto de las vigas riostras podían eliminarse.
transversal del tablero sea infinita que nos conduce a los estados tensionales de las figuras .3.2.15b., 3.2.16b. y.3.2.17b. En este caso la capacidad de reparto del tablero depende únicamente de la relación ancho-luz y de la rigidez a torsión de las vigas longitudinales.
.5. En el caso de carga centrada entre vigas, la ley de momentos flectores My a lo largo de sus bordes de empotramiento en las almas varía muy poco en función del número de vigas riostras. Figura 3.2.20. Esto demuestra el efecto eminentemente local de la carga. No debemos olvidar que el tipo de viga riostra que hemos utilizado no impide la deformación en sí de la losa, sino que impide la distorsión de la sección transversal. 3.2.6.- Tableros formados por vigas doble "T" bajo sobrecarga uniforme
.3. Cuando la carga puede moverse libremente por toda la superficie del tablero, resulta evidente que la respuesta mejor la obtendríamos poniendo un gran número de vigas riostras que redujesen al mínimo el efecto local de la carga puntual.
En la figura 3.2.21 representamos la respuesta del tablero de la figura 3.2.01 solicitado por una sobrecarga uniformemente distribuida a lo largo de la luz pero ocupando únicamente la mitad izquierda del tablero. El tablero no tiene mas vigas riostras que las de los apoyos.
4. La eficacia del número de vigas riostras está acotada. Su valor máximo posible lo encontramos en el caso de que rigidez
Como se puede apreciar en la figura .3 .2.21 a existe una pequeña deformación transversal de la estructura correspondiente a la
144
PUENTES
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9
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FigJ.2.2/
ley de momentos flectores M y de la figura 3.2.21c. Si comparamos esta respuesta con la que tendría el tablero si su sección transversal fuese indefonnable obtenemos. Sección transversal indefonnable. 2
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2
Origen de las x - el centro del tablero
Con la ley de bimomentos B(x) y las coordenadas sectoriales w, obtenemos el estado tensional longitudinal G x debido a la actuación de un par torsar de 11,25 m.Tn. uniformemente repartido a lo largo de la luz. Si sumamos este estado tensional al producido por la carga centrada equivalente de 3 Tn por metro lineal, obtendremos el estado tensional longitudinal total en el centro de la luz que representamos en la misma figura 3.2.21 b. La diferencia entre los dos estados tensionales es insignificante tanto en lo que aparecen en cara superior como inferior.
145
CAPITULO 3- EL T:4BLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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La punta de tensiones que producían las cargas puntuales desaparece en este caso e incluso la deformación por esfuerzo cortante desaparece prácticamente en la sección central donde el esfuerzo cortante es nulo. En el caso de que la carga esté centrada, como en la figura 3.2.22, el comportamiento del tablero difiere bastante del caso en el que la sección transversal es indeformable. Si bien el estado tensiona1 cr x es muy parecido en ambos casos en la cara superior de la sección central, no ocurre 10 mismo con las tensiones en la cara inferior de las vigas, donde
se presenta una clara variaclOn respecto a la sección transversal indeformable. De estos resultados se pueden sacar las siguientes conclusiones: a) La sobrecarga uniforme produce sobre un tablero de vigas un estado de tensión y defonnaciones mucho más unifonne que bajo sobrecargas puntuales. Desaparecen los incrementos bruscos de tensiones y de flexiones transversales. b) El a11'iostramiento transversal por vigas es prácticamente innecesario para este tipo de solicitación y con la relación
146
PU.ENTliS Jal'/el AJal1/e/vla Anl1isel1
Este hecho va a redundar en los dos mecanismos de resistencia que desanolla el tablero. En el mecanismo de flexión general hemos introducido un cambio impOliante en una de sus características, hemos aumentado la rigidez de las vigas longitudinales al disminuir la luz. La flecha v, de la figura 3.2.06, que desencadena el proceso, la hemos reducido a su octava parte. Consecuencia de este hecho es que la flexión que se desalTollará en la losa transversal será mucho menor y por tanto menor el transpOlie de carga a las demás vigas.
ancho-luz examinada, Esto es debido a que como hemos visto, para carga excéntrica, los estados tensionales en los dos casos son prácticamente iguales, Cuando solo cargamos la zona central, si se producen unos resultados muy diferentes entre tener y no tener un fuelie aniostramiento transversal, sin embargo como la tensión máxima en las vigas centrales del tablero se producen cuando la sobrecarga cubre toda la superficie del tablero, las vigas riostras tampoco nos interesan en este caso.
Este cambio trae como consecuencia una desigualdad más grande en el estado tensional longitudinal de dos vigas contiguas, que el efecto membrana no puede restablecer.
3.2.7. - Relación ancho-luz En este apartado nos proponemos examinar la influencia de la relación ancho-luz en la distribución de tensiones en el tablero. Para ello elegimos el mismo tablero de la figura 3.2.01 y lo comparamos con otro que tiene exactamente la misma sección transversal pero con luz mitad, L=20 m., con lo que la relación ancho-luz la multiplicamos por dos.
La consecuencia de lo dicho la comprobamos en el cuadro número 1 y en las figuras 3.2.23 y 3.2.24, donde comparamos en flechas y tensiones O'x' el estado relativo de unas vigas frente a las otras del mismo tablero, para las dos relaciones de ancho-luz.
L=40m c=2 m v/v max viga 1
1
viga 2
0456
L=20 m. c=2 m.
L=20 m. c=1 m
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v/v max
cr/cr max
v/v max
1.
1.
1
1
1
0.33
0..251
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0351
0.231
cr/cr max
viga 3
013
0.048
0.039
-000465
0.063
0.011
viga 4
-0013
-0.025
o.oon
-0.0062
·0014
-0.017
viga 5
-0.095
·0.031
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-0.044
-0.0036
viga 1
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0101
0.. 055
-0 . 0058
0128
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viga 2
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0.208
0.514
034
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1
1.
1
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0128
0.03
Cuadro 11Ií111ero J
v f max O'
= corrimiento vertical de la viga en el centro de la luz cOITimiento vertical de la viga cargada en el centro de la luz = tensión longitudinal en el centro del tacón inferior.
O'max = tensión longitudinal máxima en el centro del tacón inferior de la viga cargada
Se ve claramente como un aumento de la relación ancho-luz supone automáticamente un menor reparto transversal. Con 20 m. de luz, la viga contigua a la cargada tiene un 25% de la flecha de ésta, cuando se carga en el borde, mientras que con 40 m. de luz su flecha es el 45%. Los mismo puede verse en las tensiones.
Si la variación de la relación ancho-luz trae como consecuencia la variación en la relación entre las rigideces longitudinal y transversal del tablero, el mismo efecto podemos conseguir si mantenemos la relación ancho-luz pero variamos la inercia de las vigas longitudinales.
147
C4PlTULO 3- EL 7:4BLERO DE nO!fS DE HORA/lOÓN
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V· 9 1.15 -96.95
Flg.J.224
La comparaclOn que vamos a realizar ahora es entre dos tableros de 20 m. de luz, con sección transversal idéntica a la de la figura 3.2.01, pero variando el canto de las vigas, la primera de 2 m. y la segunda de 1 m. Al reducir el canto a 1 m. aumentamos la flexibilidad de las vigas longitudinales, aumenta la flecha v de la figura 3.2.06 y ponemos en juego más eficazmente la rigidez
transversal del tablero. En el cuadro número 1 y en las figuras 3.2.23 y 3.2.24 observamos
mejor ésta respuesta. Podemos realizar ahora una comparación entre los dos cambios partiendo del tablero de 20 !TI. de luz y 2 m. de canto. Al aumentar la luz a 40 m. y mantener el canto hemos reducido la relación ancho-luz a la mitad y hemos aumentado la flexibilidad de la
149
CIIPITUlO.1 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
viga directamente cargada 8 veces, la flecha es proporcional al cubo de la luz. Al reducir el canto a 1 m., manteniendo la relación ancho-luz, la flexibilidad de las vigas longitudinales la hemos aumentado poco mas de 4 veces, la inercia es casi proporcional al cuadrado del canto. De lo dicho resulta que la disminución de la relación ancho-luz ha convertido a las vigas longitudinales en más flexibles que la disminución del canto, lo que se ve reflejado en un m~jor repatio transversal. Ver cuadro número l. Esta conclusión provisional es generalmente válida para cualquier tipo de tablero de vigas adecuadamente dimensionado.
l
3.2.8.- Tableros continuos
Para analizar el comportamiento de puentes continuos de vigas hemos utilizado el mismo tablero de la figura 3.2.01 pero con la disposición longitudinal conespondiente al empotramiento en los apoyos. Fig. 3.2.25. En general, en un tablero de puente, las situaciones de bi-empotramiento son raras para la actuación de la sobrecarga, sin embargo con vistas a un análisis teórico, las situaciones reales están comprendidas entre la de apoyo simple y la de bi-empotramiento. En este esquema estructural hemos analizado la respuesta del puente bajo dos hipótesis de cargas puntuales que difieren entre
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Fig.J225
ISO
PUENTES
Jal'ier iV/all/erola Anllilell
la estructura debido al cambio, que el empotramiento en el borde, introduce en el modo y cuantía de la defonnación longihldinal de las vigas.
sí en su colocación transversal. La primera en la viga de borde y la segunda en la viga central. La longihldinal es siempre la representada en la figura 3.2.25. Estas situaciones de la carga ya la hemos analizado en el caso de tableros bi-apoyados. De la misma manera hemos analizado la respuesta del tablero bajo dos sobrecargas unifonnemente repartidas. La primera actuando en la mitad lateral y la segunda en el centro.
Supongamos el caso de carga en el cual las 100 Tn actúan sobre la viga lateral del tablero y separemos esta viga del resto del tablero por medio de un corte longitudinal por el eje entre las dos vigas extremas, como ya hicimos en la figura 3.2.6.
La continuidad del tablero no cambia la naturaleza de los mecanismos de resistencia que hemos analizado, lo que cambia es la cuantía de la redistribución de los esfuerzos en
Las fuerzas que aparecen en dicho corte se representan en la figura 3.2.25. Si las comparamos con las que aparecen en la figura 3.2.5, conespondientes al tramo bi-apoyado, observamos diferencias notables.
Tablero bi-apoyado j/l'l/W
/kdwlI/tLril!l(/
viga 1
1
Tablero bi-empotrado
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1
1
~ (jx"JaX C. vano 1
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viga 2
0456
0.33
0292
0.175
0.256
viga 3
013
0,048
0,026
-0,013
-0.016
viga 4
-0013
-0,025
-0026
-0,02
-0031
viga 5
-0.095
-0,031
-0.048
-0,008
-0011
viga 1
03
0101
0.0418
-0018
-0.029
viga 2
068
0452
0463
028
0,506
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1
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03
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-0.029
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1
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0.77
0,809
0821
0,847 0458
viga 3
0468
0461
0458
0458
viga 4
01748
0.156
0.1
0.085
0.067
viga 5
-0042
-0035
-0,056
-0046
-0,035
viga 1
0436
0.276
0,092
-0.049
0032
viga2
0.805
076
0482
0,654
0599
viga 3
L
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1
viga 4
0.805
0.76
0482
0.654
0599
viga 5
0436
0.276
0092
-0.049
0032
Cuadro número 2 =
corrimiento vertical en el centro de la luz de la viga que más flecha tiene
=
tensión en el centro del tacón inferior
=
tensión en el centro del tacón inferior de la viga mas cargada.
En primer lugar los esfuerzos cortantes verticales Qy' que reflejan el mecanismo de reparto por flexión transversal, son mas pequeñas y con una distribución algo diferente a lo largo de la luz ya que su ley tiende a cero más rápidamente al acercarse a los apoyos. La
razón para este comportamiento es evidente dado que las vigas longitudinales continuas tienen unos conimientos verticales mas pequeños y con una distribución diferente a lo largo de la luz que los tableros bi-apoyados.
151
CAPITUlO 3- EL T4BlERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
DESPLAZAMIENTOS
Fig. 3226
En cuanto al efecto membrana de la losa superior, que produce los esfuerzos cortantes longitudinales Nxy , vemos en la figura 3.2.25b, que su distribución a lo largo de la luz es diferente, anulándose en los apoyos, al contrario de lo que OCUlTe en los tableros biapoyados. Este efecto se entiende también claramente si consideramos que los conimientas longitudinales en una viga empotrada, en la cabeza superior y en el apoyo, son nulos. Por último también son diferentes las leyes de axiles transversales Ny a lo largo de la viga. La defom1ada del tablero bi-empotrado obtenido por el método de los elementos finitos está en la Fig. 3.2.26. Los corrimientos, tensiones y momentos flectores transversales de esta estructura aparecen en las figuras 3.2.27, 3.2.28 y 3.2.29. Para otros tipos de solicitación como es el caso de carga punhIal centrada y las dos hipótesis de
sobrecarga unifonne, sus resultados en tensiones longitudinales se encuentran en las figuras 3.2.30, 3.2.31 Y3.2.32. Todos estos resultados los podemos comparar con los obtenidos para estas mismas solicitaciones en el tablero bi-apoyado de la misma luz y sus resultados se encuentran en el cuadro número 2. De él se pueden sacar las siguientes conclusiones: 1) De la comparación entre flechas y tensiones se puede observar claramente la mucho menor capacidad de reparto transversal de este tipo de tableros, cualquiera que sea la solicitación, respecto al biapoyado. Por ejemplo para el caso de carga puntual centrada en el tablero biempotrado las vigas próximas a la cargada descienden el 46% de ésta, mientras en el bi-apoyado
152
PUENTES Javier Jllallter%
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Fig. 3221
el descenso es del 68%. En la comparación de tensiones vemos que la relación pasa al 28% y 45% respectivamente. Es decir las dos vigas situadas a cada lado de la cargada participan en el transporte de cargas a los apoyos mucho mas en el tablero biapoyado, que en el bi-empotrado. 2) Ha sido practica, muchas veces admitida, el suponer que un tablero bi-empotrado se comporta a efectos de la distribución de la carga, como si fuese un tablero biapoyado con una luz equivalente a la distancia entre los puntos de momento nulo de una viga
contigua equivalente y por anchura, la del tablero. Es decir un aumento importante en la relación ancho-luz del tablero. Si examinamos la deformación longitudinal del tablero en la figura 3.2.27 y los estados tensionales longitudinales en las figuras 3.2.28, 3.2.30, 3.2.31 y 3.2.32 se observa una bastante buena coincidencia entre la línea teórica de puntos de inflexión de la defoilllada de la viga continua y la que se observa en todas las vigas del tablero biempotrado, cualquiera sea la solicitación. Sin embargo los corrimientos verticales y horizontales en la sección correspondiente
153
CliPITULO J - EL TABLERO DE VIGAS DEHORMIGÓN
Fig ]228
al punto de inflexión, no son iguales en todas las vigas, condición indispensable para que con todo rigor se pueda considerar similar el comportamiento de los dos métodos de cálculo. Como se ve en la figura 3.2.27c esto no ocurre. Si comparamos ahora el estado tensional en la sección central del puente continuo figura 3.2.28b y 3.2.30b con las
correspondientes a los tramos biapoyadosde 20 m. de luz, luz equivalente a la que existe entre los puntos de momento nulo de la viga continua, pero realmente apoyados en éste caso, figura 3.2.23b y 3.2.24b, vemos que el estado tensional no es igual aunque si bastante parecido. De hecho la redistribución de esfuerzos es algo más eficaz en el puente continuo que en el bi-apoyado ya que la flexibilidad de las
154
PUENTES Javier A1alllel'O/a Al'llliJ'ell
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1.19
Fig 3229
zonas de vigas situadas entre el apoyo y el punto de inflexión aumentan la eficacia del mecanismo de flexión transversal. 3) En la Fig. 3.2.26 aparecen los desplazamientos reales del mismo tablero, pero con la carga de 100 Tn colocada en el intereje de las dos vigas extremas. 4) La distribución de las tensiones longitudinales en la sección de apoyo difiere bastante de la obtenida en la sección central del tablero como se puede ver en las dos últimas columnas del cuadro número 3. Si examinamos la figura 3.2.30 del tablero bi-empotrado con solicitación de 100 Tn en el centro de la viga central y punto de inflexión de la deformada en el cuatio de la luz, podríamos considerar que este tablero tiene un comportamiento antimétrico, con curvahlra positiva entre los puntos de inflexión y carga centrada de 100 Tn y con curvahIra negativa entre la sección de inflexión y el apoyo y como carga la correspondiente a las reacciones punhIales
en los apoyos, figura 3.2.30a. Para que el estado tensional en las dos secciones fuese igual, las cargas también deberían serlo, pero esto no es así dado que la reacción en el apoyo tiene como resultante el valor de 100 Tn, sin embargo su distribución en las 5 vigas es mas repartida. Este mismo razonamiento puede extenderse a cualquier tipo de solicitación. La mayor discrepancia entre la distribución de tensiones en la sección central y la de apoyo la encontramos para las cargas centradas y naturalmente mayor para las cargas puntuales que para las uniformes. Para las cargas descentradas la diferencia entre ambas secciones es menor. Esto se debe a que con la baja capacidad de reparto que tiene este tablero por su pequeña rigidez transversal y su gran relación ancho luz, las reacciones en el apoyo difieren menos de la solicitación exterior que en el caso de carga centrada.
155
CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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PUENTES
Javier Mante/ola Annisen
3.2.9.- Tableros formados por vigas cajón El comportamiento resistente de una viga cajón está influido por la deformación transversal de la sección. El alabeo torsional, la distorsión y los estados tensionales longitudinales y transversales que producen en la sección, son fenómenos secundarios que se añaden al estado tensional obtenido suponiendo la viga con sección transversal indefonnable. Este incremento del estado tensional depende principalmente de la relación ancholuz de la viga cajón y del espesor de sus pare·· des. Fig. 3.2.33.
Fig 3..2 33
Nonnalmente las dimensiones de las vigas "artesa", utilizadas en los puentes prefabricados, no son lo suficientemente grandes como para que su estudio como viga cajón de sección indefonnable sea inconecto. Sin embargo, el incremento en la capacidad de transporte y de colocación de este tipo de vigas, es tan importante, que cada vez sus dimensiones son mayores y en éstas no es evidente que se puedan eliminar todos los fenómenos secuandarios descritos. Para estas grandes vigas "artesa" la problemática se encuentra en una situación intemledia entre la de las vigas cajón del capítulo 5 y las vigas prefabricadas nor
159
CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
con riostras
sin riostras flecha máxima
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flecha máxima
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Carga en viga borde
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Cuadro na 3
males. Por esta razón remitimos el estudio de los tableros de las vigas prefabricadas "artesa" al punto 5.3.4. Sin embargo, tanto porque se han utilizado en puentes reales, como por intereses académicos, vamos a realizar un análisis de tableros formados por pequeñas vigas cajón, en los cuales el efecto de estos fenómenos secundarios es insignificante.
tablero apoyado de 40 m. de luz totalmente similar al representado en la figura 3.2.1, pero en el que las vigas doble "T" han sido sustituidas por vigas cajón. Esta sustitución se ha realizado manteniendo el mismo canto del tablero, la misma cantidad de material y el mismo momento de inercia de las vigas longitudinales, únicamente varía la rigidez a torsión de las mismas, consecuencia exclusiva de su fonna cajón.
En la figura 3.2.34 representamos un
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Fig 3234
El tipo de cargas a que ha sido solicitado son exactamente las mismas aplicadas en el mismo punto. Esta igualdad en características y solicitación se ha mantenido con el fin de aislar la influencia de la rigidez a torsión de las vigas longitudinales en la respuesta general del tablero. Como siempre las cargas puntuales de 100 Tn se aplican en el centro de la luz del tablero y únicamente varía su posición en la sección transversal.
Los resultados en cOlTllmentos, tensiones y momentos flectores transversales en el centro de la luz del tablero para las tres posiciones de la carga puntual se representan en las figuras 3.2.35, 3.2.36 Y 3.2.37. Estas figuras debemos compararlas con las similares del tablero formado por vigas doble "T" y que aparecen las figuras 3.2.10 y 3.2.12. De esta comparación surgen diferencias de comportamiento muy impoliantes a favor del tablero de vigas cajón.
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PUENTES Jal'Ü!r fifalltero/a Aml/sell
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potramiento mucho mas eficaz a las losas transversales encargadas de transmitir la carga transversalmente. b) Las luces transversales de la losa son mas pequeñas en este caso y por tanto las losas son más rígidas. Esto en lo que se refiere a la luz entre dos vigas longitudinales. Si miramos el problema de la rigidez transversal a todo lo ancho
161
CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Fig 3236
del tablero, una franja elemental transversal de todo el tablero de vigas cajón es mas rígido que la misma fra~ja en el tablero de vigas doble "T". El efecto membrana se mantiene similar para ambos tipos de tableros. Estas dos características fundamentales determinan un reparto mucho mas eficaz de
cargas. Si analizamos el caso de carga lateral, en el cuadro número 3, vemos que cuando el tablero de vigas doble "T" no tiene vigas riostras la relación entre flechas y tensiones es un 70% y un 63% mayor para este tipo de tablero que para el de vigas cajón. Incluso aunque dispusiésemos un número infinito de vigas riostras en el tablero de vigas doble "T" sus resultados son peores que en el de vigas cajón sin vigas riostras. Esto
162
PUENTES Javier N/oH/erala Annisen
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Fig 3237
se comprende porque, como hemos visto, la capacidad de ayuda al reparto de las vigas riostras, para el caso de carga descentrada, está acotada a un valor máximo que es precisamente el correspondiente al tablero de sección transversal indeformable. Para mejorarla debemos aumentar la rigidez a torsión de las vigas longitudinales, que es el caso del tablero
de vigas cajón, o reducir la relación ancho-luz que en este caso es constante para ambas. Pues bien. Aunque el tablero formado por vigas cajón pierde eficacia por la defonnabilidad de la sección transversal, figura 3.2.35a., sin embargo su mayor rigidez a torsión resulta predominante.
C4P1TULO J - EL TABLERO DE VlCAS DE HORM/CON
Se entiende que la respuesta bajo cargas excéntricas es mucho mejor que para el caso de cargas centradas en el tablero, pues aquellas están exigiendo rigidez a torsión total del tablero y en cambio en este último solo a través de la flexibilidad de las losas transversales. Por esta razón los coeficientes que relacionan la respuesta de estos dos tableros para carga situada en el centro de la luz se reducen a un 27 y 21 por ciento y si el tablero de vigas doble "T" tiene vigas riostras su respuesta es mejor que el de vigas cajón sin ellas. Los coeficientes de 0,75 entre las flechas y 0,517 entre tensiones se refieren al caso de que el tablero de vigas sea absolutamente indeformable. Si cuenta únicamente con dos vigas
163
riostras a tercios de la luz, la relación entre la respuesta de ambos tableros casi se iguala (0,84 y 0,917). Hay que tener en cuenta que en todas estas hipótesis estamos suponiendo que el tablero de vigas cajón tiene una viga riostra en cada extremo que es la que impide el giro de borde de las vigas cajón. Si esto no fuese así, la rigidez a torsión de las vigas cajón no podría desarrollarse en su totalidad, salvo la palie que corresponde a la torsión diferencial que se produzca entre dos secciones distintas. Su efecto beneficioso desaparecerá en parte. En la figura 3.2.38 representamos la distribución de cargas Qy que se produce a lo
PUENTES
Javier Man/erala Armisen
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Fig 3239
largo de la luz en dos losas próximas a las vigas cargadas siendo bastante mayores en el caso de las vigas cajón que en el de las vigas doble "T". Los efectos locales conesponden en ambos casos a la proximidad de la carga puntual. En la figura 3.2.39 representamos una comparación de tensiones longitudinales a lo largo de la luz en diversas fibras de la cabeza superior entre los dos tipos de tableros. En el caso de carga centrada, figura 3.2.39a y bIas tensiones se unifonnizan rápidamente en todas las vigas por efecto membrana. Únicamente la punta de tensiones se reduce bajo la carga en la viga cajón, dado que en este caso la carga no actúa directamente sobre un alma sino que lo hace en el centro de la losa que la reparte algo en las almas próximas.
3.2.10.- Comportamiento de un tablero de vigas sin vigas riostras en sus apoyos En el examen que hemos venido realizando sobre la influencia de las distintas variables que intervienen en la respuesta de un puente de vigas siempre contábamos con la presencia de vigas riostras en los apoyos del tablero. La teoría de las láminas plegadas establece como condición necesaria que en el borde exista una viga infinitamente rígida en su plano e infinitamente flexible fuera del plano. Esta viga recoge las tensiones tangenciales que aparecen en la losa superior del borde apoyado y las traslada a los apoyos reales. El valor de estos esfuerzos tangenciales N xy que sirven para dimensionar la viga riostra aparecen en la figura 3.2.9.
165
CAPITULO 3- EL TABLERO DE V/GAS DE HORMIGÓN
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Fig. 3240
En este apartado vamos a examinar el comportamiento de los tableros de vigas en las que se suprime la viga riostra de apoyo, y lo vamos a realizar en el tablero de vigas doble "T", figura 3.2.1 y en el formado por vigas cajón, figura 3.2.34. Ambos en su condición de simplemente apoyados. Como el método de las láminas plegadas empleado hasta ahora no es válido en este caso, vamos a utilizar el método del emparrillado espacial. Este procedimiento de cálculo aproxima bastante bien el comportamiento general de un tablero de vigas, reproduce el efecto membrana de la losa superior en alguna medida ya que compatibiliza los corrimientos longitudinales de las cabezas superiores de las vigas en una serie de puntos discretos, redistribuye el estado tensional longitudinal de las
cabezas superiores y no exige que en los bordes apoyados del tablero los esfuerzos tangenciales N xy estén recogidos por viga riostra alguna. De la comparaClOn entre la respuesta entre dos tableros con y sin vigas riostras en los apoyos se pueden sacar las siguientes conclusiones:
Tablero de vigas doble "T" En las figuras 3.2.40 representamos la comparación entre corrimientos entre el tablero con y sin vigas riostras en el extremo, para carga en el borde. Vemos que en el caso de no tener viga riostra, la deformación de la sección de apoyo es significativa, mientras que los corrimientos verticales son prácticamente iguales.
166
PUENTES Javier Manlerola Armisen
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Fig 3241
En cuanto a los corrimientos horizontales del talón inferior se representan en la figura 3.2.40c. No representamos en este caso el estado tensional longitudinal ya que su valor difiere, respecto al que tiene vigas riostras en los apoyos, en menos de 1 kg/cm 2 en el punto donde existe más diferencia. Es decir las respuestas de un tablero de vigas doble 'T' con y sin vigas riostras extremas son prácticamente iguales tanto en tensiones como en cOlTimientos verticales y difieren sensiblemente en cuanto a corrimientos horizontales, los cuales no influyen prácticamente en el estado tensiona1.
La razón de ser de esta similitud la encontramos en la misión de la viga riostra extrema. Esta no sirve mas que pára empotrar a torsión las vigas longitudinales y recoger las tensiones tangenciales de la losa superior. El empotramiento a torsión solo puede ser significativo en el caso en que las vigas longitudinales tengan rigidez a torsión importante. Ahora bien, si esto no ocune, como pasa en este tipo de tableros, la coacción a torsión es prácticamente insignificante. Con respecto a la segunda misión de las vigas riostras, como es recoger las tensiones tangenciales que transpolia la losa superior, tampoco es significativo en este caso, dado que para acciones verticales exteriores, las únicas
167
CAPITULO 3- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
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Fig. 3242
tensiones tangenciales que aparecen en el contorno libre son las correspondientes a las condiciones de equilibrio de tangenciales a que obliga la teoría de las láminas plegadas en dicha zona, pero que su carencia, al tener el borde libre, no hace sino redistribuir un poco el estado tensional en dicha zona, lo que no afecta al cuerpo del tablero.
Otra cosa ocurriría si la solicitación exterior fuese horizontal, cargas de viento, etc, pero éste no es el caso que aquí tratamos. En la figura 3.2.41 representamos los cOlTimientos en el caso de carga centrada. Aquí si aparecen diferencias notables en lo que se refiere a corrimientos verticales en el centro
168
PUENTES
Javier Mal1leJo/a Armisel1
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Fig 3243
del tablero. Pero este hecho no es real, se debe al método de cálculo utilizado pues el modelo de emparrillado espacial no reproduce perfectamente bien el comportamiento del tablero. En 10 que se refiere a las tensiones longitudinales, la diferencia no llega a 1 kg/cm2 entre tener o no tener viga riostra, cuando se utiliza el mismo método de cálculo.
a unas flechas mayores y a un estado tensiona1 superior. En este caso la rigidez a torsión de las vigas longitudinales es significativa y la ausencia de vigas riostras reduce la eficacia de las vigas cajón para empotrar la losa transversal en el mecanismo general de flexión.
Tableros con vigas cajón
Estos efectos serían mucho mas significativos si la relación ancho-luz del tablero fuese mayor pues en este caso la presencia de la rigidez a torsión sería mas intensa.
En la figura 3.2.42 representamos la respuesta del tablero teniendo o no vigas riostras en los apoyos. Aquí la diferencia entre corrimientos en el centro y en las tensiones longitudinales ya son mas significativas. Vemos como en este caso la ausencia de vigas riostras lleva
Cuando cargamos el tablero en el centro de su ancho, figura 3.2.43, las diferencias que hemos apreciado en el caso anterior de carga descentrada, desaparecen prácticamente, pues al ser la carga simétrica la rigidez torsiona1 de las vigas no influye tanto, predominando el
169
CAPITULO 3 - EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
efecto del incremento de la rigidez a flexión transversal que le confiere la forma.
3.3.- Cálculo de tableros de vigas Los pasos a seguir en la cuantificación de esfuerzos y en la comprobación de la seguridad de un tablero de vigas depende del diseño realizado, el cual establece, no solo la tipología estructural y su dimensionamiento, sino también el proceso constructivo, que detennina la guía que tiene que seguirse en la cuantificación de los esfuerzos de peso propio. Previamente a todo cálculo será necesario realizar un modelo del tablero, ver capítulo 16, al cual se le irán cambiando sus características confonne varíe la configuración del tablero. De esta manera quedan determinados dos itinerarios en el cálculo. El primero corresponde a la detenninación de los esfuerzos de peso propio y el segundo a los conespondientes a la carga muerta y sobrecarga. 3.3.1.-Esfuerzos de peso propio Su obtención depende del proceso constructivo elegido, el cual detenninará que palie del tablero está trabajando en cada fase y cual es la acción que la solicita. Si, por ~jemplo, suponemos que estamos proyectando un tablero de vigas prefabricadas los pasos a seguir en esta primera fase son los siguientes: a) Se detenninan los esfuerzos de peso propio de las vigas solas. b) Se detenninan los esfuerzos que sobre las vigas produce el honnigonado del tablero y de las vigas riostras. La estructura portante en esta fase son vigas independientes simplemente apoyadas.
3.3.2.- Esfuerzos de carga muerta y sobrecarga Estas acciones actúan sobre la estructura completa. Se pueden elegir varios modelos de cálculo que reproducen con mayor o menor precisión todos y cada uno de los mecanismos resistentes que hemos analizado. Ver capítulo 16. 3.3.3.- Frenado, fuerza viento y sismo
centrífuga,
Generalmente estas acciones tienen poca repercusión en el dimensionamiento del tablero y en los esfuerzos que lo solicitan. Van a actuar principalmente sobre pilas, estribos y cimientos. 3.3.4.- Pretensado En un puente de vigas prefabricadas es nonnal introducir toda la fuerza de pretensado en las vigas elementales mientras éstas están en el parque de prefabricación. Por tanto el pretensado actuará sobre la estructura elemental de las vigas apoyadas, que deberá quedar sometida a un estado tensional tal que sea capaz de resistir los esfuerzos que va a recibir del resto de las acciones que actúan sobre ella, ya sea trabajando como estructura elemental, caso del hormigonado de la losa, como en combinación con ésta para resistir los esfuerzos de carga muerta y sobrecarga. A veces, cuando las vigas son muy esbeltas y están dotadas de una pequeña cabeza inferior, no son capaces de aguantar, sin romperse, toda la carga de pretensado que necesitan para resistir los esfuerzos totales. En estos casos es necesario establecer un pretensado en segunda fase, que actuando sobre la estructura completa pueda introducirse sobre unas vigas descargadas de tensiones por el peso propio de la losa del tablero. Esta última disposición es cada vez menos frecuente. 3.3.5.- Fluencia y retracción
Si tratamos con un tablero de vigas honnigonado "in situ", se examinará cual es el proceso de cimbrado, hormigonado y descimbrado que va poniendo en juego las distintas fases de ejecución. Ver construcción tramo a tramo en tableros losa.
La adición de tensiones en las distintas fibras de vigas y losa, trabajando solas o conectadas, tal y como lo hemos descrito detennina el estado tensional elástico a tiempo cero (t = O).
170
PUENTES Javier k[aJ1lerola Armisel1
Sin embargo, a tiempo infinito (t=oo), la fluencia y la retracción del hormigón de vigas y losa producen unas def011TIaciones que redistribuyen el estado tensional inicial por interacción entre las distintas paties del tablero. Se presentan dos tipos de coacciones a la libre deformación del hormigón, unas son intel11as y otras extel11as. Las coacciones intemas están constituidas por: ..
La presencia de annadura activa y pasiva dentro del hormigón.
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La presencia de dos honnigones diferentes, el de la viga y el de la losa, de ca racterísticas y curado diferente, con edades de puesta en carga también diferente y proceso de retracción desfasados en el tiempo.
Las deformaciones de fluencia y retracción de cada uno de los h01migones interferirán entre sí y con la annadura produciéndose un intercambio tensional entre ellos(capítulo ) Las coacciones extel11as son la consecuencia del hiperestatismo extel110 del tablero. Ya se trate de un tablero continuo, fonnado por adición de tableros de vigas en los que la continuidad se realiza solo a nivel de la losa superior (tableros semi-continuos) o bien a nivel del conjunto (tableros continuos), ya sea de tableros oblicuos donde las coacciones a la libre deformación de las vigas se ve coaccionada por la geometría oblicua del tablero, etc, la fluencia y la retracción del honnigón introducen una variación considerable de los esfuerzos hiperestáticos que es imprescindible tener en cuenta (ver capítulo 16).
3.3.6.- Redistribución de esfuerzos debidos a la fisuración. Rotura de tableros. La respuesta que hemos analizado hasta ahora corresponde a un cálculo elástico y deja de ser válida cuando la proporcionalidad entre esfuerzos y defonnaciones desaparece. Las leyes que detenninan el comportamiento a la flexión de los distintos elementos del tablero son las leyes de momentos-curvatura y las que conesponden a la torsión son las leyes de momentos-giros torsionales.
Si examinamos los primeros vemos que existe una diferencia entre la respuesta de una viga de hormigón annado y otra de hormigón pretensado, figura 3.3.1. Las primeras experimentan un quiebro A en su ley de momentos curvatura a patiir de la fisuración del honnigón. desde ahí en adelante sigue una respuesta proporcional conespondiente al trabajo de la armadura de tracción en fase elástica de la armadura, la ley de momentos-curvatura deja de ser proporcional hasta alcanzar la rotura del hormigón. Este esquema de funcionamiento puede variar con la cuantía de armadura en la viga, pero para los efectos de lo que buscamos nos sirve. Curva 1.
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Fig 33.1
Una viga de hormigón pretensado puede tener una fase de elasticidad proporcional mucho mas larga, curva 11, ya que la annadura ha transferido su carga al hormigón por el pretensado y la primera fase de carga únicamente descomprime éste. Sin embargo, a partir de la físuración del honnigón, una viga de h0l111igón pretensado es menos dúctil y se precipita rápidamente hacia la rotura. Este esquema, como el anterior puede tener sus variaciones en función de la cuantía de pretensado. Lo que nos interesa considerar ahora es que un tablero de puente puede estar en servicio en una situación como la a-a, con respuesta proporcional en sus partes constitutivas de hormigón annado y hormigón pretensado. Si adoptamos unas rigideces a flexión conespondientes a la zona no fisurada, para las partes únicamente armadas del tablero, ocunirá que estamos sobrevalorando la capacidad de reparto del puente, por encontrarse en esa fase con la losa, por ejemplo, fisurada longitudinalmente en detenninadas zonas, mientras las
CAPITULO 3· EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
vigas mantienen la rigidez inicial. Es decir los distintos materiales del tablero pueden evolucionar de diferente manera a lo largo del proceso de carga, lo que supone una redistribución de esfuerzos. Una simplificación para salir al paso de este hecho consiste en adoptar la rigidez fisurada de las zonas de hormigón annado, aun a sabiendas de que existirán zonas de losa no fisuradas por estar poco solicitadas. Si hemos visto el diferente comportamiento de las diferentes secciones a la flexión, mucho mayor efecto redistributivo se encuentra en la rigidez a torsión, figura 3.3.2.
171
esfuerzos combinados de flexión y torsión y resulta difícil conocer cual es la influencia de la fisuración de una pieza por torsión, sobre su rigidez a flexión y viceversa. Las simplificaciones que anteriormente hemos considerado, la de suponer que debemos tomar la inercia fisurada de las piezas de hormigón annado a flexión y la de reducir a la mitad la rigidez a torsión de las vigas riostras sobre pilas en los tableros de vigas prefabricadas, que son los elementos mas fuertemente torsionados, no deja de ser eso una simplificación. El procedimiento mas lineal de la respuesta haciendo que intervengan para ello, las leyes constitutivas a flexión y torsión de las distintas secciones del puente. Para establecer un cálculo no lineal, cuando éste depende de la no linealidad del material, debemos abandonar los métodos armónicos de cálculo, como son el método de la losa ortótropa y el de las láminas plegadas. Debemos utilizar modelos formados por elementos discretos, como el del emparrillado o el de los elementos finitos, en los cuales podemos introducir las leyes no proporcionales de variación, variando el valor de la matriz de rigidez (K) y poniéndola en función de los esfuerzos.
Fig 3.32
Los ensayos realizados en vigas de hormigón annado solicitadas a torsión demuestran que su rigidez, GIT' se reduce muy rápidamente a partir de la fisuración del honnigón. En vigas de hormigón pretensado, se prolonga algo más la respuesta proporcional pero también cae rápidamente y además esta caída es mucho mas rápida que la de flexión. Por tanto si nosotros adoptamos una rigidez a torsión correspondiente a etapas no fisuradas, estaremos sobrevalorando la capacidad de reparto. Un caso especialmente claro de estos lo constituye la viga riostra sobre pilas, que suele estar claramente solicitada a la torsión por los diferentes giros de las vigas longitudinales sobre apoyos. Esto ha conducido a considerar para esta viga una rigidez a torsión mitad, de la inicial, para afrontar el estudio del reparto. Sin embargo, los comportamientos de las piezas elementales los hemos estudiado bajo solicitaciones simples, ya sean de flexión o la torsión. Pero las piezas están sometidas a
Para hacer operativo este procedimiento se emplea el método incremental, el iterativo, o un método mixto entre el iterativo y el incremental. Si conociésemos perfectamente bien las leyes de comportamiento individualizado de cada una de las vigas que se pueden destacar del tablero bajo los efectos de acciones combinadas, podríamos, por el procedimiento analítico que acabamos de examinar, determinar la evolución de los mecanismos de resistencia de cualquier tablero de puente desde la aplicación de la carga hasta su rotura. La determinación de esta evolución está muy poco avanzada. Por este procedimiento se podría detenninar con precisión el coeficiente de seguridad real que presenta el tablero, en lugar de tener que recurrir, como se hace ahora, a determinar la distancia que existe entre los esfuerzos elásticos bajo carga máxima y los momentos de rotura de las secciones indi-
172
PUENTES
Javier Mamerola Annisen
Ir
ee
21..
SECCION
TRANSVERSAL
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VIGA-3 VIGA-2 VIGA-]
0.00
SITUACION
DE LAS
CARGAS
PARA ROTURA
Fig.333
vidualizadas. Este tipo de distancia no equivale a la que existe hasta la rotura real del tablero.
Comportamiento hasta la rotura En el año 1965 se llevó a cabo en ellnstituto Eduardo Torroja el ensayo! de un tablero que representamos en la figura 3.3.3. Una de las finalidades de este ensayo era detenninar la evolución de sus mecanismos de resistencia bajo la acción de las dos cargas puntuales representadas que aumentan de valor hasta alcanzar la rotura del tablero. Una de las consecuencias que se obtuvo en el mecanismo de reparto se mantuvo proporcional a las cargas hasta que se presentó, bajo la viga 1, una fisuración apreciable. Esta fisuración, debida no solo al momento flector, sino también al esfuerzo cortante, dio lugar a dos fenómenos que causan el cambio de las leyes de momentos rotaciones y la distribución transversal de cargas.
1Este
ensayo fue realizado por los Ingenieros José A. Torroja,
Julio Martínez Calzón, José Luis Vi llegas (Uruguay) y Javier Manterola.
La figura 3.3.4 representa la distribución de rotación de las vigas del puente a lo largo del proceso de carga. Como se puede apreciar, las rotaciones se concentran bajo las cargas en la viga l. Estas rotaciones localizadas, que son muy imp011antes en estados muy avanzados de carga provocaron alargamiento complementario de los hilos de pretensado, que al no estar inyectados produjeron una compensación general de momentos en toda la viga que se concretó en una fisuración más débil en el centro de la viga. Las rótulas fonnadas por la fisuración bajo carga dieron lugar a un segundo fenómeno que repercute sobre la distribución transversal de las cargas. Pues estas rótulas, al hacer flexible a la viga 1 hacen aumentar la relación entre la rigidez transversal del tablero y la de la viga, por lo que la transmisión transversal de cargas y la solicitación a flexión de la losa entre vigas aumentó. Por otra parte, la distorsión angular concentrada, que es una rótula, se reproduce sobre la losa superior convirtiéndose en una torsión concentrada en este punto. Esta torsión, combinada con la flexión, cambia la dirección de los momentos principales del tablero, dando lugar a la inclinación de las fisuras.
173
CAPITULO J- EL TABLERO DE VIGAS DE HORMIGÓN
RUPTURA DEL PUENTE DISTRIBUCION DE LAS ROTACIONES
.10
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400
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Fig.334
V3
174
PUENTliS Jal'ter A/cll//emla AI'lJllsell
Zaragoza
175
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
4.- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Dentro de la denominación de puentes losa recogemos todos los tipos de puentes de luces cOlias y medias, cuya sección transversal se obtiene por aligeramiento de una losa ma~ ciza que cubre la anchura del tablero. El aligeramiento podrá tomar diversas fonnas tanto exteriores como interiores y su cuantía crecerá, en general, con la luz del puente. Fig. 4.0.1.
Fig.401
Una característica importante de este tipo de puentes es su construcción, que se basa en el hormigonado "in situ" del tablero, utilizando para ello cimbras apoyadas en el suelo, cimbras móviles ó cimbras autopOliantes. La tendencia a uno y otro tipo de cimbra dependerá de su economía, en función del número de repeticiones y de la velocidad de construcción.
PUENTES
176
Javier Manlerola Armisen
Esta característica constmctiva le proporciona al puente losa la posibilidad de acoplarse perfectamente bien a cualquier disposición en planta, ya sea recto, curvo, oblicuo, de anchura variable, etc y a cualquier disposición en alzado con canto constante o variable. Por otro lado le obliga a adoptar fOfilas exteriores mucho más simples que el puente prefabricado, con el fin de simplificar un encofrado que no se va a utilizar muchas veces. En algunas ocasiones se han realizado puentes losa prefabricados. En este caso la prefabricación se realiza por medio de dovelas
colocadas en obra por avance en voladizo o apoyadas sobre cimbras. Se han utilizado para puentes de luces cortas y medias con aligeramientos rectangulares, cuadrados y circulares. Fig.4.0.2. Tanto si son prefabricados como si están hormigonados "in situ" , estos puentes suelen ser continuos, disposición muy favorable para reducir la cuantía de los momentos flectores principales y que no ofrece ninguna dificultad de ser conseguida por el método de constmcción que utilizan.
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\OOí Fig 4.0.2
De estas primeras consideraciones podemos incluir, que el tablero tipo losa es: a) Mas adecuado que el prefabricado para acoplarse a condiciones de trazados curvos ó variables. b) Da lugar a puentes continuos, con inercia constante o variable, lo que permite reducir la cuantía de los momentos totales. c) Puentes mas rebajados que los de vigas y con una mayor capacidad de resistencia última por redistribución de esfuerzos. d) Puente más artesanal que el de vigas prefabricadas, aunque la utilización de cim-
bras autoportantes ha convertido su constmcción en un proceso muy industrializado. e) Mayor libertad en la fonna y colocación de pilas que el puente prefabricado. El ámbito de luces que se cubre con este tipo de puentes va desde los mas pequeños hasta los 50 ó 60 m. de luz, aunque la zona de utilización nonnal suele oscilar alrededor de los 30 m. El peso propio, que es una de las solicitaciones más importantes de cualquier puente, no resulta excesivamente gravoso para estas luces, con lo cual las exigencias de máximo aligeramiento del puente no están excesivamente presentes en esta tipología.
177
CAPITULO 4· PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Podemos decir que un puente losa es el resultado del compromiso entre la facilidad constructiva y las condiciones resistentes. Fig. 4.0.2.
poslclOn favorable tanto desde el punto de vista resistente como del constructivo. Dentro de las condiciones de continuidad es necesario considerar:
4.1.- Morfología y dimensionamiento
l.
Dentro de la morfología conviene distinguir morfología longitudinal y morfología transversal.
Distribución de cantos a lo largo del puente.
2. Relación entre la luz del vano extremo al vano tipo.
4.1.1.- Morfología longítudínal
.3.
Como ya hemos indicado los puentes losa son normalmente puentes continuos, dis
Situación y tipo de las juntas longitudinales.
o
b
e Fig 4J.01
Distribución de cantos a lo largo del dintel
Podemos adoptar dos leyes de variación de cantos a lo largo del dintel. Canto constante y canto variable. En la ley de cantos constantes está presente la facilidad constructiva y la expresividad fonnal de una banda continua para puentes largos. Fig. 4.1.01 a. El tablero de canto variable puede ofrecer dos tipos de variaciones. El tablero acartelado, Fig. 4.1.0Ib., que se acopla bien a las exigencias resistentes y los tableros con intradós curvo, Fig. 4.1.0Ic. Dentro de las curvas se suelen elegir parábolas de segundo grado o de tercer y cuarto grado. La parábola de segundo grado presenta una transición de cantos suave, las parábolas de orden
superior presentan una transición de cantos más rápida al principio para convertirse en casi planas hacia el centro de la luz. Relación entre la luz del vano extremo y del vano tipo
Para que la ley de momentos flectores de una viga continua, de canto constante y carga constante tenga el mismo momento en todos los apoyos debe ocurrir que la luz del vano extremo sea: L¡ =O,8166L Siendo L la luz del vano principal. Los momentos flectores son, entonces, prácticamente iguales en todos los vanos por lo
PUENTES
178
Javier Manlerola Annisen
que si se adopta esta luz del vano extremo el dimensionamiento de toda la estructura será el mismo. Fig. 4.1.02.
del dintel, la deformabilidad de las pilas y la de los aparatos de apoyo que se disponen entre pilas y dintel.
Si hacemos la luz del vano extremo igual a la del vano tipo resultará un incremento importante de momentos encima de la primera pila y en el vano extremo.
En principio se deben poner la menor cantidad posible, pues toda junta es un elemento singular y de perturbación de la rodadura del puente, es costosa y se acaba deteriorando antes que los demás elementos de rodadura. Si es posible debe disponer solamente una en cada extremo.
Por tanto cuando se distribuyen las luces en puentes continuos de varios vanos debe tenerse en cuenta que los vanos extremos deben tener una luz que oscile alrededor del 80% de la del vano tipo. En algunas ocasiones pueden utilizarse vanos extremos más pequeños, hasta valores mínimos del 25% de la luz del vano principal, los cuales obligarán a disponer un anclaje en su extremo para evitar que se levante cuando cargamos el vano principal. Adoptar vanos de compensación largos (L l '" 0,8L) o vanos de compensación cortos (L l '" 0,25L) o cualquier otro valor intermedio va a depender de las condiciones funcionales, vanos de borde, derrame de terraplenes, etc. Siempre que se pueda debe evitarse el vano extremo corto anclado. Situación de las juntas longitudinales
La detelminación de la situación de las juntas de dilatación en un puente continuo no puede abordarse desde la problemática del dintel únicamente. Será el resultado de considerar conjuntamente las defonnaciones axiles
Fig 4 J 02
Sin embargo los grandes mOVlIIllentos que experimenta el dintel en puentes largos, bajo las defonnaciones debidas a la temperatura, a la fluencia y a la retracción, detenninan un encarecimiento de los aparatos de apoyo situados sobre las pilas, los cuales son necesarios si se desea liberar a éstas de grandes esfuerzos longitudinales. Es por esta razón por la que conviene llegar a un equilibrio entre las ventajas que presenta un dintel continuo con el menor número de juntas posible y el sobrecosto de los apoyos. Viaductos de 300 y 400 m. de longitud sin juntas intermedias son frecuentes y la tendencia es a hacerlos cada vez mas largos sin juntas intermedias aunque el coste de los aparatos de apoyo aumente. En el caso de disponer juntas intermedias en el dintel pueden establecerse en los siguientes puntos. En primer lugar es disponer una junta a "media madera" situada entre 0,2 L Y 0,25 L. Por este procedimiento se mantiene la continuidad estructural de momentos flectores en el dintel. Fig. 4.1.03a. Sin embargo los movimientos que se producen en la junta, giros
179
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Junto de di latae i on
o)
b) Junto de di latae i on
e) Fig 4103
y desplazamientos veliicales, son bastante grandes y el mantenimiento de la junta se hace complicado. A pesar de las ventajas resistentes que presenta esta disposición en el comportamiento resistente del tablero, este tipo de juntas tiende a ser evitado. Si llevamos este tipo de junta a la veliical de la pila, Fig. 4.1.03b., se produce un incremento de momentos flectores en los vanos contiguos ya que funcionan como apoyadosempotrados, en lugar de como biempotrados. Sin embargo se utiliza, cuando se quiere eliminar la influencia de un vano sobre otro. Su comportamiento es correcto. En la figura 4.1.03c. se disponen una junta veliical, que es más fácil de realizar que la junta a media madera, pero solo es posible si la anchura de la pila es suficiente para que puedan disponerse en su parte superior dos apoyados adosados, uno para cada vano.
4.1.2.-Morfología de la secclOn transversal y dimensionamiento Partiendo de la definición que hemos establecido sobre los tableros losa, podemos obtener su morfología a partir del aligeramiento de una losa maciza. Este aligeramiento
puede ser tanto exterior como interior, con cuantía diversa en cada caso, Fig. 4.1.04. Si consideramos en primer lugar la sección 1, losa maciza extendida a toda la anchura del tablero, podemos aligerarla lateralmente lo que nos proporciona la sección 7. El aligeramiento interior puede realizarse por varios procedimientos y ser mas o menos intenso. En la figura 4.1.04. utilizamos los dos tipos mas usuales, el aligeramiento cilíndrico y el aligeramiento prismático. El aligeramiento cilíndrico produce unas secciones transversales más pesadas y más rígidas que el prismático. Podría decirse que la viga Vierendel en que se convierte la sección transversal del dintel está perfectamente dimensionada con el aligeramiento cilíndrico al producir éste una distribución de espesores en las paredes de la sección perfectamente acopladas a las exigencias de los esfuerzos interiores que se desalTollan en este tipo de vigas. Fig. 4.1.04. (2, 3 y 8). Con el aligeramiento prismático el peso propio de la estructura es menor y la eficacia resistente de cara al pretensado longitudinal también es mejor, Fig. 4.1.04. (4 y 9). En cambio aumenta la deformación por cortante de la
PUENTES
180
Javier Manlerola Annisen
\0000000/
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\000/ \000/ \000/ \ C-...::=:=~J/
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10
11
Fig 4J04
sección transversaL Es una sección mas flexible que la proporcionada por el aligeramiento cilíndrico. En las secciones de la Fig. 4.1.04. (6 Y 11) el aligeramiento se ha llevado al máximo y la morfología de los puentes losa conecta con la de los puentes cajón.
Los tableros con aligeramientos circulares se honnigonan muy bien de una sola vez, la fonna circular inferior pennite que penetre bien el honnigón sin dejar coqueras. En cambio el aligeramiento rectangular es prácticamente imposible realizarlo de una sola vez por
181
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Fig. 41. 05 Puente de Cualro Caminos- Madrid
10 que suele ser necesario hormigonar la cabeza inferior en primer lugar y las almas y cabeza superior en segundo lugar. Este inconveniente ha dado paso a secciones como las representadas en la figura 4.1.04. (5 Y 10) que aligeran mas que los círculos y permiten el hOITnigonado de una sola vez. En la Fig. 4.1.05 representamos el puente de Cuatro Caminos, cuya sección transversal está entre la.3 y la 8 de la fig. 4.1.04. Dimensionamiento
La primera dimensión que hay que definir es el canto. Podemos establecer unas magnitudes iniciales, a paliir de las cuales matizar estos valores para cada tipo de sección. vanto apoyo Tableros de inercia variable.
-
L
22
canto centro de vano c = 40
1
Tableros de inercia constante c = L 25
mente en puentes de luz pequeña, pueden alcanzar hasta los 25 o 30 m. de luz aunque es más frecuente su utilización para puentes menores de 20 m. Tienen un mal rendimiento para el pretensado, ya que su relación inercia/área es muy pequeña y se emplean por tanto preferentemente en tableros de hOITnigón aITnado. Se emplean también en tableros de hormigón pretensado pero en este caso conviene utilizar un pretensado parcial. Con respecto al canto estos puentes pueden ser los mas esbeltos. Con la sección 1 se han alcanzado cantos de hasta Ll40 pero en este caso el puente es bastante flexible, vibra mucho, y es bastante costoso por la cantidad de annadura que es necesario disponer. ConfoITne vamos haciendo más pequeña la cabeza inferior al pasar de la sección 1 a la 7 los cantos deben aumentar un poco si no queremos sobretensionar el h0IT11igón en su cara inferior. En general se pueden adoptar los cantos inicialmente fijados o un poco menores. Las secciones 2 y 8
Análisis de secciones
Se utilizan para puentes de mas luz. Se han llegado a alcanzar con ellas hasta los 60 m., pero es mas habitual su uso para puentes con luces oscilando entre los 20 m. y los 40 m.
Las secciones tipo 1 y 7 son las mas pesadas de todas por 10 cual se emplean única-
El aligeramiento circular mejora mucho el rendimiento del pretensado y se pueden
L= luz del tablero en metros
PUENTES
182
JOlJler iVlolllerolo Al7llisell
adoptar excentricidades máximas en el centro de la luz y los apoyos con lo que el aprovechamiento del pretensado es máximo. La forma circular del aligeramiento tiene otras ventajas que la correspondiente a materializar adecuadamente la viga Vierendel que es la sección transversal. De hecho, su uso, se ha extendido extraordinariamente pues este aligeramiento permite hormigonar sin dificultad toda la sección de una sola vez. La forma curva pennite la entrada fácil del hormigón en la parte inferior. Con respecto al espesor del alma, ésta no suele estar gobernada por la capacidad de resistencia a esfuerzo cortante. Normalmente la capacidad resistente es superabundante por lo que son las condiciones constructivas las que priman sobre su dimensionamiento. En el espacio que existe entre alvéolos suele disponerse armadura pasiva de cercos y el paso de los cables de pretensado cuando van desde la cabeza superior, en la sección encima de pilas, a la cabeza inferior en el centro de la luz. Esta armadura suele dificultar el hormigonado de la sección, principalmente en las secciones situadas a los cuartos de la luz. A facilitar esta operación es a lo que responde la tendencia de aumentar la separación de los alvéolos circulares hasta dejar almas de 30 ó 40 cm., cantidades éstas muy superabundantes para el trabajo resistente que tienen encomendado. Con respecto al espesor de la losa encima y debajo del alvéolo, también viene con
dicionado por condiciones constructivas. Desde un punto de vista resistente el espesor mínimo centrado con el eje del aligeramiento sería aquel que evitase el punzonamiento de la losa bajo las cargas puntuales del tráfico. Estos espesores son muy pequeños. Para los radios habituales de los aligeramientos, con 10 o 12 cm. sería suficiente ya que existen dos efectos que permiten reducir este espesor hasta el mínimo. El primero es la presencia del pavimento que ya establece un pequeño reparto de la carga puntual. El segundo, es el efecto arco que produce la forma del aligeramiento. Únicamente para aligeramientos muy grandes, no habituales en este tipo de puentes pues los cantos son pequeños, sería necesario aumentar estos espesores. Sin embargo con 10 cm. de espesor de losa superior encima del aligeramiento, no es posible alojar la armadura pasiva transversal y longitudinal y el pretensado transversal si es que lo tienen. Estas razones conducen a adoptar espesores mínimos del orden de 15 centímetros para los puentes hormigonados "in situ" en la losa superior y del orden de 18 a 25 cm. en la losa inferior, ya que tiene una mayor dificultad de hormigonado. En el caso de prefabricación por dovelas transversales con ejecución muy cuidada, el espesor puede reducirse a 12 ó 15 cm. Cuando los puentes son de canto variable el aligeramiento circular se suele llevar de uno a otro lado del tablero sin cambio de diámetro. Fig. 4.1.06a. Con aligeramiento rectangular lo normal es acoplarse al canto real. Fig. 4.1.06b.
01 i geroM i ento e i rcu I or
01 i geroM i erito r"ectorigu I or
I
I
o)
b)
F¡g 4106
183
CAPITULO 4- PUENTESlOSA DE HORMIGÓN
a)
Fig.4101
184
PUENTES Javier Manterola Armisen
~OOí
M
\OO~
Fig. 4/08
,
Fig. 4/09
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Las secciones tipo 4, 5, 9 Y 10
Proporcionan un aligeramiento excelente de la sección transversal, el puente pesa poco, tiene gran rendimiento ante el pretensado por su gran radio de giro y por tanto pueden adoptarse en el caso de las mayores luces que cubre esta tipología. Hasta los 60 m. Sin embargo este tipo de secciones es de uso poco frecuente por la dificultad de hormigonado de la losa inferior, menor en las secciones 5 y 10 que en las secciones 4 y 9. En este tipo de secciones la deformación por esfuerzo caliante de la sección transversal puede tener alguna influencia en la respuesta resistente de tableros muy anchos. Secciones 6 Y 11
Son poco frecuentes en luces cortas y medias por la dificultad de hormigonado. Son sin embargo los de mejor rendimiento resistente y los de mínimo peso. Se han realizado para luces cortas y medias cuando están asociados a la prefabricación por dovelas y el pretensado extenor. 4.1.3.- Disposiciones estructurales En la Fig. 4.1.07. representamos diferentes disposiciones estlllcturales con la utilización de diferentes tipos de secciones transversales nonnalmente utilizadas en este tipo de puentes. En la Fig. 4.1.07a tenemos la disposición más clásica, utiliza una sección de tipo 8, muy eficaz desde el punto de vista resistente y fácil de constlllir. No en vano el número de puentes constlllidos de esta fonna es muy grande. En el punto 4.1.1. hemos visto la morfología longitudinal que se aplica habitualmente, ya sea con canto constante o variable (constante normalmente para puentes largos y constante ó variable para pasos superiores cortos). Las juntas de dilatación de la Fig. 4.1.03. se aplican normalmente, intentando separarlas lo más posible, aunque sea necesario utilizar, para ello, aparatos de apoyo de neopreno-teflón con el fin de reducir el efecto de las deformaciones impuestas del dintel, en los esfuerzos de las pilas. En
185
longitudes de hasta .300 m, no es necesario disponer juntas intermedias. La forma de la pila está muy poco condicionada por las exigencias resistentes del dintel. Debe disponer de dos apoyos, separados lo suficiente para que la excentricidad que introduce la torsión de la sobrecarga sobre la carga permanente se quede, con el conespondiente coeficiente de seguridad, entre los apoyos. Esto obliga, generalmente a un ensanchamiento de la pila en la parte superior, Fig. 4.1.07a, b, c, d y e. El cuerpo de la pila puede adoptar infinidad de formas. En la Fig. 4.1.08 se unen dos tableros simples para formar un dintel de más anchura. Los planteamientos generales y de dimensionamiento son similares al tablero anterior. Una pila colocada bajo cada uno de los dos cajones o una pila sola para ambos cajones, como la representada, es una solución adecuada para este tipo de tableros clásicos. En la Fig. 4.1.09 representamos dos tableros losa con sección transversal curva y con una relación de eficacia resistente·-peso, muy poco más pequeña que las soluciones anteriores. Sin embargo una disposición como la presente puede realizarse perfectamente, sin más sobrecoste que algo más de armadura de pretensado y un encarecimiento menor o mayor del encofrado. El concepto de aligeramiento analizado, que tiene como fin reducir peso y mejorar eficacia resistente de la sección transversal se mantiene en ambos casos, aligeramiento exterior y aligeramiento interior. En la Fig. 4.1.10 representamos un dintel algo menos convencional con la intención de conseguir una imagen algo más poderosa del dintel. En las figuras 4.1.11 presentamos diferentes maneras de relacionarse pila con dintel. Pila elíptica con apoyo doble, Fig. 4.1.11 a, o circular con apoyo simple Fig. 4.1.11 b donde la torsión se acumula a lo largo del dintel, ya que la pila no la recoge. A continuación dos versiones de pila que recogen el dintel en su borde en disposición poco frecuente, pero posible. Fig. 4.1.11 c.
186
PUENTES
Javier Manferola Annisen
Fig 4 lIO
o
b
e
Fig. 41.11
187
CAPITULO 4.- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
4.1.4.- Losas-hongo En aquellos casos de puentes muy anchos y luces moderadas o pequeñas se puede adoptar una configuración estructural, en la cual la losa se polariza hacia un pilar único, creando un'''hongo'' de canto variable, máximo en pila y mínimo en el centro del vano Fig. 4.1.12. La disposición habitual de este tipo de puentes es la de tramos separados por juntas de dilatación. Cada tramo está formado por un "hongo" y un vano intermedio. Las pilas son de gran dimensión, pues en sentido transversal el puente es una ménsula empotrada en las pilas. El dintel tiene cantos muy fuertes en la zona de pila, alrededor de 1/10 a 1/12 de la luz
y baja mucho en el centro , hasta valores próximos al cuarentavo de la luz. Sin embargo el tablero no resulta pesado pues la fonna "hongo" reduce visualmente los espesores. La disposición de juntas de dilatación entre tramos es muy beneficioso por dos motivos. a) Se asegura que no habrá acumulación de esfuerzos en pilas debidas a las defonnaciones impuestas por el dintel. En el caso de que no se quisiese dejar juntas transversales entre tramo y tramo, sería necesario mantener deslizante la unión pila-cimiento. b) La reacción de intercambio en la unión entre dos tramos siempre es del mismo signo, un tramo se apoya en el siguiente. En el
-
Fig. 4112
PUENTES
188
Javier Manlero/a Armisen
caso de que no eXIstIese losa intermedia, la reacción entre "hongos" podría ser tanto de tracción como de compresión, con lo que sería necesario anclar las losas entre sí. El "hongo" puede adoptar muchas disposiciones. La más clásica es la representada en la Fig. 4.1.12 con variación de canto, tanto lineal (representada) como parabólica y dirigiendo la arista entre cuadrantes, tanto al centro de las aristas (representada) , como a las esquinas. El rendimiento resistente de estas En la Fig. 4.1.13 representamos tres disposiciones habituales de "hongos". En las correspondientes a las Fig. 4.1.013. a y b se adopta una nervadura dirigida al centro o a las esquinas, lo que reduce considerablemente el
volumen de hormigón utilizado a la vez que mejora el peso del "hongo" y reduce la cantidad de pretensado. En la Fig. 4.1.13c se adopta una losa maciza con paraboloides hiperbólicos como superficie de transición entre los bordes y los ejes. Son muchísimas las variaciones que se pueden adoptar en la forma de los "hongos", más o menos simples, más o menos sofisticadas, como la que aparece en la Fig. 4.1.14. Todas ellas son válidas siempre que exista una pila considerable que resista las flexiones transversales del tablero y una distribución de inercia en el tablero que permita un empotramiento con la pila y una capacidad resistente a grandes flexiones longitudinales y transversales.
b)
Fig. 4J/3
189
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Fig 4J14
4.2.- Respuesta resistente La ecuación diferencial que gobierna el compoliamiento de una losa oliótropa es
en una dirección y pendicular. M xy
M yx
en dirección per-
Pero a este giro diferencial y al alabeo correspondiente a la defonnación por cortante, se opone también la rigidez a flexión en dirección longitudinal y transversal de la losa a través de su módulo de Poisson, DxYy+DyY x, que constituyen los otros dos sumandos del valor 2H y cuyo valor suele ser muy pequeño.
donde Dx es la rigidez a flexión en dirección longitudinal y D y es la rigidez a flexión en dirección transversal. Con respecto al valor H, su significado físico es más complejo. Está compuesto por tres sumandos
Dxy+D yx es la rigidez a torsión en sí de la losa, es decir, la inversa del incremento de giro
<5 2 w
<5 <5 que se produce en un elemento diferenx
y
cial cuando le aplicamos un momento unitario
El segundo ténnino de la ecuación diferencial de la losa ortótropa expresa el hecho de que las curvaturas principales de la losa y por tanto sus momentos flectores principales, no siguen las direcciones de los ejes coordenados x ey. 4.2.1.- Losa ¡sótrapa
En la Fig. 4.2.02 representamos la respuesta en conimientos, leyes de momentos principales y distribución de los momentos flectores longitudinales y transversales en la sección central de la losa isótropa bi-apoyada Ante una carga puntual situada en el centro de la luz y en el borde de la losa, se ponen en juego los mecanismos de resistencia
PUENTES
190
Javier Manlerola Armisen
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e)
Fig 4201
longitudinal y transversal, la rigidez longitudinal D x que transporta la carga hacia los apoyos, la rigidez transversal Dy que reparte transversalmente la carga y la rigidez a torsión 2H que acopla la dirección de las curvaturas y las flexiones principalmente a las condiciones geométricas determinadas por los bordes. Las losas resienten el efecto de las cargas puntuales; su influencia en las inmediaciones de la carga es muy intensa, pero se disipa con rapidez. Se neutraliza a poca distancia por la enorme capacidad de reparto que tiene su estructura, lo que se realiza en las inmediaciones de la carga a través de la curvatura transversal negativa. De 500 m Tn que supondría el momento flector de una viga bi-apoyada de la misma luz y la misma carga puntual, la zona más cargada de la losa apenas alcanza la quinta parte, 95,74 m Tn, y además este valor se reduce rápidamente. Fig. 4.2.02.
Ante una carga unifonnemente repartida, aunque sea descentrada, como es la representada en la Fig. 4.2.03, el reparto se realiza igualmente, pero de una manera más suave, de los 20 m Tn que tendría la losa si considerásemos que resiste únicamente la zona directamente cargada, se reduce a 12 m Tn. La curvatura transversal es positiva en este caso. Si en la losa anterior bi-apoyada de 20x12 y 1,0 m de canto, introducimos dos apoyos intermedios simétricos, Fig. 4.2.04, aumentamos la rigidez del mecanismo longitudinal al reducir su luz, mientras mantenemos la rigidez transversal. Esto redunda en un menor reparto transversal de la carga. La relación entre el momento máximo y mínimo en la sección cargada es de 3,13 para este caso, mientras que para la losa cargada en el centro de la luz, pero sin apoyos intermedios, es de 1,65.
191
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
.........
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A I
,--
PDSIClDN DE LA CARGA
\ \
x x
"" "" "'" "" "' ... " " "" ... " "" "" "" "" "" "x "x " "
"" "" "" "" ""
\ \ \ \
o
o « >o tL « w
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D! (IJ
I I
DISTRIBUCION DE MOMENTOS FLECTORES PRINCIPALES
100 O Tn
t=_7_1_r_'t_(_======--_M_Y _)_-==_
95
7~
nt
(Mx)
DISTRIBUCION DE MOMENTOS LONGITUDINALES Y TRANSVERSALES EN LA SECCIDN CENTRAL Fig 4202
PUENTES
192
Javier Man/erola Armisen
r>------
20 ,¡DO - - - - -
DEFORMADA 0.4 Tn/rt
1
1
4:
My
,, ,
, 8. 16
12 16
OISTRIBUCION DE MOMENTOS LDNG, Y TRANS. EN LA SECCION CENTRAL
Fig 4203
193
CAPiTULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMiGÓN
I ¿ PoSICIoN DEL
APOYO
I
I
1---
PoSICION DE LA CA~GA --0
-------
-----
I I
?I PoSICION DEL
APOYO
I
DEFORMADA
10 42
OlSTRIBUCloN DE
l~oM
LONG
Y TRANS
EN LA SECCIoN CARGADA
32 64
-10 46
,
,
i4ii~~!!¡ , : ! ¡ ¡ : '
: ~~~~~: .....
,
,
'
l1y
5 B7 OlSTRIBUCION DE 1101·1
LONG
Y TRANS
EN LA SECCION DE APOYO
Fig. 4204
Los momentos negativos longitudinales se concentran en la sección de apoyo con un máximo en el apoyo. De este primer estudio se deduce: Toda estructura en losa isótropa tiene una excelente capacidad de reparto transversal para la actuación de cargas disimétricas, ya sean puntuales o uniformes. Las cargas puntuales, ya sean acciones o reacciones de apoyo, producen efectos locales muy intensos, con una gran
concentración de flexiones y cortantes en sus inmediaciones, efecto que se disipa con gran rapidez cuando se aleja del punto de actuación de las cargas. La relación ancho-luz influye en la relación entre la rigidez longitudinal y transversal. Podemos aumentar la rigidez longitudinal, reduciendo la luz, o empotrando las losas en los bordes transversales o disponiendo pilares intermedios, etc. En este caso la capacidad de reparto de la losa se reduce mucho.
PUENTES
194
Javier Mantuola Aunisen
4.2.2.- Losa ortótropa Como hemos visto en 4.1. el aligeramiento de una losa se realiza, a partir de los 20 ó 30 m de luz, con el fin de reducir peso propio de una estmctura tan pesada. Este aligeramiento, realizado siempre en dirección longitudinal por medio de tubos circulares o rectangulares, introduce una reducción en la rigidez transversal de la losa que potencia el mecanismo longitudinal de transporte de las cargas sobre el transversal, con consecuencias significativas en aquellos puentes de luces pequeñas o mejor dicho con relación luz/ancho pequeños. Confonne la luz aumenta la capacidad de repaIio, reducida por el aligeramiento, suele ser suficiente para obtener un claro comportamiento longitudinal de la estmchlra, como si la sección transversal fuese indefonnable, lo que permite asimilarlas a la teoría de la viga.
4.2.2.1.a.- Determinación de rigideces a flexión y torsión
Los valores a utilizar en la ecuación diferencial según la tipología de las losas
g4 w
La determinación de las rigideces longitudinales y transversales depende del tipo de aligeramiento utilizado. Pero éstos producen no solo una diferencia de rigideces a flexión y a torsión en dos direcciones perpendiculares, sino que ocasionan una defonnación por esfuerzo cortante que puede ser importante e incidir, con fuerza, en el reparto transversal. Fig.4.2.05.
= P(x,y)
son: a) Losa isótropa Et 3
D x
=D =-------,:-2 y
l2(l-v
Gt 3 D
xv
)
Et 3 H == l2( l-v 2
=-6-
)
b) Losa aligerada El, x
a
1 = Inercia de la zona rayada en la x
sección transversal
Dv=El)'
l)' = Inercia de la zona rayada en la sección longitudinal respecto al centro de gravedad conjunto de las losas superior e inferior
D¡=D 2 =vDy Determinación de H
Fig 4205
g4 w
D x &4 +2H &2&2 +D)' &4
D 4.2.2.1.- Aligeramientos y rigidez transversa/
g4 w
195
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
~
~
;/-
.1
/::
J
/:: /::
o
~
/:: '--
Fig. 42. 06
Z¡ /
¿/:
¿;, ~,/
~
,
JZ
h
Fig.4.2.07
- Dxy.Fig. 4.2.06 Si suponemos la seCClOn transversal elemental equivalente a una sección rectangular, tendremos
El valor Yz se establece, ya que como en las losas macizas, las tensiones tangenciales desanolladas participan de la rigidez a torsión longitudinal y transversaL
- Dyx .Fig. 4.2.07 B~jo un momento torsor Myx se produce en la sección un flujo de tensiones tangenciales como el considerado. Quedará:
PUENTES
196
Javier Manterola AI/nisen
de donde
Estos mismos resultados son válidos la sección tiene alvéolos rectangulares.
SI
c) Tablero de vigas y como
Cuando el tablero está formado por vigas doble T. Fig. 4.2.09.
D =EI, x a
queda
D vx
t 1t)h 2 =2G--tI
D v
+t2
J rigidez a torsión de la viga ravada
a
Gt 3 D vx = - -
\
( 11 G 4A 2
Et; l2(l-v 2 )
GJ Dw =-
-2H sumando quedará
siendo Ix la inercia de la viga rayada
_,
tlt1d~ I
6
2H~2l-;;- f~S +2G /, ~/,)
D¡=D 2 =vD y
En el caso del tablero fOlmado por vigas cajón Sin embargo este valor es muy parecido al que ha resultado dar valores mejores en la experimentación. Fig. 4.2.08.
Fig.4.2.08
El planteamiento es el mismo y los valores los obtenidos de la figura 4.2.10.
197
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
o Fig 4209
ti
J
g fJrl Fig.42IO
4.2.2.1b.- Área a cortante
La defomlación por esfuerzo cortante, dentro de los tableros losa, solo tiene influencia en las secciones alveolares, ya sean alvéolos circulares o rectangulares. Para que la defonnación por esfuerzo c011ante, en dirección transversal, sea significativa, el tamaño del aligeramiento debe ser considerable. En principio se admite, que siempre que el área del aligeramiento sea menor que el 60% del área total el efecto de la defonnación por c011ante es poco importante. Para obtener el valor de la rigidez a cortante -G.A.-se puede utilizar la fórmula que aparece en 16.1.22, utilizable para aligeramientos rectangulares y circulares, convir-
tiendo estos últimos en rectangulares de la misma área. Pero en general, para evitar simplificaciones, 10 más recomendable es realizar un modelo de la sección transversal y obtener en él dicha deformación. En la Fig. 4.2.11 representamos la defonnación total de tres ménsulas, cargadas en la punta, de tres secciones transversales de losas, con distintos aligeramientos. Las tres secciones tienen la misma inercia a flexión, 10 que significaría, que la flecha bajo la carga puntual sería 0,0423 m que aparece en la Fig. 4.2.11 a, correspondiente a una losa maciza en la cual la defonnación por esfuerzo cortante es despreciable. Cuando utilizamos un aligeramiento circular muy fuerte, (Área de aligeramiento/área total = 0,57), Fig. 4.2.11 b,
PUENTES
198
JOl'ler ¡f,follterolo Amusell
100 O Tn
\ I
-
-
-
- - -
-
- --
- -
-
---- -
-
o)
-
l
O 0797
J b)
I
10M
J ESTADO TENSIONAL
100 O Tn
---------Ir--------r--------~---------ír--------l--------~ I
,
,
,
I
I
I,
I, I,
I, I, I
I, I,
0.375
-----JU
e
\
I
Fig. 42JJ
la deformación por c0l1ante se aprecia con claridad en la deformada y la flecha total, 0,0797, es 1,88 veces mayor que la flecha elástica que produciría exclusivamente su rigidez a flexión. En el caso de una sección celular, con paredes muy delgadas, Fig. 4.2.llc, (área de aligeramiento/área total= 0,72), la flecha total
alcanza un valor de 0,375, es decir, unas 8 veces mayor que lo que tendría si no considerásemos la defonnación por cortante. La manera de obtener la rigidez a flexión y el área a cortante a introducir en el modelo de losa ortótropa, consiste en realizar un modelo lo más preciso posible de la sección, una ménsula, por ejemplo, reproducida
199
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
como tal, Fig. 4.2.11 a ó con elementos finitos en el caso de la Fig. 4.2.11 b, ó por un emparrillado en el caso de la FigA.2.11 c. A estas estructuras se las somete a dos fuerzas distintas. Un momento en el extremo del voladizo que produce una solicitación sin cortante y una carga puntual que produce la defonnación debida a los dos efectos. Se obtienen las flechas reales en ambos casos.
como conocemos la flecha real, f, obtenida en el modelo general, podemos obtener la inercia equivalente L La flecha producida por una carga puntual en punta es
De la primera solicitación, M constante, tenemos que la flecha en una ménsula es
Conocida la flecha f y la inercia 1, podemos obtener el valor de GA.
MIz f = 2E!
DESPLAZAMIENTOS
LOSA HAC1ZA
desp=-O 013901
AlGERAHIENTO CJRCUlAR
desp=-O 017697
ALIGERAMIENTO RECTANGLUR
desp=-O 032033 100 Tn
228
""'''''''' miiAMlootI ttliW.,w
.IllGElUHJOOO REtTAI(llJJ;!
90·7
98 -2
163 . 3
Fig. 4212
PUENTES
200
Javie/ Monte/ola Armisen
Fig 42.13
4.2.2.2.- Influencia de la ortotropía en la respuesta de los tableros losa
Elegimos tres secciones transversales como las que acabamos de analizar, losa maciza, losa aligerada con aligeramientos circulares y losa aligerada muy intensamente, con aligeramientos cuadrados y vamos a analizar la respuesta ante dos tipos de solicitaciones muy diferentes. En primer lugar una carga puntual en borde, que desanolla un gran cOliante en las proximidades de la carga y en segundo lugar una sobrecarga uniformemente distribuida sobre una mitad longitudinal de la losa. Como losa utilizamos una losa bi-apoyada de 20 m de luz y 12 m de anchura con las secciones transversales señaladas. Los resultados obtenidos, Fig. 4.2.12, reflejan claramente la influencia de la defonnación por cortante entre las tres soluciones que comparamos. En sí mismas, las rigideces a flexión y torsión no son muy diferentes entre sí en los tres tipos de losas comparadas y por esta razón su influencia en la respuesta es muy pequeña. Por el contrario la gran defonnabilidad que introduce la deformación por cortante en la sección con gran aligeramiento rectangular, produce una mucha menor capacidad de reparto transversal en la losa y por consiguiente una mucha mayor flexión longitudinal bajo la carga.
y este efecto se acentúa mucho más cuando se trata de cargas puntuales. En la Fig. 4.2.12 representamos las defOImadas y las leyes de momentos flectores longitudinales y transversales en la sección central de la losa. Cuando la defOImación por cOItante es muy intensa, el momento flector longitudinal en el centro llega a ser un 80% mayor que en una losa maciza y su flecha 2,3 veces mayor. Incluso, mientras que los momentos flectores transversales en la sección transversal en el centro de la luz, Fig. 4.2.12b, son negativos en los dos primeros casos, cambian de signo y se hacen positivos en el tercero.
En la Fig. 4.2.13 representamos un intercambiador en Zizur (Navana) que utiliza sección trasversal curva y planta también curva. Para una sobrecarga unifonne, distribuida en la mitad del puente, Fig. 4.2.14, el efecto de la defonnación por cortante es menos intenso. Lo que para el caso de carga puntual producía un incremento de un 80% en los momentos flectores longitudinales de la sección transversal con un gran aligeramiento, en este caso su valor se reduce a un 29%, la diferencia entre el momento longitudinal entre la sección más aligerada a la menos aligerada.
201
CAPITULO 4.- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
desp!ozonientos
desp=-O 003117 LOSA MACIZA
desp=-O 003489 ALIGERAMIENTO CIRCULAR
desp=-O 004463 ALIGERAMI ENTO RECTANGULAR
OA Tn/M
ALIGERAMIENTO CIRCULAR
11' 81
LOSA MACIZA
12, 16
i ,,
Mx
,,, ALIGERAMIENTO RECTANGULAR
15.74
Fig.42I4
4.3.- Problemas particulares 4.3.1.- Vigas riostras sobre pilas
La transmisión de los esfuerzos del dintel, cOliantes y torsiones, a los apoyos se realiza a través de las vigas riostras. Estas vigas riostras son el resultado de macizar los aligeramientos longitudinales en la
zona de las pilas , con una anchura ligeramente superior a la de los apoyos que los sostienen. Los esfuerzos cortantes y momentos torsores del dintel se transmiten a lo largo del tablero por la losa superior, la inferior y las almas. Aunque estos elementos están poco definidos en un tablero losa con aligeramiento circular, se puede simplificar idealmente la sección circunscribiendo un rectángulo o un trapecio a los alvéolos circulares para destacar las almas y las losas superior e inferior, lo que
202
PUENTES Jm'ler AI{lI/lerolo Anllisell
".--,
Fig4JO}a
nos proporcionará la cuantía y situación de la solicitación de la viga riostra, En efecto, la reacción total de la pila es la suma de los esfuerzos cOliantes en la sección a uno y otro lado de la viga riostra, Su distribución en la sección puede hacerse en función del área de cada una de las almas de la viga y dirigidas según el eje de dichas almas Fig, 4,3.0la.
Si la solicitación es una torsión, el flujo de tensiones tangenciales viene canalizada en las losas superior e inferior y en las almas, valores que conocemos por la fónnula: F= T/f2 valor que multiplicado por la longitud de las caras nos proporciona las fuerzas TI, T 2, T 3 Y T 4 de la Fig. 4.3.02.
203
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
400 Tn
462 ln
462 ln
lA
o 031
A o 095
--.., ...
___
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[
Fig 430I.b
La solicitación de las vigas riostras está así determinadas entre las fuerzas Qi y Ti. Los apoyos están constituidos por los propios sopOlies del puente. Generalmente estas vigas no cumplen las condiciones de esbeltez necesarias para que se produzca una distribución lineal de las tensiones, por lo que las teorías normales del cálculo de vigas no suelen ser aplicables. Solo en casos excepcionales, las vigas riostras tienen unas dimensiones en las cuales la relación canto-luz sin ser pequefía (1/1 O) puede aceptarse un comportamiento como vigas. En la Fig. 4.3.0la representamos la distribución de los trayectorias de las tensiones principales de tracción (......) y de com~resión (---) de una viga riostra nOllllal baJo una solicitación centrada y en la Fig. 4.3.0lb las
tensiones principales, así como la distribución de las tracciones en las secciones indicadas. El soporte está constituido por unos, dos o tres apoyos. Cuando tiene un solo apoyo centrado Fig. 4.3.0laA, la viga riostra queda fuertemente solicitada. La carga de las almas exteriores Q¡ y Q3, actúa sobre la ménsula de gran canto con la distribución y cuantía tensional representada. En el caso de dos apoyos Fig. 4.3.0la.3, la distribución de las trayectorias de las tensiones principales es la representada. En ambos casos las mayores tensiones de tracción aparecen encima de los apoyos y la profundización de l~ zona traccionada de la sección es significatIva, con una distribución de tensiones, si no lineal, bastante parecida.
204
PUENTES Javier IYIanterola Armisen
Fig 43 02
El estado tensional cOlTesponde al traslado de las solicitaciones Ql y Q3 a los apoyos. Corno se ve por la distribución de tracciones y compresiones, la carga Q2 o bien se dirige directamente al apoyo central Fig. 4.3.01a.2 y 4 ó su efecto, contrario al de las cargas Q1 y Q3, queda contraITestado por éstas. La teoría de las bielas, Fig. 4.3.03 es un procedimiento habitual para determinar esta armadura. La carga Ql ó Q3 se puede colocar en cualquiera de las tres disposiciones representadas A a C. Su descomposición da el mismo valor E de tracción horizontal, sin embargo no OCUlTe lo mismo en las lineas AD, BD ó CD. De la distribución de las tensiones principales obtenidas por el método de los elementos finitos, parecería que la zona más adecuada para proceder a la descomposición de la teoría de los bordes sería la posición B, la cual, además es el centro del alma. Sin embargo, los
ensayos en rotura dan corno buena la posición C. Las tensiones cortantes se acumulan en la palie inferior, lo que determina que se debe disponer una armadura a lo largo de la cara exterior que soporte el valor total del cortante en esta alma para poder proceder a la descomposición de la Fig. 4.3.03 corno aparece en la Fig. 4.3.04a. Este mismo efecto se puede conseguir recogiendo diagonalmente la carga acumulada en el punto inferior, corno indica Fig. 4.3.04 versión b. En ambos casos la armadura pasiva debe disponerse a poca carga para evitar fisuración importante en un sitio tan especial. La disposición de un pretensado transversal Fig. 4.3.04c, es una excelente solución, pues anula las tracciones de la desviación de las cargas. Sin embargo, hay que tener cuidado con su puesta en carga, pues al tratarse de un
205
CAPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
o
A
8
e
e
Fig.4303
•
'\'\ ~I '\'\
Y/
1// //
b)
~
"-
/
1 1 1 I
~
//
'\'1
'\'\ ~ ~
Fig 4304
e)
206
PUENTES
Javier iv/an/erola Annisen
pretensado corto, las pérdidas por penetración de cuñas pueden ser impOliantes. En la Figura 4.3.01.a.2 representarnos la distribución de las tensiones principales de compresión y de tracción cuando los apoyos se colocan en la vertical de la intersección del eje de achlación de las cargas Q¡ y Q3 y una horizontal paralela al borde inferior de la viga riostra y equidistante entre ésta y el borde del aligeramiento. La teoría de las bielas acabaría aquí su interpretación. Sin embargo la aparición de tracciones horizontales en la parte superior de la viga riostra son el resultado de la flexión constante introducida en toda la viga por la compresión inferior en que se ha descompuesto Ql según la teoría de las bielas. En el caso de que solicitación sea una torsión, Fig. 4.3.02, la distribución de las tensiones principales se mantiene en el centro de
1\
B/'/
'"
La diferencia entre el trazado de las tensiones principales en el caso de dos ó tres apoyos es muy pequeña, variando algo de cuantía y distribución por la mayor separación que existe entre los apoyos extremos en el caso de tres apoyos y por la flexión que produce el traslado de las fuerzas T2 y T4 a los apoyos. En general el apoyo intennedio juega un papel muy pequeño ante esta solicitación.
A -
"~."""""""""""""""""""""""""
."
las vigas riostra según dos direcciones ortogonales a 45° con la vertical, y que conesponde a las tensiones principales de un cortante puro. Esta distribución tensional se perturba por la presencia de los dos apoyos donde acaban convirtiéndose la torsión en una carga vertical ascendente en uno y descendente en el otro. La teoría de las bielas daría un esquema corno el de la Fig. 4.3.05 con el mayor efecto producido por el traslado de T ¡ a los apoyos según las dos alineaciones AB yAC.
T3
.
[
Fig 4305
Nunca existe torsión pura sobre una viga riostra. Siempre va acompañada del cortante de la carga pennanente y la sobrecarga. La distribución de las tensiones principales adopta la forma representada en la Fig. 4.3.06. La aplicación de la teroría de las bielas se reduce a la suma de las dos descomposiciones anteriores, la Fig. 4.3.03 para el traslado a los apoyos de las cargas Q¡, Q2 y Q3 y la Fig. 4.3.05 para el traslado de la fuerza T¡. Se deduce entonces que la utilización del método de los elementos finitos para el
cálculo directo de la annadura o para la determinación de la disposición geométrica de las bielas se hace tanto más apremiante cuanto mayor sea la relación canto/luz de una viga riostra. En el caso de relaciones canto/luz más pequeñas corno ocurre en la FigA.3.07, aunque estrictamente hablando no es aplicable la teoría de las vigas esbeltas, los resultados obtenidos por el método de los elementos finitos y la teoría de las vigas no es tan diferente. En la Fig. 4.3.07 se representa el estado tensional sin y con pretensado de una viga riostra bastante ancha teniendo en cuenta el cortante y la torsión.
207
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Tl
~'
lí
Fig 4306
Fig 4307
PUENTES
208
Javier Monte/ola Armisen
longitudinales de flexión. Esto naturalmente en el caso de que la deformación por cortante de la sección transversal sea pequeña, lo cual es frecuente para el tamaño de los aligeramientos habituales Fig. 4.3.08a.
4.3.2.- Carga en los voladizos transversales Una carga en los voladizos transversales, puntual o uniforme, con una posición y distribución cualquiera produce una flexión local en el voladizo en si y una flexión y torsión en el cuerpo general del dintel. Fig. 4.3.08.
En el caso de que la relación ancho/luz sea grande, Fig. 4.3.08b., la carga exterior produce una distribución de la flexión longitudinal no uniforme a lo ancho de la sección transversal. Un estado tensional tangente de cortante y torsión también no uniforme además de flexiones significativas en la sección transversal cuya determinación se obtiene en el cálculo general.
En el caso en que la relación ancho/luz del tablero sea pequeña la carga en el voladizo está contranestada en el dintel por un incremento de la torsión sin que se produzca una perturbación en la distribución de las tensiones
J.-----
------------------ ,
~@J
b)
Fig 4308
En el voladizo en si, interesa determinar la flexión propia del voladizo y la penetración de esta flexión y su efecto en el cuerpo de la losa. En cuanto a la cuantificación de las flexiones es muy diferente según se trate de una sobrecarga uniformemente distribuida a lo largo y ancho del voladizo, o de una carga puntual o local. En el primer caso la flexión del voladizo es cilíndrica y uniforme en toda su longitud. El efecto losa está presente en las
flexiones longitudinales a través del efecto Poison. Si la carga es puntual o local, la relación entre las rigideces longitudinales y transversales del voladizo es detelminante de cara a obtener la distribución y cuantía de las flexiones longitudinales y transversales, Fig. 4.3.09. Si el voladizo es una losa de canto constante, Fig. 4.3.09a, el efecto de la carga se reparte en una determinada anchura, normal
209
CAPITULO 4 - PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
o)
b)
e)
Fig 4309
mente muy grande, debido a la enorme capacidad de reparto de una losa. Esta anchura puede aumentarse o disminuirse según sea la distribución de las rigideces en la losa. Si variamos el canto, con incremento hacia el empotramiento en el cuerpo del dintel, estamos potenciando la rigidez transversal sobre la longitudinal y por tanto concentramos la carga hacia el empotramiento. Si acentuamos esta tendencia realizando vigas transversales, Fig. 4.3.09b., aunque sigue existiendo reparto longitudinal, la canalización de la carga según el eje de la viga es mucho más intensa. Por el contrario si acentuamos la rigidez longitudinal con la disposición de vigas de borde, Fig. 4.3.09c, el reparto longitudinal de la carga puntual es muy intenso y por tanto la disipación del momento flector en el apoyo.
La detenninación de los esfuerzos en cualquiera de estas tres disposiciones es muy fácil sin mas que realizar un modelo de emparrillado o por elementos finitos aplicado a una longitud de voladizo suficiente como para que el efecto de la carga puntual haya desapm"ecido. Tres o cuatro veces la luz del voladizo es suficiente. Para las casos nonnales de variación de espesores en una losa en voladizo existen multitud de tablas que dan resuelto el problema. El segundo problema, como penetra el estado tensional del voladizo en el cuerpo de la losa aligerada esta menos estudiado. En la Fig. 4.3.1 O representamos la distribución de las tensiones de tracción a lo largo del voladizo y del cuerpo del dintel, con dos variaciones de espesor distinto en el voladizo.
PUENTES
210
Javier lvicmlerola Armisen
I 036
o)
--::-:
() Distribucion de tensiones transversales en lo boja el efecto de uno cargo puntual Fig.4310
Fig 43.11 El pilar
b)
1050
superior
211
CllPITULO 4- PUENTES LOSA DE HORMIGÓN
Fig. 43 12 Puentes de los L/anos
En este estudio de la distribución de las tracciones en la fibra suprior se observa, como el estado tensional se reduce bruscamente cuando el voladizo se empotra en la losa y la variación de espesores es muy grande, Fig. 4.3.l0a o es una reducción más suave cuando el cambio de espesores no es tan brusco, Fig. 4.3.10b. La losa aligerada actúa como una variación de canto en la ménsula transversal que
elimina rápidamente el efecto de las tracciones. En la Fig. 4.3.11 representamos el puente del Pilar en Zaragoza con sección transversal correspondiente a la Fig. 4.1.04 (8) y en la Fig. 4.3.12 el puente de los Llanos en EsteBa con sección transversal correspondiente a la Fig. 4.1.04 (3) aunque con voladizo lateral aligerado.
212
PUENTES
Javier Manlerola Annisen
Puenle cajón sobre el rio Guadiana - Badajoz
Cajón de hormigón curvo
213
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
5.- LA SECCiÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Mirando desde el punto de vista resistente, la sección cajón tiene las siguientes ventajas: •
Tiene una gran cabeza superior e inferior 10 que la hace apta para soportar grandes momentos flectores positivos y negativos.
•
Su condición de sección cerrada le proporciona una gran rigidez a la torsión, alabeos pequeños y distorsión reducida.
•
Por la propiedad anterior la sección cajón es apta para soportar cargas descentradas sin que se produzca una gran disimetría en la distribución de las tensiones longitudinales de flexión en la sección transversal.
•
Su gran rigidez transversal le permite reducir al mínimo el espesor de sus paredes.
•
Tiene un gran radio de giro, relación InercialÁrea, por 10 que se obtiene un excelente rendimiento para el pretensado.
Estas propiedades permiten sacar el máximo rendimiento a la distribución del material, obteniéndose tableros muy ligeros y
resistentes 10 que la convierten en la sección ideal para los puentes de gran luz. Fig. 5.0.01. En realidad este tipo de sección podría utilizarse para todo tipo de luces, pequeñas y grandes, pero en las primeras las dificultades de ejecución no compensan las ventajas en peso y rendimiento que este tipo de sección presenta. De hecho, los tableros losa, con aligeramientos más o menos grandes, participan de muchas de las ventajas resistentes de la sección cajón, salvo en 10 que se refiere a su peso propio. La vocación del aligeramiento de una losa es convertirla en una sección cajón. Los aligeramientos parciales no son sino un punto de equilibrio entre la facilidad constructiva y el rendimiento resistente de la distribución del material.
5.1.- Morfología y dimensionamiento Debido a la optimización del rendimiento resistente que le proporciona su distribución del material, la sección cajón, en sus múltiples modalidades, constituye la mOl"fo10gía básica de los tableros de los puentes rectos, atirantados y colgados de gran luz. Los puentes arco, por su tradición y especial funcionamiento resistente no adoptan siempre este tipo
PUENTES
214
Javier Manterola Armisen
Fig. 5.001
Fig5.00l (2)
de sección transversal en el arco y el tablero. Muy frecuentemente se utiliza la sección cajón solo en el arco que se conjuga con tableros de vigas o losas. 5.1.1. Morfología y dimensionamiento longitudinal Podemos distinguir tres tipos de distribuciones longitudinales de cantos e inercias. Fig.5.1.01.
Tipo 1 El canto y la inercia son constantes a lo largo de todo el puente. Se utilizan para las luces medias, raramente sobrepasan los 60 metros de luz. El tipo de construcción es normalmente la prefabricación por dovelas, la
cimbra apoyada en el suelo o autoportante (cuando el número de vanos del puentes es grande). También se suele emplear el procedimiento que caracteriza a los "puentes empujados". El número de puentes que existen de este tipo es cada vez mayor conforme se van universalizando los tipos de construcción señalados. Esto ocurre en detrimento de los tableros de vigas prefabricadas.
Tipo 11 El canto es constante pero la inercia varía al acercarnos al apoyo. Este incremento de inercia se realiza a base de aumentar el espesor de la losa inferior desde una posición situada a l/4 ó l/5 de la luz, contada desde la sección de
215
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORI\IIGÓN
apoyo, hasta el apoyo mismo. Este incremento de resistencia es necesario para controlar el estado tensional producido por los grandes momentos negativos que se presentan en esta zona. En algunos puentes se ha utilizado el regruesamiento de la losa inferior hacia fuera, en lugar de hacia dentro, con lo que sale un canto ligeramente variable. Fig. 5.l.01d. Hace unos afias esta morfología raramente sobrepasaba los 80 ó 90 m. de luz. Últimamente se observa una tendencia cada vez
I
11
mayor a extender el ámbito de aplicación del canto constante hasta luces del orden de 120 a 150 m., sobre todo si éstas pertenecen a grandes viaductos. Su construcción paliicipa por el lado de las luces pequefias, 50 ó 55 m., de la construcción con cimbra, pero a paliir de ellas la cimbra es muy cara y se utiliza el avance en voladizo. La construcción empujada amplía constantemente las luces, hasta 90 m, debido a la facilidad constructiva.
1
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TIPO 1
1 TIPO II
TIPO III
d) Fig.5I01
Este tipo de dinteles ofrece una excelente imagen formal cuando va asociado a viaductos largos y altos. Tipo 111 En esta morfología varía el canto a todo lo largo del puente, creciendo desde el centro de la luz hacia los apoyos. La curva de variación del canto suelen ser parábolas de 2°, 3° ó 4° grado siendo los mas utilizados los de 2° grado que da una variación bastante suave. Las curvas de 3° y 4° dan una variación de canto muy brusca en la zona de apoyos, que si bien se acoplan m~jor que las de 2° a la cuantía de la solicitación, ofrecen una imagen de puente demasiado abrupta.
Esta morfología es la que distribuye el material de manera mas adecuada a la cuantía de la solicitación por lo que la convierte en morfología exclusiva de los tableros de mayor luz. En cualquier tablero de canto constante , éste es superabundante en el centro del vano. La variación del canto reduce el esfuerzo cortante en las almas de la sección, ya que una palie impOliante de la carga es transportada por la componente inclinada de compresión de la losa inferior. Las almas de la sección pueden ser mas delgadas. Como regla general se puede decir que en todos estos tipos de tableros se debe perfilar al máximo la distribución del hormigón de
PUENTES
216
Javier lv/all/erala Aunisen
manera que en cada zona exista el estrictamente necesario para soportar los esfuerzos. Losas superiores, almas, losas inferiores, cartelas, etc deben conjugar las necesidades constructivas con los espesores mínimos necesarios. De otra manera el peso propio del puente, que es con mucho la solicitación mas importante, crecerá extraordinariamente, encareciéndolo. Formalmente se adecua muy bien a puentes de tres vanos, caso típico del cruce sobre ríos o cuando el puente es largo pero situado a baja altura. Fig. 5.1.02.
Distribución de luces Como en todo puente continuo, las luces extremas suelen estar entre 0,25 y 0,75 de la luz de los vanos centrales. La primera determina la necesidad de anclaje del dintel en el estribo y la segunda conesponde a la distribución de luces clásica de una viga continua. Ambas crean leyes de momentos flectores muy adecuados. Se suelen utilizar luces intermedias entre ambas en función de las condiciones de encaje general del puente en el entorno y la necesidad de anclar el dintel en el estribo depende de la proximidad a uno u otro límite.
Fig 5102
Relación canto-luz Es frecuente admitir que el canto de los puentes de espesor variable puede oscilar alrededor de:
e 1 -""- en el apoyo 1 20 e 1 -""- en el centro del vano e = canto, 1 = luz 1 50 Y mantener el canto igual a Ll20 en el caso del puente de canto constante a lo largo de toda su longitud.
Sin embargo estos valores, bien centrados dentro de la estadística de los puentes construidos, puede variar por varias razones, siendo la mas importante que el canto va asociado con el área de la losa inferior y la resistencia del hormigón para detenninar la capacidad resistente de la sección. Podemos conjugar estos valores para obtener tableros mas o menos esbeltos. Normalmente el área de la cabeza superior es superabundante para este problema pues su tamaño no depende tanto de la flexión longitudinal del puente, como de las condiciones funcionales que determinan su anchura y de la acción de las cargas puntuales que so-
217
CAPIrULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
porta el tablero que determinan, en gran medida, su espesor.
5.1.2. Morfología transversal
En general realizar puentes mas esbeltos que los determinados por esas relaciones, suele ser costoso por el incremento del pretensado exigido por un menor canto y por el hecho complementario de que la esbeltez no va unida a un peso menor del puente, pues lo que se reduce en canto se mantiene e incluso se incrementa en área de las losas y las almas de la viga cajón.
- Condiciones constructivas. De entre las primeras podemos destacar los siguientes efectos: l. Capacidad de resistencia a flexión. 2. Capacidad de resistencia a torsión. 3. Flexibilidad de la sección transversal. 4. Deformabilidad por esfiJerzo cortante de las losas que constituyen el cajón.
Espesor equivalente
5. Se entiende por espesor equivalente de una viga cajón el que tendría una losa plana del mismo ancho para que el área de ambos fuese la misma.
Capacidad de resistencia de la losa del tablero a la actuación de la carga directa.
Las condiciones constructivas son mucho mas difíciles de objetivar y su variabilidad depende de factores tan aleatorios como la experiencia constructiva del constructor, sus medios, etc. De la especialización y de la tecnología usada en el país, del número de puentes que se realicen en el mismo, etc.
En la figura 5.1.03 aparecen los espesores equivalentes de tableros de puente en función de su luz. Las dos curvas representadas responden a las obtenidas por los dos autores señalados de un c01~junto de puentes reales.
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0.8
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En el diseño de la secclOn transversal influyen los dos tipos de condicionantes que hemos citado siempre que se habla de diseño.
Por el contrario acudir a tableros visualmente algo mas pesados, con esbelteces próximas a Lll5 suele dar lugar a puentes mas económicos.
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200
PUENTES
218
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Estos dos tipos de condiciones deben articularse de manera a conseguir tableros muy resistentes, ligeros y fácilmente construibles. La capacidad de resistencia a flexión depende del canto y de las áreas de la losa superior e inferior. Así podemos obtener un cajón mas rígido y resistente aumentando el área de la losa inferior ya sea variando su anchura y manteniendo el espesor o viceversa. La losa superior suele ser casi siempre superabundante y su anchura está fijada por las condiciones funcionales del puente. La capacidad de resistencia a torsión depende del espesor de las paredes del cajón y del área encerrada por las mismas. Su rigidez, del cuadrado de la misma área. Sin embargo hablar de rigidez y resistencia a torsión como lo estamos haciendo supone la indefonnabilidad de la sección transversal lo cual deja de ser cierto por la flexibilidad de la sección transversal que provoca la distorsión del cajón, bastante pronunciada cuando se trata de solicitaciones puntuales y luces no muy grandes. Este hecho detemlÍna una desigualdad en el reparto de las tensiones longitudinales de flexión. Junto con la distorsión, la defOlmación por esfuerzo cortante, en su plano, de las losas superior e inferior suponen una nueva concentración de tensiones longitudinales en las zonas próximas a las almas. Distorsión y defonnación por esfuerzo cortante pueden considerarse como efectos
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perturbadores de la distribución tensional conespondiente a la flexión simple y que es el mas conveniente pues solicita por igual todo el ancho de la sección. A reducir su importancia va dirigida la manera en que distribuyamos el material en la sección. Por ejemplo, cuando la relación ancholuz es pequeña estos dos efectos quedan automáticamente reducidos. La distorsión la podemos reducir a voluntad introduciendo mas o menos vigas riostras en su interior, aunque raro es el tablero que las tiene a no ser que sea de gran relación ancho-luz. Por último tenemos el efecto de las flexiones directas de la carga exterior sobre las losas, principalmente la superior. Esto va a producir flexiones importantes que van a depender de las luces transversales entre almas del cajón y la longitud de los voladizos exteriores. A la luz de estas variables vamos a examinar la fonna de la sección transversal a adoptar en el diseño. En primer lugar tenemos el caJon monocelular, de canto constante o variable que cubre un rango de luces tan amplio como desde los 40 m., para los mas pequeños, hasta los 250 m. de luz para los puentes mas grandes. De la misma manera la anchura varía desde los lOa 12 m. conespondientes a las vías de dos caniles hasta los 26 ó 27 m. para autopistas de cuatro ó seis caniles.
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CAPITULO 5· LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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La anchura de la viga cajón monoce1u1ar ha variado mucho a 10 largo del tiempo. En principio 10 frecuente era utilizar anchuras que no sobrepasaban los 12 ó 13 m. correspondientes a dos vías de circulación, sus arcenes y sus defensas. Tenemos por ejemplo el viaducto de Le Campane de 42 m. de luz y 11,7 m. de anchura, Fig. 5.1.04, el viaducto della Fiumarella de 120 m. de luz y 13 m. de anchura, Fig. 5.1.05, el viaducto de Pontevedra de 120 m. de luz y 12 m. de anchura, Fig. 5.1.06, el viaducto de Roquebilliere de 110m. de luz y 12,4 m. de anchura, Fig. 5.1.07, Y el viaducto sobre el Torrente Garsexio de 144 m. de luz y 13 m. de anchura, Fig. 5.1.08. Todos estos viaductos están bien proporcionados, optimizan el reparto del material a 10 largo de la sección transversal y se ordena adecuadamente la separación de las almas con el fin de minimizar la pérdida de eficacia a la flexión por deformación por esfuerzo cortante de las losas superio-
res e inferiores. También se acotan a valores razonables los esfuerzos de flexión transversal de las losas, 10 cual permite mantener reducidos los espesores de las mismas Aumentar la anchura de la seCClon transversal produce un incremento de la flexión transversal de la losa superior 10 que supone un incremento de espesor de la misma. Sin embargo existe actualmente la tendencia de aumentar la anchura de la sección del cajón monoce1u1ar conforme aumenta el canto de la sección transversal. Así por ejemplo tenemos con 17 m. de anchura el puente de Alssund de 150 m. de luz, Fig. 5.1.09, Y el viaducto de la Marquesa de 60 m. de luz, Fig. 5.1.1 O. Para luces pequeñas la deformación por esfuerzo cortante de los grandes voladizos transversales es grande y por tanto pierde eficacia la sección. No tiene pues ningún sentido hacer cajones monocelu1ares muy anchos y de pequeña luz.
222
PUENTES
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Tenemos finalmente el caso del viaducto de Felsenau en Berna de 26,2 m. de anchura y 144 m. de luz, Fig. 5.1.11, el del Pequeño mar de Tarento de 152 m. de luz y 27,1 m. de anchura, Fig. 5.1.12 Y el de Schottwien de 25,5 m. de anchura y 230 m. de luz., Fig. 5.1.13, que tienen grandes voladizos transversales, muy pesados pues alcanzan valores próximos a los 50 y 60 cm de espesor en el empotramiento. La posible rentabilidad de estas disposiciones se encuentra en la simplificación de la construcción. Los equipos para realizar estos puentes son muy costosos por su gran envergadura transversaL
Los puentes de ferrocarril también utilizan la viga cajón monocelular por sus excelentes características resistentes. Así por ejemplo en la figura 5.1.14 se representa la disposición de una doble vía de ferrocarril sobre un tablero de 45 m. de luz y en otro de 60 m de luz o lo que es mas raro, la inclusión del ferrocarril dentro de la viga cajón como en los viaductos de Alconetar y la Plata de 85 In. de luz, Fig. 5.1.15. Si se aumenta mucho la anchura del puente, la sección transversal del cajón monocelular, sobre todo si tiene una relación
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Fig 5117
ancho-luz grande, pierde eficacia resistente y eleva mucho el coste de los equipos móviles de construcción. Para evitarlo se han contemplado varias alternativas. a) Hacer un cajón de varias células, figura 5.1.16 a 5.1.23. Al tener el cajón varias células se reduce la deformación por esfuerzo cortante de las losas ya que la separación entre las almas es mas pequeña. Se aumenta la rigidez a la distorsión, pues un marco de varias almas es más rígido que otro de dos y se reduce la flexión de carga directa sobre la losa superior por disminuir la luz transversal de la misma.
Esta solución, sin embargo, tiene mas problemas constructivos que la monocelular ya que se necesita doble encofrado interior y resulta hiperestática para su manejo cuando se utiliza para la construcción de dovelas prefabricadas. Con dos células se han utilizado para todo tipo de luces, desde las mas pequeñas, viaducto de la autopista B3 sur, Fig. 5.1.16, de 38 m. de luz, pasando por el viaducto de Oissel de 100 m de luz, Fig. 5.1.17, o el de Joinville-Pont de 108 m de luz, Fig. 5.1.19, hasta los mas grandes de Gennevilliers de 172 m. de luz, Fig. 5.1.19, ó el del canal de Houston de 228 m de luz, Fig. 5.1.20.
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227
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORlvllGÓN
tendría si los cajones estuviesen separados, lo que hace que salvo en los casos de tableros muy anchos en los cuales el tráfico pasa por la unión entre ellos, en los demás se deban separar claramente.
Se han realizado también tableros monocajones de mas de dos células como el viaducto del Viosne de 65 m de luz, Fig. 5.1.21, el de Saint-Cloud de 101 m de luz, Fig. 5.1.22. El viaducto de Chillan, Fig. 5.1.23, de 92 m de luz también es de tres células pero aquí las células laterales no contribuyen significativamente a la rigidez a la torsión, como ocurre en los otros dos, sino que se disponen con el fin de igualar la inercia térmica de voladizos y cajón central.
Desde el punto de vista constructivo esta solución tiene la ventaja de poder utilizar equipos de montaje o ejecución menos pesados y por tanto mas baratos, lo que la ha convertido en la solución ideal para puentes de autopista.
b) Adosar varias vigas cajón.
En la figura 5.1.24 se representan la sección transversal de puente de Givors de 110 !TI. de luz, del puente de Blois de 91 m de luz, Fig. 5.1.25, la del puente de Piene Benite de 84 m. de luz, Fig. 5.1.26, Y la del puente de San Juan de Burdeos de 77 m. de luz y en la cual los 25,9 m. de anchura se reparten entre tres vigas cajón adosadas, Fig. 5.1.27.
Se pueden hacer dos versiones, dejando los cajones separados o unidos por la losa superior. Desde el punto de vista de su respuesta a flexión vertical, ambas soluciones son muy parecidas. Sin embargo cuando se carga uno solo de los cajones, la continuidad transversal, en el caso de tableros solidarios, introduce torsiones que no
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Fig.5124
c) Cajón monocelular con puntales transversales. Este tipo de solución era bastante nueva hace unos años y se está imponiendo sobre las anteriores en los últimos tiempos. En la solución de la figura 5.1.28 correspondiente al puente de Eschantal, de 124 m de luz se adopta un cajón monocelular bastante reducido en anchura de manera que destaque tres vanos aproximadamente iguales en la losa superior. Esta
disposición, que no sería lógica en un caso normal de viga c~jón pues las flexiones debidas a la carga directa serían enormes en los voladizos laterales, aquí se reducen pues la carga de la losa superior se transmite a una viga de borde longitudinal, la cual se apoya sobre puntales inclinados que transmiten su efecto a la confluencia entre el alma y la losa inferior del c~jón principal. Aunque el c~jón no es demasiado ancho, para reducir la flexibilidad transversal,
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Javier Manlerola Armisen
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es bastante grande ya que el tablero sigue teniendo dos almas y la anchura de las losas a cada lado de las almas importante. Pero el hecho de que casi nunca el dimensionamiento de la losa superior depende de la flexión longitudinal del puente, pennite realizar esta distribución.
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CAPITULO .5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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una sección cerrada por losas y otro elemento flexible como es una triangulación. En el caso de triangulaciones intensas, la contribución de la rigidez torsional de la sección puede alcanzar del 10 al 20%. En el caso de que el elemento que une la parte inferior del cajón con los vuelos esté constituido por placas independientes, Fig. 5.l.30d, el problema varía pues la rigidez a cortante de estas placas aumenta mucho y su eficacia de cara a contribuir a la rigidez y resistencia a cortante y a la torsión de la sección completa es muy significativa. Esto se verifica naturalmente siempre que la conexión de placas con la viga cajón sea eficaz. Un simple apoyo como a veces se plantea para facilitar la ejecución elimina esta utilidad. En la Fig. 5.1. 31 representamos la distribución de tensiones tangenciales de la losa superior de la Fig. 5.l.30b cuando
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Javier Manlerola Armisen
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Fig 5.1.31
se le somete a torsión. Como se ve en la zona 1, entre almas macizas, la distribución de tensiones principales corresponde a la presencia de un estado tensional tangente muy eficaz, lo que desaparece bmscamente en la zona 2, cuando cruzamos el alma y pasamos a la zona sih.lada entre alma maciza y triangulación.
Desde el punto de vista del proceso constmctivo, las soluciones apuntaladas, tienen la ventaja de que se realiza una sola viga en el lugar de varias, pero tienen el inconveniente de la necesidad de utilizar equipos muy pesados para fabricar vigas tan grandes. Este efecto se soslaya en parte constmyéndolas en dos etapas. En una primera se realiza
Fig 51 33 231
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Fig 5133
exclusivamente el caJon sin voladizos laterales. Después y una vez que esta viga está pretensada y se apoya en las pilas se constmye el voladizo lateral por medio de un carro transversal que discurre apoyándose en la viga cajón. Su constmcción es "in situ".
La distorsión del caJon queda también reducida pues las vigas riostras, aunque no sean completas, aumentan claramente la rigidez de la sección transversal. La deformación por esfuerzo cortante de la losa superior seguirá siendo impOliante para casos de relación ancho-luz grande.
Otra manera de realizar cajones unicehIlares para puentes de gran anchura consiste en rigidizar la losa superior por medio de vigas transversales. En la figura 5.1.32 se representa la sección transversal del puente de Saint-André-de -Cubzac de 95,3 m. de luz. La flexión principal de la losa superior cambia de sentido y en lugar de flectar transversalmente lo hace longitudinalmente entre las vigas riostras.
La separación entre vigas transversales debe ser tal que la losa superior que aloja el pretensado longitudinal resista la flexión longitudinal de la carga directa flectando entre las vigas transversales. Es frecuente utilizar valores entre 3 y 4 m. La constmcción de esta solución suele realizarse principalmente por dovelas prefabricadas ya que en este caso la
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232
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DOVELA
PREFABRICADA
Fig.5134
presencia de la viga riostra no estorba a la salida de los encofrados interiores. En la figura 5.1.33 representamos la sección transversal del puente de Sallingsund de 93 m. de luz. Una solución mas complicada, realizada con bastante anterioridad a las descritas, la constituye el viaducto de Hammersmith en Londres que utiliza dovelas y costillas prefabricadas, figura 5.1.34. En este caso resulta excesivo el número de juntas transversales entre tantos elementos diferentes. Otra solución que resuelve bien el problema de añadir un voladizo transversal a una viga cajón ya construida, la constituye la realizada en el viaducto Luna III de la autopista Campomanes-León (España), en la cual a una sección cajón
realizada "in situ" se le adosan vigas transversales prefabricadas que se acoplan perfectamente bien a la viga cajón por contacto único en dos puntos. Figura 5.1.35. Finalmente, una variante de esta sección, con vigas riostras internas, en prolongación de las exteriores, la constituyen las secciones curvas de los puentes de Zaragoza y Córdoba. Fig. 5.1.36. 5.1.3.- Dimensionamiento de la sección transversal Losa superior
La losa superior cumple varios papeles en las vigas cajón. En primer lugar materializa el tablero y por tanto estará sometida a flexiones locales y uniformes producidas por la acción directa de la carga pennanente, la
233
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
CONSTRUCCION DEL CAJON "TRAMO A TRAMO"
NIVELACION DE U\ COSTILLA POR PRETENSADO
FlJACION DE LA COSTILLA POR Acuf1.\DO PROVISIONAL y DEFINITIVO
COLOCI\CION DE PLACAS PREFABRICADAS
HORMIGONADO LOSA SUPERIOR Y PRETENSADO COMPLEMENTARlO
Fig 5.135
sobrecarga puntual y la uniforme, acciones éstas que pueden ser estáticas y dinámicas. Está sometida también a acciones de temperatura y gradiente. En segundo lugar contribuirá con el resto de las losas que forman la viga cajón a evitar la distorsión de la sección y contribuirá a la rigidez a torsión de la viga en su conjunto. Finalmente constituye la cabeza de tracción o compresión de la flexión longitudinal del tablero. Su dimensionamiento
vendrá gobernado por todas estas misiones, aunque predomina el primer efecto. Desde el punto de vista de la flexión transversal, la luz de la losa superior viene determinada por la separación entre las almas. En cajones monocelulares es frecuente que el voladizo exterior sea del orden del 40% de la distancia entre las almas, pudiendo ser algo mayor si el voladizo consta de grandes aceras
PUENTES
234
Javier Monte/o/a Armisen
Fig 5136
1018002
SEMI SECCION POR CENTRD DE VANO
o7 06 05 04 O3
02
el
mI! SECC l oN POR
APOYO
O7
./
o6
./
05 O4
./
---
./
/'
O3
:c2
O1
4
6
O2 O1 8
p
-
b< 12 OC n)
-
2
Fig 5.1.37
/
,/
4
6
8
10
h< n)
235
CAPlrULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
libres de la carga directa de tráfico. La losa superior actúa con empotramiento elástico sobre las almas, empotramiento que suele ser muy rígido debido a la gran rigidez transversal del marco. La distristribución de espesores de la losa superior a lo ancho del puente suele ser variable con valor máximo en las proximidades de las almas reduciéndose conforme se acerca al centro de su luz. En la figura 5.1.37 representamos unos valores medios para dimensionamiento de la losa superior sobre los cuales conviene hacer ciertas matizaciones. Se adoptan espesores mínimos de 18 cm a 20 cm. Utilizar valores mas pequeños crea problemas de alojamiento de armaduras, y de hormigonado. En el voladizo exterior se utilizan, entre el alma y los bordes libres, todo tipo de transiciones lineales o parabólicas. En cuanto a la losa situada entre las almas, las transiciones, realizadas normalmente en 114 de la distancia entre las almas, puede ser también lineal o parabólica. Esta distribución del material tiene bastantes ventajas. En primer lugar se acopla bien a la distribución de los momentos flectores transversales. En segundo lugar crea un gran espacio para el alojamiento de los cables de pretensado en las proximidades de las almas, espacio necesario sobre todo cuando el pretensado longitudinal superior entra en las almas. En tercer lugar reduce la deformación por cortante de las losas superior e inferior por concentrar el área cerca de las almas. Longitudinalmente, el dimensionamiento de la cabeza superior suele ser constante ya que por su gran embergadura, necesaria para materializar el tablero, es superabundante para recoger las tensiones debidas a la flexión longitudinal del puente. En algunos puentes se dispone un mayor espesor de la losa superior en la zona de pilas pero esto no es debido sino a la necesidad de alojar en su interior la gran cantidad de cables de pretensado longitudinal que se acumulan en dicha zona. Como se ve por su dimensionamiento, la losa superior está muy perfilada disponiéndose el espesor estrictamente necesario para resistir los esfuerzos a que está sometido ya que constituye uno de los mayores componentes del peso propio del puente.
Cuando se disponen vigas riostras transversales, figura 5.1.32, la losa superior flecta en dos direcciones, longitudinal y transversal, siendo las dimensiones del rectángulo que determinan la que establece en función de su luz el espesor de la losa que tiende a ser constante en toda su superficie y de espesor igual o ligeramente mayor que e2 de la figura 5.1.37. El regruesamiento de esta losa en las inmediaciones de las almas responde exclusivamente a la necesidad de crear alojamiento al pretensado longitudinal del puente. Almas
Las almas se ven sometidas a un conjunto de tensiones longitudinales correspondientes a su papel en la resistencia a la flexión de la sección, pero cuyo valor máximo viene controlado por las losas superior e inferior. N0l111almente, tampoco la flexión transversal gobierna el espesor de las almas pues si su situación dentro de la sección transversal es la adecuada y mas concretamente respecto a la losa superior, estas flexiones no son muy impOliantes. Son las tensiones tangenciales correspondientes a la suma de las proporcionadas por la torsión y el esfuerzo cortante las que determinan su espesor. Existe un espesor mínimo razonable que podrían establecerse en 25 cm, necesarios para facilitar el hormigonado y colocar la annadura transversal, valores que deben crecer con la altura de la sección para facilitar el hormigonado del alma. Estos valores mínimos podrían alcanzar los 40 cm para almas de 10 m. de altura. Este dimensionamiento, que se basa en la facilidad constructiva es contrario a la lógica resistente, dado que, en principio, la cantidad de cOliante que tiene una sección es proporcional al area cargada, es decir al producto b.L; donde b es la anchura del puente y L la luz máxima, y la capacidad resistente de cortante es proporcional al área del alma, es decir 1.h; donde t es la suma de espesores del alma y h la altura del alma; 10 que indicaría que en principio:
1.h = kb.L
PUENTES
236
Javier Manlerola Armisen
es decir, el área de cOliante es proporcional al área cargada; de donde se deduce que:
_k.b.L_
t - --- -
1 "7' -
b
h es decir, el espesor del alma es inversamente proporcional a su altura y si suponemos que ésta es proporcional a la luz, acaba ocun-iendo que el espesor es proporcional a la anchura del puente y constante cualquiera que sea la luz del puente si los anchos son iguales. La estadística de los puentes constmidos confinna dentro de lo que cabe esta afirmación y su desviación se debe a: l. Problemas constructivos que tienden a aumentar el espesor del alma conforme aumenta la altura de la misma. 2. Presencia o no de pretensado transversal, que pennite reducir el espesor del alma cuando existe. 3. Puente de canto constante o variable. En el caso de este último la variación del canto reduce considerablemente las tensiones tangenciales. Sin embargo la instrucción del hormigón pretensado no suele permitir la reducción del cortante por este efecto con la de la componente inclinada del pretensado longitudinal. De todas estas consideraciones no se puede sino sacar valores estimativos del espe-
lllHLlllJJJ.llIJJH
sor del alma que tienen a considerar exclusivamente los aspectos constructivos. Es decir no bajar de 25 cm su espesor y establecer un incremento lineal con la altura según la ley presente en la figura 5.1.37. Para el caso de anchuras de tablero mayores de 12 m, el incremento del espesor tiende a ser proporcional a su anchura, teniendo siempre en cuenta la consideración de que en la figura 5.1.37. están tenidas en cuenta la condiciones constructivas que muchas veces rebasan las exigencias resistentes. Con respecto a su variación a lo largo de la luz es evidente que puede reducirse del apoyo al centro del vano, pues en este último punto tanto el cortante como la torsión es mucho mas pequeño que en el apoyo, sin embargo, tanto si el puente es de canto constante o variable es muy frecuente que por facilidad constructiva el alma se conserve también constante a lo largo de toda su luz. 1. Mathivat establece las siguientes reglas para determinar el espesor del alma:
si h 5, 6 m
h e?-+8+0(cm) 22
sih5,7m
donde h es la altura del alma y 0 el diámetro del pretensado que la atraviesa.
. . . . . ~~,)ul,·u...... Fig 5.201
h e? - + 5 + 0 (cm) 36
J
¡---------------------------------------------3
+
·········~'I~ub)ul·······
_Pl _
237
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
5.2.- Respuesta resistente
Losa inferior
En la sección de apoyo sobre las pilas el area de la losa inferior multiplicada por el canto de la sección debe ser proporcional al momento flector que la solicita, es decir:
h.A¡
La respuesta de una viga cajón bajo la actuación de una carga cualquiera dispuesta excentricamente, la podemos dividir en dos partes.
= k.b.L2
La primera, Fig. 5.2.01a, consiste en suponer que las aristas de la viga cajón, a lo largo de toda su longitud, están fijas en apoyos ficticios deslizantes o no. Este cálculo nos produce la parte mas significativa de la flexiones transversales en la sección cuya deformación se representa en la Fig. 5.2.03a.
Siendo Ai el área de la losa inferior, h el canto de la sección, L la luz máxima del puente y b la anchura de la sección. El valor de k puede andar entre10-4 y 1.5 x 10- dependiendo de la calidad del hormigón que se utilice. 4
La segunda parte consiste en calcular la viga cajón eliminando los apoyos ficticios y utilizando como acciones las reacciones obtenidas en el cálculo anterior Fig. 5.2.01b. Y su deformada se representa en la Fig. 5.2.03b.
En la sección de centro de vano el espesor de la losa inferior no suele venir condicionado por el momento flector que la solicita, en el caso de que se conserven los cantos recomendados, sino por problemas constructivos, como es el sitio para el alojamiento de las vainas de pretensado, etc. Rara vez se reduce de 20 cm.
Esta segunda parte constituye el cálculo longitudinal de la viga y puede dividirse a su vez en dos partes. En la Fig. 5.2.02a. representamos la parte simétrica de la solicitación, lo que va a dar lugar a la flexión de la viga. Equivale a suponer la carga exterior centrada en la sección.
I F\;~.
I~ 2.
o)
l~ 2.
b)
Fig.52.02
= o)
b)
Fig .5203
\~ 2.
PUENTES
238
Javier Man/erola Annisen
En la figura 5.2.02b representamos el resto de las acciones no utilizadas en la Fig. 5.2.02a, su resultante vertical es nula y su valor equivale al efecto de la excentricidad de la carga exterior respecto al centro de la viga. Es la torsión de la viga cajón.
5.2.1.- Cálculo de la sección transversal de la viga El cálculo definido en la Fig. 5.2.0la, en el que se supone que las aristas del cajón no se mueven a lo largo de toda su longitud, se denomina cálculo de la sección transversaL Este tipo de vinculación supone considerar a la sección transversal como un pórtico intraslacionaL No todos los esfuerzos que existen en la sección transversal provienen de este cálculo, la distorsión de la sección debida a la variación de la torsión longitudinal produce esfuerzos de flexión a añadir a los aquí calculados. Hay dos tipos de solicitaciones a considerar. En primer lugar aquellas que pueden considerarse unifonnemente repartidas a lo largo de la viga. Este tipo de solicitaciones produce una defonnación cilíndrica de la sección, lo que pennite reducir el problema espacial al de un pórtico transversal de ancho unitario Fig. 5.2.04. El peso propio, la carga muerta, la temperatura, la fluencia y la retracción son acciones que claramente pueden ser consideradas en esta categoría. Hay que tener en cuenta la presencia o no de vigas riostras transversales que impiden la deformación cilíndrica con la aparición de flexiones
longitudinales a añadir a las propias del efecto Poisson en toda defonnación cilíndrica. Las sobrecargas unifonnemente repartidas también se consideran en este tipo, dado que los máximos esfuerzos transversales se producen cuando la sobrecarga unifonne se extiende a lo largo de toda la viga. Sin embargo las flexiones longitudinales máximas no se producen sino cuando la defonnación deja de ser cilíndrica, lo cual ocurre cuando la sobrecarga uniforme no se extiende a lo largo de toda la viga y sobre todo con las sobrecargas puntuales Fig. 5.2.05 a y b. Bajo este tipo de acciones se producen los esfuerzos mas desfavorables en la sección transversal, con la aparición de fuelies flexiones transversales y longitudinales. La determinación correcta de la respuesta elástica del cajón bajo este solicitación pasa por la discretización del cajón ya sea por elementos finitos o por un empalTillado espacial de una zona del cajón alrededor de la carga lo suficientemente larga, del orden de tres veces la luz transversal del cajón, para que el efecto de la carga puntual se amortigue. La simplificación del procedimiento tiende siempre a eliminar el caracter espacial del problema para reducirlo a otro plano y esto es posible debido al enorme poder de reparto del efecto de las cargas punhlales que tIenen las losas. Además, de las tres losas que confluyen en el punto de unión de losa superior y el alma, es esta última la mas rígida por su luz y su unión con la losa inferior.
L~-' 1
<
o)
Fig 5.2.04
b)
239
CAPITULO .5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
de Monentos Flectores Verticoles Tabique 4
ApoyO
Oefornoda Transversal
Punto de opl icacion de la carga "~.-
X'xxxxx~
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I
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i _.. l¡ __ .. iI ,
Planto superior
I
I
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,
I
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,
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,
J
{----:- +--->-~.---:--~---~------~--- ..-.----- Tab ique
2
Distribucion de MOMentos flectores principales
I
I
I
I
1 ,
Tabique 1
1
I 1
Tab ique 1
1
1
I
,
Loso Superior
I I
I
1
I
I
I
I
I
Distribucion de MOMentos flectores principales Fig .5.205a
PUENTES
240
Javier Manterola Armisen
Fig.5.2.05b
Fig 5.2.06
Estos dos hechos determinan que sea muy frecuente calcular las losas superiores con una vinculación de empotramiento perfecto en su unión con el alma. El alma se calcula entonces con el momento de empotramiento en cabeza obtenido en la hipótesis anterior. Estas simplificaciones son desfavorables para los momentos negativos de la losa superior y algo favorables para los positivos.
El problema queda así reducido al de losas planas bajo la actuación de cargas puntuales. Existen en forma gráfica ábacos, como los de A. Pücher, que representan las superficies de influencia (esfuerzos provocados por cargas puntuales por medio de curvas de nivel) de los momentos flectores de losas con
241
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
diferentes condiciones de contomo. Pero vista la facilidad actual de analizar las losas por elementos finitos tipo losa, se recomienda este procedimiento
y un estado de tensiones tangentes cuyo flujo viene gobemado por la ecuación
Q.Sv
q =_. s 1
5.2.2.- Flexión
(2)
y unas tensiones tangenciales La teoría elemental de las vigas, establece, que bajo la solicitación centrada se produce en la viga una ley de flexiones longitudinales y de esfuerzos cortantes que producen a nivel seccional un estado de tensiones longitudinales
a=
M.v 1
(1)
q
T. =-' = 1
ti
Q. ti.I
(3)
donde Sy es el momento estático del punto considerado, ti es el espesor del cajón en cada punto, 1 es el momento de inercia vertical y Q el esfuerzo constante Fig. 5.2.07.
G
Fig 5207
Ahora bien, la distribución longitudinal de tensiones obtenida por la teoría elemental de la viga, a= ~.v, que produce una distribución de tensiones constantes a lo ancho de las cabezas superior e inferior de la viga cajón, no es cierta. Si tenemos en cuenta la defomlación por esfuerzo cortante de cada una de las caras que constituyen la viga cajón, la distorsión y. Fig. 5.2.08.
Bu
mv
dz
as
y=-+produce una deformación no plana de cada una de las caras que constituye la viga cajón Fig. 5.2.09. Y unas tensiones longitudinales no uniformes Fig. 5.2.10.
La utilización del método de los elementos finitos, láminas plegadas, etc, reproduce adecuadamente el fenómeno. En la Fig. 5.2.11. representamos la distribución de las tensiones longitudinales de una viga cajón de puente de 40 m. de luz, solicitada por una sobrecarga uniformemente distribuida de 400 Kg/m2 .y en la figura 5.2.12. los correspondientes a una carga puntual descentrada de 100 Tn. Para aproximar esta respuesta se utiliza el concepto de ancho eficaz. Por este término se denomina a aquella porción de losa superior e inferior tal que utilizándola para obtener inercias, centro de gravedad, etc de la viga, se obtiene el mismo estado tensional máximo de la viga real.
242
PUENTES
Javier N/an/erala Armisel1
w u Fig. 5208
secc 1
..?
.
Fig. 5209
Se entiende, que la determinación del ancho eficaz solo puede ser aproximado, pues depende del tipo de carga, de la relación ancho-luz, del tipo de vinculaciones exteriores de la viga, de la sección que consideremos, etc, es decir de todas aquellas variables que influyen en la defonnación de la viga.
establece, por ejemplo, los siguientes valores, Fig.5.2.l3:
Son muchas las reglas que se establecen para aproximar este fenómeno. Una de ellas
hint = -
losa inferior
b=~s::' hin! 10
lo h int <-6 - 2
2
243
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORlvIIGÓN
Fig.5210
0.4 Tn./m 2
17.6\
Fig.52.Jl
de donde se deduce que la anchura eficaz total a considerar es:
intermedio ó 0,8 1 si se trata de un vano extremo.
losa superior
b s = 2 b ext + 2 b int + 2 bw
losa inferior
b'=2b +2b w 1
La nonna inglesa BS 5400, parte 4 es mucho mas rectrictiva pues da, utilizando la misma nomenclatura:
lo es la luz del puente si se trata de un puente bi-apoyado, ó la distancia entre puntos de inflexión de la defonnada para vigas continuas, valor próximo a 0,6 1 si se trata de un tramo
bext = bint
lo 10
tanto para la losa superior como para la inferior.
PUENTES
244
Javier Manterola Armisen
@
4 I
I 1 I
I I
----r ZI.33
I
I ___ 3a.9 ~
- ~72!.
_
36.87
I
I I
63.02
Fig. 5.2.12
BS-5400 p-4
BS 5400 p-5
/ ~
o
.~
~
\/
/\\ 1\
oo
\
\
o7
\
o6
\\
o5 04
\
~
~
o3 o2 oI oI
O2
O 3
Zl20
O4
05
0.6
Fig 52.13
....lI
245
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
La norma BS 5400, parte 5 para estructuras mixtas, da unos valores para el ancho eficaz a tener en cuenta con las losas de hormigón mucho mas precisa, porque tiene en cuenta el tipo de carga, la sección en estudio, etc. Fig. 5.2.13.
En el caso de secciones no simétricas o formadas por varias células es necesario acudir a las ecuaciones de la deformación tangencial que proporcionan el alabeo de la sección, para poder determinar la distribución de las ten·· siones tangenciales de flexión.
En cuanto a la obtención del flujo de tensiones tangenciales debidas al esfuerzo constante, la solución es inmediata en el caso de vigas cajón simétricas, pues el origen a partir del cual determinar los momentos estáticos Sy es el eje de simetría. Fig. 5.2.14.
Si establecemos cortes en cada una de las células que constituyen la viga cajón podremos establecer el flujo de tensiones tangenciales en la misma. Fig. 5.2.l5a.
[
Fig.5.2I4
o)
b)
e)
d)
Fig.5.2J5
PUENTES
246
Javier N/an/erala Armisen
Los labios de uno y otro lado del corte habrán experimentado un corrimiento longitudinal diferente como consecuencia de la defonnación por cOliante. Será necesario introducir en cada cOlie una fuerza tangencial qi tal que haga que el alabeo de la sección en ambos bordes del labio sean iguales. Fig. 5.2.15b.
donde el primer ténnino es el alabeo diferencial que existe en el punto 1 bajo las cargas exteriores. El segundo ténnino es el producido por el flujo constante de tensiones tangenciales q¡ en la primera célula y el tercero es la contribución al alabeo del punto 1 del flujo de tensiones tangenciales q2 de la segunda célula.
El corrimiento del alabeo en el punto será:
i
e: -·-·--.. -·,-t·-·-·-·e
i
_.- .
_-----~---
S'
---_ . _--
Fig 5.216
500------,-.-250-=
122 040
lJOO
¡ 020
Yc
040,
I
020
o)
3 625 2 7019
5 5
2 7019 1 875
o 298 o 3265
e
><---;<
s
e
o 298
1 875
1 875 ..
5 5
-.f,.~-~==tiJ
2 7019
b) T=3 3269
e=O 865 Fig.5.2.17
2 7019
247
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
En general: 011 ql + 0¡2 q2
=
O¡O
82] q¡ + 822 q2 +
°
823 q2 + 833 q3
830
=
23
q3
=
820
donde:
O¡O
= ~Gqot ds
para la célula i
= C_l_ ds
para la célula i
= J. Gt ds
para la pared situada
La distribución de tensiones tangenciales obtenidas por la ecuación (3) es cierta para el caso de vigas de canto constante. Cuando se trata de vigas de canto variable la distribución de tensiones tangenciales no sigue esta ecuación, la componente vertical del estado tensional longitudinal producido a lo largo de la sección recoge una parte mas o menos significativa del esfuerzo cortante Q. Fig. 5.2.18a.
I
O 11
Oi¡
~Gt
1
1,/
entre las células i y j. El fll~jo de tensiones tangenciales resultantes es el correspondiente a la suma de los cuatro estados considerados. El centro de esfuerzos cortantes es el punto dentro de la sección por el que deben pasar la resultante de las cargas exteriores para que no se produzca la torsión de la sección. En el caso de que la sección sea simétrica el centro de esfuerzos cortantes S está en el eje de simetría y en general situado a una distancia e respecto al centro de gravedad C. Fig. 5.2.16. Para obtener este valor no hay más que cargar la sección en dirección perpendicular al eje de simetría, obtener la distribución de tensiones tangenciales y obtener el punto alrededor del cual la suma de los momentos del flujo de las tensiones tangenciales de cada cara sea nulo. En la Fig. 5.2.17 se representa en b) el flujo de tensiones tangenciales debido a una carga vertical unitaria cuando realizamos un corte del cajón en el centro de la losa inferior. El alabeo deferencial entre los dos labios de la sección debe ser nulo lo que nos determina el flujo hiperestático q y en la Fig. 5.2.17c, representamos la distribución del flujo de tensiones tangenciales de la sección real. Tomando momentos respecto al centro de gravedad de la resultante del fl~jo de tensiones tangenciales en cada cara obtenemos el punto S - centro de esfuerzos cOliantes.
Una aproximación suficientemente buena a este problema es considerar que la distr.bución de tensiones tangenciales sigue la ley determinada en la ecuación 3 pero_considerando un esfuerzo cortante reducido Q cuyo valor es igual:
Siendo bu y ti .el ancho y espesor de la losa inferior y (Ji el estado tensional longitudinal debido a la flexión en dicha losa. M es el momento flector y z la distancia entre la fibra media de las cabezas superior e inferior de la sección. En el caso, mucho menos frecuente, de variación en la cabeza superior y en la inferior, el esfuerzo cortante virtual a utilizar en la ecuación 3 será. Fig. 5.2.18b.
O'.t.b.. tgaJ 1
/
/_
La variación de las tensiones tangenciales a lo largo de la viga detel111inan un último problema que conviene recordar. Si elegimos un elemento diferencial de viga cajón y establecemos en él el equilibro entre el fll~jo de tensiones tangenciales en el elemento veremos que es necesaria la aparición de un estado tensional transversal F para mantener el equilibro de tensiones. Fig. 5.2.19.
.
En la cara supenor q¡ =
IQ.Sl'
y derivando
dq¡
Sr
Sy
P
= dQ¡ = PI = ¡v.ts • y
248
PUENTES Javier Manterola Armisen
....
~---------~
:-~----~2
Fig 52.18
p
Fig.5.219
249
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
donde p es la carga exterior, v es la distancia desde el centro de gravedad a dicha cara, ts el espesor de la cara superior e y la distancia desde el origen de los momentos estáticos al punto en cuestión.
donde T es el momento torsor solicitación y Q es el doble del área encerrada en la línea media del cajón. Al contrario de lo que pasa en las secciones abiertas, en las secciones cerradas no puede despreciarse la deformación por esfuerzo cortante de las caras que constituyen el cajón.
Integrando este valor a lo largo de la losa superior obtendremos la ley de esfuerzos axiales transversales F, cuyo máximo se produce en el centro de cada losa y cuyo valor es:
Llamando u al corrimiento de un punto del ~je medio según la dirección de la coordenada circunferencial s, y por w el corrimiento en dirección longitudinal z, tendremos que la defonnación por cortante queda:
FfP P.v.ts·b; F,IlGX = ~ 1 v.t,.y.dy = 81 Lo mismo puede realizarse en la losa inferior.
dw dU T y = - +s- = - -
as
Esta tracción o compreslOn transversal sobre la sección hay que añadirla a la obtenida en el cálculo de la sección transversal con aristas indeformables.
G=
Por la excentricidad de la solicitación, la sección cajón está asociada con tres fenómenos, la torsión de st Venant, el alabeo coaccionado y la distorsión. 5.2.3.1. Torsión de
T=
(2,3,2)
E 2(1 + v)
du de =r.-=r.e' dz dz
_s
n
(2,3,1,a)
T nt¡
(2,3, 1,b)
-- ---
f T w=wo + -!J G.Q.t ds -
•
\~
\~
•
1) ------
\~
----
(2,.3,.3)
Siendo r la distancia desde el centro de esfuerzos cortantes a la tangente al eje de la sección transversal en el punto. Entrando con este valor en (2,3,2) e integrando respecto a, s, quedará:
st Venant
La torsión produce en la seCClOn transversal de la viga cajón un flujo de tensiones tangenciales constante dados por la fórmula de Brendt. Fig. 5.2.20.
T
G.t.Q
Como el movimiento general de la sección es un giro e, alrededor del centro de esfuerzos cortantes, tendremos:
5.2.3. Torsión
q,=
dz
Fig 5220
---
f e' -!Jrds
..
(2,3,4)
---
PUENTES
250
Javier Man/erola Arlllisen
w
-,-, I
I I
I I I 1
1
l.--Fig. 52.21
7 7 1 ~e
(
-;
t /
Fig 52.22
que nos da el alabeo de la seCClOn en cada punto. Si integramos esta expresión alrededor de toda la sección tendremos: w 1/
= w o + gO.Ut r~ds-e' 9rrds
y como w n tiene que ser igual a w o por tratarse de una sección cenada tendremos:
T Jds
e'=~=~tdS on-
~rds
es decir:
de dz
T OJ
t
(2,3,5,a)
donde J, la rigidez a torsión, es igual a:
n
2
J
= rd
g~ t
(2,3,5,b)
La ecuaClOn (2,3,5,a) establece la manera de obtener la ley de momentos torsores en una viga cualquiera que sean sus vinculaciones. En todo lo que acabamos de decir sobre la torsión existe una imprecisión, muy poco significativa, pero que conviene esclarecer. Según la teoría de la membrana, las tensiones tangenciales no son constantes en el espesor de la pared del cajón como expresa la ecuación (2,3,1,b). Fig. 5.2.22.
251
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
b
5
h
ti
d
Fig. 5223
En realidad se produce una distribución lineal a 10 ancho de la pared, cuyo valor puede aproximarse suponiendo que al flt~jo de tensiones tangenciales se le afíade la distribución tensiona1 que se produciría en las paredes si la sección fuese abierta.
de /],,1: = dz tG
de
pero como
dz
T
= G.J T
/],,1:=t-
J Según esto, el valor del momento torsor que solicitaría la sección sería, el momento T más
1 1
r
Normalmente los dos primeros términos de las dos ecuaciones anteriores son tan pequefíos que pueden despaciarse, quedando los valores de las ecuaciones (2,3,1) Y (2,3,5) como los únicos utilizados. Determinación de las rigideces a Torsión
En un cajón monocelu1ar como el representado en la figura 5.2.23 la ecuación (2,3,5,b) toma la fonna: Q2
(b +bY h2
s J - - - - -::-,--=---:...:-----::3
D.T=-.-gt ds J 3 En este planteamiento el valor de la rigidez torsional co~junta es:
- rds - b, d b¡ g- -'-+2 +t ts td t¡
el fltüo de tensiones tangenciales
y la tensión tangencial en cada cara y la tensión tangencial en un punto cualquiera, e, del espesor de la sección será
T
1: - -:------,--¡ -
(b, + b¡)h. t¡
PUENTES
252
Javier Mal/lerola Armisel/
¡¡
q
Fig 5224
Si se trata ahora de un cajón multicelular tendremos que en cada una de las células, i, que lo forman, se debe cumplir la ecuación (2,3,5).
Tenemos tres ecuaciones con incógnitas que nos permiten obtener
Para expresar esta ecuación hay que tener en cuenta que cada célula tiene una o varias paredes comunes con las otras células y que el flujo de tensiones tangenciales en la pared común es la diferencia entre los flujos de las dos células adjuntas. Fig. 5.2.24.
tres
El momento torsor total es:
Si en una célula única la expresión (2,3,5) puede expresarse de la forma: Es decir la rigidez torsional es:
(
En este caso la expresión tomará la forma:
=~. L...J 11
J
/=1
I
1 de J-~ . I
l-q/ G
i
d2 Célula 1
y el flujo de tensión es qi
_q_I_~ds _~ fds =11 de t de 1,21,2 t I GI G dz dz
Ejemplo: Si tenemos la sección cajón de la Fig. 5.2.25.
Célula 2
q¡ --¡¡¡¡o
_~ d () dz
G --
r ~+2L t d ()
{2
1,2
G
~ds _--iL t
2
G
dz
d () dz
i ~ -n ".3
Célula 3
-
(10
G
(fe dz
r ds ~,3-t 2,3
q3
+-;¡¡¡
~ds
-t G3 dz
= 113
t
2,3
-
G
dz 2
(6-.2+-.2 3, )---¡¡¡¡.-= (h 3 36 0,2
0,2
3
G
(2
0,2
dz
3)
ql q2 -C1fj.-+C1fj' -O .2+- .2 =18 G 0,2 G ,2 0, 2 dz dz
Gq~fB = 0.46956 dz
qdB
= 0.4174
Gdz
J = 0.46956 . 36 + 0.4174 . 18 = 24.4 m4
253
CAPITULO 5" - lA SECCIÓN CAJÓNDE HORMIGÓN
6 00
3 00
3 00
1
I
-
I
1-- O 20
O 20
020- 1--
020- 1--
3 00
L
O {O
I
iOi01GJfOiOl L!
l
.J
L.
L
1U
Fíg 5225a
IJ
300-
254
PUENTES Javier Mal1/ero/a Armisel1
Cuando una de las caras de la viga cajón está formada por una triangulación de barras, ésta puede sustituirse por una cara continua de espesor equivalente, tI" dado por:
E t, - - 3 G d F" t,
=-
La ecuación (2,3,4) nos proporciona los cOITimientos longitudinales w, - es decir el alabeo - a que se ve sometida la sección como consecuencia de la solicitación torsora.
1
Esta expresión puede ponerse de la
3 F,) +F
forma
"
ab
G 2d 3
E
I
+
a3
E F"
t
ab
5.2.3.2.- Alabeo torsional
+
b3
+
4Fv
a3
1
12
+F
(2,3,6)
"
si en la ecuación (2,3,4) sustItUImos la solicitación torsora T por el valor obtenido en (2,3,5).
ab
-----,~--"'
G d3
a
1
+F
2F" + 12
Llamando
"
t=-
,
(j)
=
ab
E
G d3
F"
b3
+
F"
a
+
12
1
i
Si denominamos
+F "
r.ds
iiJ =
úJ-
1~S ! d; t
tendremos que la expresión del alabeo a lo largo de perímetro de la sección será:
w=w
A
o
w
Fig 5226
de
-(j)-
dz
TI
T
l..-----'
255
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
DESPLAZAMI ENTOS I 1 1-+--+--+--J-+-+--+--+--If--l+--+-+-'f-+--+_._L+--+--+-+-l-+--+--+-l-l-·
1--1---
SECCIDN CERRADA
SECCION ABIERTA
SECCION CERRADA
SECCION ABIERTA
GIRO DE TORSION 8=0.0048
1·0,0700
----c=T--
ALABEO
U',ma.=0,000638 n,
Fig .5 227
PUENTES Javtl?l' iV/all/el'ola A!7l11sell
TENSIONES EN EL PLANO MEDIO
I8
IA
A
SEMI LOSA SUPERIOR
SEWILOSA INfERIOR
SECCIDN CERRADA
IB
>(
l
I8
~
t
~< ~ ~ ~~
~>c >;:):e~8 (,e'~
~><>~><":$~3$E}EJ(,.~';¡,,-e<
IA
SEYILOSA SUPERIOR
SEldllOSA INFER j DA
SECCIDN ABIERTA
TENSIONES NORMALES
SECCION A-A
Tmax=l1 O Kplcm2
~~~
Tmax=30S S Kp/cm2
~~~ '~
~'~ Tmax=S5.0 Kp/cm2
SECCION CERRADA
SECCION
Tmax=83.0 Ap/cm2
SECCIDN ABIERTA
Fig. 5228
.
8-8
257
CAPITULO.f- L4 SECCIÓN C4JÓN DE HORMIGÓN
La representación gráfica de
úJ Ji úJ
es:
En la figura 5.2.27 se representa el alabeo y el giro de torsión de la viga cajón de la Figura 5.2.33, empotrada en este caso en un borde y libre en el otro y bajo la solicitación de un momento torsor en cabeza de 120 mTn. Se estudia en dos casos, sección cerrada y sección abierta, al introducir un corte longitudinal por el eje de la losa inferior. En el giro torsional vemos representadas todas las secciones, miradas por el eje. Los giros en la sección abielia son, como se ve, 15 veces mayores que en la sección cajón. Del mismo modo, el alabeo torsional, representado en planta y en sección (borde libre), que es cinco veces mayor en la sección abierta que en la cerrada. En el caso de que el alabeo libre de cada sección esté impedido ya sea por la existencia de coacciones exteriores a este corrimiento ó por variación en la ley de torsiones a que está sometida la viga, se producirán unas tensiones longitudinales
estado tensional longitudinal producido por el alabeo coaccionado en las dos disposiciones, de sección cerrada y sección abierta por la realización de un coste longitudinal en el eje de la losa inferior. La representación se realiza en planta y en sección. Cuando la sección es cerrada la tensión longitudinal en el centro de la luz es 17 Kg/cm2 es decir 18 veces menor de la que se produce en la sección abierta. En la planta se ve, tanto en la losa superior, como en la losa inferior que la torsión se resuelve principalmente en tensiones tangenciales, cuyas tensiones principales toman la característica forma de cruzadas a 45°. en cambio en el caso de la sección abierta la tensión es representada por la flexión de las caras del cajón por lo que las tensiones longitudinales son mucho mayores y pueden con las tangenciales, estableciendo una marcada dirección longitudinal que se hace muy evidente en la losa inferior, como en los vuelos de la losa superior. Solo en la parte extrema de la losa superior, donde no existen tensiones longitudinales de alabeo coaccionado, se hace presente el estado tensional tangente. Las singularidades en las tensiones principales que aparecen a cuartos y en el centro de la luz, se deben a la presencia de las vigas riostras que eliminan la distorsión de la sección.
2, Fig 5]]9
258
PUENTES Javier N/an/erala Armisen
Sdz ,,/
j .. / '.
,e"~
•
Sdz P,-P'dz
_ R-P, dz
2
2
Fig 5.2.30
5.2.3.3.- Distorsión
Hemos estudiado en el punto 5.2.3.1. y 5.2.3.2. la torsión de St. Venant y el alabeo torsional como manifestaciones de la torsión cuando la sección transversal es indefonnable, ya sea por la presencia de numerosas vigas riostras u otro efecto. En realidad la sección transversal se defOIma por efecto de la torsión, defonnación llamada distorsión, produciendo un estado tensional longitudinal bastante mas importante, que el cOITespondiente al alabeo torsionaL Se producen además unas flexiones transversales que complementan a las correspondientes al cálculo de la sección transversal 5.2.1. Admitida la distribución de tensiones tangenciales producidas por la teoría clásica de la torsión y estudiando el equilibro de tensiones en un elemento diferencial de cajón, tendremos: En la cara frontal un momento torsor T que produce un flujo de tensiones transversales qs'
El equilibro del elemento diferencial dará como acciones resultantes sobre dz los siguientes esfuerzos. Si componemos estas fuerzas sobre la sección transversal vemos que se reducen a dos fuerzas S iguales y contrarias, de resultante y momento nulo. La viga cajón estará solicitada a lo largo de toda su longitud por las fuerzas S bajo cuyo efecto se defonna. Fig. 5.2.30. Esta deformación antimétrica supone unos corrimientos de cada una de las caras del cajón de valor. Fig. 5.2.3 L Cara superior Vo Cara inferior Vu Cara inclinada Vs Esta defonnación produce dos mecanismos de resistencia que se oponen a las fuerzas exteriores S. El primero, efecto marco, es el que presenta la sección transversal a defonnarse en su plano y produce una flexión de la misma.
En la cara dorsal un momento torsor
T+ dTdz dz
que pro d" UCIra un fl' UJO de
tensiones tangenciales q,
+ qs' dz .
En los bordes laterales del elemento dz, existirán las acciones exteriores
P¡ - P2 P¡ - P2 --'---=- Y 2 2
~
.
de la FIg. 5.2.
29
.
El segundo, efecto membrana, es el que presenta la rigidez a flexión de cada una de las caras que constituye la viga cajón para deformarse en su plano y produce una flexión longitudinal de las mismas que a su vez producirá tensiones longitudinales en la sección. Entre los dos tienen que resistir la carga S. Si la sección tiene vigas riostras transversales la fuerza S será resistida únicamente
259
CAPITULO .5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Vu Fig 5231
por éstas, que supuesta indefonnables eliminarán los conimientos V y no se producirán tensiones longitudinales en la viga cajón. Por el contrario si no existen riostras y la sección es transversalmente muy deformable, los COlTimientos v serán importantes y las tensiones longitudinales también. En general las fuerzas S se reparten entre los dos mecanismos a la manera de las vigas sobre fundación elástica en la que la rigidez de esta viga será una composición de las rigideces en su plano de cada una de las placas que forman la viga cajón y los muelles elásticos no son sino la rigidez que tiene el marco a deformarse transversalmente por la actuación de dos fuerzas iguales y opuestas. La suma de estos dos mecanismos de resistencia da lugar a una ecuación diferencial de cuarto grado, similar a la de la viga sobre fundación elástica. 5.2.4. Resumen del comportamiento resistente de una viga cajón.
Se puede descomponer la respuesta resistente en la suma de otras dos. 1°) En la primera se supone que la viga caj ón está apoyada en sus aristas a lo largo de toda la longitud de manera que estas no se muevan. Fig. 5.2.01.
En estas condiciones la carga actúa sobre las estructuras obteniéndose la mayor cantidad de esfuerzos a que está solicitada la sección transversal. Para aquellos casos de carga unifonnemente repartidas a lo largo de la viga caj ón nada como son la carga permanente, las sobrecargas unifonnemente repaliidas, etc se puede realizar un estudio seccional dado que la defonnación del puente es cilíndrica. Para el caso de cargas puntuales, junto a las flexiones transversales se producen flexiones longitudinales en cada una de las losas que lo constituyen. No es válido realizar un análisis seccional en estos casos. La solución se encuentra discretizando por el método de los elementos finitos, empanillado, etc una zona suficientemente grande de viga cajón. Existen métodos simplificados como considerar un detenninado ancho eficaz, ábacos, etc. que aproximan la respuesta. 2°) La segunda parte de la respuesta se encuentra cuando se solicita a la viga cajón con las reacciones y cambiadas de signo obtenidas en el cálculo anterior Fig. 5.2.32. Podemos dividir esta solicitación en otras dos. 2.1) La primera corresponde a la componente simétrica de las reacciones que producen la flexión general de la viga. La teoría de la viga es bantante conecta para
PUENTES
260
JOl'ier Afolllero!o AI'lJIIsell
h
~ 1
~
. P+[P]+
~HI
_1 = 1
~I
t
1
r
+
t
+
1J 1
Fig.52]2
261
CliP/TUIO 5 -LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
+-
-'x..:.-=..::;2:..:;0.;.:me:..;.,
..-;F_=_1_0_0_T_"
----,
1--------11 1~l x
L= 40m,
_
a)
l---.L-
lP= 100 T" JO,20 '=1='
'=:;1' 2
1
~
3
¡a
7
6
o.ggl
I
I
,~
~.
J
10,20
4
l
3m.
10
I g,g0
9
j
Gm.
3m,
]
b)
1
Fig, 5" 233
150Tn.
150Tn.
---rl~~~~_+_-+.::tO~.T_2=T_2=-r. _ c.d.g.
o)
-- -
~r--~ 1... -..
L-j----._',
A;:
4.4 m2
Ix;:
'3.48 m4
V;:
'4'iiEf" = --::4..,:,e.:,.1~3...¿,9~2•..,,10,...,6... = 0.009579 m.
17.1
'b:--E I
:
e)
27.8
27.8
18.4
,
I
17.1
I:E:
"K.,-----.,--,
1
35.9kg/c:m 2
100.40 3
,--,
20.5 kg/c:m 2
I
P1 3
I
,
I
:
I,
4~ 3~.1
iI
32.1-;.17
N3CY= ~ Tn/ml
Flexión general de la viga. a) Corrimientos verticales. bl) Tensiones (sin tener en cuenta deformaciones por esfuerzo cortante. b2) Tensiones (teniendo en cuenta deformaciones por esfuerzo cortante. c) Flujo de tensiones tangenciales. Todos los resultados se presentan para el centro de la luz x 20 m. Fig 5234
PUENTES
262
Javier Manterola Annisen
Id=7.2m 4
.. Jó:9rnl
_ _c_._d_.e~~
a)
IúJ = 3.2Gm 6 le
= 10.74m 4
c.d.e.c.=
431 kg/cm2
G
(X)
B(x)'
=
I'W
b)
c)
Centro Esfuerzos Cortantes
w
B (x) 89.77 Tn.· m2
150m.Tn.
-...... r-..
100.55
Hd
d)
Hd (x) 100.55
i'-.
H w (x)
,
G.25 Tn/ml.
I
e)
150 m.Tn.
I
,
In.;:, [JI ¡ i
T=
T
M -Jl.--:'
150 =. 6 25 ---¡;¡--
Tn/
m.
6.25 Tn.lml
a) Características de la viga. b) Distribución de las tensiones x para x 20 m. c) Distribución del bi-momento B(x) a lo largo de la luz. d) Distribución de los momentos torsores resistidos por torsión de St. Venand Hd(x), y por flexión altimétrica Hw(x). e) Flujo de tensiones tangenciales de St. Venant. Fig 52.35
obtener la respuesta longitudinal salvo en lo que se refiere a la falta de uniformidad del repmio de las tensiones longitudinales debidas a la deformación por esfuerzo cortante de las losas que constituyen la viga cajón. Este hecho produce una acentuación de las tensiones en las proximidades de las almas de la viga tanto mas acusadas cuanto mayor sea la relación ancho-luz y la concentración de la solicitación.
2.2) Si el cálculo anterior supone que la solicitación exterior está centrada en la sección, la excentricidad de la carga constituye la segunda parte de la solicitación exterior de la viga longitudinal, la cual puede dividirse a su vez en otras dos. 2.2.1.) La primera corresponde a la respuesta obtenida suponiendo la sección transversal in-
263
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
deformable. La excentricidad de la carga produce la torsión general de la viga con un estado tensional tangente como principal elemento resistente. El alabeo coaccionado que se presenta cuando la torsión es variable o existe coacción extrema al alabeo produce un estado tensional longitudinal complementario. Este estado tensional es realmente secundario en el caso de las vigas cajón y mucho mas pequeño del que se produciría en vigas abiertas. 2.2.2.) La indeformabilidad de la seCClOn transversal no es aceptable si no se cuenta con suficiente número de vigas riostras transversales. La distorsión con la aparición de un estado tensional significativo y unas flexiones transversales considerables es la consecuencia de esta deformación, bastante bien recogida por el simal de la viga sobre fundación elástica. Cuando la viga cajón tiene una relación ancholuz grande, la distorsión es bastante significativa, efecto que desaparece cuando la relación ancho-luz es pequeña, caso de los puentes de grandes luces. 5.2.5. Ejemplo Vamos a analizar aquí la respuesta de una viga cajón bi-apoyada sometida a una carga puntual P=100 Tn aplicada sobre el alma izquierda yen el centro de la luz. Fig. 5.2.33. En la fig. 5.2.34 representamos la respuesta a la flexión centrada teniendo en cuenta y sin tenerlo, la defonnación por esfuerzo cortante de las losas que constituyen el cajón, 10 cual supone un incremento de tensiones del 27,8 = 1,35
20,5
42,17 = 1 17 35,9 '
en la cabeza superior
en la fibra inferior
En la figura 5.2.35 representamos el efecto al alabeo torsional y en la figura 5.2.36 se ve el efecto de la distorsión con un estado tensional longitudinal mucho mas intenso y extendido que el producido por el alabeo torsiona1. Si sumamos los tres efectos tendremos el estado tensional total, Fig. 5.2.37, que se ve que produce un incremento muy impOliante de las tensiones longihldinales de flexión, de un
77% en la fibra superior y de un 81 % en la inferior, respecto a la que proporciona la teoría elemental de la viga. En la figura 5.2.51.b. representamos el estado tensianal en la misma sección y bajo la misma carga obtenida con el método mas exacto de las láminas plegadas con un desalTollo de 99 annónicos, en las que se ve que la aproximación es bastante correcta. Según estos resultados deberíamos concluir que una viga cajón se comporta bastante mal ante el efecto de las sobrecargas descentradas y que poderla considerar como tal viga es excesivo. Sin embargo es necesario establecer las siguientes consideraciones. 1. Las vigas cajón que normalmente se utilizan en puentes no son tal ideales como la que aquí se ha calculado, ya que las paredes suelen tener espesor variable con 10 que se incrementa su rigidez a la distorsión y se reduce la deformación por esfuerzo cOliante. 2.
El efecto de la carga punhlal es bastante local y solo afecta, en la cuantía que hemos citado, a las inmediaciones de la carga, amortiguándose rápidamente su efecto cuando nos separamos un poco de la zona cargada.
3. De la carga total que solicita la viga cajón, solo una pequeña palie conesponde a cargas concentradas. Como veremos las cargas uniformemente repartidas a lo largo de la luz del cajón, aunque tengan gran excentricidad, producen unos efectos mucho menores. De todo este proceso se destacan sobre los demás los siguientes parámetros significativos: 1. La relación ancho-luz. Para puentes anchos y de poca luz, los efectos del alabeo torsional, la distorsión y la deformación por esfuerzo cortante producen unas desviaciones muy importantes sobre el compOliamiento ideal de la viga cajón. Por el contrario para puentes largos y estrechos estas desviaciones se reducen hasta casi desaparecer. 2. La rigidez transversal de la viga cajón. Cuanto mayor sea ésta mas reducidos serán los efectos perturbadores. En el caso límite
PUENTES
264
.leIF/Ó· Á1olllerolo Amllsell
k = 0.0020832' E \f(·A*=4.6909 E ~
=4.5
!Jo =4
b~C:J
b -1) UlC
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8.425
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..,'all
g
g¡
o: o,
o' 01
a) Defonnación sección transversal y características. b 1) Yc) Distribución de tensiones x para x = 20 m. b2) Ley de momentos flectores transversales. d) Distribución a lo largo de la luz de x en las fibras 1 y 2. e) Distribución de la distorsión a lo largo de la luz. FIg 52]6
se deberán utilizar vigas riostras para eliminar las tensiones longitudinales producidas por la distorsión. Este es el caso de puentes muy anchos con grandes voladizos transversales. 3. Una distribución adecuada del material de la sección transversal con concen-
tración de la masa hacia las almas, reducirá los efectos producidos por la defonnaCÍón por esfuerzo cortante. Intentar acotar la influencia de estos tres parámetros significativos es uno de los objetos de este trabajo, después de analizar más en profundidad la respuesta de la viga cajón.
265
CAPITULO 5 -LA SECCIÓN CAJÓNDE HORM/GÓN
36.32 ./ ....... ....., .......... 25·175 -----:-::---=--:::29,:'0::9::---: 21.775
......
1~~~7_ 15.82 =--...:;;;,;.---...;-;;:------'"'-::-:-::::-<,12.425 11.97 , ....,..---------'
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I I
51.92 I
b)
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I I I
I
í
I I
I
21.33
I I I I
I I
I
63.02
Comparación de x por el método aproximado y el método de las láminas plegadas. A) Estado tensional método aproximado, flexión, torsión (línea continua, sin tener en cuenta la deformación por esfuerzo cortante de las losas, línea punteada, teniendo encuenta la deformación por esfiJerzo cortante. b) Estado tensional por el método de las láminas plegadas. 99 annónicos Fig.52}?
En las figuras 5.2.38, 5.2.39 Y 5.2.40 se representan los desplazamientos y defomlación transversal de este dintel cuando la carga está aplicada en un borde, sobre el alma o en el centro de la luz.
5.3.- Comportamiento de la viga cajón Vamos a examinar el comportamiento resistente de las vigas cajón biapoyadas, de almas veliicales e inclinadas. De dos vigas cajón unidas y de vigas cajón continuas.
5.3.1.- Comportamiento de la viga cajón con almas verticales.
Para analizar el compOliamiento resistente de este tipo de viga cajón, vamos a utilizar el modelo de viga representado en la figura 5.2.33 y que ya hemos analizado en el método aproximado. Estudiaremos en primer lugar la respuesta ante cargas puntuales y seguidamente bajo cargas uniformemente repartidas. El método de análisis utilizado es el de las láminas plegadas con 99 armónicos.
266
PUENTES . . lJ n/erola JaV¡el1Vla
Fig 5238
Annisen
267
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Fig 5239
268
PUENTES Javier Manterola Armisen
Fig 5.2.40
5.3.1.1.- Respuesta ante las cargas puntuales
Examinaremos en primer lugar la respuesta de la viga cajón solicitada bajo una carga puntual de 100 T. situada sobre el alma izquierda de la viga, en el centro de la luz. Esta carga es la misma que la utilizada en el método de cálculo aproximado.
La distribución de corrimientos se representa en la figura 5.3.01, la de tensiones longitudinales en la figura 5.3.02 y la de los momentos flectores transversales en la figura 5.3.03. Lo primero que puede apreciarse en la distribución de las tensiones longitudinales es
269
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Jl00 (ID
(i) r-
3)
r-
r-
o
'"o
'"
'" ~
ti
000007 Ó
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Corrimientos. a) Corrimientos para x = 20 m. b) Corrimientos para x = 15 m. e) Distribución de flechas de los nudos 3 y 8 a lo largo de la luz. d) Distribución de la distorsión a lo largo de la luz
Fig. 53 01
PUENTES
270
Javier Manlerola Armisen
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Tensiones longitudinales x a) Distribución de x en el centro de la luz (x=2Ü m.) b) Distribución de x para x = 15 m. c) distribución a lo largo de la luz de las tensiones x en los nudos 3, 4, 8 Y9. Fig 5.3.02
271
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORlvDGÓN
2.07
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Momentos flectores transverales My. a) Momentos flectores en la sección central x = 20 m. b) Momentos flectores para x 15 m. c) distribución a lo largo de la luz de los momentos My en los nudos 3 y 9. Fig.5.3.03
272
PUENTES Javier Mall/erola Armisell
el fuerte efecto perturbador en la zona situada bajo la carga, figura 5.2.03c Como se ve las tensiones reales se separan fuertemente de las teóricas dadas por la teoría de la viga en dicha zona, obteniéndose valores de hasta un 93% superiores en la fibra 3, sin embargo a solo 5 m. de distancia de la carga las diferencias entre ambas teorías es insignificante Fig. 5.3.02b. De la misma manera este incremento de tensiones tan importantes se reduce mucho si en lugar de utilizar una carga absolutamente puntual, cargamos con la carga mas real del tanque de 60 Tn. de la instrucción de cargas de los puentes de carreteras. En este caso el incremento de tensiones longitudinales es del 34% en el mismo punto 3. Esta reducción se debe al hecho de que la cuantía de las tensiones se reduce bruscamente en cuanto nos separamos del punto exacto de la carga, lo que hace el vehículo de la instrucción que divide las 60 Tn en seis cargas de 10 Tn separadas entre sí 1,5y2m. En la figura 5.3.03 representamos los momentos flectores transversales en la sección transversal debidas a la carga puntual de 100 Tn. Según la teoría de la distorsión la flexión transversal del cajón sigue una curva homotética a la de los corrimientos de distorsión. Esto se aprecia claramente en los momentos flectores My del punto 9 de la sección transversal. Sin embargo los momentos flectores transversales en el punto 3, bajo la carga, se diferencian bastante de los obtenidos por la teoría de la distorsión. Esto se puede deber a dos hechos. El primero a que el análisis con 99 armónicos no es capaz de producir más precisión. El segundo, a que esta teoría, al tener en cuenta todo tipo de deformación en esta zona, que no recoge el método aproximado, determina con mucha más precisión el efecto local.
También en el alma de la viga situada bajo la carga, la distribución de tensiones tangenciales se separa mucho de la habitual en las vigas. Este hecho se debe a que la misión de las tensiones tangenciales en esta zona es repartir el efecto de la carga puntual en el cuerpo del alma. Esto se ve muy bien en la figura 5.3.06b donde se representa la distribución de los axiles Ny en el alma. La parte superior del alma está muy solicitada a cortante y se reduce sensiblemente en la parte inferior. Esto mismo se refleja en la figura 5.3.04c. Esta enorme perturbación que introduce la carga puntual en las tensiones tangenciales, se disipa rápidamente cuando nos alejamos de dicha zona. A solo dos metros de la carga, las tensiones tangenciales se parecen mucho a las normales correspondientes al cortante y la torsión de la viga y a cinco metros la distribución de tensiones tangenciales son practicamente lineales e iguales a las que proporciona la teoría de la viga. En la figura 5.3.04c se representa la distribución longitudinal de los 1:xy en las fibras de la sección transversal y en ella se comprueba esta afirmación. Distribución de las tensiones O'y en la viga
Son varias las causas de aparición de tensiones axiles en la sección transversal, normales al eje del puente.
Z'xy
En primer lugar tenemos las correspondientes a la actuación directa de la carga puntual. En la figura 5.3.06b se representan las tensiones ay a lo largo de tres fibras en el alma directamente cargada y bajo la carga. Como se ve la tensión se reduce rápidamente en profundidad, extendiendo su efecto en el alma y transmitiéndose a lo largo de ella por el esfuerzo cortante.
La distribución de las tensiones tangenciales 1:xy Y de los esfuerzos cortantes Nxy lo representamos en las figuras 5.3.04 y 5.3.05. La primera consecuencia que se puede sacar de estas figuras es la fuerte concentración de las tensiones tangenciales en las proximidades de la carga y sobre todo en la losa superior, que las separa radicalmente de las obtenidas en la teoría de la viga.
En segundo lugar tenemos las tensiones correspondientes a la deformación por distorsión de la sección transversal, la cual, como hemos visto, determina una flexión transversal de la misma con la consiguiente aparición de esfuerzos cortantes y axiles para equilibrar los nudos. En la losa superior, figura 5.3.06a y 5.3.06c, aparece claramente una concentración
Distribución de las tensiones tangenciales
273
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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Tensiones tangenciales xy a) Distribución de xy en la sección de x 19,5 In, b) distribución de xy en la sección transversal para x 19 In, c) distribución a lo largo de la luz de xyen los nudos 3 y 4. Fig, 53,04
274
PUENTES
Javier Manterola Annisen
x=
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15m.
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x= 19.5m. f------=;;-::=+=-::i:~~==_-------+-----__l
Fig 5305 Disllibución de los esfilerzos cortantes N,-" en la losa superior
275
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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232
Fig 5306
210
276
PUENTES Javier Manterola Armisen
de estos esfuerzos en las proximidades de actuación de la carga. Por último tenemos las correspondientes a la variación de los esfuerzos cortantes a lo largo de las losas que constituyen el cajón. En el caso de actuación de una carga simétrica la detenninación de estos axiles transversales es muy simple. Supongamos un elemento diferencial de viga cajón cortado por el eje longitudinal del puente. Figura 5.3.07. Si elegimos un elemento de la losa inferior, tenemos que el esfuerzo cortante T1 en un punto es:
Q.Sy I; = - 1
dI; = dQ. Sy = P. Sy 1
1
Es decir, por ejemplo, en cada elemento dy de la losa inferior existe un desequilibrio de fuerzas en dirección y cuyo valor es
Sy PI'
donde P es la solicitación por metro lineal, Sy es el momento estático en el punto considerado e 1 el momento de inercia de la sección. La integración de este valor a lo largo de y nos
proporciona el valor de T, cuyo maXlmo se encuentra en el eje longitudinal del puente y su cuantía es:
Tmax
P.V'.e.b 2 = 81
donde V' es la distancia del eje de la losa inferior al centro de gravedad de la sección. e es el espesor de dicha losa y b es el ancho de la losa inferior. La distribución de la tracción a lo largo del ancho de las losas es parabólica como corresponde a un incremento de carga lineaL En el caso de acción simétrica sobre la sección las tensiones en cara superior son de compresión y de tracción en cara inferior. En nuestro caso de carga, la distribución de tensiones no es en absoluto parabólica en las inmediaciones de la carga y su cuantía hay que obtenerla en función del equilibrio transversal de las losas superior e inferior. En la figura 5.3.06c se observa la variación de la tensión en cara superior e inferior en la sección central del puente.
Fig 5.3.07
277
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
pasea por la losa superior. Como se puede observar el valor máximo de Gx.se obtiene precisamente cuando la carga se sitúa sobre el alma, disminuyendo su valor cuando se al~ja de ella. Este efecto se explica con claridad si observamos la figura 5.3.08a donde se presenta la distribución de Qy.a lo largo de la línea 3.
Influencia en los esfuerzos y deformaciones de la variación de la situación de la carga en la losa superior.
Cuando varía la situación de la carga en la sección transversal, la cuantía de las tensiones, esfuerzos y deformaciones experimenta cambios importantes.
Cuando la carga está separada del alma, la carga puntual se extiende sobre la línea 3, cediendo de valor como consecuencia del reparto que le proporciona la flexión de la losa supenor.
Variación en las tensiones O'x'
En la figura 5.3.08 representamos las líneas de influencia de tensiones Gx.en los puntos A y B cuando la carga de 100 Tn se
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63.02
a) Distribución de cortantes Qy a lo largo de la línea 3 para carga situada en 1.2.3 y 6. b) Líneas de influencia de tensiones longitudinales x en A y B para x= 20 ID cuando se desplaza una carga puntual de 100Tn de uno a otro lado de la sección central Fig. 5.3.08 a) y b)
278
PUENTES Javier Mal1ferola Anl1isel1
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279
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
Variación de los momentos My .
La distribución de la distorsión de la sección central experimenta una reducción similar Figura 5.3.0Sd y lo mismo pasa, aunque en menor medida, con el resto de las secciones, Figura 53.0Sc.
Cuando la carga se mueve en la sección transversal los momentos flectores transversales provienen de dos causas, la distorsión de la sección cuya variación hemos visto en figura 5.3.0Sd y la flexión transversal propia del marco por la actuación directa de la carga.
Cuando la carga está centrada la distorsión desaparece y sin embargo las tensiones longitudinales en A y B figura 5.3.0Sb no se hacen iguales a las conespondientes a la teoría de la viga, 22,SI Kg/cm 2 contra 20,S Kg/cm2 en A y 39,5S Kg/cm 2 contra 36,5 Kg/cm 2 en la B, debido a la deformación por esfuerzo cortante de la losa superior.
Las líneas de influencia de estos momentos flectores en diferentes puntos de la sección transversal se observa en la figura 5.3.09. Estas líneas de influencia se parecen bastante a las correspondientes a suponer que el marco está apoyado en la parte inferior de
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Fig. 5.3.09 Lineas de influencia de M.,. en x = 20 m para carga de IOO Tn moviéndose transversalmente
280
PUENTES Javier Manferola Armisen
Fig.5.3.JO
las almas y su diferencia se encuentra precisamente en los momentos introducidos por la distorsión. En estas leyes de momentos se observa la diferencia de cuantías que existen en los puntos D y E del alma. Esto ha conducido a un dimensionamiento de las secciones cajón tendentes a realizar almas de espesor variable, decreciendo de arriba a abajo. A esta tendencia ayuda el hecho de que las tensiones tangenciales en la parte superior del alma son mayores que en la parte inferior como se ha visto en las figuras 5.3.04a. y 5.3.05. Variación de los esfuerzos Ny .
De la misma manera que en las acciones anteriores en la figura 5.3.11 se representan las líneas de influencia de los esfuerzos Ny en distintas secciones del cajón. 5.3.1.2.- Respuesta de la viga ante cargas repartidas
La viga cajón representada en la figura 5.2.47 se ha sometido a varios tipos de sobrecargas uniformemente repartidas a lo largo de la viga, pero que cubren distintas zonas de la
secclOn transversaL Su valor es 400 Kg/m2 . Fig. 5.3.12. Corrimientos
En el único tipo de carga que presenta interés el comportamiento de este tipo de vigas es el 1. Sus corrimientos los representamos en la figura 5.3.13. Lo primero que se aprecIa es que los corrimientos son similares a los que se producen bajo una carga puntual, pero con una diferencia importante,. la distorsión es del orden de la tercera parte y su ley de distribución a lo largo de la viga más uniforme. Distribución de O'x'
La distribución de las tensiones longitudinales o"x para esta misma carga y en el centro de la iuz, se representa en la figura 5.3.14b. En ella se pueden apreciar los efectos que separan la distribución de tensiones de la proporcionada por la teoría de la viga, la distorsión de la sección y la deformación por esfuerzo cortante de las losas. Sin embargo debido a que la distorsión es muy pequeña y no existe una concentración de cortantes en ningún punto, las diferencias
281
CAPITULO 5.. - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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17.17
Fig 5.31/, Lineas de influencia de N,. de la sección x dicha sección
= 20 m para carga de
100 Tn moviéndose transversalmente en
PUENTES
282
Javier MantelOla Armisen
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Carga - 2
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Fig.53.12
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Corrimientos a) Distribución de los corrimientos en la sección x = 20 m. b) Descomposición de los corrimientos totales de a) en los cOlTespondientes a la flexión, torsión y distorsión. C) Distribución de la distorsión a lo largo de la luz. Fig 53.13
283
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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Fig. 5.3.14. Distribución de tensiones para sobrecarga uniformemente repartida x
= 20 m.
PUENTES
284
Javier Manterola Armisen
entre las tensiones longitudinales reales y las de la teoría de la viga son pequeñas.
punto 3
!Y real _X_"_= !Y
x
1,08
viga
!Y real punto 4 _x__ = 1,1 !Y viga x
Menor diferencia encontramos en el caso de carga centrada - tipo 2 - cuyas tensiones longitudinales representamos en la figura 5.3 .14a. En este caso no existe distorsión y por tanto las únicas desviaciones de las tensiones de la teoría de la viga se deben a la deformación por esfuerzo cOItante. Momentos flectores transversales My .
La distribución de momentos flectores transversales My la representamos en la figura 5.3.15. para el caso de carga 1.
5.3.2.- Viga cajón con almas inclinada Para analizar el comportamiento de una viga cajón con almas inclinadas hemos elegido la viga de la figura 5.3 .17 cuyas características geométricas son muy parecidas a la de la figura 5.2.47. Comparando las características mecánicas de las vigas tenemos Viga cajón - almas verticales Área =
4,4m2
Inercia flexión =
3,48 m 4
Inercia torsión =
7,2 m4
Centro de Grav. =
0,7272 m
Centro esf. corto =
0,9772 m
Viga cajón - almas inclinadas Área =
4,6 m2
Como se ve esta ley de momentos flectores se reduce desde el apoyo de la viga hacia el centro del vano. Esta reducción se debe a los momentos flectores positivos que produce la distorisón, representados como M2 en la figura y que completan con los reales la ley de momentos flectores constantes que tendría la sección si estuviese apoyada a 10 largo de toda su luz. Se reducen del centro de la luz hacia los apoyos.
Inercia flexión =
3,6202 m 4
Inercia torsión =
5,293 m4
Centro de Grav. =
0,7392 m
Centro esf. corto =
0,9418 m
Esfuerzos axiles transversales N y
Corrimientos
En la figura 5.3.16 representamos los axiles transversales N y para los tres tipos de carga. Estos se deben a la acción de la sección transversal como marco, y al equilibrio de las losas como consecuencia de la variación del esfuerzo cortante en las mismas. Para el caso de carga centrada, figura 5.3.16a las compresiones de la losa superior parten del valor introducido por los axiles del marco y crecen hacia el centro, lo mismo le pasa a las tracciones de la losa inferior. Para el caso de carga 3, figura 5.3.16, las tracciones del marco se disminuyen por las compresiones del equilibrio de fuerzas transversales en la los superior y lo mismo pero al revés pasa en la losa inferior.
La solicitación es la misma, carga de 100 Tn aplicada en el centro de la luz y con una excentricidad respecto al eje de la viga de 3m.
Si comparamos los corrrmIentos de las dos vigas, figura 5.3.01 y figura 5.3.18, vemos que las flechas medias son muy parecidas, como corresponde a inercias longitudinales también parecidas, pero si comparamos la distribución transversal de las flechas en la sección central, x=20, vemos que aunque la viga cajón con almas inclinadas tiene mucha menos rigidez a torsión y por tanto el giro debido a la excentricidad de la carga es mayor, las flechas de los nudos 3 y 8 son incluso algo menores que en la viga con almas verticales. Este hecho se entiende si comparamos las curvas de distorsión de la sección, en donde vemos que la correspondiente a la sección con almas inclinadas es mucho menor, del orden de la tercera parte.
285
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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286
PUENTES Javier Man/erola Armisen
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Fig 53.17
La mayor rigidez a la distorsión de la viga con almas inclinadas reposa en la rigidez transversal del marco de la sección a deformarse en su plano, que en este caso en particular es 2,7 veces mayor. Así en la analogía de la viga sobre fundación elástica que refleja la deformación por distorsión, la sección cajón con almas inclinadas se apoya sobre una serie de muelles 2,7 veces más rígidos que la viga con almas verticales. Esta mayor rigidez reside en la menor anchura de la losa inferior, en su mayor espesor y en la forma de la sección. Tensiones longitudinales O"x'
La distribución de tensiones longitudinales en la sección transversal del centro de la luz experimenta los mismos cambios, respecto al comportamiento del cajón con almas verticales. Sin embargo debido a la menor distorsión de la sección la separación de las tensiones reales con las de la viga recta son menores, figura 5.3 .19.
punto 3
a real x = 1,98 ó 1,62 a viga x
a real punto 4
x
a viga x
1,25
los dos valores que aparecen en el punto 3 corresponden a las tensiones obtenidas a uno y otro lado del alma. En realidad estas tensiones debían ser iguales pero el método de cálculo empleado, con 99 armónicos, no es suficiente para precisar la respuesta en este punto donde existe un intercambio de tensiones muy intenso. Si recorremos ahora la viga en toda su longitud, figura 5.3 .l9b, se observa también que la diferencia entre las tensiones como viga y las reales son mucho menores que en el caso del cajón vertical. Momentos flectores transversales M y .
En la figura 5.3.20 representamos la distribución de los momentos flectores transversales debidos a la distorsión del cajón tanto en dirección transversal como longitudinal. Como se puede observar la cuantía de los momentos flectores es similar a la del cajón con almas verticales, figura 5.3.03, aunque la distorsión es del orden de la tercera parte. Esto se debe a que como esta sección es bastante mas rígida, 2,7 veces, para unos corrimientos del orden de la tercera parte, los momentos son similares.
287
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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PUENTES Javier Manterola Armisen
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a) Distribución de ,para x= 20 m. b)Distribución de, ala largo delaluz. Puntos 3, 4, 8 Y9
Fig 5.3.19
En las inmediaciones de la carga se aprecia aquí el mismo efecto que veíamos en la figura 5.3.3. Las flexiones locales de la losa en las inmediaciones de la carga perturban el comportamiento generalizado de la distorsión, produciendo picos muy notables en la ley de momentos en la sección 3, que se separan claramente de la ley que daría la distorsión, la cual es lineal en la losa superior. Este efecto local se amortigua rápidamente cuando nos separamos de la carga, tanto en dirección longitudinal, figura 5.3.20b, como en dirección transversal, donde el punto 9 no se ve afectado por dicho fenómeno. Distribución de cortantes Nxy' 'Z'xy Y axiles transversales Ny •
Si la inclinación del alma, veíamos, proporcionaba una característica especial al
comportamiento de los cajones al disminuir la distorsión, la segunda característica especial de su comportamiento la encontramos en la distribución de N xy YN y en las inmediaciones de la carga. Veamos en el caso de almas verticales e inclinadas cuales son los esfuerzos cortantes que se producen en sus inmediaciones. La carga de 100 Tn en el caso de almas verticales, figura 5.3.21., está contrarrestada por los esfuerzos cortantes N xy en el alma de la viga y por esfuerzos cortantes Qy en las losas superior e inferior del cajón. La mayor cuantía de la carga, el 89% se transmite al alma que la transporta a lo largo de la viga. El resto es recogido por la losa superior principalmente, en la que se produce la concentración de flexiones que ya hemos visto en apartados anteriores.
289
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
a)
a) Distribución de Mv para x= 20 11L b) Distribución de M;. a lo largo de la 1HZ Fig.53.20 \100Tn
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a) Sección transversal de la sección en la zona del alma. b) Distribución de K en el alma. c) Distribüción en planta deQ, en la losa superior d) Disttibüción deQ, en lá losa inferior. Fig.5321
290
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Equilibrio de cortantes en la zona de carga. a) Descomposición de la fuerza exterior en dos componentes. b) Estado de cargas en el nudo. C) Distribución de N,y en el alma. d) Distribución en planta de Qy en losa superioL e) Distribución de Qyen losa inferior Fig. 5322
En el caso de almas inclinadas, Fig. 5.3.22 la carga de 100 Tn está contranestada por un lado por las componentes de cortante Qy que aparecen en losa superior e inferior y por otra por una componente que se descompone según la dirección del alma inclinada y la losa superior. Como en el caso anterior estas componentes se llevan la mayor cantidad de carga exterior.
La componente horizontal según la losa superior produce una distribución de axiles, que son de tracción en la parte central y de compresión en la lateral según se ve en la figura 5.3.23a. Estos axiles son mucho mayores que los cOITespondientes al cajón con almas verticales dado que la carga directa es muy importante. Se concentran fuertemente en la zona de la carga y se dispersan rápidamente.
Las componentes según el alma y la losa superior se transmiten en el plano de cada una de ellas hacia los apoyos poniendo en marcha todo el mecanismo de trabajo del cajón.
La distribución de cortantes N xy en la losa superior, figura 5.3.24 experimenta también un incremento bmsco de tensiones en la zona de carga ya que son los encargados de repartir el valor concentrado de N y en la losa,
291
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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a) Distribución N" en la losa superior. b) Distribución N, en el alma cargada. C) Distribución Ny en la sección cargada x= 20 m.. Fig. 5.3.23
PUENTES
292
Javier Manlerola Armisen
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\\~7 Distribución de esfuerzos cortantes N". en losa superior. Fig 5.324
293
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
además de realizar el papel de translllltIr las tensiones G x al cuerpo de la losa superior.
Influencia en los esfuerzos y deformaciones de las variaciones de la situación de la carga en la losa superior.
Estos valores se van regularizando rápidamente a poca distancia del apoyo y vemos como a tan solo 5 m. ya tienen una distribución lineal propia de las tensiones cortantes y de torsión de una viga normal.
Cuando paseamos la carga de 100 Tn en la dirección transversal de la sección central de la viga, los efectos sobre la distribución de tensiones, esfuerzos y defornlaciones es similar a la que veíamos para el caso de almas verticales, con las diferencias correspondientes a las particularidades del comportamiento de este tipo de cajones y que ya hemos analizado.
En la figura 5.3.25 se complementa la información sobre la distribución de cortantes en el cajón.
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4.07
205
4.52
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PUENTES
294
Javier Jvfan/elD/a Armisen
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Líneas de inftuencia de , en Ay B para x= 20 m y x= 15 m y una carga de 100 In moviéndose en direcciontransversal sobre la secCión central. Fig.53.26
295
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
AsÍ, por ejemplo, en la figura 5.3.26 vemos la variación de las tensiones G x en un punto de la losa superior e inferior. La única diferencia que se aprecia con el cajón de almas verticales es la menor cuantía de la separación de la carga respecto a la de la teoría de la viga por la menor distorsión de la sección.
lógico y nos ha aparecido en varios de los fenómenos estudiados, como consecuencia del reparto de la carga que realizan la flexión de las losas sobre las aristas de intersección de almas y losa superior. En segundo lugar los tipos de leyes, aunque similares en forma, difieren de los correspondientes a las almas verticales, debido a la tracción local que introduce la descomposición de la carga veliical entre el alma y la losa.
En la figura 5.3.28 que representa las líneas de influencia de N y en cuatro puntos de la sección central se observa en primer lugar como en la sección A y B las compresiones o tracciones toman sus valores máximos cuando la carga está sobre el alma. Este hecho es
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296
PUENTES Javier Manterola Armisen
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Línea de influencia de N, de la sección x= 20 m para carga de 100 Tp movlendose transversalmente en dicha sécción. .
Fig.53.28
5.3.3.- Conclusiones respecto al comportamiento resistente de la viga cajón
de la carga, convirtiéndola en tensiones tangenciales en el dintel y la distorsión que recoge la deformación de la sección transversal, con sus correspondientes efectos en tensiones longitudinales, que corrigen los obtenidos en el comportamiento general a flexión y en flexiones transversales a añadir a los correspondientes a la carga directa.
Corrimientos
a)
Los corrimientos totales de una viga cajón monocelular pueden descomponerse en otros tres: un descenso vertical que representa el comportamiento general a flexión de la viga, un giro torsional que recoge el efecto de la excentricidad
b)
La cuantía de la distorsión depende de la relación entre el ancho del cajón y la luz
297
CAPITULO 5. - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
de la viga, de las condiciones de vinculación de ésta con los estribos y otras vigas, de la rigidez de la sección transversal, y del tipo de carga. c)
Un mismo cajón con almas inclinadas tienen menos distorsión que si tiene almas verticales. Un caso extremo lo tenemos en la viga cajón de sección triangular que carecen de distorsión. Se puede anular la distorsión en un cajón rectangular o trapecial introduciendo vigas riostras en su interior.
g)
Tanto las tensiones longitudinales, como las tangenciales así como los momentos flectores transversales debidos a la distorsión tienen una distribución muy apuntada en las inmediaciones de la carga puntual. Esta situación, que da lugar a incrementos importantes en las tensiones, se disipa rápidamente, pudiendo decirse que a distancias próximas a un canto, el fenómeno está normalizado.
h)
Las tensiones axiles transversales en cajones rectangulares se deben al efecto pórtico de la sección transversal, que engloba los correspondientes a la actuación directa de la carga (pórtico de nudos intraslacionales) y la distorsión (traslación de los nudos). Se deben también al equilibrio de tensiones tangenciales en las losas en dirección transversal. Este último efecto produce compresiones en la losa superior y tracciones en la inferior yen las almas.
i)
En el caso de cajones trapeciales, las tensiones axiles transversales en losa superior se incrementan mucho con la descomposición de la carga exterior según el alma y la losa superior. Las tensiones tangenciales experimentan un incremento importante en la zona de actuación de cargas puntuales.
Tensiones
d)
El incremento de tensiones longitudinales en una viga cajón respecto a los que se obtienen en la teoría de la viga, dependen de la cuantía de la distorsión y de la deformación por esfuerzo cortante de las losas que constituyen la sección.
e)
El tipo de carga influye predominantemente en dicho incremento. La cuantía de la distorsión y su efecto en tensiones longitudinales es mucho mayor si se trata de cargas puntuales que si éstas están unifonnemente repartidas.
f)
La cuantía de la distorsión depende de la posición de la carga en la sección transversal, siendo máxima cuando la carga se sitúa sobre el alma.
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20 m. b) cOITimientos x verticales a lo largo de la luz de los nudos 2, 5, 8 Y 11. Fig 5330
En estas conclusiones hemos establecido cualitativamente la influencia de un conjunto de parámetros que no vamos a intentar acotar pues su estudio es muy largo y ya realizamos una aproximación al mismo en otra publicación l .
1 "La sección abierta y cerrada bajo solicitación excéntrica". Javier Manterola. Monografia nO 15 de la Agrupación de Fabricantes de cemento en España.
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15 m. c) Distribución de cOITimientos
5.3.4.- Tablero formado por dos vigas cajón Para estudiar la respuesta resistente de dos vigas cajón unidas por la losa superior hemos elegido el tablero bi-apoyado representado en la figura 5.329. Este tablero está formado por dos vigas exactamente iguales a la que hemos estudiado en el apartado 5.3.01 y así poder comparar las respuestas resistentes en ambos casos. La luz libre del
299
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORlvflGÓN
vano bi-apoyado es de 40 m y la carga se sitúa en la sección central Supongamos, en primer lugar, que disponemos la carga de 100 T en el nudo 2. Para conocer el comportamiento resistente damos un cOlie longitudinal por el eje del tablero. La respuesta del cajón de la izquierda podría considerarse como suma de otras dos. La primera, en la que a la viga cajón la solicita la carga de 100 T, conocemos su respuesta por el apartado 5.3.01. La segunda está propiciada por los esfuerzos que aparecen en la línea de unión entre los dos cajones. Estos segundos esfuerzos son los que proporcionan la particularidad de la respuesta de este tipo de estructuras.
Fig5331
A 10 largo de la línea de unión, aparecen cuatro tipos de esfuerzos que podemos agruparlos de dos en dos. Figura 5.3.31. En primer lugar tenemos los esfuerzos Qy y M y , que proporcionan el efecto tipo losa del intercambio de esfuerzos entre los dos cajones. Los dos segundos, Ny y N xy representan el efecto tipo membrana ae la losa superior. En el caso de carga que estamos considerando el momento My es cero a 10 largo del eje del puente, 10 que supone una línea de inflexión de la deformada transversal del tablero. El efecto losa está representado entonces únicamente por los cortantes Qy representados en la figura 5.3.31a. Su cuantía
PUENTES
300
Javier Manterola Armi5en
depende de la relación entre la rigidez de la losa de unión entre los dos cajones y la rigidez de éstos. Con las dimensiones de estructura que estamos considerando, la cuantía de Qy es muy pequeña. La descarga del cajón directamente cargada en el otro es el 13,6% de la carga que le solicita y además con una distribución curva como se ve en la figura 5.3.3la y descentrada respecto al eje del cajón que le proporciona una torsión del mismo signo de la solicitación exterior. Del efecto membrana el único esfuerzo que realmente nos interesa es el cortante N xy que aparece en la unión. Figura 5.3.3lc. Este cortante tiene como misión compatibilizar los corrimientos longitudinales de las losas superiores ente los dos cajones. Su efecto sobre el cajón directamente cargado es: aparición de una tracción axil variable a lo largo del dintel, una flexión de eje horizontal que introduce tracciones en la losa superior y compresiones en la losa inferior del cajón y por último una flexión de eje vertical que proporciona el marcado carácter lineal de la distribución de las tensiones G x en las cabezas del cajón. Si unimos el resultado de la acción de estos dos efectos y el de la carga directa tendremos el estado tensional longitudinal del tablero formado por los dos cajones y que representamos en la figura 5.3.32. Si comparamos este estado tensional con el de la figura 5.3.02 que representa la de un cajón aislado tendremos: la distribución de tensiones longitudinales G x en la sección cargada presenta el mismo tipo de concentración en la zona directamente cargada, incluso mas acentuada. Esto, como ya vimos, se debe a la distorsión del cajón, figura 5.3.30a., a la defonnación por esfuerzo cortante de la losa superior y al fenómeno general de la flexión. Cuadro 1 Dos cajones unidos Nudo
Un solo cajón Nudo
2
(Jx = 45,92 kg/cm2
3
(Jx = 39,73 kg/cm2
3
(Jx = 58,44 kg/cm 2
4
(Jx = 63,02 kg/cm 2
5
(Jx = 10,80
8
(Jx = 15,94
kg/cm 2 6
(Jx = 18,86
kg/cm 2
kg/cm 2 9
(Jx =21,33
kg/cm 2
En el cuadro 1 comparamos las tensiones longitudinales que se producen en las cuatro esquinas del cajón cargado. Como se puede ver en el nudo 2 de la estructura de dos cajones las tensiones son mayores que en el conespondiente del cajón único. Esto se debe a las siguientes causas. El efecto losa, si bien supone una descarga del cajón directamente cargado, produce una torsión del mismo signo de la que produce la carga exterior. Esta torsión detennina un incremento de la distorsión del cajón y por tanto una mayor carga en el alma directamente cargada. Este hecho se comprueba también si comparamos los esfuerzos cortantes en el alma directamente cargada en las dos estructuras figura 5.3.33a y figura 5.3.04a. Vemos como las tensiones tangenciales son mayores en la estructura formada por dos cajones que en la de un solo cajón, lo que determinará, a su vez, un incremento de la deformación por esfuerzo cortante en esa zona. El efecto membrana tiende a producir, como hemos visto, tracciones en la cara superior del cajón; pero el momento flector del eje vertical que determinan por estar la solicitación aplicada a un borde, contrarresta este efecto. En el nudo 3 de la estructura formada por dos vigas cajón la tensión es algo más reducida que en su conespondiente nudo del tablero de un solo cajón. En este punto los efectos anteriores se conjugan de manera a reducir un poco la tensión. Donde si se reduce claramente las tensiones es en el alma no cargada. Aqui el efecto membrana y el efecto losa tienden a reducir los esfuerzos que se producen en el cajón único. Hasta ahora hemos comparado las tensiones longitudinales que se producen en la sección central del puente que es la directamente cargada. Si analizamos ahora el estado tensional a lo largo del cajón vemos: l.
Las tensiones longitudinales G x en la zona del alma cargada son muy parecidas en los dos tipos de tableros. Lo mismo le pasa a las tensiones tangenciales 'txy .
301
C/IPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
2.
Las tension es longitudinales (Jx Y las tangenciales 1: xy son mas pequeñas en la zona del alma no cargada para el caso de las dos vigas cajón.
Carga en cualquier punto de la sección transversal Si paseamos ahora la carga a lo ancho de la sección transversal, manteniéndola en la sección central del puente x=2ü m., podemos obtener la distribución de los corrimientos a lo largo de la sección transversal, Fig. 5.3.34 Y las
líneas de influencia de las tensiones longitudinales (Jx en las cuatro esquinas de un cajón, figura 5.3.35. De esta curva podemos siguientes conclusiones:
sacar
las
1. Un cajón ayuda muy poco al otro cajón a resistir la carga. Pues si observamos la línea de influencia en el punto 2, vemos que cuando la carga se sitúa en el cajón derecho las tensiones longitudinales en 2 son muy pequeñas.
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Tensiones longtf,úclinales t!ix <1J Distrihuci6n de6"x.en el centro de la tu: (x : 20 m.). hl Dist.Tibució.n deG'x para x '" 15 m. c;) DistrIbución a 10 largo de la luz de ias tensiones G':( en los nudos 2, 3,5 Y Ó. Fig 5332
PUENTES
302
Javier lvlanferola Annisen
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fensiones tangenciales ~ xy. a) Distribuci6n de ~xY en la sección x = 19,5 b) Distribuci6n de ~ xy en la sección x = 10 m. e) Distribución a lo largo de la luz de 'Zi xy en los nudos 2,3,5 Y 6. Fig 5.333
En el caso del nudo 5, mas centrado en el tablero, la influencia del otro cajón es mayor, aunque cuando la carga está situada encima, la tensión longitudinal es algo mayor que la que se produciría en el cajón único. Ver figura 5.3.8b. 2.
Si examinamos ahora las líneas de influencia de los momentos flectores transversales My, figura 5.3.36, vemos lo mismo. Cuando la carga está situada en el cajón derecho toda la zona izquierda del cajón izquierdo prácticamente queda sin solicitación
obtever líneas de influencia en nudos 1,2,3 y 7. Las líneas de influencia en la zona derecha del cajón izquierdo, 4, 5, 6 y 8 se extienden con mas amplitud en el tablero, aunque de fonna muy reducida cuando se separan de las zonas próximas al punto en cuestión. Una conclusión complementaria que podemos sacar de estas líneas de influencia y que la podemos aplicar tanto a los tableros de un solo cajón como a los de dos cajones, la
303
CAPITULO 5"- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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PUENTES
304
Javier Malllelola Anllisen
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Líneas de influencia de tensiones longitudinales x para x Fig 5.3.35
obtenemos si comparamos su trazado con la que tendría los de una viga contínua apoyada en los puntos donde existen almas en la viga cajón. a) Cuando la carga pasa por un alma, el momento flector no se anula en dicho punto, efecto de la distorsión del cajón. b) Las líneas de influencia prácticamente se anulan fuera del vano en que se encuentra el punto donde se obtiene. Esto es debido al efecto de empotramiento, casi perfecto, que produce la pequeña longitud y gran rigidez de las almas verticales.
=
20
111.
Y la carga en x
=
20
111.
Y = variable
5.3.4.1.- Caso de vigas prefabricadas
Si consideramos ahora un tablero mas pequeño - 12 m de anchura y 30 m de luz - que puede corresponder a la de cualquier paso superior que utilizan vigas en "D" para posteriormente fonnarse un tablero de dos vigas cajón con el honnigonado de la losa superior, llegamos a conclusiones similares. Bajo una carga puntual en el centro del puente y en un borde, aparece como ya sabemos un muy pobre reparto de la carga vertical. El valor de Qy, cortante vertical en la sección 1-1, Fig. 5.3.37, es tan pequeño que no aparece y lo mismo podríamos decir del
305
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORlvfIGÓN
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Líneas de influencia de momentos flectores M y transversales - Sección x = 20 m. carga x
20 m. y = variable
Fíg. 5336
momento flector M y • En cambio el valor de N xy es considerable y es el que realmente produce un estado tensional longitudinal en la viga no cargada y una descarga en la viga directamente cargada. El valor de N xy es prácticamente cero en el centro de la luz, el cajón cargado no se defonna longitudinalmente en este punto, y crece hacia el apoyo, como corresponde a
cualquier cOliante en una viga biapoyada. Sin embargo a partir de un determinado punto este valor decrece hasta hacerse cero en la sección de apoyo. Esto es debido a que el valor de N xy es obligatoriamente cero en el borde de apoyo. El efecto de ese borde libre se extiende una determinada longitud en la losa. La defonnada del tablero aparece en la Fig. 5.3.38.
306
PUENTES Javier JvJan/erola Armisen
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Si en lugar de considerar una carga uniformemente repartida consideramos la sobrecarga uniforme de 400 Kg/m2 extendida en medio tablero, Fig. 5.3.39, las conclusiones son similares. Transmisión prácticamente nula de cortante de eje vertical Qy de momento flector transversal y eficaz achlación del cortante N xy que iguala las deformaciones longitudinales en el borde común entre ambos cajones y que produce flexiones de eje vertical y horizontal respecto al centro de gravedad de cada uno de ellos así como esfuerzos axiles de compresión en el cajón descargado y de tracción en el cajón descargado. En la Fig.
5.3.40 representamos la defonnación de esta estructura. 5.3.4.2.- Conclusiones respecto al comportamiento de dos vigas cajón
Con el estudio tan limitado que hemos hecho respecto al compOliamiento de dos cajones unidos es difícil sacar conclusiones claras respecto a la respuesta resistente de este tipo de tableros. Sin embargo las pautas de comportamiento que han ido apareciendo nos penniten extrapolar un conjunto de conclusiones cualitativa.
307
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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cOltante que iguala el desplazamiento longitudinal en la línea central entre los dos cajones y que supone la aparición de tracciones en el cajón cargado, con sus con'espondientes flexiones y compensa en el cajón no cargado. d) La presencia de vigas riostras transversales mejoraría claramente el repalto transversal entre las dos vigas cajón y este se ha realizado bastantes veces cuando por razones funcionales las dos vigas cajón se han separado mucho y por tanto la flexibilidad de la losa de unión aumentaba claramente. Por estas razones y analizando exclusivamente el comportamiento resistente es indiferente unir o dejar separados los dos
308
PUENTES Javie¡· Nfanlerola Armi5en
Fig.5.339
cajones. Tienen que existir problemas funcionales, caso de rodadura continua a lo ancho del tablero, o ventajas en el apoyo de las vigas cajón en las pilas, para que la opción de unir los dos cajones sea favorable. 5.3.5.- Tableros continuos
La condición de continuidad la expresamos aquí en su situación mas simple como es la de tablero de dos vanos continuos y carga simétrica, figura 5.3.41. En esta situación cada vano se comporta como apoyado, empotrado a causa de la simetría, respecto al apoyo central, de la carga exterior. Si bien éste no es un caso general de continuidad, la respuesta nos va a dar una
pauta de como se comporta un puente contínuo. Solicitación puntual excéntrica
Solicitamos el tablero por dos cargas puntuales de 100 toneladas situadas en el centro de cada luz y con una excentricidad de 3 m. respecto al eje del tablero, figura 5.3.41. Los resultados del cálculo siguiendo la teoría elemental de la viga se dan en la figura 5.3.42. La distribución de tensiones longitudinales reales
309
CAPITULO 5 - LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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elemental de flexión de la viga, que no tiene en cuenta las defonnaciones de alabeo ni de distorsión. De esta representación junto con la figura 5.3.44 se pueden sacar las siguientes conclusiones: l.
La separación de las tensiones reales respecto a las que produce la teoría de la viga es muy intensa en las proximidades de la carga.
2. La separación de las tensiones reales respecto a las que produce la teoría de la viga se atenua mucho en la sección de empotramiento.
En el cuadro número 2 representamos la comparación numérica de estas tensiones. Cuadro 2 Sección x=30 m. Nudo
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L.P.
Sección x=60 m.
L.P.lT.V.
T.V.
L.P.
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4
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0,724
28,58
29,8
1.042
3
43,67 76,42
1,75
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69,61
1.328
5
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0,531
52,41
69,99
1.329
1.403
T.V.= Teoría elemental de la viga L.P.= Teoría laminar plegadas (99 arm.)
3. La línea de momento nulo, en la teoría elemental de las vigas, se conserva bastante bien en la respuesta real del tablero.
Como se ve por el cuadro y la figura 5.3.44 en la sección cargada la distribución de tensiones está muy polarizada del lado de la
3J1
CAPITULO 5· LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
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carga, mientras que en la seCClOn de empotramiento la distribución de tensiones es prácticamente simétrica. Esto se debe a que aunque ambas secciones están solicitadas por cargas puntuales, su cuantía y rigidización de la sección es muy diferente. En la figura 5.3.45 se representan estas cargas. La sección central tiene una carga concentrada de 100 Tn. en el alma izquierda y no tiene riostra transversal alguna. Las
secciones de apoyo están solicitadas por dos tipos de cargas puntuales. Las tipo 1 que actúan directamente en las almas y son del mismo tipo que las 100 T. de la sección central, y la del tipo 2 que no son sino la traslación de las fuerzas Nxy que actúan en cabeza superior e inferior y que su itinerario es a través de la viga riostra. Por tanto la distorsión y alabeo de la sección central es mucho mayor que la de la sección de apoyo en la cual es nula por inmovilización que produce
CAPITULO 5.- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMlGCIN
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la viga riostra. En el caso de que éstas no existiesen las cargas N xy que actúan en cabeza superior e inferior provinientes de la torsión del cajón, deberían trasladarse a los apoyos deformando el marco de la sección transversal, es decir, distorsionándolo. Este hecho
aumentaría el desequilibrio entre las tensiones longitudinales de la zona izquierda del cajón y de la zona derecha en la sección de apoyo. Si examinamos la figura 5.3.46, donde representamos la distribución de esfuerzos
PUENTES
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315
CAPITULO 5- LA SECCIÓN CAJÓN DE HORMIGÓN
tangenciales N xy vemos como su distribución a 10m. de la situación de la carga es muy parecida a la que produce la teoría elemental de la viga, figura S.3A2d, mientras que cerca de la posición de la solicitación exterior está muy perturbada y es del tipo que ya conocemos en el estudio de los cajones apoyados, puntos 2 y 3. En la sección de apoyo central la distribución de N xy está un poco distorsionada lo que repercute en la distribución de 0 x a través de la deformación por esfuerzo cOliante.
Solicitación uniforme excéntrica
En las figuras 5.3.47 y 5.3.48 representamos la distribución de tensiones longitudinales en la viga cajón cuando la solicitación es una carga uniformemente repartida de 400 kg/n/ pero colocada con un descentramiento respecto al eje de 3 m. Como se puede apreciar en estas figuras, la diferencia entre las tensiones entre el lado
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316
PUENTES Javier Manferola Armisen
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CAPITULO 5" - L4 SECCIÓN C4JÓN DE HORMIGÓN
izquierdo y el derecho de la viga es muy pequefío lo que indica un pequefío alabeo y distorsión de la sección. La teoría elemental de la viga aproxima bien la respuesta. Esto ocurre a lo largo de toda la viga cajón salvo en las inmediaciones del apoyo central donde la perturbación es muy elevada. Este hecho que queda perfectamente reflejado en la figura 5.3A8b puede que no responda a la realidad sino que sea consecuencia del modo en que se ha materializado la viga riostra en el programa de láminas plegadas que hemos utilizado para este estudio. La viga riostra se ha materializado en el programa de cálculo por medio de barras inextensibles que son las de la sección transversal, mas una nueva barra que va del nudo .3 al 4 y que evita la distorsión de la sección. Además se han inmovilizado al giro los seis nudos. Esta representación de la riostra no es muy precisa pues aunque inmoviliza perfectamente los nudos, introduce una aximetría clara de comportamiento, que creemos es la causa de la perturbación local del estado de tensiones. En la figura 5.3.44a también se observa esta anomalía. Conclusiones
Respecto a la influencia de la continuidad podemos sacar las siguientes conclusiones:
l.
Como en el caso de las vigas cajón biapoyadas, las cargas puntuales son las que producen una perturbación mayor en la distribución de tensiones longitudinales 0'x' Estas se separan mucho de las que proporciona la teoría elemental de la viga en las inmediaciones de la carga.
2.
Esta perturbación es mas intensa que en los tableros bi-apoyados pues el empotramiento supone una reducción en la relación ancho-luz.
3. En la sección de apoyo la perturbación de las tensiones longitudinales es mucho menor que bajo la carga puntual y esto es debido a la presencia de vigas riostras y la menor concentración de la solicitación puntual en dicha sección. 4. La sobrecarga uniforme produce un incremento de tensiones muy pequefío respecto a la teoría de la viga. 5. En general las conclusiones obtenidas en tableros bi-apoyados son aplicables a los contínuos con las limitaciones que acabamos de hacer.
PUENTES
318
Javier A1anterola Armisen
Puente de Tina Menor
Cajón metálico
319
CAPITULO 6 - TABLEROS lvlETiÍUCOS Y MIXTOS
6.... TABLEROS METÁLICOS Y MIXTOS
La clasificación que hemos realizado entre puentes de luces cOlias y medias y puentes de grandes luces para el caso de tableros de hormigón, tiene un sentido diferente cuando tratamos con tableros metálicos. En este caso las secciones con vigas doble "T", o las secciones cajón, son aptas para alcanzar grandes luces. Así se puede pensar en un tablero mixto de 100 m de luz formado por vigas doble "T", lo que sería difícil de entender en puentes de hormigón. Y esto es lógico, pues la gran luz, en hormigón, va asociada a vigas continuas, de inercia y canto constante o variable de sección cajón, construida por dovelas prefabricadas o "in situ". En acero no existe ningún problema en dar continuidad a las vigas doble "T", ni conferirles canto constante o variable, o aumentar el área de las cabezas para acoplarse a los esfuerzos que se producen en cada punto. Por otra parte, los medios de puesta en obra son mucho más sencillos cuando se trabaja con elementos de poco peso como el acero. Los tableros en vigas doble "T" son, en general, más económicos que los tableros cajón cuando se trata de puentes de luces
medias, pues la deformación por esfuerzo cortante de las chapas inferiores en estos últimos, hace que se desperdicie bastante acero. Únicamente, cuando se trata de tableros curvos, la viga cajón tiene alguna ventaja, pues la falta de rigidez a torsión de las vigas doble "T" hace que se concentren las flexiones longitudinales en las vigas exteriores, las más alejadas del centro de curvatura del dintel. En el caso de grandes luces, en las cuales, el aprovechamiento del material de toda la sección está casi asegurado, se utiliza la viga cajón, que determina una mejor distribución del estado tensional longitudinal para el caso de cargas excéntricas, las cuales producen torsiones en la sección transversal. En cuanto a la cabeza superior, esta puede ser metálica -losa Oliótropa ó de hormigón- tablero mixto. En general la cabeza superior, que constituye además el sopolie de la rodadura del puente, es bastante más barata si es de hormigón, dejándose el puente totalmente metálico para casos especiales en las que se necesita reducir el peso propio puentes móviles, de gran luz, etc. Fig. 6.0.01.
PUENTES
320
Javier Man/erola Armisen
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6.1.- Dintel mixto Está formado por una o varias vigas en "U" ó por una o varias vigas doble "T" las cuales, con la cabeza superior, constituyen una ó varias vigas cajón, ó un tablero de vigas doble "T". Se cubren con una losa de hormigón colaborante, conectada con las almas a través de conectadores. Los elementos constitutivos son:
La losa superior, cuyo dimensionamiento suele venir fijado por la flexión transversal producida por la carga pennanente y la sobrecarga de utilización. La flexión longitudinal del puente influye más en la resistencia del honnigón que en su dimensionamiento. La rigidización longitudinal y vertical de almas y losas inferiores, si las hubiera, las cuales con el espesor de las chapas controlan la resistencia a flexión y torsión del tablero.
321
CAPITULO 6- TABLEROS METIÍLlCOS y ML\TOS
El arriostramiento transversal tiene varias misiones, controlar y resistir el efecto de la carga exterior sobre la flexión transversal de la sección así como la distorsión producida por la solicitación excéntrica, controlar el pandeo fuera del plano de las cabezas de compresión de las vigas longitudinales y ayudar a impedir la inestabilidad del alma. Puede ofrecer muchas modalidades. En la Fig. 6.1.01 presentamos dos arriostramientos que se han hecho clásicos. El primero está formado por una "H" que controla la distorsión de las vigas durante su montaje en obra y en servicio, además de prevenir el pandeo fuera del plano de las cabezas de las vigas doble "T". El
segundo es la disposición clásica que elimina la distorsión en secciones cerradas. Este mismo arriostramiento ó su inverso también es válido para las secciones con vigas doble "T". Entre los cordones superiores de las vigas se dispone una triangulación horizontal para resistir los esfuerzos de viento que actúa sobre el cuerpo de la viga, Fig. 6.1.02. El par que se forma entre acción y reacción necesita de un par vertical para equilibrar el sistema. La rigidez transversal, como marco, proporcionado por el atTiostramiento realiza esta misión.
Fig 6/01
Fig 6102
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322
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los 12 m ó 14 m, anchura que corresponde a una calzada de autopista o a una carretera normal de dos carriles. Es la sección bi-jacena que ha tenido una enonne repercusión en la realización de puentes bi-apoyados y continuos en toda Europa.
La triangulación horizontal superior, en el caso de tratarse de vigas cajón, le proporciona también una cierta rigidez a torsión que puede ser necesaria en las etapas de construcción. En el caso de secciones mixtas cajón se puede utilizar doble acción mixta, sin más que honnigonar y conectar la chapa inferior y el honnigón en la zona de momentos negativos. Aunque menos frecuente, también se puede utilizar la doble acción mixta con tableros fonnados por vigas doble T. Fig. 6.1.03.
El tablero está formado por dos vigas metálicas, doble T, que se solidarizan con una losa superior de honnigón annado, la cual soporta el tráfico directo y sirve de cabeza de compresión de las vigas longitudinales.
6.1.1.- Sección transversal del tablero mixto. Vigas doble "T" 6.1.1.1.- Canto del tablero, separación entre vigas, losa de hormigón.
Son varios los parámetros que determinan la configuración más adecuada para este tipo de tablero y entre ellas, son las relaciones geométricas entre los lados del tablero y el tipo de carga, las más importantes. Si estamos tratando con tableros de luces moderadas, menores de 30 a 40 m, la separación entre las vigas puede oscilar entre los 3 m y los 7 m. La solución mas económica para este tipo de luces es utilizar vigas doble T, laminadas y de sección compacta. En la Fig. 6.1.04 representamos una configuración clásica en los puentes mixtos, para una anchura típica de puentes como son
Fig 6103
La separación entre estas vigas depende de la solución dada a la flexión transversal del tablero. En el caso de que esta flexión se resista únicamente por la losa de hormigón. La separación estará cerca de a ~ O,4b
Con esta separación, normalmente la torsión del tablero, resistida únicamente por las dos vigas longitudinales a través de la torsión no uniforme, está suficientemente asegurada sin un aumento muy significativo de la flexión en cada una de las vigas. Con separaciones más pequeñas entre las vigas longitudinales, con voladizos muy grandes, la torsión puede quedar mal resuelta. Para que se verifique un adecuado desarrollo de la torsión no uniforme, teóricamente la sección transversal debe ser indefonnable, lo cual es el límite superior ideal
323
CAPITULO 6- TABLEROS METAL/COS y MIXTOS
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Una primera manera de asegurar suficiente rigidez a la distorsión es disponer una viga riostra transversal entre dos rigidizadores verticales de las vigas longitudinales. Fig. 6.1.üSa. Se establece así un pÓliico transversal que rigidiza la sección transversal y controla el pandeo de las cabezas de compresión de las vigas longitudinales durante el montaje. Fig. 6.1.üSb. Durante la fase de servicio colabora con la losa superior de honnigón constituyendo un pórtico transversal más rígido. La separación entre estas vigas horizontales suele oscilar alrededor de 1Ü m, cada dos o tres alTiostramientos verticales de las almas. Se puede hacer un estudio paramétrico, en cada caso, para detenninar su inercia y situación exacta.
Cuando es necesario controlar la acción del viento durante la construcción del puente, no es suficiente con este aniostramiento transversal, pues carece de rigidez horizontal para enfrentar este efecto, razón ésta por la que se dispone una triangulación entre los dos cordones superiores e inferiores. En este caso la excentricidad de la acción del viento sobre esta triangulación se resuelve recogiendo el par entre las dos vigas longitudinales, activando el efecto pórtico transversal. Fig. 6.I.üsc. La disposición habitual de esta triangulación es en la cara superior, pues entonces el pandeo de la cabeza superior de las vigas longitudinales está más asegurado. Si se dispone entre las cabezas inferiores, se le confiere a la sección transversal
325
CAPITULO 6- TABLEROS METAucos y Ml>"70S
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una rigidez a torsión muy notable cuando se realice el hormigonado de la cabeza superior. Un alTiostramiento transversal más eficaz pero de elaboración más complicada consiste en triangular el rectángulo fonnado por las dos vigas longitudinales. Fig. 6.1.06. En el cordón superior o inferior de esta triangulación se puede disponer una triangulación horizontal para enfrentar al viento y obtener así las ventajas señaladas en la configuración anterior. Una tercera fonna de vincular las dos vigas longitudinales, es disponiendo vigas transversales conectadas con las vigas longitudinales. Esta disposición, con voladizo exterior o no, se dispone cuando se trata de establecer grandes distancias entre vigas longitudinales y entonces la flexión transversal
de la losa resulta demasiado importante. Fig. 6.1.07. El pÓl1ico transversal constituido entre vigas transversales y la rigidización ve11ical de las almas es suficiente para la estabilidad durante la construcción. La separación entre las vigas transversales responde a la capacidad de flexión de las losas de hormigón, generalmente de .3 m a 4 m para que sus espesores no sean demasiado imp011antes, lo que hace que la cuantía de acero aumente sustancialmente. En cuanto a los espesores de la losa de honnigón dependen de su luz libre de flexión. En general no debe sobrepasar los 32 cm en su apoyo sobre las vigas y de 25 a 28 cm en el centro del vano. Si las luces que se utilizan producen esfuerzos no soportables por estos espesores, se debe acudir a disponer una
PUENTES
326
Javier Mall/erala Arlllisell
sección con la de la Fig. 6.1.06 con la disposición de una viga longitudinal intermedia, apoyada sobre la triangulación de an'iostramiento transversal o a las disposiciones de la Fig. 6.1.07.
primer lugar, por grúas o empujado, para después hormigonar la losa, ya sea utilizando prelosas como encofrado o bien utilizando un carro móvil superior que se mueve sobre las vigas metálicas.
Resolver el problema de la flexión transversal aumentando mucho los espesores de la losa de hormigón produce un aumento considerable de la flexión longitudinal del tablero.
En cuanto al dimensionamiento de este tipo de secciones, junto con las características que hemos expuesto conviene añadir que la relación canto/luz suele oscilar alrededor de
En cuanto a la utilización del pretensado o no del tablero de hormigón para hacer frente a los fuertes momentos negativos que aparecen en la losa superior, encima de los apoyos, el criterio ha variado a lo largo del tiempo, desde los partidarios de pretensar la losa bien antes de la conexión con las vigas longitudinales metálicas o bien después de la conexión, a los partidarios de utilizar exclusivamente armadura pasiva. Pretensar la losa antes de la conexión, tiene como inconveniente el del manejo de losas especialmente grandes y el hecho de que la transmisión de carga de pretensado a las vigas metálicas, que se quiera evitar con la desconexión inicial, la fluencia y la retracción del hormigón la hace inevitable en el tiempo, aunque en cuantía algo menor que si el pretensado se realiza con el hormigón conectado al acero desde el principio. Razones estas por las cuales se ha vuelto a utilizar armadura pasiva, en cuantías imporiantes no solo para resistir la carga sino para controlar la fisuración. La doble acción mixta, Fig. 6.1.03 no era muy frecuente en este tipo de tableros por la dificultad de ejecución de la losa inferior. Sin embargo recientemente empiezan a aparecer una serie de tableros formados por losa superior e inferior de hormigón y solo las almas son metálicas, bien de chapa rigidizada, de chapa plegada o de celosía y pretensado interior, recto o quebrado, con desviadores adecuadamente dispuestos siguiendo criterios del pretensado exterior. La estructura metálica hace el papel de un chasis que, junto con completar su trabajo como constituyente de la viga cajón que se forma, hace el papel de una autocimbra. El formidable puente de Bras de la Plaine de 280 m de luz, se ha construido de esta manera. Desde el punto de vigas de la construcción, el tablero metálico se monta en
c/L - 1120 Esta relación está sujeta a diversas variaciones. Siempre se pueden realizar secciones más esbeltas, con tendencia a c/L 1125 o incluso 1130 cuando se emplean secciones compactas. Cuando se utilizan secciones no compactas, disponer dinteles muy esbeltos conduce a planteamientos menos económicos, con más cantidad de acero y más flexibles. Con cantos mayores se obtienen generalmente cuantías más pequeñas. Cuando las luces son grandes, mayores de 35 m, la sección transversal de doble viga, se mantiene como la sección más adecuada. Se abandona la utilización de vigas de laminación compactas, que resultan antieconómicas, y se utilizan vigas doble "T" flexibles. Todo lo señalado en cuanto a la separación entre vigas longitudinales y espesores de losa, cuando tratábamos de los puentes de luces moderadas es igualmente aplicable a este caso. Cuando las anchuras del tablero aumentan, se pueden mantener las dos vigas longitudinales pero su canto óptimo debe crecer a valores próximos a c/L - 1115, para anchuras de más de 20 m. En este caso el mantenimiento de la relación a/b - 0,4 puede dar lugar a espesores demasiado grandes de las losas de hormigón. Para mantener este peso controlado, se suele recunir a la disposición de una nueva viga longitudinal, secundaria, que se apoya en la rigidización transversal, Fig. 6.1.06. Las relaciones entre a y b deben reajustarse a la nueva disposición de los apoyos de la losa. En la Fig. 6.1.07, se representa otra solución para resolver el tablero en el caso de grandes anchuras de puente, consistente en la disposición de una viga transversal conectada con el tablero, viga que puede ser una doble "T", como la de la figura o una celosía, si se trata de muy grandes distancias entre estas vigas. La solución
327
CAPITULO 6- TABLEROS METIÍUCOS y MIXTOS
obtenida es excelente, con una óptima rigidez transversal de la sección y una buena respuesta longitudinal y transversal del tablero. La cuantía de acero utilizada es adecuada. En el caso de que los voladizos sean importantes, como ya hemos dicho, lo cual ocurre en tableros anchos y cuando se quiere promediar bien las leyes de momentos transversales, las vigas transversales se prolongan al exterior en la forma de ménsulas metálicas.
En este caso es mejor acudir a tableros de 3, 4 ó 5 vigas longitudinales, Fig. 6. 1.08, con separaciones de vigas que oscilen alrededor de los 3 m y losas de hormigón con cantos alrededor de 25 cm.
Cuando se trata de tableros muy anchos y de luz pequeña utilizar bi-jacenas resulta poco adecuado pues el tejido transversal de vigas que puenteen la losa entre las vigas longitudinales resulta muy costoso.
El dimensionamiento de este tipo de tableros y separación de vigas y tamaño de voladizos sigue los criterios del puente bi.lacena.
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o
1 65
b
En el acceso al puente del Escudo se disponen 6 vigas longitudinales doble T de 1,45 m de canto para soportar un tablero de 32 m de anchura y luces de 15,5 m. Fig. 6.1.09.
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2 90 --+-a--- b
=2
f - s - - - - - - - - - - - - - - 12 00 - - - - - - - - - - - - - - e > < Fig 6108
Fig 6109
PUENTES
328
Javier Jvfan/ero/a Annisen
6.1.1.2. Vigas
Las vigas pueden ser compactas o no compactas. 6.1.1.2.1. Secciones compactas
Las vigas compactas son aquellas cuyas cabezas y almas tienen suficiente rigidez para que se pueda desarrollar la plastificación total de la sección y una adecuada rotación sin que se produzca ninguna pérdida de resistencia debida a pandeas locales. Fig. 6.1.10. La distribución del estado tensional longitudinal elástico desemboca en el plástico con el incremento de la solicitación. Los momentos debidos a la temperatura, retracción y en general todos los que provienen de deformaciones impuestas pueden no ser te-
nidos en cuenta pues la plastificación de la sección y su capacidad de rotación eliminan estos efectos. De la misma manera no es necesario sumar separadamente los esfuerzos provenientes de las distintas solicitaciones que se producen en las diferentes etapas de construcción. La suma total mayorada es la que plastifica la sección. La conexión entre el hormigón y el acero debe diseñarse también para la solicitación y el cortante último máximo si queremos que toda la sección mixta llegue a la rotura. La sección de hormigón a utilizar, en este caso, será aquella en que tenga en cuenta su anchura eficaz, que es mayor que la elástica, del orden del doble, debido a que la plastificación del homligón y su defonnación correspondiente, activa zonas más alejadas de las almas.
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329
CAPITULO 6- TABLEROS METIÍUCOS y MLYTOS
las deformaciones impuestas de temperatura, fluencia y retracción, y las acciones exteriores actúan sobre secciones de características diferentes, Fig. 6.1.11.
6,1.1.2.2. Secciones no compactas
Cuando las secciones, su alma y las cabezas, no son lo suficientemente rígidas como para que se pueda producir la total plastificación de la sección sin que se produzcan fenómenos de inestabilidad y tampoco se pueda producir la capacidad de rotación suficiente, las secciones se denominan no compactas.
Las almas son delgadas y es necesario proceder a su rigidización transversal y longitudinal para evitar su puesta fuera de servicio por pandeo ante estados de carga pequeños. Se establece entonces una dialéctica entre secciones de alma muy delgadas, de poco peso, que exigen una fuelie rigidización, con gran coste de trabajo en taller o almas algo mas gruesas, de más peso, y menos necesitadas de rigidización.
Esta falta de capacidad de redistribución hace que no se pueda obtener la solicitación total, como suma global de todas las solicitaciones existentes, como OCUlTe en las secciones compactas, sino que es necesario tener en cuenta que el proceso constructivo o
+
Es todo tens ¡ano I
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de acero
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Fig 6JIJ
Fig 61.12
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PUENTES
330
JOI'Ii?r A1tmlerolo AnlllSell
Cuando la flexión aumenta se produce el pandeo de una zona del alma. Esa zona pierde su capacidad de transmitir tensiones y el estado tensionallongitudinal se debe redistribuir hacia los bordes produciéndose un máximo en los bordes longitudinales rigidizados y un mínimo en la zona pandeada, Fig. 6.1.13.
La rigidización veliical del alma, dispuesta por un solo lado de la sección puede utilizarse desde esbelteces d/t > 50 hasta esbelteces del orden de 200. En el caso de esbelteces mayores se suele necesitar además una rigidización horizontal para poder controlar la defOlmación debida a la flexión y el cortante, Fig. 6.1.12. 6.1.1.2.2.1. Almas con rigidización transversal únicamente
El planteamiento normalmente utilizado para tener en cuenta el comportamiento postcrítico del alma de la viga sujeta a flexión, consiste en suponer que de la sección transversal se elimina la zona pandeada y así se organizan las instrucciones nacionales.
Cuando actúa únicamente un momento flector la sección se comporta con una distribución tensional lineal siempre que alguna zona comprimida del alma no pandee.
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331
CAPITULO 6- TABLEROS METAucos y MIXTOS
Bajo un esfuerzo cOliante las almas experimentan un estado tensional que se manifiesta en tensiones principales diagonales a 45°, Fig. 6.1.14a. Cuando la carga aumenta las tensiones principales y en particular su componente de compresión hace pandear el alma, Fig. 6.1.14b. Bajo un incremento de carga exterior las tensiones de compresión no aumentan sino que pel111aneCen prácticamente constantes y son únicamente las tensiones de tracción las que crean un campo diagonal de tracciones que son las únicas que aumentan. Al comportamiento normal de un estado tensional tangente se le añade un comportamiento como viga "Pratt", solo posible cuando existe una rigidización vertical que hace el papel del montante de esta viga en celosía y que debe resistir la componente vertical de este campo diagonal, Fig. 6.1.14. Esta es la razón por la cual la capacidad de carga a cortante de una viga se obtiene como suma de los dos efectos, plastificación del alma por cortante y campo diagonal de tracción.
La magnitud y extensión de este campo diagonal, que no tiene por que seguir exactamente la normal a la componente de compresión, se extiende a lo ancho de una determinada magnitud "g" y según un ángulo "0". Una parte de estas tracciones se equilibran con las que aparecen en los paneles vecinos y el resto se tiene que equilibrar flexionando las cabezas de la viga "Pratt" que se forma. De manera que las cabezas de la viga están sometidas a estas flexiones y a los esfuerzos axiles provenientes de la flexión general de la viga. Entre estas flexiones y los axiles se produce el agotamiento de las cabezas con la aparición de rótulas plásticas que desencadenan la rotura de la viga por cOliante, Fig. 6.1.15 su valor va a depender de la rigidez de las cabezas.
Zono plostificodo
Rotulo plostico Rotulo plostico
Fig 6115
Bajo el efecto combinado de un momento flector y un esfuerzo cOliante mayorado la rotura de la viga se establece a través de diagramas de interacción, Fig. 6.1.16 (RPX-95). El punto A conesponde a la rotura por cOliante exclusivamente. La zona entre B y C conesponde a la rotura por cortante y flexión. En esta zona se supone que el punto B representa que el alma resiste sola el cortante y que la flexión es resistida únicamente por las
cabezas superior e inferior de la viga. No se considera en este punto la contribución del campo diagonal de tracciones. En la zona CD se supone que se verifica toda la resistencia a flexión de la viga, almas incluidas, y que además puede resistir un cortante de valor mitad del que agota el alma. Siempre que la solicitación mayorada de cortante y flexión caiga dentro de esta curva la seguridad de la viga a rotura está satisfecha.
PUENTES
332
Javier Manterola Armisen
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Fig.6J16
En el panel extremo se presenta un problema particular al no existir un panel vecino que compense las tracciones del campo diagonal que hemos visto se producen entre paneles intennedios. El rigidizador transversal extremo se encuentra sometido a las flexiones producidas por el campo diagonal y la compresión producida por la reacción. Se produce entonces una tercera róhlla, Fig. 6.1.17a que es la que desencadena la rotura de la viga. El valor de la contribución del campo diagonal a la resistencia del cOliante no se tiene en cuenta en el panel extremo. Para tenerlo en cuenta se puede disponer un panel posterior, Fig. 6.1.17b, que evite la fonnación de la rótula plástica del montante veltical. En presencia de esfuerzos axiles y momentos torsores la nonnativa vigente reduce los valores de V Rd, M Rd Y Mf~Rd con el fin de utilizar la misma curva de interacción, Fig. 6.1.16.
6.1.1.2.2.2. Almas con rigidizadores longitudinales y transversales
Cuando la esbeltez de las almas es grande, d/t entre 200 y 400 es necesario añadir rigidizadores longitudinales a los transversales para prolongar la capacidad resistente a flexión y cortante. En la Fig. 6.1.18 se representa la evolución del estado tensional longitudinal de una viga solicitada únicamente a flexión con un rigidizador longitudinal en la parte comprimida de la viga. En la zona del rigidizador, el alma de la viga se mantiene el estado tensional lineal creciendo con la solicitación, mientras que en sus zonas próximas, pandeadas, el estado tensional se congela en valores muy pequeños. Este hecho determina que el cálculo de la capacidad resistente a flexión de la viga se obtenga eliminando las zonas pandeadas de la viga cuya situación depende de la de los rigidizadores longitudinales y de las carac-
333
CAPITULO 6- TABLEROS METAucos y lvDJt'TOS
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Zona plastificada
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Rotula plastica
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Fig.6117
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Fig 6119
b f, ~ 7 5 t f, V355/f y
I
PUENTES
334
Javier lvIan/erola Annisen
terísticas geométricas de la viga y resistentes del material.
6.1.1.3 Dimensionamiento del alma y alas de las vigas
Cuando se le solicita a cortante únicamente la máxima eficacia del rigidizador longitudinal se obtiene cuando se sitúa en el eje del alma pues entonces las dimensiones geométricas de los paneles son iguales. Si la rigidización longitudinal se traslada a la zona comprimida de flexión, para mejorar la respuesta ante esta solicitación, la capacidad de resistencia a cortante disminuye en los paneles mas grandes y aumenta en los mas pequeños. Una vez que el panel mas grande pandea pierde rigidez y los paneles adyacentes deben compartir la carga no recogida por este panel. En el panel pandeado se produce el campo de tensiones diagonal dentro de sus dimensiones geométricas que aumenta su capacidad de carga. Se entiende entonces que el comportamiento que se produce después del pandeo de uno de los paneles es mucho mas complejo que el que se produce en almas sin rigidizadores intennedios.
Para establecer un dimensionamiento previo de la sección será necesario obtener, en primer lugar, las solicitaciones y los esfuerzos que actúan sobre la sección en cuestión.
Se han planteado varias teorías de cuantificación de la resistencia a cortante. Desde las que propugnan que la resistencia a cortante última sea la suma de la resistencia a cortante de cada uno de los paneles mas la proporcionada por el campo diagonal de tracción que se produce también en cada uno de los paneles, a la que finalmente se adopta, mas conservadora, de que la resistencia del alma hasta el pandeo corresponde a la tensión de cortante de rotura conespondiente al panel mas débil, extendiendo esta tensión a todos los paneles, a la que se suma un campo diagonal único que es el que se produciría si no existiesen rigidizadores horizontales, criterio este último adoptado por la RPX-95.
Con esta aproximación de la carga total, se puede estimar rápidamente, en función de la tipología elegida, la cuantía del momento flector y esfuerzo cortante en las secciones significativas, centro de vano, apoyos, cuartos de la luz.
En cuanto a la detenninación de las solicitaciones, las conespondientes a la losa de compresión conviene seguir las indicaciones de 6.1.1. que detennina la geometría aconsejable. El resto de la carga de peso propio puede empezarse suponiendo que el acero va a pesar del orden de 150 kg/m2 (L < 50 m) a 250 kg/m2 (L > 50 m). y aunque estos valores puedan variar en la realidad, su cuantía complementaria va a producir esfuerzos insignificantes con respecto al producido por el resto de las cargas. En cuanto a la carga muerta su determinación depende de la funcionalidad del puente, lo mismo que la sobrecarga de utilización.
6. 1. 1.3. 1. Secciones compactas
Para una sección compacta, y sin otros rigidizadores transversales que los situados en apoyos, Fig. 6.1.19, la altura de la chapa del alma entre la fibra neutra y la palia inferior de la cabeza de compresión será menor o igual que
mi :S 28t w La existencia de rigidizadores horizontales produce un incremento de la carga de rotura a cortante, respecto al que tendría si no existiesen rigidizadores longitudinales, en que la tensión utilizada en el cortante resistido hasta el pandeo conesponde a las dimensiones del panel mas grande de entre los que se divide el alma, tensión que siempre es mayor de la que tendría el panel si no existiesen rigidizadores longitudinales. Bajo la acción conjunta de la flexión y el cortante se utiliza el mismo diagrama de interacción descrito en el apartado 6.1.1.2.2.1.
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335
CAPITULO 6 - TABLEROS METALlCOS y MIXTOS
Por otro lado la altura total será igualo menor que a:
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para perfileSlaminadOS}
RPX-95
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paraperfilessoldados
y si se trata de una seCClon cajón el ancho de la cabeza de compresión entre almas será
b 5 241 h
t
b-3t _---=-1.::...2 :::; t h
55 .
fv
3877
fv
:::; 20t/2
La cabeza de compreslon, si no está conectada a losa alguna de hormigón tendrá unos voladizos menores
b¡, 57,51 1, r;5
S5 .
En cuanto a la cabeza de tracción, su vuelo desde el alma será menor que
.Iv
d:::;lOO t",
t
(BS5400)
y la distancia entre almas, en el caso de una viga cajón será
Cuando un seCClOn cumple estas condiciones puede considerarse compacta y por tanto el momento último produce la plastificación total de la sección según se indica en la Fig. 6.1.10. Por tanto con los esfuerzos obtenidos en los tanteos previos se pueden detenninar las cabezas de compresión o de tracción sin más que suponer que entre ellas, a su carga límite, se resiste la flexión exterior. Este procedimiento es excesivamente conservador pues la plastificación del alma ayuda bastante al momento último. De la misma manera se puede suponer el cortante total actuando sobre el alma, exclusivamente, a una tensión de rotura de
para perfil laminado hueco
b:::; 38t /2 77
6.1.1.3.2. Secciones flexibles - no compactas
a) Almas sin rigidización longitudinal Para que las cabezas conectadas al honnigón se considere que son compactas, la separación entre conectadores en dirección transversal es menor que
En este caso la zona comprimida del alma no será mayor que
mi :::; 82,5t",
y en la dirección de la compresión
5 121¡,
J35S .1;,
En el caso de que los conectadores estén distribuidos al tresbolillo
355
(BS5400)
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y la altura total del alma
(BS5400)
PUENTES
336
Javier Manlerola Arlllisen
d::;1601", ~355 -.
1;.
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d::; 2401", - ,
ó
ay la máxima tensión del ala en estado límite
(b)
JI'
d::; 2001
~35. 5
'" J'
último.
(a)
RPX-95
b) Almas con rigidización longitudinal y transversal Aunque no se fija el espesor del alma, se recomienda no reducir más allá de
(e)
J'
(a) zona de apoyo de vigas continuas donde coinciden valores importantes del momento y el cortante.
d ::; 450t w
d::; 250t w
(BS5400)
(J!I -
55
(a)
y
(b) zona de centro de vano de vigas isostáticas o continuas con poco esfuerzo cortante.
d ';3S0t w PS.5
Iv
(c) zona de apoyo de vigas isostáticas. En cuanto a las cabezas de la viga, la (BS 5400) establece que cuando la cabeza está comprimida la distancia entre el alma y el borde libre de la cabeza será
!!!
55 ::; llt ti - .
d::; 300t w
(J!Iv 55
-.
(b) RPX -95
(e)
donde a), b) y c) tiene el mismo significado que en las almas sin rigidización horizontal. Por otro lado la BS 5400 hace las siguientes consideraciones complementarias, Fig. 6.1.20.
(jI'
Siendo ay el menor valor del límite elástico del material del alma ó 1.5 ay siendo
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0.2 d
w ~ 65 lwV355/f y
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<~ 100 t w\/355/f y f.n
Fig. 61.20
ol1pril1ido
337
CAPITULO 6.- TABLEROS METJÍUCOS y lvfL\TOS
La distancia entre el primer rigidizador en la zona comprimida del alma y la parte inferior de la cabeza comprimida será el valor menor de
_ 65 . tvl! <
P.S.fl'.5
:::; O,2d Para paneles intermedios totalmente comprimidos la altura entre dos rigidizadores será
<; 100tw
ps.. s fl'
y para paneles totalmente traccionados,
o con zona traccionada y zona comprimida, la altura será
:::; 165tw Para obtener el dimensionamiento, de las cabezas y almas se parte, como en el caso de la sección compacta, de los momentos y esfuerzos cortantes calculados según la aproximación señalada. Para el dimensionamiento, los puntos que conviene tomar como referencia son el B y el C del diagrama de interacción de la Fig. 6.1.16. El punto B nos debe servir para ajustar las dimensiones de cabezas y almas en los apoyos de las vigas continuas donde existen flexiones y cortantes importantes. Con el momento mayorado, dividido por el intereje entre las cabezas se obtiene la carga de rotura de las mismas y su área.
M (mayorado) 1 ' A rea = ---::----:::...--.--:.. d fl' Ir Como se ve no se hace contribuir al alma en la resistencia a flexión.
En cuanto al espesor del alma
Q(mayorado)
1
tw=-=--'----=-------"---d
fl' I
J3P
donde p es un valor que depende de la distribución de los rigidizadores transversales y longitudinales, si los tuviera, y del tipo de material ver RPX-95, 6.3.3.2.2. Si el centro de la sección lo dimensionamos el con mismo criterio, las cabezas estarán sobredimensionadas pues la parte del alma traccionada, generalmente importante en vigas mixtas contribuye muy sustancialmente a la cuantía del momento de rotura de la sección. 6.1.1.4.- Rigidización y diafragmas
A la rigidización longitudinal y transversal de las almas se les confiere el papel de aumentar la capacidad de resistencia a cortante y flexión de la viga así como mantener controlada la deformación transversal de los cordones comprimidos. El diafragma no es sino una rigidización transversal de la viga a la que se encomienda, además, la rigidización de la sección transversal del tablero, contribuyendo a su capacidad de repmio transversal, de torsión y de control de la distorsión. Dentro de los diafragmas hay que distinguir los diafragmas de apoyo, los cuales reciben las reacciones de los soportes del puente y los diafragmas intennedios. 6.1.1.4.1.- Rígídízacíón del alma
Las hipótesis consideradas en el cálculo y dimensionamiento de la sección transversal, establecía la indeformabilidad de los contornos de los distintos recuadros que los rigidizadores longitudinales y transversales introducen en las chapas del alma, y esta indefonnabilidad del contorno debe realizarse hasta los estados últimos de resistencia. Para que esto se verifique se establece una condición de rigidez mínima a conferir al rigidizador. Por otro lado la rigidización está sometida a una serie de esfuerzos exteriores que debe resistir. Por tanto la detenninación de los rigidizadores debe cumplir dos condicio-
PUENTES
338
Javier Man/erola Annisen
nes, una condición de rigidez y otra de resistencia. La condición de rigidez mínima viene detenninada en los distintos códigos nacionales y siempre se refiere a una proporción de la rigidez del alma
de las dimensiones geométricas y de la separación entre rigidizadores, etc. Al ser una condición de indefonnabilidad de los contornos, cuanto mayor sea la inercia de la chapa mayor debe ser la del rigidizador. Las condiciones de resistencia de los rigidizadores longitudinales se establecen en función de las acciones que existen sobre ellos. Se suponen rígidamente apoyados en los rigidizadores transversales que detenninan, por tanto, su longitud de pandeo. Están sometidos a distintas cargas. Una compresión, centrada en el eje del alma, correspondiente al estado tensional longihldinal de la sección transformada, para aquellas zonas del rigidizador longitudinal situados en el borde de la viga.
Por otro lado esta compresión se supone centrada con el centro de gravedad del rigidizador y la parte del alma correspondiente, para los tramos intennedios del rigidizador, cuya flexión lateral queda eliminada por la indeformabilidad de los rigidizadores transversales. También están sometidos a los esfuerzos de flexión transversal cOlTespondiente a la presión del viento y a las imperfecciones locales. En el caso de puentes curvos se deberá someter a su vez a las cargas transversales que se producen por la curvatura en planta. Los rigidizadores transversales están sometidos a las siguientes acciones. La compresión veliical del campo diagonal de tracciones, aplicada en el eje del alma, que se produce en el estado postcrítico de resistencia del alma, Fig. 6.1,21. A una serie de cargas transversales, que producen flexión, debido a los siguientes efectos, viento, CUlvatura en planta del alma, efectos debidos a imperfecciones de la chapa metálica y a los transmitidos por los rigidizadores longitudinales, en el caso de que estos existan.
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ESFUERZOS AXI Fig 6.121
EN EL RIGIOIZAOOR VERTICAL
NI
339
C4PITULO 6 - TABLEROS MEl/iLJCOS y MIXTOS
Además habrá que tener en cuenta los esfuerzos transversales correspondientes a la flexión transversal de la sección del tablero, sometida a las cargas exteriores entre las que se debe incluir la carga puntual veliical correspondiente a la acción de las ruedas del tráfico. La longitud de pandeo considerada para el rigidizador es el 80% de la altura total del alma.
I
La separaclOn a que suelen disponerse los rigidizadores transversales está entre d y 2d, perdiendo efectividad cuanto mas separados estén y obligando a la rigidización longitudinal y a las almas a un aumento importante de su inercia para mantener su eficacia. Estos rigidizadores intermedios frecuentemente no se sueldan a la chapa traccionada, Fig. 6.1.22. 6. 1. 1.4.2. - Diafragmas
Además de servir como rigidizadores transversales cumplen la misión de controlar la deformación transversal del tablero tanto en la etapa de construcción como la de servicio y en esta fase ayudar al reparto transversal de cargas. Generalmente son de dos tipos. Los constituidos por un pórtico transversal, Fig. 6.1.23a o los fonnados por una triangulación, Fig. 6.1.23b. Su separación suele ser del orden de 8 ó 10m y nunca mayor de 4d.
I
I Fig 6122
] - [ J1ZS[ JJS21 b)
o)
e)
Fij;.6123
A la rigidización transversal se le añade una triangulación superior, Fig. 6.1.03, que permite resistir las fuerzas horizontales de viento durante la construcción y mientras la losa de hom1igón no está construida. Cuando la losa está realizada, la triangulación es inútil.
En el caso de que se ponga una triangulación inferior, caso poco frecuente, se le proporciona a la sección una rigidez a torsión muy considerable y útil en el caso de que el tablero sea curvo en planta.
PUENTES
340
Javier Manlerola AI/nisen
~::_:-'~.J ---~::::::::::::::::::::::::::::::::V::::::::::::::::::::::::::::::::--- _"..:~
Fig 6J24
No/R N Fig 6125
Las acciones que solicitan a estos diafragmas son las conespondientes a los de un rigidizador transversal cualquiera mas las colTespondientes a la flexión transversal de la sección, muy incrementadas respecto a los rigidizadores transversales nonnales, por la presencia de los travesaños intermedios, Fig. 6.1.24. Resulta evidente que en los conectadores existentes entre viga y losa se producen esfuerzos de tracción vertical como consecuencia del momento flector que experimenta esta sección por la rigidez al giro que le proporciona el travesaño transversal. Este efecto se produce también, aunque en menor medida, en los rigidizadores transversales normales.
En el caso de puente curvo en planta se produce un doble efecto, una sobrecarga de la viga exterior producida por la curvatura en planta que se obtiene por los modelos habituales de cálculo y que en el caso de tablero bi-apoyado y bajo sobrecarga unif0l11le se convierte en un incremento del momento flector en la viga exterior de valor
siendo 1 la luz del puente, R el radio de curvatura central y b la distancia entre las vigas, Fig. 6.1.25.
341
CAPITULO 6.- TABLEROS METÁLICOS Y MIXTOS
En cuanto a los rigidizadores verticales y los diafragmas transversales se ven sometidos a una carga transversal de valor
Na
siendo a la distancia R' rigidizadores transversales.
entre
t
11 11 11
los
En el caso de los diafragmas de apoyo, además de los esfuerzos que ya hemos descrito en los diafragmas nonnales, tenemos como solicitación mas importante la reacción de apoyo. El diafragma se considera a estos efectos como una columna con carga igual a la cOlTespondiente a la reacción del apoyo y altura de pandeo, la del alma. Fig. 6.1.26.
I
6.1.1.5.- Pandeo transversal del cordón comprimido
En el caso de que no esté suficientemente an"iostrado, el cordón comprimido de las vigas puede pandear en su plano, bajo los efectos del axil variable a que lo solicita la flexión general del tablero. Este efecto solo se puede producir en aquellos cordones situados en la parte inferior de la sección, en los dinteles continuos y en la proximidad de los
/
/
/
1\
Fig 6126
Fig 6127
t
PUENTES
342
Javier Man/erola Armisen
trata de una pieza, de características constantes o variables, sometida a una compresión variable, el axil que la flexión produce en el cordón inferior, y está estabilizada por una serie de muelles transversales cuya rigidez depende de la del marco, constituido por la sección transversal del puente. Este marco está formado por la losa de hormigón y el rigidizador transversal mas la parte de alma que le está asociada. Cuando exista diafragma, será el correspondiente a su propia configuración, Fig. 6.1.27.
apoyos. En esta zona la distancia entre los diafragmas no deberá ser mayor de 8 m y cumplir la condición
LD
,,;
0,2
~b~ E.
-v3
Iv
(RPX
~95)
donde LD
distancia entre diafragmas
b
ancho del ala comprimida
1;,
límite elástico comprimida
del
acero
del
El cálculo de la rigidez de los muelles transversales se determina obteniendo la relación entre P y 8 según los distintos modelos de sección transversal posible, Fig. 6.1.28. Se supone nula la rigidez transversal de la sección cuando no existen ni rigidizadores ni diafragmas.
ala
Los cordones comprimidos superiores están suficientemente arriostrados por la losa superior a la cual está unida por los conectadores. Unicamente estos cordones deben ser objeto de comprobación durante las fases de construcción, cuando el tablero aún no está bien fraguado, aunque sí colocado.
El primer modo de pandeo del cordón inferior comprimido de un tablero continuo toma la forma representada en la Fig. 6.1.29.
El problema de cálculo es simple. Se
p
I)........L~
p
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-
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~j~p 1)
~j~p 1)
Fig.61.28
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j 1)
343
CAPITULO 6- TABLEROS METALICOS y MIXTOS
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APOYO _. - ._._. -_. -1- _. _._. -- -- _. _. -. _. _. _._._. _. _. -. . _. _. .--_._. _. _. _. _. _. _. -- -'- -- _.- _.
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Fig 6129
nación apriorística viene en todas las nonnas, en función del estado de cargas y el tipo de apoyos. Estas dimensiones sirven para detenninar el área y la inercia de eje horizontal. Su inercia de eje vertical estará asociada con las de las barras AA, ya que entre ambas forman una viga Vierendel plana cuya inercia en dicho plano deber ser igual a la de la losa real que reproducen y que es muy grande. Para ello será necesario realizar un modelo previo que reproduzca únicamente la losa en su plano donde se obtendrá la rigidez equivalente de las banas A y AA de la Vierendel equivalente.
6.1.1.6.- Modelo de cálculo de los tableros de vigas doble "T"
La modelización del tablero mixto de dos o mas vigas se debe hacer considerando por una parte las vigas metálicas y por otro lado la losa de hormigón, siguiendo las indicaciones del emparrillado, Tipo 3, que aparece en el capítulo 16 de cálculo, Fig. 6.1.30. Las características a conferir a las banas A dependen de múltiples factores. Si se sitúan en zona de compresión del puente se le debe conferir el ancho eficaz elástico, cuya detenni-
A
l' A
'1'
A
A
lB o)
A
lB
e b) Fig.6/30
2221
1
A
!:
el
344
PUENTES Javier Manlerola Armisen
Para el caso de que las acciones exteriores sobrepasen claramente las deformaciones elásticas y queramos obtener las cargas de rotura, el área a conferir a la barra A se supone el doble que la elástica, siempre que este valor no sobrepase el máximo posible que es el determinado por el intereje entre almas. Este hecho se debe a que cuando se produce la plastificación del honnigón las defonnaciones se incrementan y por tanto se pone en juego zonas de honnigón más alejados de las almas. Para el caso de puente continuo, con la aparición de momentos negativos importantes en la zona de apoyos, se debe proceder con respecto a las características a conferir en la balTa A de la siguiente manera: Cuando la fisuración va a aparecer en fase elástica de carga, se le puede conferir exclusivamente el área de la annadura pasiva que contiene el ancho eficaz elástico. En cuanto a la longitud de zona fisurada que se produce en las proximidades del apoyo, una hipótesis simplificada es conferir estas características al 15% de la longitud del vano a cada lado del apoyo. En el resto del vano se debe utilizar el área de honnigón obtenida para las zonas comprimidas. En esta situación, al variar y reducirse la inercia conjunta de las secciones del dintel, en la zona de apoyos, cambia la ley de momentos flectores de las cargas exteriores y las deformaciones producidas por ellas. Una aproximación mejor se obtiene calculando el tablero dando a la barra A el área de hormigón cOlTespondiente al ancho eficaz elástico, obtener la distribución de tracciones en el honnigón en las zonas alrededor de la pila y repetir el cálculo confiriendo a la barra A el área de la armadura únicamente cuando las tensiones de tracción sobrepasan en un 30% la resistencia a rotura por tracción del hormigón y conferir el área de la armadura teniendo en cuenta el "tension stiffening" del hormigón entre grietas cuando las tensiones en tracción alcancen la tensión de rotura del hormigón. Cuando la seCClOn esté pretensada el área a conferir a la barra A es la del hormigón útiL Cuando analizamos la rotura del puente en
estados avanzados de carga, se considera únicamente la armadura pasiva y activa como área de la viga A. Las barras B reproducen las características de la viga metálica sola. Esta barra se sitúa en el centro de gravedad de la viga. Las barras AB tienen una rigidez transversal correspondiente a la del rigidizador mas la de la chapa a que está asociado y una rigidez en sentido longitudinal al puente de valor infinito. Las barras CC reproducen las características de las barras del diafragma. Por último las barras AA, reproducen la inercia de la losa de honnigón con su ancho correspondiente, Fig. 6.1.30 a, b y c. Este modelo se podría extender a realizar el cálculo del pandeo fuera del plano de las cabezas comprimidas metálicas sin mas que introducir las siguientes variantes. Se introduce una nueva barra longitudinal D, a la que se le confiere el área y la inercia longitudinal y transversal del cordón inferior, Fig. 6.1.30c. Las características y la situación de la barra B cambian ahora, teniendo en cuenta que solo representan al alma y la cabeza superior de la viga metálica. Las vigas riostras verticales AB se llevan ahora hasta las vigas longitudinales "D" con las mismas características anteriores. Los modos de pandeo se obtienen rápidamente con este modelo y la carga de rotura total, habida cuenta la inestabilidad transversal del cordón inferior, si tenemos en cuenta la no linealidad geométrica y del materiaL
6.1.2.-
Sección transversal del tablero mixto. Vigas cajón.
La sección cajón puede utilizarse tanto en luces cortas y medias, L<50 m, como en grandes luces. En el primer caso, la eficacia del acero de la chapa inferior en zonas de fuerte oscilación del cortante no es óptima, debido a la deformación por cortante de la losa inferior y la pequeña relación ancho/luz. Pero con una adecuada distribución de espesores, un espesor junto a las almas y otro menor en el centro, la pérdida de eficacia no es excesiva. Cuando sí
345
CAPITULO 6- TABLEROS lvIETrÍUCOS y MIXTOS
Fig 6-1.31
346
PUENTES
Javier Manlerola Annisen
interesa siempre utilizar la seCClOn caJon es cuando tratamos con tableros de gran luz, con tableros curvos y aquellos otros fuertemente torsionados, Fig, 6,1.31. En la Fig. 6.1,03 la doble acción mixta convierte a las vigas doble "T" en vigas cajón, solución perfectamente lógica cuya acción puede reducirse a la zona donde existen momentos negativos, o extenderse a lo largo de todo el tablero.
En la Fig. 6.1.32a representamos un tablero de luces reducidas con la utilización de dos vigas cajón en lugar de las vigas doble "T" que veíamos en la Figura 6. LOS. La rigidez torsional de estos pequeños cajones favorecen la eficacia del reparto transversal de cargas entre las vigas, a la vez que se incrementa la flexión transversal en la cabeza de las vigas y en sus conectadores. En general esta tipología participa más de los problemas pertenecientes a las vigas doble "T" que a los problemas a tratar en este apartado.
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1
Fig.61.32
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d)
347
CAPITULO 6 - TABLEROS METAucos y M/,\TOS
Las vigas caJon individuales pueden extenderse a lo ancho del tablero, como en la Fig. 6.1.33, donde se representa un tablero muy curvo, de radio variable entre 61,6 m y 98,3 m, con 60 m de luz y 19,5 m de anchura. En la Fig. 6.1.32b vemos la típica viga cajón con simple o doble acción mixta, en la zona de momentos negativos. La relación ancho/luz no debe ser muy grande si queremos optimizar el rendimiento del material de la chapa inferior. Su esbeltez puede ser mayor que la correspondiente a viga doble "T" c/L constante
~
1/22 si se trata de vigas de canto
En el caso de vigas de canto variable c/L
~
1/25 en el apoyo
c/L
~
1/40 ó l/50 en el centro del vano
En este caso, como en los demás, conviene recordar, que salvo en casos muy exagerados, el canto es una variable asociada al espesor de las cabezas de las vigas, a la resistencia del material y a la flexibilidad exigida al puente, pudiendo jugarse con uno y otro en función de nuestras conveniencias.
Fig 6133
Cuando la anchura del tablero aumenta, se puede adoptar la solución de separar las almas a la manera de la Fig. 6.1.32c, en la cual se dispone una viga longitudinal en el ~je del tablero para controlar la flexión transversal de la losa. Al aumentar con esta disposición la relación ancho/luz del tablero se pierde eficacia en el rendimiento de la chapa inferior y aumenta la distorsión del cajón. Conviene, siempre que se pueda, mantener una relación adecuada entre el canto de las vigas y la anchura del tablero que permita la optimización de estos factores. Si, en estas condiciones, los voladizos laterales salen muy grandes, lo que pasa siempre que se trata de puentes muy anchos, conviene recurrir a una de las dos soluciones que aparecen en la Fig. 6.1.32 d y e. En la primera se controla la flexión transversal y el peso del tablero de hormigón por la utilización de vigas transversales . En el segundo se mantiene el control de la respuesta con un apuntalamiento lateral. Como en el caso de los tableros fOl1nados por dos vigas doble T, el dimensionamiento de la losa superior depende de la distancia de sus apoyos en dirección transversal y de la luz del voladizo transversal. En el caso de que se tengan costillas transversales, el dimensionamiento de la losa superior depende de la distancia entre costillas
348
PUENTES
Javier lv/all/erola Armisen
' de c:::;;1 a razon
20
En el puente pórtico del Vergel de 60 m de luz y 26 m de anchura se han dispuesto dos vigas cajón situadas en situación simétrica respecto al eje del tablero, pero dependientes entre sí por un arriostramiento transversal de costillas que se prolonga hacia el exterior y que compensa los momentos diferentes entre los v~¡elos transversales y la losa entre vigas cajón, Flg. 6.1.34.
Fig 6.134
Fig 6/35
En la Fig. 6.1.35 presentamos el puente de Tina Menor de 378,5 m de Ion gitud y vanos de 120 m de luz y está formado por una viga cajón monocelular de 10 111 de anchura y 6,5 m de canto. La anchura total de 31 m se completa con un apuntalamiento transversal metálico cruzado, que además de sujetar el vuelo transversal, proporciona un incremento del 10% en la rigidez a torsión del conjunto.
349
CAPITULO 6- TABLEROS METIÍLICOS y MIXTOS
6.1.2.1- La viga
Todo lo referente a las almas de estas vigas es idéntico al ya tratado en los tableros formados por vigas doble T y por tanto a ese apaliado nos referimos. Lo que si cambia en esta sección es el dimensionamiento y la respuesta de la chapa inferior, y los problemas nuevos derivados de la distorsión del cajón que afectan a su arriostramiento, los cuales, a fin de cuentas, no es sino la versión en las vigas cajón de la flexión transversal que se produce en las secciones abiertas debidas a la torsión.
esfuerzo cortante, en cuanto la relación entre la anchura b y la luz L sea un poco grande, lo cual es frecuente sobre todo en los puentes de 30 o 40 m de luz, la distribución de tensiones longitudinales elásticas en la chapa inferior no son lineales,. La deformación por esfuerzo cortante de esta losa determina el conocido fenómeno del retraso por cortante, que ya vimos en el Capítulo 5. En cambio, en las almas, la distribución de tensiones longitudinales suele ser lineal en cuanto la luz sea mayor de 4 ó 5 veces su canto, lo cual es frecuente, Fig. 6.1.36a.
Bajo el efecto de la flexión vertical y el
T
Fig 6J36
Junto con este estado tensional longitudinal, la viga cajón tiene su correspondiente estado tensional tangencial debido al cortante y a la torsión, Fig. 6.1.36 b Yc. Cuando se aumenta la carga exterior y la sección se lleva hasta rotura se plantean diversos problemas, no muy conocidos hasta ahora, en lo que se refiere al estado tensional longitudinal en la chapa inferior rigidizada. Existen discrepancias respecto a si la plastificación de la zona de chapa, próxima a las almas, cuando el estado de carga llega a un valor detenninado, conlleva una redistribución del estado tensional longitudinal en la chapa inferior que tiende a eliminar el efecto del retraso por cOliante. En principio, las distintas instrucciones mantienen un coeficiente reductor, para determinar cual es la palie útil equivalente que se produce en estados avanzados de carga y este coeficiente es proporcional al elástico.
6. 1.2. 1. 1. La chapa inferior Existen cuatro posibilidades de pandeo de la chapa inferior: •
Pandeo local de la chapa de fondo entre los rigidizadores longitudinales.
•
Pandeo local de alguno de los componentes del rigidizador (pandeo por torsión de los rigidizadores abiertos).
•
Pandeo de los rigidizadores longitudinales entre rigidizadores transversales.
•
Pandeo global de la chapa inferior total entre las almas laterales.
El pandeo local de la chapa de fondo entre rigidizadores longitudinales se tiene en cuenta eliminando la palie de chapa que existe entre los rigidizadores longitudinales susceptible de quedar fuera de servicio por pandeo y se procede a la misma manera que se obtenía
350
PUENTES
Javier Mantao/a Amlisen
Sin embargo este es un planteamiento conservador. Cada uno de los rigidizadores no está independiente en la sección transversaL La chapa inferior forma con los rigidizadores longitudinales una losa ortótropa. En el momento de pandeo fuera del plano de los rigidizadores longitudinales se activa el mecanismo transversal de rigidez de la chapa inferior que reduce la defonnación.
la palie de chapa no útil entre los rigidizadores longitudinales del alma. El pandeo de los rigidizadores longitudinales suele ser el procedimiento habitual para controlar la inestabilidad de la chapa inferior. Se supone que la chapa inferior está fonnada por una serie de columnas independientes, con sección igual a la del rigidizador mas la parte de chapa útil que le colTesponde y que pandea libremente entre los rigidizadores transversales supuestos indeformables, Fig. 6.1.37.
y esta reducción es doble pues por un lado, la rigidez de la chapa inferior como lamina (losa + membrana) tiende a reducir la defonnación fuera del plano de los rigidizadores. Por otro lado, el arco longitudinal que forma la chapa y los rigidizadores longitudinales de la zona central de la chapa, entre rigidizadores transversales, introduce una pérdida de rigidez longitudinal en los mismos, que ocasiona la redistribución de tensiones longitudinales del centro hacia los bordes (no confundir con el retraso por cortante), Fig. 6.1.38.
La carga a que están sometidos es la que produce la flexión general del tablero, valor este que puede tener una determinada excentricidad, el, respecto al centro de gravedad de la columna ya que la distribución lineal de tensiones que produce la flexión general no tiene por que coincidir con el centro de gravedad de esta columna virtual.
60 t
chopo en conpresion
!20t
chopo en trocclQn
e
b
3 Fig 61.37
Fig.6J38
351
CAPITULO 6- TABLEROS METrÍUCOS y MIXTOS
El efecto de la ortotropía es poco significativo cuando la rigidización longitudinal es importante, lo que determina la eliminación de este efecto por la normativa habitual. Unicamente puede ser algo significativo en el caso de tener una rigidización longitudinal muy débil. Otro efecto que tampoco se suele tener en cuenta, aunque también está presente, es el efecto que sobre el pandeo de los rigidizadores longitudinales produce el hecho de que no son columnas bi-apoyadas entre los rigidizadores transversales sino que son columnas continuas entre ellos. Para que se pudiese mantener la hipótesis de columnas bi-apoyadas debería ocurrir que las imperfecciones geométricas de la columna, a lo largo de varios vanos, siguiese el primer modo de pandeo de una viga continua, es decir, una imperfección simlOsidad altemada, de un signo y otro signo en los vanos sucesivos, lo cual es muy difícil que OCUlTa. Lo que si puede eliminar la continuidad es la flexión exterior que introduce la excentricidad de carga e, que hemos visto en la figura 6.1.37. La presencia del estado tensional tangente debido al cortante general de la sección y sobre todo el debido a la torsión influyen también en el pandeo general de la losa inferior y en su plastificación. La manera de enfrentar su efecto es la de transformar los valores extremos V rd , M Rd , Mf,Rd que aparecen en el diagrama de iteración cortante y flexión de chapas, Fig. 6.16, por otros valores en los que se tiene en cuenta una reducción por la presencia de la torsión, principal efecto tangente de la sección por su valor constante a lo largo de toda la chapa inferior.
vimos cuando tratábamos de tableros de vigas doble "T", es decir, una condición de rigidez y otra condición de resistencia. En cuanto a la rigidización de la chapa inferior comprimida, nos encontramos, de nuevo, con las dos condiciones, condición de rigidez y condición de resistencia. Tanto para los rigidizadores longitudinales como transversales la condición de rigidez mínima viene determinada por las diferentes normas nacionales y siempre depende de las dimensiones geométricas y del espesor de las chapas. La separación entre los rigidizadores longitudinales bl, b2 y b3, Fig. 6.1.37, debe ser menor de 60 t, si la cabeza inferior está en compresión y menor de 120 t, en el caso de que esté en tracción (t= espesor chapa). En cuanto a la condición de resistencia y en lo que se refiere a los rigidizadores longitudinales ya las hemos analizado en el punto anterior 6.1.2.1.1. A esas solicitaciones sería necesario añadir las fuerzas exteriores directas que pueden actuar sobre esta chapa, como las fuerzas de viento y en el caso de puentes curvos un momento flector adicional. En el caso de los rigidizadores transversales es necesario tener en cuenta, como carga transversal vertical, en primer lugar, el efecto de las imperfecciones geométricas de la chapa y de los rigidizadores longitudinales, cuyo valor habitual es considerar el 2% del valor de la carga que transportan. Por otro lado es necesario tener en cuenta los esfuerzos provenientes de su trabajo como marco de la sección transversal y de la posible actuación de cargas directas. 6.1.2.2.1.- Distorsión
6.1.2.2.- Rigidizadores y diafragmas
La rigidización de las vigas cajón como la de las vigas doble "T" tiene que dar cumplimiento a la condición establecida en el cálculo de chapas, de que los bordes de los rigidizadores son rígidos, lo que permite aislar el pandeo de los recuadros en sí y de paso cumplir la condición del pandeo general de almas y chapas inferiores de compresión. Los rigidizadores de las almas deben cumplir los dos tipos de condiciones que ya
En el capítulo 5 hemos analizado la distorsión de las vigas cajón de hormigón y los efectos que sobre el estado tensional longitudinal y la flexión transversal del tablero impone la distorsión transversal de la sección. En el caso de tableros metálicos o mixtos el efecto es mucho más acusado dado que, en si mismo, las paredes transversales de una viga cajón son tan delgadas que, en el concepto expresado de la viga sobre fundación elástica que gobiema el proceso de la distor-
352
PUENTES Javier Mal1lerola Anl1isel1
Defornacian del Modelo sin diafragnas ni rigidizadores
2C 00
H
f-
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IL
1)'] ~~
Oistribucion,tronSvEr'SOI de los tensiones long paro dlstintos grados de rlgldlzoclon
FLEXlON Slt~
OISTORSION
t=~~~::,==::v-~~R:O~0~6G~O~~ MARCOS RIGIOOS (K=500KLl
SIN MARCOS CON DIAFRAGMAS , - "TN MARrn'\
Fig 6139
slOn, la rigidez de los muelles, que está constituido por la rigidez transversal de la chapa metálica, sería tan pequeña, que la distorsión sería enonne con una gran desigualdad de las tensiones longitudinales de flexión entre las dos almas. Como muelles transversales solo existen la rigidez de los marcos transversales rigidizados y la de los diafragmas. En la Fig. 6.1.39 representamos una viga cajón, de no muy grandes dimensiones, y se representa la distribución de tensiones longitudinales de flexión y torsión en función de la rigidez del an'iostramiento transversal. Cuando no existe distorsión (rigidizadores transversales muy rígidos), la distribución de tensiones longitudinales de flexión en la chapa inferior es constante. Cuando se van flexibilizando los rigidizadores, empieza a aparecer tímidamente una desigualdad entre estas tensiones que se hace absoluta cuando eliminamos, no solo los marcos transversales, fonnados por los rigidizadores de alma y de la chapa inferior sino cuando eliminamos
también, todo tipo de diafragmas intermedios y de apoyos. Fig. 6.1.37. Como nonnalmente se triangula la sección donde existen rigidizadores transversales, los esfuerzos de la distorsión son un valor mas a añadir a las condiciones de carga que se imponen sobre estos rigidizadores, descritos anteriormente. La rigidización transversal de la viga cajón metálica o mixta resulta entonces imprescindible. Esta rigidización se realiza trianguIando entre sí los rigidizadores transversales o disponiendo un incremento de dimensionamiento del marco transversal que constituye en si mismo el rigidizador. Se establece, por tanto, unas rigideces mínimas a estos rigidizadores en función de sus condiciones geométricas, con la condición de que toda la distorsión sea resistida por ellos, con el fin de no penalizar el estado tensionallongitudinaL En cuanto a la condición de resistencia el procedimiento de cálculo a seguir es obtener las fuerzas S(z), ver capítulo 5, y hacer que
353
ClIPITULO 6 - TABLEROS METiÍUCOS y MIXTOS
6.1.2.2.2. Diafragmas de apoyo
actúen exclusivamente sobre el rigidizador transversal, sin contribución alguna de la rigidez a flexión de las distintas chapas en su plano, lo cual está del lado de la seguridad.
La diferenciación entre rigidizador y diafragma es solo nominal. Podrían entenderse los diafragmas como aquellas disposiciones que además de rigidizar las chapas superior e inferior, realizan un papel cOlnplementario en la sección del puente, como es el de controlar la distorsión de la sección lo que ocurre cuando se triangula la rigidización. De entre todos los posibles diafragmas tiene una significación especial los diafragmas de apoyo.
Cuando la triangulación es completa la eficacia del marco es total pues la deformabilidad de la triangulación es muy pequefía, Fig. 6.1.40a. Cuando la alineación de la triangulación no es perfecta, los puntos A y B no coinciden, por razones constructivas u otras, la coacción a la distorsión es algo menor, Fig. 6.1.40b.
s(
s(
s(
z )
z )
k:. z )
s(
z )
Fig 6 140
Las solicitaciones principales que actúan en estos diafragmas son: Las reacciones de las pilas. Acciones enormemente importantes y que equilibran las solicitaciones que sobre el diafragma introduce el dinteL En puentes cajón, normalmente, estas reacciones no coinciden con los ejes de las almas de la vlga. Cortantes del dintel, cuya suma, a uno y otro lado del diafragma produce las reacciones verticales de los apoyos.
En la Fig. 6,1.41 a representamos el diafragma de apoyo de una viga cajón de gran luz y anchura. El mejor procedimiento para aproximarse al dimensionamiento de este diafragma es empezar por disefíar la primera rigidización básica, consistente en transmitir la carga vertical de los apoyos al diafragma a través de una rigidización vertical que resista toda la carga exterior. Se realiza una columna formada, en el caso de la figura, por los rigidizadores 1, la chapa situada entre ellos, más una proporción de chapa exterior de longitud
Torsión del dintel que dete1111ina los valores diferentes de las reacciones en los dos apoyos del dintel. Fuerzas verticales que actúan directamente sobre el diafragma. Resultante de los esfuerzos horizontales actuantes sobre el dintel debidos al viento y otras acciones horizontales. La deformabilidad conjunta del diafragma de apoyo tiene que ser mínima.
Esta columna debe ser capaz de resistir toda la carga con una luz de pandeo libre equivalente a la distancia entre cabezas. Esta primera rigidización, como la correspondiente a las pasos de hombre de las vigas riostras, determina la configuración inicial del diafragma.
354
PUENTES
Javier Nlanlerola A!lnisen
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b)
e) Fig 6J41
Un eshldio por elementos finitos superficiales, en los cuales se incluya la presencia de estos rigidizadores, determina la distribución de tensiones principales en las distintas chapas en que queda dividido el diafragma, Fig. 6.1.41 b. Como se ve la distribución de tensiones está gobernada por las reacciones de las pilas, que debido a su
excentricidad respecto a las almas, determina el itinerario que siguen las tensiones tangenciales de cOliante y torsión del alma y de las cabezas superior e inferior, transfonnándose en tensiones axiles inclinadas de compresión y tracción en cada uno de las chapas del diafragma. En la Fig. 6.1.41 c se representa la deformada elástica del rigidizador.
355
CAPITULO 6 - TABLEROS METIÍLlCOS y MIXTOS
El estado tangente horizontal de la cabeza superior, debido a la torsión del cajón y a las acciones horizontales de viento, se transmite a lo largo de diafragma produciendo un estado tensional principal cOlTespondiente al cortante puro, compresiones y tracciones iguales. Este estado tensional está fuertemente transformado por la flexión que produce la transmisión de las cargas del alma a las pilas, con sus tracciones superiores e inferiores. Existen varias zonas que se deben analizar especialmente y estas son las chapas inferiores del diafragma especialmente comprimidas por la flexión transversal y a la acción de la carga directa. Los pilares, constituidos por los rigidizadores verticales 1 y la chapa correspondiente, hacen el efecto de un elemento canalizador de cargas a los apoyos,
OIAFRAGf"iA
Fig 6142
liberándola, en parte, a las chapas próximas de concentraciones no deseadas. Parece absolutamente necesario realizar este modelo de elementos finitos del diafragma, solicitado bajo cada unas de las acciones exteriores que producen las máximas reacciones en los apoyos, para determinar el estado tensional y en función de este estado tensional y los recuadros en que se ha dividido el diafragma, establecer la seguridad de los mismos. Como paso intermedio se pueden obtener los modos de pandeo del diafragma que sale directamente del modelo de elementos finitos, Fig. 6.1.42.
356
PUENTES Javier Alanterola Armi5en
Si se cuenta con programas que tengan en cuenta tanto la plastificación de los distintos elementos que constituyen el diafragma y la no linealidad geométrica se puede tener una cerieza muy buena respecto a la respuesta de estos elementos fundamentales del puente. La introducción de imperfecciones, necesarias para iniciar la no linealidad geométrica del diafragma se puede obtener de los primeros modos de pandeo determinados en régimen elástico. 6.1.2.3.- Modelo de cálculo de tableros de vigas cajón
Habida cuenta de que en las vigas cajón no se debe permitir, por medio de diafragmas, una distorsión significativa, que como hemos visto produce una enonne perturbación en el estado tensional longitudinal, el cálculo de las vigas cajón en régimen elástico resulta elemental. Toda la viga cajón se sustituye por una bana, cuyas características, área, inercia vertical y horizontal, rigidez a torsión y áreas de cortante son las de la viga constituida como sección indefonnable. Solo es necesario establecer la reducción de las cabezas de compresión y tracción en el caso de que sus dimensiones sean grandes y se pueda suponer que el retraso por cortante va a afectar a sus anchuras útiles. No siempre y para cualquier tipo de hipótesis de carga, el ancho eficaz de las cabezas superior e inferior puede ser el mismo, lo que de llevarlo a cabo en sentido estricto, detenninaría una proliferación de características de la sección y por tanto de distintas estructuras para la obtención de los esfuerzos. Pero se pueden establecer criterios generales básicos, que aunque no se ajusten perfectamente a las distintas hipótesis de carga, se obtienen esfuerzos con suficiente garantía. La obtención de los esfuerzos en régimen elástico resulta entonces elemental. Lo que si hay que tener en cuenta es lo especificado en el punto 6.1.1.6 en cuanto a las características a conferir a la losa de hormigón, según sea su situación en el tablero y el estado de carga del mismo.
se
Si en lugar de tener una sola viga cajón disponen varias se analizan por el
procedimiento explicitado en el Cap. 16. Con estos resultados y con los conespondientes coeficientes de seguridad y mayoración se puede pasar a analizar todas y cada una de las partes del tablero cajón tal y como hemos visto. Pero todo este proceso no es sino una concatenación de simplificaciones. Se fija un ancho eficaz de la losa superior de hormigón porque se sabe de la influencia del retraso por cortante en la distribución del estado tensional longitudinal, cuando se podría tomar en cada punto la anchura corTecta del dintel sin realizar simplificación alguna. Se suponen rígidos los bordes de diafragmas y rigidizadores para aislar un problema, la inestabilidad de los recuadros de chapa conespondientes, cuando se podría calcular la inestabilidad del panel conjunto habida cuenta de la flexibilidad de rigidizadores y diafragmas. La distorsión no tiene porqué solicitar solo a los diafragmas, cuando son dinteles de gran relación luz/anchura, las caras laterales del cajón se llevan parte significativa de la misma, etc, etc. La mejor manera de evitar estas y otras simplificaciones, es afrontar el problema general de cálculo de una manera directa, realizando modelos de elementos finitos en los cuales se tenga en cuenta la no linealidad geométrica y del material. En la Fig. 6.1.43 representamos un modelo de cálculo de una viga cajón de gran tamaño -L= 125 m, b= 30 m y c= 6.5 m- en el que deseamos obtener la respuesta total del tablero. La sujeción de los voladizos transversales de la sección cajón se realiza añadiéndole una celosía exterior, visible en la figura 6.1.43. Se parte del análisis no lineal de un trozo de cajón de 20 m, longitud suficiente para que se puedan analizar adecuadamente bien los problemas de inestabilidad y plasticidad del conjunto. Las acciones en las secciones de borde se obtienen en un cálculo general del puente. En el modelo elegido existe la perturbación, respecto a un cajón normal, de la presencia de la celosía triangulada exterior, que va a participar en la rigidez a torsión del conjunto y en general, su colaboración a resistir el esfuerzo cortante. Con este modelo,
357
CAPITULO 6- TABLEROS METAucos y MIXTOS
DEFDRMADA DE FLEXIDN Fig 6143
en regllnen elástico, se puede calcular el conjunto obteniéndose resultados algo diferentes a los obtenidos, en el Cap. 5, para puentes de hOl1nigón. En aquel caso, la deformación a cortante de la celosía era tan importante que su contribución a la rigidez conjunta era insignificante. En este caso, sigue siendo pequeña, pero algo mayor que en el caso anterior. Su dimensionamiento se debe hacer como puntal del voladizo transversal de la sección. La torsión que recoge, cuando se triangula, constituye una acción parásita que si bien contribuye muy poco a la rigidez torsional
del cajón, solicita axialmente a los elementos de la celosía lo suficiente como para que su valor deba ser tenido en cuenta. Para que el efecto de la triangulación de la cara exterior de la sección incremente su contribución a la resistencia a cOliante y torsión, se debe incrementar el área de los puntales. Pero esto no es una buena práctica. No se debe hacer copmiicipe de la resistencia al cortante y a la torsión, a un alma llena y a una celosía. Realmente se trata de dos estructuras con una defol1nabilidad a cortante
358
PUENTES
Jál'kr Alan/erola AmI/sen
muy diferente. Lo conveniente es que todas las almas de una misma sección o sean llenas o trianguladas, nunca mezcladas. Para realizar un cálculo no lineal de este tablero, en cuanto a plastificación de la sección y la inestabilidad de los paneles se debe seguir el procedimiento preconizado en el Cap. 16. En la Fig. 6.1.44 representamos la modelización por elementos finitos de chapas, losa, rigidizadores y diafragmas de una viga
curva de 60 m de luz, cuya sección transversal hemos representado en la Fig. 6.1.39. Este modelo se ha llevado hasta rotura pennitiendo la plastificación de las chapas y la no linealidad geométrica. Para iniciar los problemas de inestabilidad geométrica no ha sido necesario introducir una secuencia de imperfecciones iniciales pues al tratarse de un puente curvo y ser planos los elementos finitos, las imperfecciones en la geometría que introduce la poligonal son suficientes.
RIGIDlZADIJI1 DE ALMA
Fig 6144
El cálculo se ha realizado considerando una serie de variables que se han utilizado para realizar un estudio paramétrico. Estudio con las dimensiones de chapas y rigidizadores tal y como se calcula por las nonnas. Cambio de dimensiones en los ngldizadores multiplicando su inercia por 0,6 ó por 0,2, ó eliminándolos. Cambio en las dimensiones de las chapas, multiplicando sus valores por 0,8 y 0,6.
Los coeficientes de seguridad a la rotura obtenidos, referidos a la carga nominal de la VIga son: Viga proyecto Viga con espesores x 0,8 Viga con espesores x 0,6 Viga con rigidizadores x 0,6 Viga con rigidizadores x 0,2 Viga sin rigidizadores
1,89 1,6 1,24 1,64 1,18 1,27
En la Fig. 6.1.45 se representa la flecha en el centro del la luz en ascisas y la relación entre carga de rotura y carga nominal de la estructura para las distintas configuraciones de
359
CAPITULO 6- TABLEROS METIÍUCOS y ML\70S
/~, PROYECTO -'-.. 2 00
1 60
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1 20
3
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o 80 SIN RIGlOIZAOORES
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O 00 o o
o FLECHA LEYES CARGA-FLECHA EN EL CENTRO DEL VANO
Fig.6.145
Fig.6146
(n)
360
PUENTES Javier lvJan/erola Armisen
chapas y espesores propuestas. Por otro lado en la Fig. 6.1.46 representamos a) Deformación de la viga con dimensionamiento según normas.
tica es similar a la de la chapa inferior del cajón con el añadido de que esta chapa sí tiene solicitación exterior debido a las cargas de tráfico. 6.2.1.- La losa ortótropa
b) Defonnaciones de la viga con una reducción de espesores de chapa del 40%. Se aprecia perfectamente la inestabilidad de la chapa entre los rigidizadores transversales. c) Defonnación de la viga sin marcos transversales. El pandeo de chapas es evidente.
6.2.- Tableros metálicos La losa superior metálica es el único elemento diferenciador de los tableros metálicos respecto a los mixtos, ya estén formados por vigas cajón ó vigas doble T. Su problema-
Fig 62 01
El tablero metálico de una viga cajón ó de dos vigas doble "T", consta de tres elementos básicos. La chapa metálica superior, sobre la que se coloca el pavimento, la rigidización de esta chapa, dispuesta siempre en dirección longitudinal del puente y las vigas transversales que transmiten la carga a las almas principales de la viga cajón. Fig. 6.2.01. Esta losa debe realizar un doble papel resistente. En primer lugar constituye la cabeza de compresión o de tracción de la viga principal. En segundo lugar, es el elemento destinado a recoger la carga directa de tráfico, uniforme y puntual y transmitirla a las vigas transversales y de estas a las longitudinales.
361
CAPITULO 6 - TABLEROS IvIETIÍL/COS Y MIXTOS
o)
b) Fig.6202
Ambos efectos producen la solicitación cOl~junta que actúa sobre la losa ortótropa. En la fig. 6.2.02a representamos la deformación de la losa ortótropa sometida a una carga normal exterior "P", principal agente de la flexión fuera del plano de la losa y bajo un estado de tensiones longitudinales "+" producidas por la flexión general del cajón. Tenemos dos efectos resistentes característicos que responden a esta solicitación. En primer lugar, la resistencia a flexión longitudinal de los rigidizadores, cuyo valor va a ser el principal soporte de la carga exterior veliical, y en segundo lugar, la flexión, también longitudinal, asociada a la carga axil de la losa multiplicada por la flecha vertical de la misma, es decir los efectos de segundo orden que pueden
desembocar en el pandeo longitudinal de los rigidizadores. No solo es la rigidez a flexión del conjunto, rigidizadores más chapa superior eficaz, la que tiene que enfrentarse con esta solicitación, existen un segundo mecanismo de resistencia que se encuentra en la rigidez a flexión de la propia chapa superior, generalmente muy pequeña, y lo que es más importante, el efecto membrana transversal de la misma chapa, que va a ofrecer un complemento de capacidad de carga en estados elevados de la deformación y por tanto de la solicitación. Ante estas cargas no todas las zonas de la losa ortótropa están igualmente solicitadas. La deformación por esfuerzo cOliante de la losa superior reduce las tensiones axiles en la chapa superior y de los rigidizadores longi-
362
PUENTES
Javier A1an/erala Allnisen
tudinales confonne nos acercamos al centro de la distancia entre las almas. Además se produce una segunda reducción del estado tensional de la zona central de la chapa, por el efecto, ya analizado en el estudio de la chapa inferior, que es la mayor flexibilidad longitudinal de la zona central de la chapa como consecuencia de la curvatura longihldinal introducida por la carga exterior.
viga caJon, una viga en "T" ó en doble "T". Para la rigidez a flexión se utiliza una palie de la losa superior correspondiente al intereje de los rigidizadores "a" ó 11/3, si esta cantidad es menor que el valor anterior, siendo 11, el 70% de la distancia entre las vigas transversales. (Suponemos que los rigidizadores longitudinales son continuos y por tanto la distancia entre los apoyos virtuales que detennina el ancho eficaz de la cabeza superior es ese valor).
Junto a estos fenómenos generales es necesario tener en cuenta la posible inestabilidad por torsión local de los rigidizadores cuando estos son simples chapas verticales ó vigas doble "T". Fig. 6.2.02b.
La rigidez a torsión es muy pequeña cuando se trata de rigidizadores en "T" ó doble "T". Cuando se emplean canales como rigidización longitudinal el problema se complica un poco. Suponiendo puntos de momento nulo en la defonnada de la chapa superior en los centros entre rigidizadores, Fig. 6.2.04, el giro que se produce entre los bordes A y B se debe a dos mecanismos resistentes. El primero es la rigidez a torsión del cajón en sí, que produce la deformada CD y el segundo es la deformada de flexión de las chapas que añade la defonnación que lleva los bordes AB a los puntos E y F.
El modelo de cálculo de la losa ortótropa puede adoptar distinta complejidad según queramos precisar la exactitud de la respuesta. El primer modelo consiste en un emparrillado espacial simple, Fig. 6.2.03. La balTa, M, representa la rigidez a flexión y a torsión del rigidizador, ya sea una
1~h < o
V" V' V
Fig62.03
363
CAPITULO 6- TABLEROS lvlETrÍLlCOS y MI"\TOS
Si en el modelo del emparrillado espacial , Fig. 6.2.04, conferimos a las balTas longitudinales M la rigidez a torsión del cajón, la deformación de flexión de la barra AB reproduce la deformación de la chapa superior. Las barras MG y MH, pueden suponerse axialmente indeformables y biarticulada en sus extremos. En este caso se desprecia la rigidez a flexión del marco GHIJ. Si se quiere recoger este efecto no hay sino eliminar las articulaciones y conferir a las barras MG y MH la rigidez a flexión de la parte del cajón que sustituyen, Fig. 6.2.04b.
la capacidad de carga está proporcionado por el efecto membrana que también se produce en los rigidizadores longitudinales, sobre todo, cuando están solicitados por cargas puntuales exteriores. En esta situación las grandes deformaciones que se producen en el rigidizador directamente cargado, excitan la deformación axil del mismo la cual está soportada por los rigidizadores vecinos que se ponen a compresión. El efecto membrana, en dirección transversal, solo puede activarse cuando la solicitación es puntual y no existe un tiro generalizado transversal en el alma de las vigas principales que no podría resistir.
Este emparrillado reproduce bastante bien el comportamiento a flexión de la losa oliótropa solicitada por cargas veliicales exteriores. Si además, tenemos en cuenta la matriz geométrica y el axil conespondiente a la flexión general del puente, podremos conocer bien el efecto elástico de la no linealidad geométrica en los rigidizadores longitudinales. Sin embargo la experimentación ha demostrado que la capacidad de carga de la losa ortótropa es mayor que la proporcionada por el mecanismo de flexión. Y este complemento de
Para tener en cuenta este efecto deberemos realizar otro tipo de modelo que tenga en cuenta la rigidez en su plano de la chapa superior. Esto se consigue sin más que realizar una reproducción de la chapa por un modelo de elementos finitos, tipo lámina, que recoja la capacidad de resistencia a flexión y el efecto membrana, manteniendo el resto de las características del modelo anterior. El tratamiento de las vigas, en este modelo, es igual al que hemos descrito en el emparrillado. Fig. 6.2.05.
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H AL---&T~~~~-~ B
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Fig 6.204
B
364
PUENTES Javier N/anlera/a Armisen
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MALLA DE ELEIHJTDS FINITOS TIPO LAMINA
Fig 6205
t
Fig 6206
365
CAPITULO 6 - TABLEROS METrÍUCOS y lvIIKTOS
Si este modelo puede recoger la plastificación del material, además de la no linealidad geométrica, la respuesta resistente obtenida es completa.
Para otras zonas e ::; 400 mm y para t = 10 mm, e/t
~
40
PARA PUENTES DE FERROCARRIL
6.2.2.- Dimensionamiento
e
La rigidez a flexión necesaria para transportar las cargas desde su aplicación hasta los diafragmas transversales se realiza para la utilización de losas ortótropas. Estas están perfectamente definidas en la tecnología actual y están formadas por una chapa superior y unos cuantos rigizadores longitudinales que puentean la carga entre los diafragmas. En el Eurocódigo 3 se establecen los siguientes valores, Fig. 6.2.06. PARA PUENTES DE CARRETERA
Valores de t Para la zona de rodadera t min
~
12 mm
con pavimento de espesores
~
t min
~
14 mm
con pavimento de espesores
~
70 mm
40 mm y ::; 70 mm
Para otras zonas t ¿ 10 mm Valores de e
t ¿ 14111111 Y t mill ¿ 40 Los valores m1111mos, obtenidos experimentalmente, garantizan un comportamiento adecuado bajo problemas de fatiga. El dimensionamiento de los rigidizadores longitudinales depende de su luz, es decir, de la distancia entre los diafragmas transversales. La Instrucción española RPM-95 recomienda unos determinados rigidizadores longitudinales en función de su luz, Fig. 6.2.07, que en el caso de cumplirse no necesita realizar otra comprobación de la respuesta de la losa ortótropa. En cambio el Eurocódigo 3 recomienda una serie de inercias siempre que se conserven las distancias y espacios t y e señalada en la Fig. 6.2.06. En la Fig. 6.2.08 representamos la relación que debe existir entre la inercia de los rigidizadores y su luz entre diafragmas transversales. El espesor t, de estos rigidizadores longitudinales siempre debe ser mayor o igual a6mm.
Para zonas de rodadura e::; 300 mm y e/t::; 25
tp
I DISHNClA
HAX¡HA ENTRE
3200 ¡IPO ]
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3500
0JO
3800 5
TIPO 2
Fig.6207
3800
366
PUENTES
Javier Manlerola Armisen
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5000
10000
15000
20000
lB
(cn
4
)
Fig 6208
6.2.3.- Vigas transversales La luz de la losa ortótropa la detenninan las vigas transversales. La obligada presencia de los orificios realizados para el paso de los rigidizadores longitudinales, convierte a esta viga en una extraña viga Vierendel que se debe reproducir por el emparrillado plano representado, Fig. 6.2.09. Las características de este empanillado son: BalTa ABEs una seCClOn en ".1" cuyo canto es la distancia entre la parte inferior del rigidizador longitudinal y la cara inferior de la viga (a)
BalTa BC
Rigidez a flexión infinita (muy grande)
BalTa CD
Rigidez a flexión promedio, con canto igual a la distancia media entre las caras de dos rigidizadores contiguos (b)
BalTas DE YDF Rigidez de la viga transversal completa no tenida en cuenta en la rigidez de la balTa AB .. Bana GERigidez y área de la chapa metálica superior con una anchura útil obtenida según la Fig. 6.2.09b.
G
o)
b)
Fig. 6209
367
CAPITULO 6 - TABLEROS METAL/COS y MIXTOS
G
o)
,.,---. b --."...,--- b - - - - ' I
b) Fig 6.2 ID
Entre almas de la viga longitudinal b,
l
, .b
L= luz entre almas
1+6,4(~J
En el voladizo b,
I
, .b
b (b)L L
L= doble de la luz volada
1+6-+1,6 -
6.3.- Secciones especiales Junto con las tradicionales secciones transversales en tableros bi-jacena, cajón con
I Ci.
almas veliicales o inclinadas, la morfología de los puentes mixtos puede variar ampliamente manteniendo su fundamento resistente, el cual se puede concretar, en este caso, en suficiente rigidez a flexión y torsión, las dos características principales a respetar para poder variar la configuración exterior. En el puente de los Franceses, Fig. 6.3.1, presentamos una sección trapecial "cuasi"
11 20
1 20
SEccrDN
Fig 631
368
PUENTES Javier !l1al1/erola Anl1i5el1
Fig 632
triangular, para un dintel en pórtico de 42,85 m de luz. Desde un punto de vista resistente no es la sección más eficaz para el material que se utiliza, pero presenta una adecuada rigidez a flexión y a torsión, aunque no se hayan utilizado, para este fin, las células exteriores a efectos del cálculo longitudinal. En el Viaducto Corso-Argentina de Padua, planteamos la misma solución para otro puente urbano, Fig. 6.3.2. Aquí el viaducto es más sofisticado en cuanto que se realiza un ejercicio fonnal adecuado para evitar la desigual superposición de pilas entre el viaducto principal y sus accesos. En el viaducto de acceso al puente de Puentelarreina, la sección triangular del dintel es extrema para un puente de 26 m de anchura, y luces de 60,0 m. Fig. 6.3.3.
Fig 63.3
Un planteamiento similar hemos utilizado en el tablero del cuarto puente sobre el Ebro en Logroño. En este caso el trapecio que constituye la sección transversal tiene una base inferior algo mayor que las secciones
369
CAPITULO 6- TABLEROS METfÍLlCOS y IIHXTOS
Fig. 63.4
anteriores, lo que mejora la rigidez torsional de la sección y no se necesitan chapas inferiores tan gruesas para mantener una adecuada rigidez a flexión. De la sección transversal trapecial pasamos a la sección curva en los Viaductos de
Vallecas, Fig. 6.3.4. Para unos puentes extraordinariamente anchos, curvos, etc, se ha dispuesto una viga cajón de sección curva que se prolonga por costillas transversales. La curva no presenta problemas ni de ejecución ni de respuesta resistente y permite una transición entre costillas y dintel continua, sin saltos.
370
PUENTES Jm ú?r Alallfem/a Anlllfell
Puellfepérgo/a para fablero IJII~J' ob/kuo
lj¡¿'maga- B¡/bao
Pumfe ob/icuo ell /a l'ancJllfe de Alcalá
371
CIIP/TULO 7.- EL TABLERO OBLICUO
7.... EL TABLERO OBLICUO
La oblicuidad del contorno detennina un modo específico de comportamiento resistente de los tableros de puentes. Su efecto es similar a una deformación de torsión impuesta al tablero, que perturba sustancialmente su respuesta. Las variables significativas en este fenómeno se pueden agrupar en dos grandes apmiados. En el primero están las que dependen de la geometría en planta del tablero y de sus vinculaciones externas, es decir: la magnitud de la oblicuidad, la relación ancholuz y el tipo de vinculaciones de contorno. El segundo 10 constituyen las diversas morfologías resistentes del tablero, que se decantan en la distribución de rigideces en planta. Podemos tener tableros-losa, macizos o aligerados; tableros de vigas y, por último, el tablero cajón. La condición del tablero de ser metálico, mixto ó de hormigón no cambia la problemática de los puentes viga ó de sección cajón. Para determinar la influencia de estas variables en la respuesta del tablero vamos a
tratar en primer lugar la viga oblicua, pasaremos después al tablero losa, posteriOlmente al tablero de vigas para finalizar con la viga cajón oblicua.
7.1.- La viga oblicua Entendemos por viga oblicua, un elemento lineal en el que su apoyo está formado por dos líneas no ortogonales al eje geométrico de la viga. 7.1.1.- La viga oblicua apoyada
Supongamos una viga bi-apoyada sobre dos líneas que tienen una oblicuidad
PUENTES Javier A1an/erola AI/nisen
)J
a)
A ¿
A
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~~--'--:::-----------;:;-'---::-:?lC~
~--~
b)
M
~ Meos,/,
T= M sen'f
Fig 7.1 1
PL
a)
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2
--- ----i~ -----7'r
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= PL". _ _1_ _
MF
~-A
l+K'tgl'f'
12
" b)
I
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I
!-----------------,/.t-T ~ 12 .
lO 1 -l-+"";K::"-''':''tO-i -y>
Fig 7J2
extremos. La viga se defonnará según la figura 7.l.lb. En sus extremos, aparecerá un giro
e de
La obtención de este momento la realizamos anulando el giro total que produce según la perpendicular a la línea de apoyos. La ecuación que resulta es:
valor:
PI3
8=-24El
que detenninará que los puntos A y B tengan un movimiento vertical incompatible con los apoyos oblicuos reales. Para anularlos será necesario introducir, en el apoyo, un momento M de eje perpendicular a la línea de apoyos.
~cos = M(sen cp
24El
2cp
GJ
+ cos
2
El
cp]i
(1)
2
de donde se deduce: M
=
p¡2 cosrp
12(cos 2 rp+K' sen2rp) . K' = 1 siendo: K
(2)
373
CAPITULO 7 - El T.4BlERO OBLICUO
y.' K-- Gj
=
De estos resultados salen las prImeras conclusiones:
relación entre las rigideces a
El torsión y flexión de la viga.
Las leyes de esfuerzos resultantes son:
1. Una viga bi-apoyada, oblicua, se comporta a efectos de la flexión como una viga con empotramiento elástico, el cual depende de la relación de rigideces a flexión y torsión del dintel, y de la oblicuidad
A-1, = _P_'I"- _ _---::_ F
12 1 +
T= pI tgtp 12 1 + f(' tp
tI!
Una ley de momentos flectores (Fig. 7.1.2a.) con la aparición de momentos flectores negativos en los extremos, y una ley de momentos torsores (Fig. 7.1.2b.), constante a lo largo de la viga.
\""" \
0.9
\
\ 0.8
0.7 0.6
I
""\
\
;MF \ ;
\M
o.
\
~
\ \
K= 0.0166
I
7
"'" ~ ~ ""-"
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'V-1- r -1l'2'_ 20
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1\
Iy
\
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\
0.2
K=0.652
\
0.5
0.3
o 1
\
0.4
2. En el caso de valores de K pequeños, lo que corresponde a vigas T o doble T, el momento torsor resulta también pequeño
...... -":::..
30
-:::.-=:.
40
50
~~
-
60
70
80
90
Fig 1/3
y la ley de momentos flectores es prácticamente igual a la de las vigas rectas. 3.
Por el contrario, para valores de K grandes, que conesponden a vigas cajón, las leyes de momentos flectores negativos y la ley de momentos torsores alcanzan valores muy importantes,
conforme 7.1.3.).
crece
la
oblicuidad (Fig.
En el caso de que los ángulos de oblicuidad en los extremos, Fig. 7.1.4., no sean iguales, el momento hiperestático en el apoyo 2 será: ikl =
p¡2
8
ctg r¡J1 sellr¡J2 (ctg
2
r¡J1
+ ctg r¡J1
+ ctg r¡J2 . ctg r¡J2
+ ctg 2 r¡J2 + 3K')
374
PUENTES
Javier Manterola Armisen
M
2
Fig 7.14
M
+---x
A
~.
M ___ ~
Fig 715
Para el caso de cargas puntuales, el procedimiento de cálculo es similar al anterior y el valor de M resulta (Fig. 7.1.5.): 2
M = P.l(E - E )cos cp 2(cos 2 cp+K'sen 2 cp) x
con: E=-
1
K'
= El GJ
El momento flector negativo en los apoyos, vale: Mf M. cos
carga los situados en los obtusos (A y D).
2. Que la combinación entre la flexión y la torsión inclina, hacia los ángulos obtusos, la dirección de los momentos flectores principales. 3. Que la descarga del apoyo B producida por la torsión, puede convertir en tracción la resultante de reacciones en B; con lo que a lo largo de las líneas BA y CD, aparecen flexiones negativas.
7.1.2.- La viga oblicua continua Si calculamos la respuesta en flexiones y torsiones de una viga continua, de gran rigidez a torsión, de tres vanos iguales, Fig. 7.1.7., bajo la actuación de una carga uniformemente repartida y variamos el ángulo de oblicuidad
375
CAPITULO 7.- EL TABLERO OBLICUO
A
0:------...~ LS
I
I
I
I
I
I
t
A
k
e
Fig 7I 6
cuando la relación de rigideces a torsión y flexión es igual a la unidad. a) Observamos que los momentos flectores que aparecen en los apoyos intermedios de la viga continua son muy parecidos a los de una viga recta, cualquiera sea la oblicuidad
d) Cuando la rigidez a torsión es muy pequeña, como conesponde a las vigas doble T, el efecto de la oblicuidad desaparece. 7.1.3.- Cálculo de vigas oblicuas
Siempre que se pueda considerar la sección indeformable, el cálculo de una viga oblicua, continua o apoyada, puede realizarse reproduciéndola por un emparrillado plano en el cual la viga se reproduce por su eje y sus inercias a flexión y torsión, y los apoyos oblicuos, situados en su punto geométrico exacto, se unen a las vigas por medio de banas indeformables a flexión y torsión. Fig. 7.1.7b.
7.2.- Tablero losa oblicuo Supongamos ahora un tablero oblicuo, bi-apoyado, en el que realizamos dos cOlies longitudinales, de manera que se destaquen tres elementos lineales (o que podamos considerarlos como lineales) y los cargamos con una sobrecarga unifonnemente distribuida. Suponemos también que la línea de apoyo está constituida, exclusivamente, por los tres apoyos situados en los ejes de esas vigas viliuales (Fig. 7.2.01.). En este caso, la defonnada del tablero es igual a la defonnada de una serie de vigas apoyadas, desplazadas unas respecto a las otras en una cantidad igual a la anchura de la viga, multiplicada por ctg
PUENTES
376
Javier Manterola Armisen
TI
0"05
Pl
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377
CAPITULO 7 - EL TIJBLERO OBLICUO
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Fig 120/
del tablero (Fig. 7.2.01c.). En esta figura, observamos como la oblicuidad tiende a torsionar el tablero, ya que las secciones AB y CO giran en sentido contrario y esta torsión es tanto más importante conforme más pequeño sea el ángulo
oblicuidad y la relación ancho-luz. La carga que solicita la losa es uniforme.
La reconstrucción de la continuidad de la losa y el apoyo continuo sobre los bordes apoyados, pondrá en juego los siguientes mecanismos:
1. El punto de máximas flexiones positivas se desplaza del centro de la luz hacia el ángulo obtuso, en el borde libre (M 2 ).
1. El apoyo continuo de cada una de las vigas en su borde, en lugar de hacerlo en un solo punto, detennina que entre en juego la rigidez a torsión de las vigas, según acabamos de ver en el apaliado anterior. 2. La continuidad transversal entre las diferentes vigas longitudinales, pone en juego el efecto losa que enfrenta las rigideces a flexión y torsión de los elementos longitudinales y transversales de la losa. 7.2.1.- Losas bi-apoyadas
La losa oblicua bi-apoyada ha sido estudiada y tabulada por muchos ingenieros: Rüsch, Homberg, Jensen, etc.; y en la figura 7.2.02. presentamos la evolución de los momentos flectores en los tres puntos más significativos de la losa, cuando variamos la
Para tableros que tienen la misma luz nonnal; Ix, Y la misma anchura útil, a, la oblicuidad produce los efectos siguientes:
La razón para que esto ocurra así, la encontramos examinando la figura 7.2.01c. La reconstrucción de la continuidad del tablero, pone en marcha la rigidez a flexión transversal de la losa, que tiende a igualar los cOITimientos veliicales de los puntos a, b y c; 10 que se verifica con un traspaso de carga hacia el punto a. La cuantía de este traspaso depende de la rigidez a torsión de las vigas longitudinales, de la rigidez a flexión y torsión transversal de la losa, y del desfase de flechas entre los puntos a y b, y b Y c, el cual depende de la oblicuidad de la losa. Cuando en lugar de una estructura losa isótropa tenemos una losa nervada longitudinalmente, con vigas de poca rigidez a la torsión, el traspaso de cargas de la zona aguda a obtusa es pequeña, pues la losa se deforma transversalmente muy fácilmente.
378
PUENTES Javier Man/erola Armisen
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Fig 7202
2. Aparecen momentos flectores negativos en el punto 3, (M3). La razón de la presencia de este momento negativo la hemos visto cuando analizábamos la viga oblicua. La oblicuidad hace el efecto de un empotramiento elástico. Como se ve (Fig.7.2.02a.), este mo-
mento es el de más rápida variación con la oblicuidad. 3. Las trayectorias de los momentos flectores principales (Fig. 7.2.03.), se dirigen, como consecuencia de la torsión general a que está sometida la losa, en
379
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
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Fig. 7203
dirección de los ángulos obtusos. Los puntos de momento máximo siguen la línea en "S" de la figura 7.2.04. 4.
Si analizamos el momento flector principal en el punto 1, vemos que para una oblicuidad de 30° el valor del momento asciende a: M
= 0,165.q.l;
para una relación b/l
= 0,25.q.l; > O, 165.q.l;
5. En la zona de ángulos agudos se desarrollan también momentos flectores negativos transversales, de mucha menor cuantía que los que se producen en los ángulos obtusos, y tienen como misión
soportar en ménsula el borde descolgado de la losa. 6. Todos los efectos que acabamos de ver crecen con la oblicuidad y además muy bruscamente. Cuando la separación del apoyo respecto a la nonnal no sobrepasa los 20°, es decir, para qJ;::: 70° , el efecto que produce la oblicuidad es muy pequeño. Pero cuando se sobrepasa este valor, el incremento de esfuerzos es muy intenso. Para
Cuando la relación ancho-luz es grande (b / 1'P ;::: 2) los momentos flectores en el centro, MI, no varían, a efectos prácticos, cualquiera que sea la oblicuidad. La flexión principal se desanolla en dirección perpendicular a las caras apoyadas.
380
PUENTES Javier Manterola Armisen
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le Fig 7.2 04
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Por el contrario, cuando la relación ancho-luz es pequeña, el efecto de la oblicuidad está muy presente en la cuantía de este esfuerzo. Los momentos flectores negativos en el punto 3, varían poco con la relación ancho-luz (Fig. 7.2.02a.). Este hecho indica que el efecto de la oblicuidad está producido por los bordes libres. Cuando el tablero es muy ancho, la zona central funciona como un tablero recto y los bordes libres se ven perturbados en su mayor flexibilidad, ocasionando los efectos que ya hemos visto. Por el contrario, cuando el tablero es estrecho, el efecto de borde ocupa todo el tablero, llegando en el caso límite de tablero infinitamente estrecho a funcionar como una viga
de luz igual a la oblicua. En la fig. 7.2.05 Y 7.2.06 representamos la respuesta de dos losas oblicuas,
381
CAPITULO 7- EL TABLERO OBLICUO
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382
PUENTES Javier Man/erola Armisen
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383
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
de los momentos flectores negativos del punto 3 (figura 7.2.02) se entiende rápidamente, de la misma manera que la distribución de reacciones. El apoyo situado en el ángulo obtuso, recibe toda la carga; y el inmediato se descarga, como le OCUlTe a cualquier viga continua.
7.2.1.1.- Reacciones de contorno
En la figura 7.2.07 representamos las reacciones de borde en tableros oblicuos en relación b/l
En la figura 7.2.07 hemos supuesto los apoyos indeformables. De hecho, cualquier apoyo tiene una cielia flexibilidad; lo que le supone un cielio asiento bajo la solicitación exterior. En el caso de que todos los apoyos sobre los que descansa la losa oblicua fueses de igual deformabilidad, ocun-iría que por estar solicitado el apoyo obtuso mucho más fueliemente que el resto, su asiento sería algo mayor. Este asiento produce una pequeña descarga del apoyo obtuso, redistribuyéndose la carga hacia el resto de los apoyos. Este efecto equivale a una reducción de los momentos negativos en los ángulos obtusos y un incremento de los momentos flectores principales en el centro de la losa, o lo que es lo mismo a una reducción de la oblicuidad.
La razón para un comportamiento tan heterodoxo la encontramos en la tendencia que tiene un tablero oblicuo a flectar entre los ángulos obtusos. De una manera intuitiva, se puede explicar este fenómeno de la fonna siguiente. En la zona del ángulo obtuso, el funcionamiento de la losa es similar al de una viga quebrada, que se podría obtener tomando el borde libre y el borde apoyado de la losa. Los apoyos de esta viga son los mismos que los de la losa. Según este esquema, la aparición
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384
PUENTES Javier Mall/erola Armisen
7.2.1.2.- Pretensado
Corno sabernos, el pretensado es una acción que equivale a un conjunto de cargas axiles, situadas en los anclajes de borde, y a otro conjunto de cargas verticales dependientes de la curvatura de los cables en cada punto. Normalmente, existen dos posibles criterios para distribuir el pretensado en una losa oblicua. El primero corresponde a repartir el pretensado unifonnemente a lo ancho de la losa, paralelo a los bordes libres y con trazado parabólico. En este caso, las dos acciones que introduce el pretensado se distribuyen de la manera siguiente:
con oblicuidad
~poyado
l. Las cargas axiles comprimen uniformemente la losa. 2. Las cargas verticales se verán sometidas al mismo tipo de hiperestatismo que hemos visto en cualquier carga uniforme nonnal y por tanto los esfuerzos que producen se deternlÍnan corno los de cualquier carga uniformemente repartida. El segundo criterio que se puede adoptar para el pretensado consiste en establecer una distribución del mismo, concorde con la localización y cuantía de los momentos flectores máximos y mínimos de las cargas exteriores. Este segundo criterio nos conduce a adoptar, corno puntos de máxima excentricidad del pretensado, los correspondientes a la línea en S de la figura 7.2.04. La componente vertical que introduce el pretensado no es uniforme en este caso y, por tanto, no se pueden utilizar los ábacos nonnales de cálculo de las losas oblicuas, lo que obliga a un cálculo directo del mismo por el método del empanillado ó los elementos finitos. Normalmente es mas frecuente utilizar solo el primer tipo de pretensado uniformemente repartido. 7.2.2.- Tableros-losa continuos
En la figura 7.2.08 representarnos las trayectorias de los momentos flectores principales y las líneas de nivel de la deformada de una losa continua, de dos vanos,
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En un puente recto, esta relación es 2. Si variarnos ahora la oblicuidad y obtenemos la misma relación entre momentos de vanos biapoyados o continuos de dos vanos, tendremos el cuadro 7.1. CUADRO 7.1.
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0,125
2
Si examinarnos ahora las superficies de influencia de los momentos flectores, M x' en el centro del vano izquierdo, para la losa continua de dos vanos, de
385
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
Losas continuasoCarga unifonneo a) Trayectorias momentos flectores principales b) Líneas de nivel de la deformada Fig 7208
Superficies de influencia de momentos flectores Mx en el centro del vaso izquierdo Fig 7209
386
PUENTES Javier lv/an/erala Annisen
2.
Existe, en el mismo vano izquierdo, una gran superficie, junto a uno de los ángulos agudos, que produce momentos flectores negativos en el centro del mIsmo vano.
La variación de la oblicuidad hacia el tablero recto (Fig. 7.2.09b Y c), va eliminando esos resultados sorprendentes. Para
hablábamos de vigas oblicuas continuas, en el punto 7.1.2. La segunda, un empotramiento elástico que se refleja en la rigidez que presentan los vanos contiguos a defonnarse. Cuando la oblicuidad es muy grande, predomina el primer efecto de empotramiento; el puente oblicuo continuo, se parece al biapoyado. Cuando la oblicuidad es pequeña, predomina el segundo efecto, y el puente continuo se parece más al recto. Cualquiera de las dos maneras con que explicamos la fonna particular de comportamiento del tablero oblicuo continuo, explica también la pequeñísima influencia de las cargas situadas en terceras luces. Cuando la oblicuidad es muy grande (
Esta afirmación es demasiado rotunda y no tiene como finalidad sino resaltar una tendencia del comportamiento de los puentes continuos oblicuos. Fijémonos cómo, a la parte central del vano izquierdo, sólo le compensa una pequeña zona del vano derecho, en la figura 7.2.09a. La tendencia a la flexión perpendicular a la línea de apoyo, elimina la influencia del segundo vano.
En la figura 7.2.10 representamos la ley de momentos flectores, para carga unidormemente repartida, de un tablero de tres vanos muy oblicuo (
También en la cuantía de los momentos flectores en el centro del vano aparece este mismo efecto (cuadro 7.1.).
1er vano. El máximo valor del momento
Sin embargo, conforme decrece, el tablero oblicuo adecuando su comportamiento comunes al comportamiento del
la oblicuidad continuo va a las nociones tablero recto.
Esta particular fonna de comportarse los puentes continuos oblicuos, puede entenderse también de otra forma. Las condiciones de controno de un vano oblicuo con sus contiguos, se compone de dos palies. La primera es un empotramiento elástico, que le proporciona el apoyo oblicuo y que se refleja en el momento negativo que aparecía en el punto 3, de la figura 7.1.2 de los vanos biapoyados y que aparecía también cuando
Si seguimos la ley de momentos flectores de izquierda a derecha, a lo largo de la línea 1, Y la comparamos con la de un tablero recto tendremos:
flector positivo se produce cerca del apoyo empotrado, en lugar de estar cerca del apoyado. El momento flector negativo es mucho menor, del orden de la mitad, del de una viga continua recta. Estos dos resultados se entienden claramente a la luz de la explicación que acabamos de dar en el párrafo anterior. Que el momento flector máximo se acerque al borde obtuso es lo propio de los vanos oblicuos bi-apoyados. Del momento flector negativo 0,063 ? 111 = 0,0412 q.l¡-, corTesponde al empotramiento producido por el apoyo oblicuo. El resto es consecuencia de la coacción al giro de la losa, en dicho punto, producido por el vano contiguo. ? l ' q. ¡1-' a parte mas Importante,
387
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
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Distribución de corrimientos verticales y momentos flectores principales <;>=30°. Fig 72.10
20 vano. La ley de momentos flectores
negativos decrece muy rápidamente al principio; después, su valor decrece muy lentamente hacia el centro del vano, para crecer rápidamente, hacia el otro apoyo, sin alcanzar el valor que se produce en el primero. La ley de momentos flectores positivos alcanza su máximo cerca del segundo apoyo, en lugar de hacerlo en el centro del vano. La explicación para este comportamiento también es clara. El descenso brusco de la ley de momentos flectores negativos de la izquierda, se debe a la desaparición del mo-
mento de empotramiento que produce el apoyo oblicuo. El descenso lento de la ley que se produce a continuación, se debe a que dicha zona cOlTesponde al borde agudo del vano. Las cargas que actúan en ella son transmitidas hacia el borde obtuso del mismo vano, como hemos visto al hablar de tableros oblicuos biapoyados, y queda poca carga para reducir la ley de momentos negativos. El incremento muy rápido que se produce hacia el otro apoyo, se debe a que
388
PUENTES
Javier Mantero/a Annisen
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Distribución de cOITimientos verticales y momentos flectores principales
dicha zona corresponde al borde obtuso del segundo vano, y la afluencia de cargas de toda la losa es importante allí. Encima del segundo apoyo, el momento negativo alcanza un valor más pequeño que encima del primer apoyo. Esto se debe a que en el vano extremo derecho, la zona de losa que corresponde a ese punto es la aguda, en lugar de ser la obtusa del primer vano; y el giro que tiene la losa apoyada en ese punto es menor que en el obtuso. El desplazamiento de los momentos máximos positivos hacia el segundo apoyo, se debe, como en el primer vano, al efecto de la
oblicuidad sobre un vano que acerca su comportamiento al de un vano bi-apoyado. 3° vano. Con respecto al tercer vano, la única característica que no hemos explicado previamente, consiste en el momento negativo que aparece sobre el apoyo derecho; y esto, como sabemos, es debido al hecho de que este punto es un apoyo obtuso. La línea central (línea 2) presenta una distribución de esfuerzos simétrica, como corresponde a su localización en la losa. Si examinamos ahora la distribución transversal de los momentos flectores negativos longitudinales, en la sección de apoyo
389
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
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Situación de los puntos de máximos momentos flectores positivos Fig. 7212
(sección 2), aparece en el ángulo obtuso del primer vano el valor más importante de todos. Este valor se reduce bruscamente, por efecto del "coletazo" que produce el borde obtuso a través del apoyo oblicuo. Se normaliza después en el cuerpo de la losa, para volver a aumentar, pero con menor intensidad, en el otro borde. Este borde es similar, por simetría, al tercer apoyo de la línea 1. En la sección 1 se ve, en el aumento de momentos flectores del lado obtuso, el efecto de la oblicuidad del primer vano. Este distribución longitudinal de momentos flectores es típica en cualquier tablero oblicuo continuo; pero las diferencias de comportamiento respecto al tablero recto, se reducen con la pérdida de oblicuidad, como se puede apreciar en la figura 7.2.11., donde la oblicuidad, ha pasado a 60°.
De la misma manera que pasa en los tableros bi-apoyados, la localización de los puntos de momento máximo positivo, siguen curvas en "S" con concavidad hacia el lado obtuso, cuya situación, función de la oblicuidad, se da en la figura 7.2.12. 7.2.2.2.- Influencia de los apoyos puntuales
Es muy frecuente en puentes-losa, establecer apoyos puntuales en las líneas de apoyos centrales. En este caso, se produce una concentración muy importante de las flexiones principales longitudinales máximas en los apoyos reales (Fig. 7.2.13), Y esta concentración es tanto más intensa conforme disminuye el número de apoyos. Según Schleicher y Wegener el valor Kil que señala la amplitud de la separación de los momentos negativos respecto a la distribución
390
PUENTES Javier Man/erola Armisen
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Distribución de momentos flectores principales en las líneas de apoyo y en el centro del vano, cuando los apoyos centrales están constituidos por soportes puntuales. Fig. 7.2.13
que se produciría en el caso de apoyos continuos, vale:
centro del vano se separa algo respecto a la que se produce en el caso de apoyo continuo
Kt:, == i. O,125
Naturalmente, este efecto depende de la relación ancho-luz del tablero. Cuando b/l
1",
donde ls es la distancia entre puntos de apoyo y lw la luz mecánica media, controlada según la dirección de la flexión principal, y que va desde la línea de apoyo, a la segunda línea momentos nulo encontrada. Esta concentración tan violenta de los momentos flectores principales, longitudinales, en las líneas de apoyo, desaparece en el centro del vano. Únicamente cuando el número de apoyos es muy pequeño, (Fig. 7.2. l3d), la distribución de los momentos flectores en el
7.3.- Tableros oblicuos de vigas A efectos resistentes, la oblicuidad, como ya hemos visto, equivale a un giro torsional impuesto al tablero, que le obliga a acoplarse a la geometría de los apoyos. La respuesta de una estructura ante una deformación impuesta, depende de las rigideces de la misma y, en este caso, de la rigidez conjunta a la torsión.
391
CAPITULO 7.- EL TABLERO OBLICUO
El tablero que hemos examinado tiene la distribución de rigideces cOlTespondiente a la losa isótropa y ya conocemos cuál es su respuesta. Cuando cambiamos la distribución de rigideces, como es el caso de un tablero de vigas, la respuesta ante el giro torsional impuesto debe variar; ya que un tablero de vigas supone una concentración de la rigidez en dirección longitudinal y un detrimento en la transversal. Dentro de los tableros de vigas tenemos dos tipos. Los fonnados por vigas T, que tienen una débil rigidez a la torsión, y los formados por vigas cajón, con una apreciable rigidez a la torsión. Para analizar la respuesta, hemos elegido una sola fonna de tablero, muy oblicuo ((
t
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Lo primero que salta a la vista es la similitud en cOlTimientos y esfuerzos longitudinales, con los que se obtendrían si las cinco vigas fuesen independientes. La distribución longitudinal de los colTimientos y los momentos flectores principales, no presenta el marcado carácter de desviación hacia el ángulo obtuso de los tableros losa. La cuantía de los esfuerzos es bastante parecida en las cinco vigas; e incluso las vigas extremas, tienen algo más de momento que si la viga estuviese sola. Únicamente las vigas centrales tienen esfuerzos y corrimientos algo menores. La distribución de reacciones presenta la forma que conocemos de los tableros losa oblicuos; pero aquí sólo está insinuada, ya que la diferencia entre las cinco vigas es muy pequeña, máxime teniendo en cuenta la gran oblicuidad del tablero. De esta respuesta podría concluirse que un tablero oblicuo de vigas, se compolia, a efectos prácticos, como si fuese recto, con luz igual a la oblicua. La razón para este compOliamiento la encontramos en la escasa rigidez a torsión del tablero. Si cortásemos el tablero por una serie de líneas paralelas situadas en el intereje de las vigas longitudinales, la defonnación transversal del tablero a lo largo de la sección transversal 1-1 (Fig. 7..3.2), sería la representada en la figura 7..3..3.a. En el caso de que la rigidez a torsión de las vigas longitudinales fuese nula, podrían girar adoptando la f011113 (1) de la figura 7..3..3b, sin introducir ninguna solicitación exterior adicional.
por vigas
En este caso, la losa transversal se vería sometida a una deformación de flexión transversal que pondría en juego su propia rigidez en esta dirección. Se produciría un intercambio de cargas entre las vigas, hasta alcanzar la defonnación definitiva (2) de la figura 7.3.3b.
En la figura 7.3.2 representamos la respuesta del tablero de vigas, en el que el único elemento de reparto transversal está constituido por la losa superior, ya que no existen vigas riostras ni en los extremos.
Se ve entonces que, por la escasa rigidez torsional de las vigas longitudinales del tablero, le es fácil a éste acoplarse a las condiciones de defonnación que impone la oblicuidad de los apoyos. La defOlmación a flexión transversal a que se ve impuesta la losa, hace
Fig. 73 1
7.3.1.- Tableros doble T
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PUENTES Javier Manlerola Armisen
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Respuesta de tablero vigas "T" sin riostras. a) Corrimientos verticales. b) Leyes de momentos flectores longitudinales. c) COITimientos sección 1-1. d) Ley de momentos flectores transversales. e) Reacciones en apoyos. Fig. 7.3.2
que las vigas centrales se apoyen en las laterales, produciéndose la ley de esfuerzos y corrimientos que hemos visto en la Fig. 73.2. Si al tablero la proporcionamos una gran rigidez transversal por la inclusión de una serie de vigas riostras (Fig. 7.3.4), la respuesta que acabamos de ver no cambia en esencia, pero sí cuantitativamente; pues a la defonnación impuesta de flexión transversal (Fig. 7.3.3b), se le opone una rigidez transversal mucho más intensa, que ocasiona la defonnación final (3) de la figura 7.3.3b. El traspaso de carga de las vigas centra-
les a las laterales es mucho más eficaz. Las vigas extremas se ven solicitadas por momentos mayores, así como sometidas a corrimientos también mayores. En las vigas centrales disminuye la cuantía de los esfuerzos y se distorsiona la distribución de momentos flectores, como vemos en la figura 7.3.4.b. También las reacciones, cambian de una viga a otra. El arriostramiento produce, por tanto, un efecto perturbador en la respuesta final del tablero. No mejora el estado general de flexión y traspasa cargas de un lado a otro, sin beneficio general del tablero. No se deben poner vigas riostras en tableros de vigas doble "Too.
CAPITULO 7- EL TABLERO OBLICUO
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Respuesta tablero de vigas "T" con riostras a) Corrimientos verticales. b) Leyes de momentos flectores longitudinales c) Corrimientos sección 1- L d) Momentos flectores transversales sección 1-1, e) Reacciones de apoyos. Fig 734
1
rO.
394
PUENTES Javier Manlerola Armisen
7.3.2.- Tableros formados por vigas cajón distribuidas a lo ancho del tablero
sores, en las vigas longitudinales, crecen muy fuertemente, así como las flexiones en la losa transversal. La distribución de reacciones cambia claramente respecto a la que se presenta en las losas oblicuas.
Al proporcionar rigidez a torsión a las vigas longitudinales, la respuesta del tablero cambia radicalmente (Fig. 7.3.5). Los conimientos de las vigas longitudinales disminuyen de una manera importante, así como la cuantía de los momentos flectores longitudinales. En las vigas de borde aparece claramente apuntada la ley de momentos flectores longitudinales típica de los tableros-losa. Los momentos tor-
La razón para este compOliamiento la encontramos de nuevo al examinar la defonnación transversal (Fig. 7.3.6). Al cortar el tablero por el inter-eje entre las vigas longitudinales, éstas se defonnarán, bajo la carga exterior, según se indica en la figura 7.3.6a. Pero en este caso, debido a la gran rigidez torsional
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Respuesta de tablero vigas cajon, sin riostras. a) Corrimientos verticales. b) Leyes de momentos flectores longitudinales. c) Leyes de momentos tarsores longitudinales. d) COITimientos en sección 1- 1. e) momentos flectares transversales sección 1-1. f) Secciones en apoyos. Fig 7.3.5
395
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
3.09
obtuso
I
agudo
I
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a)
10.8 Fig 736
de las vigas longitudinales, la losa transversal quedará muy distorsionada, produciendo un traspaso de cargas de la zona más flectada (correspondiente al ángulo agudo del tablero) hacia la menos flectada (ángulo obtuso del tablero). Esta redistribución de cargas es similar a la que analizamos al tratar de tableroslosa; y en la figura 7.3.6b representamos la carga que recoge una viga de borde del resto del tablero. Se carga en la zona del ángulo obtuso, se descarga en la del agudo y la resultante total equivale a una reducción general de la flexión y a un incremento de reacción en el ángulo obtuso.
En cuanto a los tableros formados por vigas cajón, el comportamiento vuelve a ser similar al de los bi-apoyados, aunque un poco más reducido por las mismas razones anteriores.
El disponer vigas riostras transversales, no produce cambios espectaculares en el compOliamiento del tablero (Fig. 7.3.7). Los momentos flectores disminuyen un poco, y se acentúa más la distribución irregular de reacClOnes.
2. La disposición de vigas riostras, peljudica más que favorece, el compOliamiento de los tableros de vigas. Estas conclusiones sólo son válidas para las cargas que han sido estudiadas, es decir, para cargas uniformemente repartidas. Para las cargas puntuales, el efecto beneficioso de las vigas riostras se mantiene.
7.3.3.- Tableros continuos
No se estudia aquí el comportamiento específico de los puentes continuos oblicuos de vigas; pero de las conclusiones que acabamos de ver para tableros bi-apoyados, se pueden extrapolar fácilmente las de los continuos. Para tableros de vigas doble T, la continuidad acentúa la tendencia de los tableros a funcionar como tableros rectos de luz igual a la oblicua, ya que la continuidad equivale a un aumento de la relación ancho-luz y, por tanto, a un incremento de la rigidez a flexión longitudinal respecto a la transversal.
7.3.4.- Conclusiones respecto al comportamiento de tableros oblicuos de vigas 1.
Un tablero oblicuo de vigas doble T, se compOlia, a efectos prácticos, como un tablero recto de luz igual a la oblicua. El efecto de oblicuidad desaparece prácticamente.
3. Si las vigas tienen una rigidez torsional impOliante, el efecto de la oblicuidad vuelve a aparecer. La luz de flexión ya no es la oblicua, sino que es una intermedia entre ésta y la nonnal a los apoyos. Las flexiones longitudinales disminuyen mucho y las torsiones aumentan. 4. El pretensado se introduce, normalmente, cuando las vigas están sueltas; y, por tanto, en esa fase no produce efectos especiales. Sin embargo,
396
PUENTES
Javier ManleJola Aunisen
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f Respuesta tablero vigas cajón, con riostras. a) Corrimientos verticales b) Leyes de momentos flectores longitudinales. d) COITimientos seco l-L c) Momentos f1ectores seco 1.1. f) Reacciones en apoyos Fig. 737
las deformaciones producidas por la fluencia y retracción, en el caso de tableros formados por vigas cajón, se verán influidas por el comportamiento oblicuo de este tipo de tableros; no así en el de los tableros de vigas doble T.
7.4.- La viga cajón oblicua Una viga cajón está constituida por cuatro placas interconectadas entre sí. Su comportamiento es claramente espacial y, en determinadas condiciones de deformación, se comporia como una viga simple con su rigidez
a flexión y torsión. Sin embargo, este comportamiento elemental desaparece cuando las condiciones de deformación establecen la distorsión de la sección transversaL En el caso de las vigas cajón oblicuas, el concepto de sección transversal, unido siempre al concepto de viga, desaparece en las proximidades del apoyo y su comportamiento debe de considerarse como el corTespondiente a cuatro placas conectadas y apoyadas en puntos oblicuos. Este hecho complica el entendimiento resistente en dicha zona. Las pautas de comportamiento de tableros oblicuos que
397
CAPITULO 7- EL TABLERO OBLICUO
7.4.1.- La viga cajón bi-apoyada
hemos visto hasta ahora, nos van a servir de poco; y únicamente podremos utilizar, como elemento de comparación, la viga oblicua lineal examinada al punto 7.1.
Para analizarla, y como venimos haciendo en este trabajo, partimos de los resultados obtenidos en una viga c~jón concreta, con ángulo de oblicuidad 45°, con dos vigas riostras en los extremos, y cuyas características geométricas y primeros resultados se presentan en la figura 7.4. L Las conclusiones de su examen son las siguientes:
Vamos a examinar dos casos de vinculaClOn: el cajón bi-apoyado oblicuo y el cajón continuo. La hipótesis de carga que vamos a examinar es la de peso propio que, como cualquier carga uniformemente repmiida, es la que presenta efectos más marcados ante la oblicuidad. El método de cálculo utilizado es el de los elementos finitos.
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Respuesta de viga cajón oblicua
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398
PUENTES Javier Man/erola Armisen
1. Corrimientos. • A lo largo de una de las almas, AB, los conimientos verticales se presentan en la figura 7A.1a. Por simetría polar alrededor del centro del tablero, se conocen los de la otra alma. La defonnada es prácticamente simétrica, y únicaemnte se insinúa la oblicuidad, en unos conimientos algo mayores en la zona obtusa que en la aguda. • Si realizamos un corte transversal (sección 1-1), perpendicular al eje de la viga, en las proximidades de uno de los ángulos obtusos, vemos (Fig. 7.4.1 b.), que la sección transversal experimenta una distorsión. 2. Tensiones longitudinales. En la figura 7.4.1 c, representamos la distribución, a lo largo de dos secciones longitudinales al cajón, de las tensiones longitudinales, o"x, que aparecen en la cara superior e inferior del cajón. Por simetría polar tenemos las tensiones en todo el tablero. Podemos ver: • En la sección de apoyo y en la zona obtusa, aparecen tensiones, negativas en la losa superior y positivas en la losa inferior. Estas tensiones disminuyen a lo largo de la línea de apoyo, hasta anularse en la zona aguda. • Un ligero desplazamiento, hacia el lado obtuso, del estado tensional máximo positivo. Este efecto conesponde con la tendencia examinada en la distribución de los cOlTimientos veliicales. Si comparamos estos primeros resultados con las conclusiones que conocemos de los tableros-losa oblicuos (punto 7.2.), veremos que se reconocen todos los fenómenos, pero aquí levemente insinuados. Existen desplazamientos de los corrimientos y tensiones longitudinales hacia los ángulos obtusos. La flexión transversal del tablero losa, supone aquí la distorsión de la viga cajón. Unicamente aparece en la viga cajón, con contundencia, la presencia de momentos negativos en el ángulo obtuso, consecuencia de la rigidez del cajón y
la presencia de la viga riostra extrema. Este momento se va reduciendo confonne vamos avanzando por sección de apoyo desde el ángulo obtuso al agudo, anulándose en este punto (Fig.7.4.1c). Si comparamos ahora el comportamiento de la viga cajón oblicua con una viga oblicua lineal cuya sección transversal es la de la viga cajón, encontramos coincidencias y discrepancias. Comparando, en primer lugar, las reacciones en los cuatro apoyos A, B, e y D, tendremos:
ADOVO
Villa oblicua
Viga cajón
A
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227,650
B
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e
32,903
38,046
D
232,729
227,650
En estas reaCCIOnes, muy parecidas en valor absoluto, se ven sin ambargo pequeñas diferencias significativas. La viga cajón concentra menos que la viga oblicua las reacciones en el ángulo obhlSO. Esto es lógico, pues la viga oblicua es infinitamente rígida en dirección transversal, mientras que el cajón expresa su defonnabilidad transversal en la distorsión de la figura 7.4.1 b. Este efecto sería mucho mas marcado si la relación ancho-luz de la viga fuese mayor, o si los espesores de las paredes del cajón fuesen menores. En la viga oblicua, se produce una ley de momentos flectores, (Fig. 7.4.2b), y una ley de momentos torsores constantes (Fig. 7.4.2a). En la parte central de la viga cajón y de la viga oblicua, los resultados se parecen bastante, tanto en lo que se refiere a la cuantía de las tensiones longihldinales como a la dirección de las tensiones principales. En la viga oblicua, la combinación entre las tensiones de flexión y de torsión inclina las tensiones prin-
399
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
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Fíg 742
LOSA SUPERIOR
LOSA INFERIOR
1VIGA CAJON APOYADA. CARGA UNIFORME. TENSIONES PRINCIPALES
Fíg. 743
cipales de la losa superior e inferior, en dirección de los ángulos obtusos. En la viga cajón real, las tensiones principales en losas y almas se inclinan, también, como representamos en la figura 7.4.3.
(Fig. 7.4.1c). Este comportamiento es acorde con la concentración de tensiones que se produce en el ángulo obtuso y en el alma de dicha zona (Fig. 7.4.3). y esta diferencia es lógica, dado que en
Sin embargo, en las inmediaciones de los apoyos, los resultados entre ambos modelos, son muy diferentes. El estado tensional longitudinal en la sección de apoyo de la viga oblicua, que se deduce en la figura 7.4.2b, corresponde a un estado tensional constante a 10 largo del ancho de la sección; mientras que, en la realidad, esta distribución no 10 es, como ya hemos visto
la viga oblicua las reacciones en A y e se transmiten a las vigas por flexión de la viga riostra indeformable que las une; mientras que en el cajón real las reacciones de los apoyos se transmiten directamente a las almas del cajón. La sección transversal del cajón se defonna, produciéndose flexiones transversales en las caras que soportan el lado agudo del cajón desde el obtuso. Esto se comprueba
400
PUENTES Javier Man/erola Armisen
examinando la figura 7.4.4, donde representamos los cortantes, Qy' y los momentos flectores transversales, M y ' de las losas superior e inferior, a lo largo de la sección 2-2 de la figura 7.4.1. En el lado obtuso, el alma se ve sobrecargada por la flexión de las losas superior e inferior; y en el ángulo agudo descargada. Cuando se examina la figura 7.4.4c, no debe olvidarse que en una viga cajón recta,
bajo su propio peso, los momentos flectores, My, son constantes de un lado a otro; mientras que en el cajón oblicuo experimentan una variación clara, debido a la distorsión del cajón. En la figura 7.4.5, donde representamos las trayectorias de los momentos flectores principales de las losas superior e inferior debidos al peso propio del cajón, se observa:
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Respuesta de viga cajón oblicua bajo carga uniforme. Esfuerzos a lo largo de la sección 2.2 Fig 74.4
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401
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
oblicua en el caso estudiado y, por tanto, menor que en una viga cajón recta de luz igual a la oblicua. Sin embargo, si la relación ancho-luz del cajón es mayor, las reacciones a los apoyos agudos y obtusos dejan de ser tan diferentes y el estado tensional longitudinal en el centro de la luz crece.
a) Las trayectorias de los momentos flectores principales, se inclinan, a la manera de un tablero-losa, debido a la torsión que experimentan cada una de las losas por la torsión general del cajón. Esta inclinación es, sin embargo, mucho menor que en los tableros-losa. b) Los momentos flectores transversales, debidos a la distorsión, ocasionan una línea de momentos flectores nulos muy diferentes a la que se produciría en un caj ón recto (líneas paralelas a los lados). Este resultado es concordante con la cuantía de momentos flectores, M y, de la figura 7AAc.
2.
En las proximidades de los apoyos, el comportamiento de la viga cajón y de la viga oblicua indeformable se separan claramente. Los esfuerzos cOliantes se concentran en la zona del alma con-espondiente al ángulo obtuso. El cajón se distorsiona claramente, apareciendo flexiones transversales en las losas, que perturban totalmente la distribución nonnal de las vigas cajón rectas.
3.
Es necesario preguntarse si conviene hacer tableros cajón oblicuos, pues la reducción que se consigue en la flexión no suele compensar la enorme torsión que se produce al introducir una defomlación impuesta de torsión (la de los apoyos oblicuos) en una sección muy rígida a dicha defonnación.
De estos resultados se puede concluir lo siguiente, sobre el comportamiento del cajón obtuso bi-apoyado. 1. El efecto de la oblicuidad se hace presente en lo que podemos denominar flexión general del cajón, estableciendo un estado tensional longitudinal dirigido según los ángulos obtusos. La cuantía del estado tensional en el centro de la luz es similar a la de la viga
LOSA SUPERIOR
LOSA INFERIOR
TRAYECTORIA DE MOMENTOS PRINCIPALES EN LOSA SUPERIOR E INFERIOR
Fig 745
402
PUENTES Javier lvfanlero/a Annisen
7.4.2.- La viga cajón continua
CUADR07J
Para analizar el compoliamiento de las vigas cajón continuas, vamos a hacer uso, como elementos comparativos, de las conclusiones obtenidas en el apaliado anterior y de las que se deducen de la viga oblicua continua analizada en 7.1.2.
A
B
e
D
E
Viga oblicua
71,5
158,35
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230,4
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246,6
F
G
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Viga oblicua
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71,5
Cajón oblicuo
246,6
226,7
320,8
161,06
70,1
Para ello hemos elegido una viga cajón de cuatro vanos, de la misma luz e iguales características que la viga bi-apoyada que acabamos de examinar, solicitada también bajo su peso propio. Los primeros resultados en conimientos, esfuerzos y tensiones, los representamos en la figura 7.4.6 (viga continua oblicua) y en la figura 7.4.7 (cajón oblicuo continuo). Las reacciones en los apoyos de los dos modelos son:
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~,-; 922
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Respuesta de la viga oblicua continua. a) planta. b) Corrimientos verticales. c) Ley de momentos t1ectores. d) Ley de momentos torsores Fig. 74.6
Lo primero que observamos al comparar los resultados de este cuadro con los de la viga bi-apoyada, es que la relación entre las reacciones en A y B es mucho mayor que la que existe en los cajones bi-apoyados.
R¡ RB
_é
= 38,046 = O,16 7 227,65
R¡ = -70,1 O 43 5 -' - - =,
RB
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403
CAPITULO 7- EL TABLERO OBLICUO
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1/ \; 96
LOSA
SUPERIOR
LOSA
INFERIOR
Respuesta cajón oblicuo continuo_ Carga uniforme a) Corrimientos verticales líneas Al, BJ b) Distribución de Xn a lo largo sección I-L c) Distribución My a lo largo sección LI
Fig 74.7
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A-E
ALMA B-F VIGA CAJON CONTINUA. TRAYECTORIA DE LJAS TENSIONES PRINCIPALES
Fig.748
404
PUENTES
Javier Monte/ola Annisen
Este hecho, que podría entenderse como menor efecto de oblicuidad, se debe a la presencia de momentos negativos en los apoyos e y D, que reducen el momento torsor en el vano extremo, como ya vimos en el apartado 7.1.2. Según la teoría de la viga oblicua, el momento torsor en la viga biapoyada es T = 619 m.L; mientras que en este caso resulta T = 269 m.L (Fig. 7.4.6d). En el resto de los vanos, la torsión de la viga continua se hace muy pequeña. Estos resultados de la viga continua oblicua, se reflejan perfectamente bien en la viga cajón. Si examinamos la figura 7.4.8, donde se representa la distribución de las tensiones principales en la losa superior, en la inferior y en las almas, se observa cómo en los vanos extremos la inclinación de las tensiones principales es muy apreciable, en lo que es el cuerpo del cajón (los voladizos laterales de la losa superior se enteran poco de este fenómeno), mientras que en los vanos centrales esta inclinación es prácticamente inexistente en el centro de la luz. Los resultados de la viga oblicua continua no nos dicen mucho más del comportamiento del cajón oblicuo, que la coincidencia que acabamos de ver. Reproduce bastante bien este modelo el comportamiento general de la viga cajón; pero, como es lógico, no da ninguna luz respecto a la respuesta transversal
del caJon, que es donde se refleja el carácter espacial de la estructura. Si examinamos ahora la distorsión del cajón, encontramos su reflejo en la distribución de los momentos flectores transversales, M y ' a lo largo de la luz (Fig. 7.4.7c), y en la dirección, cuantía y líneas de momento nulo de las losas superior e inferior (Fig. 7.4.9). Lo primero que observamos es una coincidencia de comporiamiento con el tablero biapoyado. El cajón distorsiona muy apreciablemente, según lo que hemos definido como una tendencia a soporiar las zonas aguadas de cada vano desde las zonas obtusas. La ley de los momentos flectores de las losas conespondientes a las vigas cajón rectas, cambia radicalmente. La cuantía de la distorsión o de los momentos M y en los apoyos, no es mayor que en el cajón bi-apoyado, sino un poco menor. Este resultado, un poco sorprendente pues en el cajón continuo aumenta la relación ancho-luz y esto supone generalmente un aumento de defonnación transversal, se comprende si recordamos, como venimos diciendo a lo largo de todo este capítulo, que la oblicuidad equivale a una defonnación impuesta de torsión y no a una acción exterior de torsión.
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I
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LOSA INFERIOR TABLERO CAJON CONTINUO. SOLICITACION PESO PROPI().I)lIU:CC:IºN y CUANTIA DE LOS MOMENTOS FLECTORES DE LA LOSA SUPERIOR E INFERIOR
Fig 7A.9
405
CAPITULO 7 - EL TABLERO OBLICUO
En la figura 7.4.7a se representan los corrimientos verticales de las dos líneas extremas del cajón, donde se engloban, en cualquier sección transversal, las deformaciones por la torsión y distorsión. Los corrimientos son parecidos a los de la viga oblicua continua. Si examinamos ahora el estado tensional longitudinal, referido al valor N x' (Fig. 7.4. 7b), obtenido a lo largo de la sección 1-1, aparece un fenómeno que ya habíamos visto en los tableros de losa continuos: la diferencia apreciable entre las tensiones que aparecen en el apoyo D y en el apoyo H. Y la razón es la misma que la que expusimos en 7.2.2. El apoyo H conesponde al ángulo obtuso, mientras que el D corresponde al ángulo agudo del vano extremo; y el giro del tablero biapoyado en la zona obtusa es mayor que en la aguda. De estos resultados podemos sacar las siguientes conclusiones respecto al comportamiento de los tableros oblicuos: l. La influencia de la defol111ación impuesta que supone la presencia de apoyos oblicuos, se reduce cuando damos continuidad longitudinal a los distintos vanos. La flexión negativa que aparece en los apoyos, reduce el ángulo de giro del vano considerado como apoyado y, por tanto, la necesidad de introducir torsiones longitudinales para compatibilizar los conimientos del cajón con los apoyos. 2. La teoría de la viga oblicua reproduce bastante bien el comportamiento general del cajón oblicuo en este caso; pero no produce información alguna sobre la distorsión y la distribución de las tensiones longitudinales en la sección transversal. 3. Aparecen flexiones transversales en el cajón, de tipo antimétrico, extendidas a toda su longitud, ocasionadas por la distorsión natural que introduce la oblicuidad de los apoyos. 4. En los vanos centrales el efecto de la oblicuidad es mínimo. Los cortantes en
el ángulo agudo y obtuso son casi iguales; un poco mayor en el obtuso. El estado tensional principal es paralelo a los bordes libres. 5. En los vanos extremos es donde más aparece el efecto de la oblicuidad. Los cortantes se concentran en los ángulos obtusos y las tensiones longitudinales se inclinan según la dirección de los ángulos obtusos. En los bordes apoyados aparecen los mismos efectos que ya hemos analizado en los tableros biapoyados, pero reducidos aquí en su cuantía. 6. Todos los efectos de la oblicuidad, que reduce la continuidad del tablero, aumentarían si se aumentase la relación ancho-luz del cajón, o disminuyese su rigidez transversal por adelagazamiento de las paredes del cajón.
7.5.- Configuraciones habituales En general creemos que la oblicuidad en los puentes se debe enfrentar tal y como viene, disponiendo pilas oblicuas y estribos oblicuos. Si se trata de tableros oblicuos de un solo vano, Fig. 7.2.05, hay que tener en cuenta la desigual distribución de la reacción en apoyos y el hecho de que en el caso que la losa esté provista de al111adura pasiva, conviene disponerla en las dos direcciones que detel111inan los lados del paralelogramo, lo que no va a producir la mínima cuantía de al111adura. Esta quedaría reservada a disponerla según las direcciones de los momentos flectores principales, pero en este caso el coste de corte y colocación puede, salvo en algún caso muy especial, ser superior al ahorro en kilos. En el caso de que la losa sea pretensada, éste conviene disponerlo, con más razón aún que la armadura pasiva, según la dirección longitudinal, paralela a los bordes libres. Pero hay que tener en cuenta que el pretensado es una acción y por tanto debe tenerse en cuenta en el cálculo de la losa. Su efecto se ve sometido al mismo efecto, pero en sentido contrario, que cualquier carga exterior.
406
PUENTES
Javier Mante/o/a Armisen
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b)
o
o
Fig 75.1
7.6.- Puente pérgola Si se trata de tableros continuos, Fig. 7.5.1, se puede enfrentar el problema de varias maneras. Disponiendo una distribución oblicua de pilas y estribos, Fig. 7.5.la y enfrentando el cálculo con todas sus consecuencias. A veces se huye de la oblicuidad disponiendo las pilas y los estribos perlendiculares al eje del puente, Fig. 7.5.lb, en estos casos las pilas y los estribos agreden visualmente, con sus aristas, al usuario de la carretera inferior. Para evitarlo se recurre muchas veces a disponer pilas circulares, que tienen una imagen constante, cualquiera que sea la dirección en que se los mire. Para evitar la agresión del estribo, éste puede hacer también curvo. El puente funciona como recto y no presenta una imagen agresiva al usuario inferior, Fig. 7.5.lc.
En ocasión de oblicuidades extremas, las luces que se crearían, siguiendo las pautas del punto 7.6 podrían llegar a ser muy grandes, Fijémonos que la luz oblicua es igual a:
la luz normal paliido por el seno del ángulo de la oblicuidad. Para
407
CAPITULO 7- EL TABLERO OBLICUO
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Fig 761
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408
PUENTES
Javier Manlerola Armisen
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Fig 76.3
Fig 764
esta misma dirección. Esta disposición reduce extraordinariamente la cuantía de la flexión y su cálculo debe realizarse teniendo en cuenta la capacidad de reparto de la losa existente. Presentamos un ejemplo de puente pérgola de vigas, en la Fig. 7.6.2 representamos el ya desaparecido puente en la Plaza de las Glorias Catalanas en Barcelona,
donde se adopta unas vigas prefabricadas pretensadas de canto variable. En el caso de que oblicuidad no sea tan extrema se puede adoptar una solución losa como la representada en la Fig. 7.6.3 en la cual se extiende la losa algo más de lo necesario para polarizar las flexiones en dirección
409
CAPITULO 7.- EL TABLERO OBLICUO
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/
--
Fig 765
Fig76.6
normal, reduciendo el área oblicua. En la Fig. 7.6.4 representamos una solución de este tipo. Una tercera solución, Fig. 7.6.5, consiste en mantener la longitudinalidad del cruce pero disponiendo apoyos intennedios que obligato-
riamente se convielien en pÓliicos que puentean la viga inferior. En la Fig. 7.6.6 representamos esta solución para un cruce bastante oblicuo de una vía de felTocarril sobre otra.
410
PUENTES Javier Mal1lerola Armisen
Enlace de Zizur (Navarra)
411
CAPITULO 8 - EL TABLERO CURVO
8.- EL TABLERO CURVO
La curvatura en planta de los tableros de puente, determina un modo particular de comportamiento resistente. Introduce una variable nueva, la cual, junto con la relación ancho-luz y la distribución de rigideces dentro del tablero, determina los mecanismos de resistencia que desarrolla la estmctura para hacer frente a las acciones exteriores. Fig. 8.0.1.
Fig. 8.0.1
Para acercamos a la respuesta resistente del puente curvo, necesitamos tratar, en primer lugar, la viga curva cargada nonnalmente a su plano, analizando la influencia que en su respuesta tiene la curvatura en planta, las vinculaciones con los apoyos, y la relación de rigideces a flexiones torsión. Y esto es así porque la viga curva representa la célula elemental
412
PUENTES Javier Mall/erala Anllisell
de la cual debemos partir para entender el puente curvo. Trataremos, en segundo lugar, del tablero losa, para poder analizar el compOItamiento conjunto de una serie de elementos longitudinales y transversales. La sección cajón la trataremos en tercer lugar, haciendo hincapié en la distorsión natural que proporciona la curvatura a este tipo de tableros. Todo lo relacionado con el tablero de vigas o el tablero cajón curvo es igualmente válido cualquiera que sea el material utilizado, honnigón pretensado, dintel mixto o metálico.
solicitada por una serie de cargas verticales p y de pares torsores m T será: Las ecuaciones de equilibro en un elemento diferencial ds son: Cargas verticales: Q, +dQ,. -Q.. + pds = O
-p
(1)
Momentos flectores
(R tBr M+dM-M-QRdB+HdB+ P e =0 2
de donde
dM +H =Q ds R r
(2)
Momentos torsores
8.1.- La viga curva Supongamos una viga circular, de radio R y ángulo de abertura total 8 0 y en la que se consideran las siguientes condiciones: La sección transversal es muy pequeña comparada con la luz de manera que las propiedades elásticas pueden suponerse concentradas a lo largo del centro de gravedad de la viga y que coincide con el centro de esfuerzos cortantes. La sección no distorsiona transversalmente, ni se alabea longitudinalmente. Fig. 8.1.1.
H + dH - H - MdB+ m,.ds dH ds
M R
- = --m
(3) r
La ecuación (1) es igual a la de una viga recta. De las ecuaciones (2) y (3) se deduce que en una viga curva las torsiones y flexiones están acopladas.
Las ecuaciones de equilibrio de esta viga
p
",,,
, \
Fig 811
=O
413
CAPITULO 8 - EL TABLERO CURVO
Este hecho se comprende de otra manera si vemos que la resultante de las compresiones de la cara superior y de las tracciones de la cara inferior debidas a la flexión, producen dos fuerzas S que no es sino una acción torsora en la sección, Fig. 8.1.2a, es decir la presencia del termino M/R en la ecuación (3). En el caso de secciones cenadas este efecto produce la distorsión del cajón, ver 8..3., y la conversión
de la mayor parte de esta acclon torsora en tensiones tangenciales de torsión" En el caso de una sección abierta se produce una flexión de eje horizontal diferente en cada una de las vigas con el consiguiente alabeo de la sección y unas flexiones transversales en las almas que pueden requerir de riostras transversales, Fig. 8.1.2b.
o)
s
b)
Fig 812
8.1.1.- Respuesta de la viga curva En la Fig. 8.1.3 representamos la respuesta de una viga curva de sección rectangular maciza con dos vinculaciones en los apoyos, bi-apoyada a flexión y empotrada a torsión y biempotrada a flexión y torsión y en ambos casos solicitadas por una carga vertical unifonnemente repartida a lo largo de su luz.
Lo primero que se observa, Fig. 8. L.3b, es que la ley de momentos flectores longitudinales, tanto si está biapoyada a flexión o biempotrada, es prácticamente igual a la de una viga recta con la misma vinculación y luz igual a la longitud de la viga curva desarrollada. Este hecho ha determinado un procedimiento simplificado de cálculo de las vigas
414
PUENT.ES Jal'/el'
E 1
2 Carga uniforme
K =ijJ = 1004
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Aiall/ero/a Al'lllisell
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91 APOYADA A FLElCJON
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el LEY DE MOMENTOS TORSORES
CORRIMIENTOS EN EL CENTRO EN LA VIGA APOYADA
Q
I PLANTA DE LA VIGA.
dI CORRIMIENTOS VERTICALES ~I
CORRIMIENTOS EN EL
CENTRO EN LA VIGA EMPOTRADA
Flg 81]
curvas. Si de la ecuación (2) suponemos que el valor del momento torsor H partido por el radio de curvatura es despreciable comparado con el cortante, entonces esta ecuación representa la ecuación diferencial de una viga recta con luz igual al desanollo de la viga CUIva,
Obtenida la ley de momentos flectores por este procedimiento podemos detenninar la ley de momentos torsores siguiendo la ecuación (3) en la cual la torsión no es sino el esfuerzo cortante de una viga en la cual la carga es la suma de la solicitación torsora exterior mt y la solicitación conocida MIR,
415
C1PlTULO 8 - EL TABLERO CURVO
Se puede acercar a la respuesta exacta por aproximaciones sucesivas ya que una vez conocido el valor del momento torsor H, podemos volver a la ecuación (2) y sumar al valor del cOliante exterior el valor de H/R. - En segundo lugar en el caso de que la viga esté apoyada a flexión, aparece una ley de momentos torsores significativa, Fig. 8.1.3c. Cuando la carga sea vertical y esté uniformemente repartida a lo largo de la viga curva y además sea simétrica, la viga será isostática y el equilibrio se realiza con la aparición de momentor torsores en los extremos cuya
proyección sobre la cuerda de la viga es igual al momento respecto a esta misma recta de las fuerzas exteriores, Fig. 8.1Aa. Los momentos torsores se reducen mucho cuando la viga está biempotrada, pues a fin de cuentas la tendencia al giro alrededor de la cuerda del arco, que las cargas exteriores imponen a la estructura, está contrarestada en este caso no solo por la componente según la cuerda del momento torsor H, sino también por la componente según esa misma cuerda del momento flector de empotramiento.
H o)
b) Flg. 8/4
Esta característica nos indica que una viga curva continua tiene unos momentos torsores relativamente poco importantes. En el caso de vigas curvas en voladizo, caso muy frecuente durante la construcción de grandes puentes curvos realizados por voladizos sucesivos, las torsiones son por el contrario, muy importantes y de elemental determinación por tratarse de estructuras isostáticas.
Si analizamos los cOlTimientos, tanto verticales, ()x' como los giros de torsión, ex, vemos que la diferencia que existe según sea el tipo de vinculación en el borde es muy grande lo cual va a tener una importancia decisiva cuando la viga curva sea parte de una entidad mayor como puede ser un puente losa, Fig. 8.1.3d, e, f, y g.
416
PUENTES Javia Mal1lerola Arlllisen
Variación de la relación EI/GJ. En los ejemplos anteriores la relación entre la rigidez a flexión y a torsión era del orden de la unidad como conesponde a secciones cenadas o macizas. Si variamos ahora la relación k=EI/GJ a valores muy grandes como corresponde al caso de vigas de poca rigidez torsional, vemos que las flechas y los giros para las mismas cargas exteriores cambian mucho. En el ejemplo contemplado en la Fig. 8.1.5 vemos que el valor de las flechas puede ser casi doble y el de los giros 24 veces mayor que el de la misma viga con valores de k próximos a la unidad. Los esfuerzos no varían de uno a otro caso dado que la estructura es isostática para la carga a que está sometida. En el caso de que la viga sea hiperestática como le ocurre a la viga de tres vanos representada en la Fig. 8.1.6, como le OCUlTe a la viga de tres vanos representada en la Fig. 8.1.6, el valor de K=EI/GJ, influye considerablemente en la cuantía de los
esfuerzos. Representamos la respuesta de la viga, solicitada en el vano central por una carga uniformemente distribuida con una excentricidad constante, y cuando variamos el valor de k y la curvatura en planta. Cuando la viga tiene valores de k próximos a la unidad, la ley de momentos flectores Fig. 8.1.6a, prácticamente no varía, aun con radios en planta muy variables. Por el contrario la ley de momentos torsores varía, aumentando con la disminución del radio de curvatura. Fig. 8.1.6c. Cuando la viga tiene poca rigidez torsional, caso de k=12,43 en el ejemplo, la ley de momentos flectores crece conforme la curvatura aumenta, mientras que los momentos torsores varían muy poco, Fig. 8.1.6b Yd. Este comportamiento encuentra su sentido en que la falta de rigidez torsional moviliza mas flexiones para hacer frente a la excentricidad de la carga para el caso de curvaturas crecientes.
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K
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VIGA ISOSTATICA. INFLUENCIA DE LA VARIAC10N DE RIGIDEZ TORSIONAL EN LOS CORRIMIENTOS Fig 8.15
417
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
- Variación de la curvatura en planta. 8.1. 7.1.), se observa que, tanto los momentos flectores y los desplazamientos verticales como los momentos torsores y los giros torsionales, aumentan confoll11e disminuye el radio de curvatura, siendo mucho mayor el aumento en el segundo grupo que en el prnnero.
Ya hemos visto, en la figura 8.1.6, como los efectos que produce la disminución de la rigidez a la torsión son tanto mayores cuanto mayor es la curvatura en planta de la viga. A fin de cuentas la curvatura es la variable desencadenante de esta manera pmiicular de comportarse la viga curva.
Cuando la carga puntual es torsora (Fig. 8.1.7), se observa el mismo tipo de incremento con la curvatura; pero en este caso es mucho mayor el incremento en momentos flectores y descensos verticales, que en momentos torsores y giros.
En la figura 8.1.7 vemos la influencia de la curvatura en planta, en las vigas cargadas con cargas puntuales. Cuando la carga puntual es vertical (Fig.
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COMPARACION
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ENTRE VIGAS RECTAS Y CURVAS.
LEY DE MOMENTOS FLECTORES LEY DE MOMENTOS TaRSORES
Fig.816
E/G :: 2,3 J~::
6, 7853m,4
418
PUENTES Jm'/eJ Aéfal/ferola Am//5el/
- L1Jnc!usión respecto al comportamiento resistente de las vigas cunJas
en la viga isostática un incremento impoltante de los giros y las flechas verticales.
Una viga curva isostática, cargada veliicalmente, desarrolla momentos flectores y torsores de impOliancia. En su deformación, junto con conimientos verticales se dan giros de torsión.
El empotramiento a flexión de las vigas curvas, lleva consigo una disminución muy importante de los momentos torsores que solicitan la viga.
La ley de momentos flectores longitudinales de una viga curva, para los casos en que el ángulo de abeliura de la misma no es muy grande, es prácticamente igual a la de una viga recta de la misma longitud. Crece ligeramente cuando reducimos el radio de curvatura.
El acoplamiento entre flexiones y torsiones, determina la impOliancia del papal desarrollado por K =(EI/GJ), Cuando éste aumenta, como consecuencia de la disminución de la rigidez a la torsión, los momentos flectores longitudinales experimentan incrementos muy apreciables en vigas curvas continuas.
La reducción de la rigidez a torsión, aunque se mantenga la de flexión, determina
En la Fig. 8.1.8 vemos el puente del Pilar, tablero curvo asimilable a la viga.
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Fig. S20J
8.2.- Tableros losa Existe una diferencia clara entre el comportamiento de un tablero recto y un tablero curvo. Para una carga uniformemente distribuida actuando sobre un tablero de inercia constante, en el tablero recto no existe redistribución de esfuerzos. Cada viga longitudinal en que se podría abstraer el tablero, se lleva la carga que la solicita; mientras que para un tablero curvo en planta, existe una redistribución de esfuerzos. Ocurre 10 mismo que en los tableros oblicuos, la geometría en
planta determina un trabajo tipo superficial, incluso para las cargas uniformes. Supongamos el tablero curvo bi-apoyado de la figura 8.2.1a solicitado por una carga uniformemente repaliida de 2,5 T/m2. En dicho tablero, destacamos cinco vigas curvas longitudinales, de 2,00 m de anchura, al realizar cuatro cOlies circunferenciales. Cada una de estas vigas curvas, solicitada por una carga uniforme, experimentará unos corrimientos y giros a lo largo de su
420
PUENTES Javier Malllerola Armisell
trazado, cuyo valor en el centro de la luz lo representamos en la figura 8.2.01 b con líneas de trazos. Las vigas situadas más lejos del centro de curvatura, tienen desplazamientos y giros mayores que las de menor radio de curvatura. La continuidad transversal de la losa, junto con las características elásticas de las vigas curvas, debe reconstituir la continuidad en la defonnación total del tablero. La línea continua de la figura 8.2.01b representa las deformaciones reales del tablero en el centro de la luz.
trabajo longitudinal y transversal, lo representamos, en lo que se refiere a los esfuerzos, en la figura 8.2.02. En la columna 1 comparamos las leyes de momentos flectores del tablero (en 2,00 m. de anchura), con las de las cinco vigas consideradas independientes. El resultado del trabajo conjunto del tablero, hace que en las vigas más alejadas del centro de curvatura pierdan momento respecto a las independientes, y las más próximas lo ganen. Existe por tanto una redistribución transversal que tiende a igualar las flexiones a lo ancho del tablero.
Los resultados de esta interacción entre
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LOSA
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Fig. 8.2. 02
421
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
la línea e, menos flexible, pierde carga; y ésto en cantidades muy importantes, si tenemos en cuenta que la carga exterior que corresponde a cada una de estas líneas es de 5 T/mL El mecanismo de reparto transversal es diferente.
En la columna II se representan las leyes de los momentos torsores en los dos casos, (losa y vigas independientes), viéndose una reducción de la cuantía de la torsión en todas las vigas, siendo más intensa en las exteriores. En la columna IV se representa la flexión transversal del tablero, a lo largo de las cinco secciones transversales.
Destaquemos una franja longitudinal, de 2,00 m. de anchura, cuyo eje sea la línea a y veamos cuales son las cargas que la solicitan en el tablero real:
Según estos resultados, parecería que el mecanismo de respuesta del tablero curvo es similar al del tablero recto, en cuanto que la zona más flexible (la exterior) transfiere carga vertical a la menos flexible (la interior) a través de la flexión transversal de la losa. Sin embargo esto no es así, lo que se comprueba si miramos la colullma III, donde se representa el intercambio de carga veliical entre las cinco vigas curvas. La línea a, más flexible, recibe carga veliical del resto de la losa, mientras que
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1. La carga veliical exterior, de 5 T/ml, que produce en el centro de la luz un momento flector de 459 m.t.
2. Una ley de cargas verticales (Fig. 8.2.03a), introducidas por el resto de la losa, que producen en el centro de la luz un momento flector de 117,6 m.t., del mismo signo que el anterior.
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422
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3. Una ley de cargas flectoras (Fig. 8.2.03b), introducidas por el resto de la losa, que producen en el centro de la luz un momento flector de -160,6 m.t. 4. Una ley de cargas torsoras (Fig. 8.2.03c), introducidas por el resto de la losa, que producen en el centro de la luz un momento flector de -7,97 m.t. La suma de estos cuatro momentos es de 408 m.t., que es el momento en el centro de la luz de la losa, en esa zona (Fig. 8.2.02a). Si examinamos ahora las deformaciones de la losa, veremos cuales son los mecanismos de resistencia que se han desanollado.
En primer lugar, fijémonos en el giro de flexión, e, Fig. 8.2.04a, que experimentan las vigas curvas, consideradas independientes, en una misma sección radial. Debido a la distinta longitud de las vigas, estos giros serán diferentes, y a su diferencia producirá una torsión en la viga radial AB. Si esta viga tiene una considerable rigidez a la torsión, tenderá a igualar ambos giros, introduciendo sobre las vigas curvas unos pares flectores, representados en la figura 8.2.03b cuya integración a lo largo de la viga curva da lugar a los mayores momentos de descargas. Este efecto es similar al que se produciría en una losa trapecial (Fig. 8.2.04b).
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423
CAP/TUlOS-EL TABLERO CURVO
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En este primer mecanismo se han enfrentado la rigidez a torsión de los elementos transversales y la de flexión de las vigas curvas. El segundo mecanismo lo encontramos en el enfrentamiento entre la rigidez a flexión de las vigas transversales y la de torsión de las vigas curvas. Si comparamos lo que pasa con este mecanismo, en los tableros rectos cargados excéntricamente, y en los curvos: veremos una diferencia fundamental. Al cargar un tablero recto con carga excéntrica y si dividimos el tablero en un conjunto de vigas longitudinales, veremos que, bajo .la carga diferente, cada una de las vigas descIende una determinada cantidad. Para reconstruir la carga transversal, los elementos transversales del tablero se defonnarán descargando la viga más cargada y cargando l~ menos cargada. Con este mecanismo comienza el reparto transversal de cargas (Fig. 8.2.05a). Si el tablero es curvo, junto con el descenso de las vigas elementales aparecen los giros de torsión. La reconstitución de la losa transversal obliga a una defonnación en esa dirección, mucho menor que si no existiesen esos giros (Fig. 8.2.0Sb), e incluso de signo contrario si, por la poca rigidez a torsión de las vigas curvas longitudinales, la defonnada de las vigas elementales es como la representada en la figura 8.2.0Sc. Depende del valor relativo de 8}> 82 , el, e2' el que el valor que aparece en el extremo
de la viga transversal cargue o descargue a las longitudinales (Fig. 8.2.06) En el caso particular que estamos considerando, las vigas A y B producen, consideradas independientes, unos valores de 8], 8 2, e], e2' cuya resultante Q tendería a cargas
muy ligeramente la viga exterior y descargar la interior. Pero como este mecanismo de resistencia está acoplado con el primero, ocurre que la disminución de flechas que produce la carga flectora (Fig. 8.2.03b), invierte el fenómeno haciendo que las cargas que se transmiten a la viga exterior sean del mismo signo que la carga exterior, como veíamos en la figura 8.2.02, columna III. Si reducimos la rigidez torsional de las vigas curvas elementales, el fenómeno de traspaso de carga de la zona interior a la exterior será mucho más intenso, como luego veremos. En la Fig. 8.2.07 representamos las trayectorias de los momentos flectores pri~cipales bajo la actuación de una carga umfomlemente repartida y la distribución de reacción en el borde. Como se ve en la Fig. 8.2.07a las trayectorias seguidas por los momentos flectores longitudinales siguen la dirección de la cuerda de la losa, salvo en la zona próxima a los apoyos donde experimenta una incurvación contraria a la de la curvatura como consecuencia de la torsión que se acumula en el borde exterior.
424 Javier Man/erofa Armisen
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Fig.8.2.08
IV) LEYES DE MOMENTOS FLECTORES TRANSVER,
425
CAPITULO 8 - EL TABLERO CURVO
Las reacciones presentan esta mIsma tendencia, se mantienen practicamente uniformes a lo largo de todo el borde salvo en los extremos que experimentan un gran incremento hacia el borde exterior y decremento en el interior. Fig 8.2.07b.
8.2.1.- Comportamiento puntuales
bajo
similar al que se produce en los tableros rectos, bajo carga puntual. El mecanismo de torsión de los elementos transversales de la losa, se produce de una manera similar al caso de la carga uniforme.
cargas
En la fig. 8.2.09 representamos la respuesta en flechas y momentos flectores de la misma losa curva pero en la que la carga de 100 Tn pasa del borde exterior al interior pasando por el centro.
Bajo cargas puntuales, los mecanismos de respuesta que desarrolla la losa para resistir, son los mismos que hamos comentado en el párrafo anterior; pero la intensidad de la solicitación hace que el traslado de la solicitación de una a otra zona de la losa sea diferente.
Se observan dos cosas claramente diferenciadas, las flechas tienden a ser mayores en el borde exterior. Cuando cargamos el borde exterior, la flecha en ese punto es del orden del doble de la flecha del borde interior, mientras que cuando cargamos este borde la flecha es solamente un 12% mayor que en el borde exterior.
En la fig. 8.2.08 representamos la respuesta de la misma losa circular que estamos estudiando, bajo una solicitación de 100 1. Vemos que los momentos flectores máximos se desalTollan bajo la zona cargada (216 m.1. en la línea a, contra 88 m.1. en la línea 3). La flexión total, de 681 m.t., que tendría la línea a si actuase sola, se ha reducido drásticamente y redistribuido al resto de la losa.
En cambio los momentos flectores en el borde cargado son muy parecidos en los dos casos, la diferencia entre el momento en el borde exterior y el interior es de solo un 4%. La razón de este comportamiento es que los dos mecanismos de reparto, flexión y torsión transversal, son mucho menos excitados cuando se carga el borde interior que cuando se carga el borde exterior.
En este caso, los corrimientos veIiicales y los giros de la zona cargada, considerada sola, son tan intensos que, al contrario de lo que pasa bajo la sobrecarga uniforme, la línea a se apoya en las demás, en lugar de recibir carga (Fig. 8.2.07.111). Este mecanismo es borde ext
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8.2.2.- Influencia de la variaclOn de las rigideces, en el comportamiento del tablero curvo En el punto anterior hemos examinado los mecanismos de respuesta de un tablero circular, de 60 m. de radio medio, y una distribución de rigideces cOlTespondiente a la losa isótropa. Para analizar la influencia de la distribución de rigideces en la respuesta, hemos elegido el mismo tablero en planta, con la misma carga y vinculaciones externas, pero distinta distribución de rigideces. Como sección transversal hemos elegido una sección nervada, de cinco vigas, que tiene la misma rigidez a flexión longitudinal que la losa isótropa del apmiado anterior, pero en la que, evidentemente, disminuye la rigidez a torsión. Transversalmente, hemos estudiado tres casos. En primer lugar, el tablero con diez vigas riostras, colocadas según las líneas 1,2,3,4,5 y sus simétricas, y de las mismas características que las longihldinales, es decir, de es~asa rigidez a torsión. En segundo lugar, el mIsmo tablero, pero sin vigas riostras transversales. POI' último, el tablero con diez vigas riostras pero, en este caso, con la rigidez a torsión que le correspondería a la losa maciza. En la respuesta resistente de estas estruchlras no se ha tenido en cuenta la excentricidad entre el centro de gravedad de las vigas y de la losa que confiere al conjunto un claro comportamiento espacial. Los resultados de este análisis son muy variables. En la figura 8.2.10a, representamos las distribuciones de momentos flectores en las cinco vigas del primer caso, comparándolas con las que se producirían en las cinco vigas separadas. En ellas se ve como la viga exterior resulta mucho más solicitada que si estuviese sola; al contrario de lo que pasa con la interior.
La razón de este comportamiento se entiende claramente si repasamos los mecanismos de resistencia vistos en el punto 8.2. Aquí se ha disminuido extraordinariamente la eficacia del primer mecanismo de resistencia, al reducir la rigidez a torsión de las vigas transversales. Queda, por tanto, únicamente el segundo mecanismo que , como veíamos, trasladaba la carga de la zona interior a la exterior; razón ésta que justifica el en0l111e incremento de la flexión en las vigas exteriores y su reducción en la interiores. Cuando reducimos la rigidez a flexión transversal, las cosas no cambian mucho (véase Fig. 8.2.10b); siguen las vigas exteriores cargándose y las interiores descargándose. En cambio, si potenciamos el primer mecanismo resistente dando rigidez torsional a las vigas riostras trasversales, (Fig. 8.2.1 Oc), las leyes de momentos vuelven a ser casi iguales a las de la losa isótropa, cosa que no nos debe extrañas pues, como vimos en el punto 8.2., éste es el mecanismo más eficaz para la reducción de la flexión en las vigas exteriores. Este estudio demuestra la impOliancia que en el compOliamiento como puente curvo tiene la rigidez a torsión de los elementos transversales, y la mala disposición estructural que es el tablero de vigas. En este caso, ante la falta de rigidez a torsión de las vigas longitudinales, el tablero se compOlia girando hacia las vigas más flexibles, bajo la influencia de la torsión general que supone la carga exterior. El tablero desarrolla su rigidez a torsión, por el par que se crea entre las distintas vigas longitudinales, cargándose las exteriores y descargándose las interiores. Este fenómeno sería menos impOliante si dotásemos de rigidez a torsión a las vigas longitudinales, aunque las vigas transversales no la tuviesen.
427
CAPITULO 8.- EL TABLERO CURVO
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Fig 8210
8.2.3.- Influencia de las coacciones en los extremos El empotramiento en los bordes extremos de la losa circular de la figura 8.2.11, detennina una reducción drástica de los conimientos de las vigas elementales que se pueden destacar de la losa. Los conimientos verticales, los giros de torsión y los de flexión son mucho más pequeños; y por tanto también lo es la diferencia entre los que se producen en las distintas vigas longitudinales.
Los dos mecanismos de resistencia en que hemos basado la respuesta de un tablero curvo son excitados, por tanto, en mucha menor amplitud que en el caso de vigas apoyadas; lo que determina una reducción brusca del intercambio de esfuerzos. El empotramiento hace el mismo papel en tableros curvos que en tableros rectos: reduce extraordinariamente el intercambio transversal de esfuerzos.
428
PUENTES
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DISTRIBUCION DE ESFUERZOS EN UN TABLERO CIRCULAR" BIEMPOTRADO. 11 DISTRIBUCION MOMENTOS FLECTORES LONGITUDINALES II) DISTRIBUCION MOMENTOS TORSORES m) ACCIONES VERTICALES DEL RESTO DEL TABLERO SOBRE LINEA o. TV) MOMENTOS FLECTORES TRANSVERSALES V) FLECHAS VERTICALES EN EL CENTRO DE LA LUZ
Fig 82Jl
En la figura 82.11.1, representamos la comparación entre los momentos flectores longitudinales en las cinco vigas independientes y en el tablero real. Como se ve la
diferencia es mínima, si bien se puede apreciar claramente el mismo tipo de comportamiento que observábamos en los tableros bi-apoyados, aunque mucho más reducido.
429
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
Los momentos torsores también se reducen, aunque en mucha menor proporción (Fig. 8.2.11.11). La cantidad de carga vertical que la línea a recibe del resto de la losa, figura 8.2.llJII), sigue la pauta indicada anteriormente: carga en
la zona de momentos flectores POSitIVOS y descarga en la zona de momentos negativos. La distribución de los momentos flectores principales en una losa continua de dos vanos cargada uniformemente y su distribución de reacciones en el borde libre y en el apoyo central se encuentran en la fig. 8.2.12.
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b) Reace. apoyo centra 1 12 B5 tn
Fig 8212
8.2.4.- Relación ancho-luz
En la Fig. 8.2.13 representamos un caso extremo en el cual la relación ancho/luz es muy grande. El radio de curvatura es muy pequeño. (Rmed= 22,5 m). En la Fig 8.2.13a representamos la distribución de los momentos flectores principales para una carga uniformemente repartida, cuyo aspecto es muy similar aunque mucho mas acentuado que el de la Fig 8.2.07a.
borde libre en A sea del orden del doble de la del C, fig 8.2.13b. Sin embargo las flechas en A son del orden de seis veces mayores que las flechas en C para las mismas cargas. Fig 8.2.13c. En la fig. 8.2.13d se representan los momentos flectores transversales en la sección central. Se observa como los momentos son mucho mayores cuando la losa se carga en A que cuando se carga en C, como habiamos indicado. 8.2.5.- Variación del radio de curvatura
Los mecanismos de reparto de cargasrigidez a torsión y flexión de los elementos transversales están aquí muy activados por la enorme diferencia de luces entre los dos bordes libres y el pequeño radio de curvatura de la losa. Así los momentos flectores longitudinales en A y en e para carga puntual en A y en C son muy parecidos aunque la longihld del
En la figura 8.2.14 representamos los esfuerzos que se producen en el mismo tablero de la figura 8.2.02, pero en el que se ha variado su radio de curvatura, pasando de 60 m. a 200 m. Este aumento del radio de curvatura minimiza todos los problemas que hemos examinado hasta ahora, pues la respuesta
430
PUENTES
Javier Man/erola Armisen
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elemental de una viga curva es inversamente proporcional al cuadrado del radio, como ya vimos en el punto 8.1.
8.2.6.- Conclusión respecto al comportamiento del tablero losa, curvo, en planta.
La pauta que siguen las leyes de momentos flectores es similar a la que vimos con anterioridad, aunque la diferencia que existe entre los esfuerzos de las vigas curvas elementales y los de tales vigas formando parte del tablero curvo es mínima. También las leyes de momentos torsores se atenúan mucho, así como la cantidad de carga vertical que se h'aslada de una zona a otra del tablero.
Un tablero losa, curvo, desarrolla dos mecanismos de resistencia que le confieren su carácter específico y que complementan la respuesta individual de la serie de vigas circulares en que podría dividirse el tablero mediante una serie de cortes circunferenciales. A la deformación libre de las vigas longitudinales, que dependen de su luz, y de su
431
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
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Desplazanientas
[argo un i farne Fig. 8.2.13 e
rigidez a flexión y a torsión, se oponen dos mecanismos de resistencia: 1. La rigidez a torsión de los elementos transversales del tablero, tiende a igualar los giros a flexión de las vigas longitudinales. Esta tendencia es tanto más acusada cuanto mayor es su rigidez a torsión; y tiene como consecuencia una reducción de los momentos flectores de las vigas longitudinales más largas (exteriores) a costa de las más cortas (interiores). Este primer mecanismo es de una gran eficacia. 2. La rigidez a flexión de los elementos transversales es excitado por la diferencia de flechas entre las vigas longitudinales y por la diferencia entre los giros a torsión de las mismas. Los dos tipos de movimiento de las vigas longitudinales, se contrarrestan entre sí; ya que los giros en las vigas curvas son
del mismo signo que las que producen las diferencias de flechas. (Segundo mecanismo de resistencia). 3. La influencia de este segundo mecanismo de resistencia va a depender
El
de los valores K = -
GJ
de las vigas
circulares elementales. Si estos son grandes (vigas circulares de pequeña rigidez a torsión) los giros de torsión de las vigas longitudinales se diferencian más que las flechas; lo que determina un traspaso muy eficaz de cargas, de la parte interior del tablero a la exterior. En este caso, si las vigas transversales tienen además poca rigidez a la torsión y no puede desarrollarse eficazmente el primer mecanismo de resistencia, ocurre que las vigas exteriores se cargan mucho y sus momentos flectores son mucho mayores que los de las vigas elementales
432
PUENTES Javier Mante/o/a Armisen
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Fig 8214
del tablero. Por el contrario, las vIgas interiores se descargan.
4. Mirado el tablero curvo desde un punto de vista totalizador se puede concluir.
Esta morfología del puente losa curvo es, por tanto, muy mala; ya que el raparto, en vez de aliviar las zonas más cargadas del tablero, las penaliza.
• Es una estructura con una solicitación permanente a la torsión proporcionada por la curvatura en planta del tablero.
433
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
c) Con aITiostramientos transversales muy rígidos a la torsión.
• En las seccIOnes transversales de tableros curvos de baja rigidez a la torsión (tablero de vigas "1"), la solicitación de torsión se resuelve en flexiones longitudinales, a través de los pares de fuerzas iguales y contrarias que desanolla la rigidez a flexión transversal del tablero. Como consecuencia, las vigas exteriores están mucho más solicitadas a flexión y las interiores se descargasn. • En las secciones transversales de gran rigidez a la torsión, la solicitación to1'sora se resuelve principalmente en tensiones tangenciales, sin que se produzca un incremento de la flexión del tablero. Más aún, la rigidez conjunta del mismo, tiende a igualar la solicitación flectora en todo el tablero. • La rigidez a torsión se consigue: a) En secciones macizas o aligeradas interioremente.
5. Bajo cargas puntuales, el raparto transversal viene muy influenciado por la situación de la carga en el tablero, (lado interior o exterior), y por el radio de curvatura de la losa. 6. La continuidad estructural de los tableros curvos, reduce muy eficazmente la influencia de la solicitación torsora, ya que los momentos negativos de flexión que se desanollan en los apoyos contribuyen muy eficazmente a eliminarla. En los tableros se produce un comportamiento muy similar al de las vigas curvas. 7. La curvatura en planta es el elemento desencadenante del proceso y, por tanto, su efecto será tanto mayor cuanto mayor sea ésta. En la Fig. 8.2.15 representamos un tablero curvo de varias vigas cajón.
b) En tableros de vigas, cuando éstas son de secciones cajón.
Fig.821.5
434
PUENTES
Javier JvJan/erola Armisen
8.3.- Tablero cajón Al estudiar la viga curva en el punto 8.1. suponíamos ésta absolutamente indefonnable y con coincidencia entre el centro de esfuerzos cOliantes y el centro de gravedad de la sección. En el caso de puentes cajón esto no ocurre; la sección transversal es defOlmable y, por consiguiente, se producirá en ella una determinada distorsión. Por tratarse de una sección cerrada los efectos del alabeo torsional son pequeños. Si elegimos un elemento diferencial de viga cajón, el estado tensional a que está sometida por los esfuerzos que la solicitan son:
La diferencia entre estos valores es:
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pero como según la ecuación de equilibrio de la viga curva:
H'= , M\,
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el valor del flujo de tensiones tangenciales resultante en el elemento, por metro lineal, será:
1) Debidas a la flexión longitudinal:
f= M, Las flexiones M, y M, + M~. dx , producen, debido a la curvatura del elemento diferencias, unas resultantes, transversales a la sección, cuyos valores son (Fig. 8.3.1):
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Las resultantes de estas fuerzas a lo largo de las caras serán:
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T
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o
2) Debidas a la torsión:
H, y H, + H~. dx , Las torsiones producen, en cada cara, un flujo de tensiones tangenciales de Saint Venant cuyo valor es (Fig.8.3.2.):
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M.
T
1/=-'-\
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T = M, .b
r.n
La suma de estos dos tipos de esfuerzos, darán lugar a un conjunto de fuerzas transversales, equilibradas, representadas en la figura 8.3.3a,
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CAPITULO 8 - EL TABLERO CURVO
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Fig 833
Si la sección transversal fuese indeformable, estas fuerzas se anularían entre sí y no pasaría nada. Cuando la sección transversal es deformable estas fuerzas la deformarán, produciéndose un doble mecanismo de resistencia. El primero, la flexión en su plano de cada una de las caras que configuran la viga cajón curva. El segundo, la rigidez de la sección transversal como marco. Entre los dos, y en función de sus rigideces respectivas, resisten el efecto de esas fuerzas. En la Fig. 8.3.4 presentamos el puente de Tina Menor, curvo y con sección cajón.
Si queremos analizar con precisión la respuesta del puente cajón curvo, debemos acudir a otros procedimientos de cálculo que tengan en cuenta, además de la distorsión de la sección transversal, la deformación por es~ fuerzo cOliante de las caras y la torsión no unifonne que se produce en todo puente. Nosotros, para el ejemplo que vamos a examinar seguidamente, hemos utilizado una discretización del cajón por elementos finitos tipo lámma. En la figura 8.3.5 analizamos un puente cajón, de 60 m. de radio, de la misma luz y anchura que los puentes losa antes estudiados, y sometido a la acción del peso propio. En
436
PUENTES
Javier Man/erola Annisen
Fig 834
8.3.5a se representa la distribución de tensiones longitudinales en la sección central, junto con el efecto de la defol1nación por esfuerzo cortante de las caras, y el efecto que sobre las mismas produce la distorsión, incrementando las tensiones en el borde interno del cajón y disminuyéndolas en el externo. Este estado tensional se compara con el que se produciría en el mismo puente si fuese recto. Se ve que la diferencia es muy pequeña; y esto es lógico, pues el radio de curvatura no es muy pequeño y la distorsión producida por una solicitación parabólica, como es la ley de M(8)/R, es pequeña por su falta de concentración local, que es lo que produce efectos violentos. La ley de momentos flectores transversales (Fig. 8.3.5c) recoge el efecto de la distorsión inclinando la ley nOl1nal del puente recto. También en los corrimientos de la sección central aparece este mismo fenómeno. Junto con el descenso de flexión y el giro de torsión, aparece la defol1nación por distorsión (Fig.8.3.4b). En la figura 8.3.6 aparece la respuesta de este mismo tablero bajo el efecto de una carga
puntual colocada en el punto A (exterior) o el B (interior), de la sección central. Bajo este tipo de solicitación aparece otra particularidad en el compOliamiento de los puentes cajón curvos. Bajo la carga excéntrica, la distorsión del cajón se compone de dos sumandos: a) La distorsión correspondiente a un puente recto por excentricidad de la carga, que en este caso es muy violenta por tratarse de una carga puntual. b) La distorsión que produce la curvatura en planta del tablero por la solicitación M(8)/R, mucho menos intensa por tratarse de una carga repartida. Ambas hacen el efecto de quitar rigidez a la sección transversal, haciendo que la tendencia de la viga cajón, cuando es ancha y delgada, sea trabajar como dos vigas elementales de forma????? Resulta, entonces, que cuando cargamos en la zona exterior (carga en A), como la viga exterior tiene más luz que la interior, el estado tensional longitudinal que se produce es mayor, como claramente aparece en la figura 8.3.6b. Aunque
437
CAPITULO 8- EL TABLERO CURVO
A
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L =25.00 B
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53
153.1
A
B
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I
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I
1
-
b)
PUENTE CURVO PUENTE RECTO
C)
PUENTE CAJON CURVO
R=
60.00 .
PESO PROPIO
. SECCION
CENTRAL
o) DISTRIBUCION DE TENSIONES LONGITUDINALES, b) DISTRIBUCION DE CORRIMIENTOS,
b) DISTRIBUCION DE MOMENTOS FLECTORES TRANSVERSALES.
Fig.835
438
PUENJES JOl'ler AIolller%
las tensiones maXllnas son prácticamente iguales, el área de las tensiones longitudinales es mayor en el caso de la carga en A que en el caso de carga en B. La igualación de las tensiones máximas que ocurre en este caso, se debe a que la distorsión ocasionada por la curvatura, siempre tiende a incrementar el estado tensional en la zona interior. En la figura 8.3.6c aparecen los momentos flectores transversales en la sección central, y en ella se ve la influencia de la distorsión debida a la curvatura. Cuando cargamos en A, la distorsión debida a la curvatura se resta de la originada por la excentricidad de la carga; y viceversa.
Estas conclusiones parciales se constatan en los eshrdios realizados por C. Meyer (3) mediante bandas finitas de vigas cajón, cuando se varía el radio de curvatura en planta (Fig. 8.3.7). Se trata de un puente cajón monocelular, bastante estrecho y bi-apoyado, que se solicita por dos hipótesis de carga: el camión de la norma U.S.A. colocado en la posición A, o en la posición B. Los resultados se dan, englobados, en los momentos que resultarían sobre cada una de las dos vigas virtuales en que se puede descomponer la viga cajón. Se denomina MT el momento total sobre la viga cajón, en el centro de la luz, y M el momento que se lleva caa una de las vigas.
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3.4 :
3.7
I
VIGA CAJON CURVA 8AJO CARGA PUNTUAL. SECCION CENTRAL Ql CORRIMIENTOS bl AXILES LONGITUDINALES el MOMENT'OS FLECTORES TRANSVERSALES
Fig 836
P. recio
- - p , curvo
I
el
Anllisell
439
CAPITULO 8 - EL DIBlERO CURVO
Para radios de curvaturas grandes (Fig. 8.3. 7b) el efecto de la curvatura desaparece. Cada una de las vigas recoge un momento diferente e igual al que tendría un puente recto bajo la distorsión que le produce el descentramiento de la carga. Para radios de curvaturas pequeños, la distorsión complementaria que acabamos de analizar, debida a la curvatura en planta, hace que la viga 1 adquie-
ra mayores valores que la vIga 2, aún para carga situada en la viga 2. Cuando aumentamos el ancho del caJon (Fig. 8.3.7c) la distorsión normal como puente recto es mayor; y alU1que la distorsión como puente cmvo tiende a incrementar la carga en la viga 1, no puede llegar a alcanzar valores similares a los de la viga 2 cuando la carga actúa sobre ella.
R
8
A
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••
0.473
OA 8 = 3048
m
D/L =0.055
02
L= 2438m
01
8) 30
50
100
150
200
R(m)
300
250
M/M T 06 05
0.4 0.3
=
8 426 m D/L = 0.055
02
L=18.28m
0.1 C) 50
100
150
200
R (m)
300
250 •
VIGA
1
•
VIGA 2 _ CARGA EN ____ CARGA EN
A 8
M T = MOMENTO TOTAL S08RE EL CAJON INFLUENCIA DEL RADIO
DE CURVATURA EN LA RESPUESTA DE VIGAS CAJON (C.Meyer)
Fig.837
440
PUENTES
Javier Man/erola Aunisen
De todo lo expuesto se pueden sacar las siguientes conclusiones sobre la influencia de la curvatura en puentes cajón: l. La curvatura en planta produce una distorsión del cajón, incluso para cargas uniformemente repartidas en el tablero. Esta distorsión tiende a cargar la zona del cajón más próxima al centro de curvatura y descargar la opuesta. 2. El efecto que produce la distorsión es como si la zona de viga cajón (viga 1 de la Fig. 8.3.7a) mas próxima al centro de curvatura, fuese más rígida, y la opuesta más elástica. Fig. 8.3.7a. 3. Este efecto es tanto más impOliante confOlme el radio de curvatura es menor y la relación ancho-luz mayor. 4. Para radios de curvatura pequeños, la carga puesta en el borde exterior experimenta un reparto, en toda la viga cajón, mucho más adecuado que si la carga está en el borde interior.
....
8.4.- Pretensado Mirado como acción, el pretensado de una viga equivale a las acciones del cable o cables en los anclajes y a las fuerzas de desviación distribuidas a lo largo de la viga y cuyo valor es inversamente proporcional al radio de curvatura del cable en cada punto. En general, los cables de cualquier viga, sea recta o curva en planta, tienen curvatura con proyección en dos direcciones, veliical y horizontal. Cuando la viga es resta, las curvaturas horizontales de los cables responden a un problema de distribución de los mismos a lo ancho de la sección y su efecto normalmente se anula por simetría respecto al eje de la viga. Cuando la viga es curva, a la compresión y flexión del eje horizontal debido a la componente vertical del cable hay que añadir la componente horizontal F/R producida por la desviación que sobre el cable introduce la curvatura de la viga. En el caso de cable centrado en el eje de la viga esta fuerza determina una acción torsora en la viga de valor (F/R)e siendo e la distancia al centro de esfuerzos cortantes de la situación del cable F en cada punto. Fig. 8.4.1.
F/R ".
Fig.8.4.1
CAPITULO 8- EL TABLERO CUR va
441
Esta aCClOn torsora hay que tenerla en cuenta en cualquier cálculo de vigas curvas y produce efectos que sorprenden a primera vista. Por ejemplo, si pretensamos una viga circular bi-apoyada y de sección rectangular, con carga exterior p unifonnemente distribuida a lo largo de la viga, con un cable simétrico, sin coeficiente de rozamiento y determinamos el valor de la fuerza de pretensado Fo y la distribución de excentricidades verticales e, tales que anulen la carga exterior p en cualquier punto, tendremos un perfil
parabólico para el cable de flecha en el centro f y un valor de la carga de pretensado
pl2
F=o 8f Bajo esta acción, la carga exterior se anula en' cada punto lo que lleva aparejado la anulación de flexiones y torsiones a lo largo de la viga. Queda sobre la viga actuando unicamente una compresión centrada Fo y una ley de cargas radiales F/R aplicadas a lo largo de la línea parabólica del cable. Fig. 8.4.2.
I
e
F/R
Fig. 842
F/P
12
e
R
M =~O t
Fig 843
193 PI
3
/24P
442
PUENTES JOJlierAfolllerolo AnllÚell
Su efecto en la viga es la de una ley de acciones torsoras con distribución parabólica y de valor máximo en el centro de valor
La integración de esta acción a lo largo de la viga produce un momento torsor idéntico al que tenía la viga bajo la carga exterior. Es decir, la torsión de la viga debida a la carga exterior, que había sido anulada por la componente vertical del pretensado, se vuelve a producir debido a la componente horizontal que la curvatura de la viga introduce en el pretensado. Esta conclusión se demuestra también directamente si utilizamos la fórmula (3) para la acción exclusiva del pretensado.
dr(e)
M(e)
ds
R
pl 8/
pl
R
8fR
--e
Para conseguir eficacia del pretensado de cara a la reducción de las torsiones de la viga deberemos descentrar el pretensado del eje de la viga. Si mantenemos el mismo trazado vertical del pretensado del caso anterior pero lo distribuimos en un cilindro paralelo al del eje de la viga y dispuesto del lado exterior, con una excentricidad ea constante, tendremos que la componente vertical de la acción exterior p es anulada por la componente vertical del pretensado pero este introduce además dos pares torsores de signos opuestos, el primero Fey y el segundo Feo' Siempre podremos detenninar eo de manera que se anule el momento de torsión en el extremo. Sin embargo no se anula toda la ley de momentos torsores pues la distribución a lo largo de la viga de los momentos torsores producidos por Fey y los producidos por Feo son diferentes. Fig. 8.4.3.
- - = - - + I l l ¡ =--'-+--e=O
Es decir la acción de pretensado produce una torsión nula en la viga. En el caso de que la vIga fuese biempotrada y el pretensado que introdujésemos fuese el mismo que si la viga fuese apoyada, la torsión de la viga no solo no se reduciría sino que aumentaría pues la componente vertical del pretensado anula la torsión y flexión de la carga vertical, pero la componente horizontal produce la mismo torsión que en la viga bi-apoyada que como sabemos es mucho mayor que la de la viga empotrada.
Esta reducción drástica de la ley de torsiones resultante en la viga, viene acompañada de una flexión de eje vertical que no había aparecido hasta ahora como consecuencia de la excentricidad eo del pretensado. Este efecto secundario se puede eliminar si distribuimos el pretensado en la viga con excentricidades veIticales diferentes en el interior y en el exterior de la viga como indica la Fig. 8.4.4. En este caso no es posible eliminar todo el momento torsor producido por la carga exterior.
A
-------------- -
A
-----~-~~----~
443
CAPITULO 8 - EL TABLERO CURVO
CARGA EXTERIOR
Fuerzas tronsv debidos o lo flexíon
Fuer zas cor ton tes di ierenc i o I es deb i dos o i o tors í on
PRETENSADD Fuer Z05 de desv i oc ¡ en
de los cables
Fuerzas cortantes diferenciales debidos o lo torsion de los cables
Fig.8.4.5
Pret. en
Pret
en
1050
1050
superior
inferior
Fig 8.4.6
PRETENSAOO NORMAL
PRETENSAOO LOSA SUPERIOR E INFERIOR
Fig 847
En este caso, la distorsión de la sección, en el caso de que ésta sea un cajón, aumenta, dado que la resultante transversal debida a la carga exterior y al pretensado es del mismo signo. Fig. 8.4.5. Este último efecto se puede eliminar si en lugar de intentar eliminar la torsión de la carga exterior, por descentramiento vertical
entre los cables interiores y exteriores, se realiza añadiendo pretensado nuevo en la cara superior e inferior de la viga de curvaturas opuestas. Fig. 8.4.6. Con el pretensado en planta de la figura 8.4.6a y c se elimina la torsión resultante de la carga exterior mas el pretensado n0l111al de la VIga.
444
PUENTES Javier Manterola Armisen
La distorsión también se reduce dado que sus resultantes tienen signo contrario. Como se ve después de todos los intentos que hemos hecho, intentar anular con pretensado la torsión debida a la carga exterior es a costa o de flexión transversal o de aumento de distorsión o de poner una cantidad
impoliante de pretensado complementario. Este hecho conduce a que normalmente en puentes curvos el pretensado se utilice como en puentes rectos para reducir los efectos de la flexión y la torsión es resistida por otros procedimientos. Fig. 8.4.7.
Fig 8.4.8 Puente del Pilar (Zaragoza)
445
CAPITULO 9- PUENTE PÓRTICO
9... PUENTE PÓRTICO
La intención que guía al apOliicar con las pilas un detenninado dintel , es reducir la ley de momentos flectores que se produce en el mismo gracias al empotramiento parcial que le proporcionan la rigidez de las pilas. Si la vinculación que existe entre las pilas y el dintel en un puente es la de articulación simple, Fig. 9.0.la, la carga exterior producirá una deformada del dintel como viga simplemente apoyada, una ley de momentos flectores correspondiente a dicha defonnada y un giro en el apoyo de valor e. Si la vinculación entre pila y dintel es de empotramiento, pero las pilas tienen una vinculación de apoyo deslizante con el suelo, Fig. 9.0Ib, la defonnación y la ley de momentos flectores del dintel se conserva pero el pie de las pilas se desplaza lateralmente un valor
0= e.h. Al introducir en el pie de esa misma estructura una acción horizontal, H, se producirá en el pie del dintel un corrimiento 8 10 y sobre
la estructura una ley de momentos como la representada en la figura 9.0.lc.
e.
Podemos hacer que 5¡ = O= h, en este caso si sumamos los estados 9.0.1 b y 9.0.1 c tendremos la ley de momentos y la deformada de la figura 9.0.ld. La inmovilidad lateral del pie del pÓliico nos ha producido una ley de momentos flectores correspondiente a una viga continua de tres vanos cuyas luces sean las mismas que las del pórtico, Fig. 9.0.1e, y además un esfuerzo axil en el dintel igual a H. El puente pÓliico reduce la ley de momentos flectores de una viga apoyada a otra continua siempre que se cumplan dos condiciones. El dintel y la pila se empotran entre si y el terreno presenta una gran rigidez a las fuerzas horizontales que le transmiten las pilas del pórtico. Con un terreno blando las pilas inferiores se abrirían, desaparecería o se reduciría la fuerza H y la ley de momentos tendería de nuevo a la de la viga bi-apoyada. En la Fig. 9.0.2 representamos un puente pÓliico elemental.
446
PUENTES
Javier Man/erola Annisen
o
L
b
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H --'
e
d
e
Fig 901
Fig 9.02
447
CAPITULO 9- PUENTE PÓRTICO
9.1.- Morfología longitudinal 9.1.1.- Pórtico simple La materialización mas elemental del puente pórtico lo constituye la figura 9.1.01 donde se representa un pórtico rectangular de inercia constante con dos tipos de vinculaciones extremas. Una de empotramiento en cimentación (izquierda) y otra de atticulación (derecha). En ambos casos, aunque de cuantía diferente, aparecerá una reacción horizontal H que introduce una flexión en el dintel a través de la rigidez de la pila. El dintel queda también comprimido en toda su longitud por el axil H. En este tipo de puente es impOltante considerar el empuje lateral del suelo sobre los muros verticales de la estructura. La cuantificación de este empuje es bastante imprecisa ya que la tendencia de las pilas a abrirse está contrarrestada tanto por los empl~jes horizontales que introducen las tierras adosadas al trasdós del muro veltical como por la rigidez del cimiento. El tipo de terreno que encontramos y sus características resulta definitivo. Si se trata de roca sana. la excavación puede hacerse vertical y la coacción lateral se produce a lo largo de toda la altura del estribo y del cimiento sin diferencias significativas. Fig 9.1.02. Si es necesario realizar una excavación con talud inclinado o el puente pórtico se sitúa no en desmonte sino en terraplén sobre suelo competente, los empujes horizontales a lo largo del muro vertical van a depender del
nivel de compactación de las tielTas en el trasdós del muro. Una compactación normal puede ocasionar empujes al reposo en el trasdós del muro, una compactación muy intensa puede sobrepasarlos. Los problemas de inter-acción suelo estructura están, por tanto, absolutamente presentes en este tipo estructural y tanto mas intensamente cuanto mas pequeño sea el puente. Además de las condiciones de compactación, influye en el empuje de las tierras, las deformaciones por fluencia y retracción del dintel que pueden llegar a permitir que el empuje se reduzca, para t = 00, a valores próximos al empuje activo en aquellos casos en que el acortamiento del dintel produzca movimientos en cabeza suficientes. En el caso de marcos embutidos en el terraplén la interacción suelo-estructura se produce tanto en la base como en los muros laterales y su valor es difícil precisar con exactitud. Sus esfuerzos dependen principalmente del modo y cuantía de la compactación lateraL Una variante morfológica del pórtico elemental lo constituye la figura 9.1.03 y 9.0.02, en la que al tablero se le proporciona inercia variable para adecuar sus espesores a la distribución de la ley de momentos flectores. En la figura se ha representado una variación continua de espesores. Podría ser igualmente acartelado. Por lo demás la problemática es exactamente igual al caso antenor.
Fig.9102 Fig 9101
448
PUENTES JrlJl¡(?r Afan/ero/a Anlllsen
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Fig. 910]
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Flg. 9./04
El puente de la Giunture sobre el Liri (R. Morando, 1954) es un pótiico rectangular de 61,6 m. de luz, fonnado por tres elementos en cajón con una variación muy pequeña del canto entre el centro de la luz y los apoyos, Fig. 9.1.04. Con el fin de evitar los efectos negativos que produce el acortamiento axil del dintel producido por el pretensado de las pilas, Esta pretensión es casi inútil, pues si bien para tiempo = O la operación es corTecta, las
deformaciones por fluencia y retracción del dintel invalidan la intención de evitar que el pretensado del dintel no reduzca efecto pórtico. Las tierras laterales y su contención se independizan del pórtico y ambas descansan sobre una cimentación de pilotes de gran tamaño para resistir las cargas horizontales del pórtico y reducir sus movimientos horizontales, Un ejemplo fonnidable de la misma morfología lo constituye el puente sobre el río
449
CAPITULO 9 - PUENTE PÓRTICO
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Fig 9/0S
Fig.9106
450
PUENTES Javier Affan/erala lI,misen
Tagliamento (Zorzi, 1965) de 163 m. de luz y 184 m. de longitud total, Fig. 9.1.05
zada en avance en voladizo y la estabilidad durante la construcción se consiguió por anclaje provisional contra el telTeno.
Las características morfológicas del pórtico corresponden a bi-articulación en los extremos, sección cajón en el dintel dimensionada como el caso de los puentes en voladizo de gran luz. La articulación es Freyssinet, muy apropiada para estos casos en los cuales las cargas son muy importantes y los giros no lo son tanto.
Una pequeña variación estructural de la configuración habitual de los puentes pórtico la constituye la fantástica colección de los puentes sobre el Mame que Freyssinet proyectó y construyó después de la segunda guelTa mundial, Fig. 9.1.06 y Fig. 9.1.07.
La construcción de este puente fué reali-
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451
CAPITULO 9 - PUENTE PÓRTICO
Fig9 1 09
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Fig. 9110 Puente sobre e/ río Sinigo (Ea/zona)
En estos casos Freiyssinet descompone la pila triangular del pórtico en sus dos cabezas de compresión y de tracción. Los efectos de la pequeña relación flecha-luz (ver 9.2.) se salvan, en palte, estableciendo una acentuada variación del perfil vertical del puente que incrementa claramente la distancia entre el eje del dintel en el centro del vano y el punto donde se produce el empuje horizontal sobre el estribo. La influencia negativa del movimiento horizontal gatos planos entre éste y las patas inclinadas del puente. Dando una carga a estos gatos igual a la acción horizontal de carga pennanente se deforma el suelo sin que esta
deformación influya en la geometría del pórtico y por tanto en sus efectos secundarios. Es de suponer que las características del suelo corresponderán a suelo muy elástico en el que las deformaciones no crecen con el tiempo. Tampoco, en este caso, el empuje de tierras actúa sobre el pÓltico. Una variante al pórtico simple, la constituye el representado en la figura 9.1.08, en el cual el elemento veltical se inclina hacia el terraplén incrementando la luz del dintel. El efecto pÓltico se mantiene aunque disminuido dado que la parte situada desde la veltical del apoyo hacia la derecha o la izquierda cumple el
452
PUENTES
Javier Man/erala Armisen
papel de compensar de la flexión general del dintel. Esta misma tipología se ha realizado introduciendo una atiiculación deslizante a cuartos de la luz. En este caso el efecto pórtico desaparece y la viga que cubre el vano central se apoya en ménsulas que deben equilibrarse en la cimentación, Fig. 9.1.09 El puente sobre el río Sinigo (Bolzano) Fig. 9.l.1 0, es un pórtico de tres articulaciones, dos en los apoyos y una en el centro. De hormigón ligero en la parte central, tiene un canto variable entre 2,2 m. en clave y 7 m. en atTanque.
empotradas en el dintel y atiiculadas en cimientos, constituye una estructura pÓliico muy usual. Fig 9.1.11. En este caso la inclinación de las pilas cumple una doble función. Reduce, en primer lugar, la luz central del dintel. En cuanto a flexiones hay que tener en cuenta que si bien para carga permanente la viga central funciona con la luz que determinan la posición de las pilas inclinadas, para la sobrecarga el comportamiento no es exactamente igual dado que la actuación de carga encima de la pila produce flexiones en el dintel, Fig. 9.l.1l c, 10 que no OCUlTe si las pilas son verticales. La pila inclinada introduce a su vez una componente axil significativa en el tramo central del dintel.
9.1.2.- Pórtico de pilas inclinadas El aporticamiento de un dintel contínuo de tres vanos por medio de pilas inclinadas
La segunda función que cumple la pila inclinada es la de conseguir un empotramiento mas perfecto del vano central, el cual se
o
1r\2...
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b
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defornodo
ley de non, flectores Fig 9Jll
453
CAPITULO 9. - PUENTE PÓRTICO
compensa además por continuidad de los vanos laterales del dintel. En la figura 9.1.12 presentamos el puente de Bonhomme de 146,7 m. de luz entre apoyos de pilas inclinadas en el dintel y 186,25 m. entre apoyos en cimientos, la longitud total del puente es de 282,6 m. La propuesta de la Administración francesa era un puente continuo de tres vanos con pilas verticales, cimentadas por medio de pilotes en el granito del fondo. El proyecto construido es un pórtico de pilas inclinadas obtenido sin mas que girar las pilas verticales del proyecto anterior para ir a apoyarse en la ladera exterior de roca, fuera de la influencia del mar. El tablero está formado por un cajón
monocelular con canto variable entre 7,00 m. en la unión con las pilas y 2,5 m. en el centro. La anchura del tablero es de 9,95 m. y la del cajón 5,2 m. El principal inconveniente que tiene esta tipología es la construcción. En el puente de Bonhomme hubo que construir además de la pila inclinada, la pila vertical que estaba prevista en el proyecto inicial, aunque en este caso en construcción provisional, para poder resistir la falta de equilibrio que proporciona la pila inclinada durante la construcción del dintel en avance en voladizo. De características similares pero de realización un poco mas reciente es el puente de L'Oreal, con 108 m. de luz entre extremos de pilas y canto variable entre 5,2 m. y 2,5 m. Fig. 9.1.13
Fig. 9..1.12
Mas interés tiene el puente sobre la garganta del río Gouritz en Africa del Sur, Fig. 9.1.14. La realización del pórtico de pilas inclinadas se debe en este caso a la doble ventaja que se obtiene de dicha inclinación para evitar la cimentación en un aluvial de 40 m. de espesor y reducir la luz del vano principal. Además la construcción no necesitó de la colocación de pilas provisionales verticales
en el nudo entre pila y dintel, se utilizó una técnica derivada de la construcción del puente arco en avance en voladizo que permite eliminar todo soporte provisional intennedio. Las pilas se atirantaron a la cimentación mientras crecían y el dintel, construido en avance en voladizo desde el estribo necesitó de un atirantamiento provisional para mantener su estabilidad.
PUENTES .Im'lá AJall/erola AI'IJIIsell
84,OOm
46,00
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51,00
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F1g. 9JJ4
En la Fig. 9.1.15 representamos, dentro de esta variante una pasarela en Vitoria Otra variante de construcción de estas pilas es la de realizarlas en posición vertical y girarlas, rotando alrededor de su nudo de unión con la cimentación. El atirantamiento provisional sigue siendo imprescindible hasta que el dintel sujete la pila en su situación inclinada. En construcción metálica esta operación se ha realizado girando respecto a la base de la pila, pila y dintel, con lo cual la estabilidad y sujección de ambos elementos es mas segura durante las fases del proceso. El puente de St. Michel en Toulouse constituye otro ejemplo característico de esta tipología. Cruza el río Garona por la adición
sucesiva de una serie de pórticos con una luz entre articulaciones inferiores de 56,5 m. y longitud total de 65,25 m. El empuje horizontal está recogido por unas cimentaciones de fábrica muy poderosas que existían conespondientes al puente procedente sobre el que se edificó el actual de Freyssinet, Fig. 9.1.16. La sucesión de un conjunto de pórticos simples configuran un aparente puente con células triangulares continuos. La formidable respuesta de este tipo de pórticos continuos ante los empujes horizontales los ha hecho muy útiles para puentes de fenocanil. La construcción se realizó con cimbra aporticada entre los cimientos del puente antiguo, los cuales estaban unidos por tirantes provisionales.
455
CAPITULO 9.- PUENTE PÓRTICO
Fig.9115
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Fig 9116 Puenle de SI Michef en Tal/fal/se (Francia)
456
PUENTES
Javier Manterola Annisen
[g1.1.1.1.1'1 (lrJ
Fig 9. 1 17
Para el caso pasos de autopista esta solución ha sido muy utilizada, tanto en su ejecución con hOImigonado "in situ" como con dovelas prefabricadas. En la figura 9.1.17. representamos la estmctura resistente de una serie de pasos superiores prefabricados por dovelas realizado en la autopista alpina en el sur de Francia. 9.1.3.- Pórtico con células triangulares
necesario añadir la tracción del tirante posterioL Fig. 9.Ll8a. Tiene la ventaja respecto al pórtico de patas inclinadas en que es posible eliminar la cimentación del extremo del vano de compensación el cual puede descansar sobre el tirante rígido. Esta estmctura se ha utilizado con amplitud en el caso de pasos superiores con un excelente terreno de cimentación.
El pórtico de células triangulares puede considerarse como un pórtico de pilas inclinadas en las cuales se refiere el extremo de los vanos de compensación al cimiento de la pila principal por medio de un tirante. Se puede considerar también como un pórtico básico en el cual la pila principal se ha descompuesto en sus dos cordones, de composición y de tracción, Fig. 9.1.18.
En la figura 9.1.19. representamos el puente Alcalde Alfonso Molina en la Coruña. Tiene 41 m. de luz, sección de dintel cajón de canto variable entre 1,4 m. en el empotramiento con las pilas y 1 m. en el centro del vano. Representa una configuración clásica para pasos superiores de autopista.
La célula triangular de las esquinas desarrolla un excelente efecto pórtico con un gran empuje horizontal al terreno, pues a la componente inclinada de la pila principal es
La utilización de la célula triangular en puentes continuos es muy frecuente. El puente en la autopista A-19, tramo San Andrés de Llavaneras - Malgrat en Barcelona, Fig. 9.1.20,
457
CAPITULO 9.- PUENTE PÓRTICO
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Fig.9118
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Fig 9.1.19 Puente Alcalde Alfonso Molino en la Corlllla
es un buen ejemplo, con la célula triangular empotrada en la cimentación y tres luces de 40+80+40 m. La célula triangular reduce la luz central a 48 m. La sección transversal es una viga cajón con canto variable entre 2.00 m. y 1,2m. El puente Kylesku (Escocia, Fig. 9.1.21), tiene un planteamiento similar con luces de 71,9, 132 Y 71,9 m. La célula triangular está empotrada en la cimentación. Para la construcción se utilizaron tres procedimientos. Cimbra apoyada en el suelo para la célula triangular y los accesos. Voladizo sucesivo
para una parte del vano principal y levantamiento del tramo central. En el puente de los Franceses, Fig. 9.1.22, se utiliza la construcción mixta sobre trípodes invertidos. La fuerza de frenado se resiste muy bien con células triangulares, como ocurre en el puente sobre el río Main en Gemünden (R.F.A.), DE 82+135+82 m, Fig. 9.1.23. La sección transversal es una sección cajón con canto variable entre 6,5 m. y 4,5 m.
458
PUENTES Javiel !v[anterola Armisen
Fig 9 120 El puente en la autopista A-19, tramo San Andró de L/avanems - AIalgmt en Barcelona,
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Fig 9.1.21 Puente Kvlesku (Escocia)
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CAPITULO 9.. - PUENTE PÓRTICO
459
Fig. 9.1.22 Puenle de los Franceses
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Fig 9/ 23 Puenle sobre el rio Main en Gemiinden (RFA)
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460
PUENTES Javier Mal1lerola Armisen
Fig 9 l 24 Puente del Ve/gel
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ALZADO úEI\ERAL
Fig 9J25
Fig 91.26 Puente sobre el rio Pi/oiia (Asturias)
461
CAPITULO 9· PUENTE PÓRTICO
El caso del puente del Vergel, Fig. 9.1.24, el efecto pÓliico con célula triangular se produce igualmente aunque solo tenga una célula. El empuje horizontal de esta célula se contrarresta con la parte del dintel situada entre el estribo y la célula triangular a través del contrapeso que representa el estribo, Fig. 9.1.25. El puente sobre el río Piloña (Asturias), Fig. 9.1.26, con luces de 56+82+62+46+36 m., constituye una variante a esta tipología del puente pórtico, en la cual la célula triangular no se produce desde la cimentación sino a una altura intermedia en la pila. La unión de las dos pilas principales con cimientos y dintel es de empotramiento perfecto.
9.1.4.-
Pórticos sin empujes zontales al suelo
En todo lo que acabamos de ver la estructura pÓliico tiene una ventaja básica que produce a su vez un inconveniente básico. La componente horizontal H reduce la ley de momentos flectores en el dintel a la vez que introduce una compresión en el dintel, pero también produce una componente horizontal sobre el cimiento, el cual, muy frecuentemente, es incapaz de ser resistido sin que se produzcan grandes corrimientos. Esto conduce, en los casos en que se usa en terreno poco resistente a necesitar grandes y costosas cimentaciones. Fig. 9.1.27. (Viaducto Corso Francia, Morandi 1959).
Fig. 91.27 Viaducto Corso- Francia, Morando 1959
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462
PUENTES
Javier Mantero/a Annisen
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Fig 9/29 Puente en/a" Roza,\ (Madrid)
Ahora bien podemos mantener exactamente las condiciones del comportamiento como estruchlra pórtico introduciendo solamente cargas con componente vertical al suelo siguiendo el artificio que aparece en la figura 9.1.28. La componente inclinada de las pilas, FP' se descompone en una carga vertical que va al cimiento, Fc, y otra inclinada, F t, que va al tornapuntas posterior. La compresión de esta pieza se convielie en una tracción del dintel, Fd, Yuna carga veliical en el estribo, Fep' que debe ser compensada por su contrapeso, Fig. 9.1.28a, En la figura 9.1.28b representamos el mismo efecto pero en el caso que se desee tener un vano útil detrás de la pila inclinada.
En resumidas cuentas este mecaOlsmo de trabajo lo único que hace es trasladar la componente horizontal, que un pórtico tipo introduce en el cimiento al dinteL Este traslado supone un par que es el valor de la fuerza horizontal Fd por la distancia h, el cual es equivalente a la fuerza vertical Fe por l. Este ariificio se utilizó por primera vez en el puente arco de AlTiondas de 80 m. de luz, para el caso de una estructura arco apoyada en el alubial de un río que no pelmite desalTollar las cargas horizontales necesarias dentro de unos cOlTimientos aceptables. En la figura 9.1.29 representamos un puente pÓliico de 50 m. de luz en Las Rozas
463
CAPITULO 9.- PUENTE PÓRTICO
(Madrid) en el cual se ha utilizado este mecanismo resistente en un pórtico de patas inclinadas que solo transmite componentes veliicales al suelo. Toda la enorme cimentación del puente Corso Francia (Fig. 9.1.29) podría haberse evitado con este aliificio.
dado un poco de curvatura para eliminar las flexiones producidas por su propio peso. Este tipo de puentes presenta una gran lógica en el tratamiento entre los tramos de acceso y el viaducto principaL Una separación lógica de pilas en el acceso, para la tecnología actual, choca con la pequeña separación que debe existir entre soportes para conseguir una directriz curva en el arco. En esta tipología arco-póliico, se puede mantener la secuencia de las pilas en los accesos en el puente principaL Y lo mismo podríamos decir del puente sobre el Pisuerga en Valladolid, Fig. 9.1.31 que su clasificación es todavía mas indefinida entre puente pórtico y puente arco.
9.1.5.- Puente pórtico - Puente arco En la Fig. 9.1.30 representamos el puente sobre el río Amo en Incisa (Florencia) de S. Zorzi con 104 m. de luz principal destacando tres luces intermedias de 36+40+36 m. Se puede considerar que es un puente arco con un antifunicular muy poligonal como COlTesponde a dos puntos concentrados de carga, pero también se puede mirar como un puente pórtico de pilas inclinadas a las cuales se les ha 3600
3~OO
'000
3500
Fig. 9J30 Puente sobre el río Amo en Incisa (Florencia)
Fig 9.1 31 Puente sobre el Pisuerga (Valladolid)
35.00
464
PUENTES Javier Manterola Annisen
9.2.- Respuesta resistente Vamos a examinar la respuesta del puente pÓliico ante los dos tipos de solicitaciones para los cuales este tipo de puente tiene un comportamiento especiaL No trataremos que todos los otros tipos de respuesta que en este puente son comunes a otras morfologías. 9.2.1.- Respuesta ante las cargas exteriores
En la introducción hemos visto como la ley de momentos flectores en el dintel se reducía considerablemente por la coacción horizontal del pie del sopolie en el terreno, la cual producía la reacción H.
En aquel caso no especificábamos nada más. La ley de momentos flectores y el axil del dintel dependían uno de otro, estaban acoplados. Vamos a ver ahora las variables de que depende el valor de la reacción horizontal H. Son de dos tipos. En el primero se encuentran aquellas que dependen de la rigidez del dintel y de las pilas, y de la relación entre la altura de las pilas y la luz del dintel hlL. En el segundo aparece la rigidez del suelo a las deformaciones horizontales. Fig. 9.2. L
M
M
M
M
H
H
Fig. 9.2.1
La expresión del momento de empotramiento en función de estas variables es:
y para el caso de suelo infinitamente rí··
gido, K=
=
es el giro del dintel, como bi-apoyado, bajo la acción de las cargas exteriores (simétricas).
K=
rigidez del suelo (Tnlm). H = K . 8,
E=
módulo de elasticidad del material
Ip , Iv = momento de inercia de las pilas y el dintel.
00
M = __ E_.B..;::..o_ h 3/ p donde:
80
+
L 2/ v
(1)
La expresión del momento M para un caso particular de puente lo representamos en la figura 9.2.2., de la cual se pueden obtener un conjunto de consecuencias interesantes:
465
CAPITULO 9.- PUENTE PÓRTICO
M( ntn) 320 300
~
~
280 260
k= 1( 240 220 200 180 160 140 120
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100 80 60 40 20
/
I
~/ 2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
h (n)
Fig. 92.2
l.
Para suelo con rigidez infinita, el momento flector de empotramiento va reduciéndose confonne las pilas son mas altas. La altura proporciona flexibilidad a las pilas y por consiguiente reducen su capacidad de empotramiento. También depende de la rigidez del dintel a través del ángulo de giro 8 0 . Cuanto mas rígido sea el dintel, menor será el ángulo 8 0 y por tanto el momento de empotramiento.
2.
El hecho de que el terreno tenga rigidez infinita es solamente una hipótesis teórica. Por muy rígido que sea el telTeno tendrá una cierta elasticidad y en este caso la ley de momentos de empotramiento varía claramente, destacando dos variables muy significativas. La elasticidad del suelo y la relación h/L.
3.
Conforme el terreno es más elástico el momento de empotramiento disminuye.
466
PUENTES
Javier !vJall/erola Armisell
4.
Esta disminución es tanto mayor cuanto menor sea la relación hlL. Para alturas de dintel pequeñas la influencia de la rigidez del suelo es tan importante que el dintel llega a perder prácticamente todo su momento de empotramiento. Mientras que en caso contrario, con alturas elevadas, la influencia de la flexibilidad del suelo desaparece a efectos prácticos. Esta conclusión es extremadamente importante pues destaca a la relación hlL como la variable mas significativa en el compOltamiento resistente del puente pórtico. Los puentes pórtico de pequeña altura son muy sensibles a las deformaciones del suelo y los puentes altos poco sensibles.
De entre las morfologías de puentes que hemos examinado la correspondiente a la figura 9.1.03 y sobre todo la de la figura 9.1.06 y 9.1.19 son las más sensibles a los movimientos del suelo pues son las que producen mayor componente horizontal H. Las morfologías de las figuras 9.1.14 Y 9.1.15 son menos sensibles por tener una compensación natural en el vano trasero. La similitud entre el puente pórtico y el puente arco se refleja no solo en la impOltancia que para ambos tiene la relación hlL sino también en la respuesta de ambas estructuras a la solicitación descentrada, figura 9.2.2. De hecho un puente pórtico es una mala aproximación a un trazado antifunicular de las cargas exteriores.
9.2.2.-
Respuesta ante las deformaciones impuestas
Las variaciones de temperatura, la retracción y la fluencia del hormigón constituyen las defonnaciones impuestas por el medio ambiente. Las consecuencias de los giros impuestos a las secciones como son los correspondientes a la temperatura diferencial entre las dos caras del dintel, o las correspondientes a la fluencia y retracción, produce el mismo efecto en una estructura pórtico que una viga continua. Sin embargo los acortamientos axiles no influyen en la estructura continua y si en el
pórtico. En éste, las defonnaciones impuestas producen un efecto claramente negativo en el comportamiento de la estructura.
°
Para un determinado corrimiento impuesto 0 en el dintel se producirá un momento flector de empotramiento M del dintel cuyo valor es: M
=o
f_l._K 2
0
+h K
1
E
_
h + L
311'
21" (2)
M=oo [ L E h h-+21,. 311'
J
Para K =
00
donde las constantes tienen el mismo valor que en la expresión (1). La cuantificación de esta fórmula en función de la altura h del pórtico y la rigidez del suelo K, la representamos en la figura 9.2.3. Como se vé en la figura, los corrimientos longitudinales tienden generalmente a reducir el efecto pórtico ya que las defonnaciones mas importantes son de acortamiento (fluencia, retracción y reducción de temperatura). Unicamente el aumento de temperatura tiende a incrementar el efecto pórtico. De la figura 9.2.3b se pueden sacar las siguientes conclusiones: l. Una deformación impuesta produce efectos tanto mas pequeños cuanto menor sea la rigidez del suelo. 2.
De la misma manera cuanto mas altas sean las pilas menos efecto producen las deformaciones impuestas.
Como se ve estas dos condiciones son las mismas que tendían a reducir el valor del empuje H bajo la acción de las cargas exteriores. El incremento de la altura de las pilas o su perdida de rigidez y la elevada flexibilidad del suelo tiende a eliminar tanto los efectos positivos, presencia de fuerzas H impOltantes, como
467
CAPITULO 9.- PUENTE PÓRTICO
Iv a)
M(r1tn) 3 10 S O
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12 Fig. 923
14
16
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20
h ( r1)
468
PUENTES
Javier A1an/erala Annisen
los negativos, reducción de su cuantía por las defonnaciones impuestas. 3. Para alturas pequeñas el valor del momento flector M es máximo, siendo este efecto el mas perjudicial para el funcionamiento de la estructura como pÓliico. Aquí se comprueba la aseveración anterior de que la relación h/L es importante para el buen funcionamiento de una estructura como pÓliico. Los efectos producidos por la fluencia y la retracción no corresponden exactamente a la fórmula (2) ya que en ella suponemos que el aCOliamiento impuesto ()o se producía en un instante y no a lo largo del tiempo como realmente ocurre en la realidad. Para obtener el momento real es necesario utilizar la fónnula aproximada: _ q:>-OA
M= M o
0.581
1- e
14
(3)
qJ-Ü.4 2
3
4
0.425
0324
0.256
donde: M o = es el momento obtenido por la fónnula (2) como si toda la defonnación debida a la fluencia y a la retracción se hubiese producido en un instante.
coeficiente final de fluencia.
9.2.3.- Efectos producidos por el pretensado El pretensado introduce el mismo tipo de fuerzas tanto en el puente pórtico como en la viga continua equivalente, un conjunto de compresiones axiles y un conjunto de fuerzas normales a la curvatura del cable. El efecto de estas últimas, o lo que es lo mismo, el de la componente de excentricidad del cable como fuerzas flectoras, producirá el mismo efecto en una y otra estructura, que se manifiesta en puentes pórtico en una pérdida apreciable de la componente horizontal H del efecto pórtico. Esto es claro pues el pretensado introduce unas defonnaciones contrarias a las de las cargas exteriores.
Sin embargo así como la viga continua deslizará sobre los apoyos bajo la componente axil del pretensado sin producir flexiones, el pórtico experimentará un aCOliamiento del dintel con la consiguiente aparición de nuevas flexiones positivas gobernadas por la misma fónnula (2) que hemos examinado en el punto anterior. Este segundo efecto hiperestático del pretensado es, sin embargo, pequeño comparado con el primero, y esto ocurre en general con todos los acortamientos elásticos de la estructura.
9.2.4.- Conclusiones de cara al diseño Después de analizado el comportamiento resistente de este tipo de puentes podemos sacar las siguientes conclusiones de cara al diseño: l. Los puentes pÓliico encuentran en la coacción del suelo a los movimientos horizontales, las fuerzas H que reducen su ley de momentos flectores, además de someter al dintel a una carga axil. Por esta razón debe colocarse siempre en terrenos muy rígidos para reducir al máximo los movimientos horizontales. 2. La relación H/L es una variable especialmente significativa. Con valores pequeños de esta relación los efectos scundarios aumentan mucho y se pierde la eficacia buscada. 3. La relación entre el canto en el apoyo y en el centro del vano en puentes pórtico de canto variable debe ser mas pequeña que en puentes continuos, dado que casi todos los efectos secundarios debidos a movimientos horizontales de los apoyos o a acortamientos del dintel tienden a aumentar los momentos positivos. 4. Constituye una buena práctica constructiva, tanto mas necesaria cuanto el puente sea mas grande, interponer gatos activos en el centro del vano o entre la cimentación y las pilas con el fin de producir la deformación elástica horizontal del suelo sin que esta repercuta en el estado tensional del puente.
469
CAPITULO 10- PUENTES EN CELOSÍA
10.- PUENTES EN CELOsíA
La celosía es la tipología estructural propia de los elementos lineales. Es la manera en que se ordenan y enlazan entre sí para constituir una estructura resistente capaz de salvar luces mucho mayores que las posibles para cada uno de sus elementos individuales. Es una de las grandes invenciones estructurales de la historia de la construcción y cuya claridad de comprensión no se logró hasta el siglo XIX, cuando Culmann escribió su mecánica gráfica, lo que realizó después de visitar las grandes celosías americanas realizadas por una mezcla de intuición resistente y de necesidad (la madera era el material que encontraban con mas facilidad cuando se construyó el ferrocarril de costa a costa). El puente de madera es la primera manifestación de la celosía en puentes y vivió durante siglos asociado al tornapuntas inclinado, alcanzando su máxima complicación en los puentes de los hermanos Grubenmann en el siglo XVIII. Únicamente Palladio, en el siglo XVI, realizó auténticas celosías de madera cuya perfección de diseño resistente solo se vuelve a repetir a partir del siglo XIX, con la aparición y utilización de la fundición, el hierro dulce y el acero.
Es con este material y empujada por el ferrocarril, como se desarrolla la celosía instalándola, como elemento resistente a la flexión, tanto en vigas como en arcos. Puentes tan formidables como el Garabit (1884) de Koechlin, o el Firth of Forth (1890) de Baker y Fowler, abren unas posibilidades infinitas a esta tipología que se constituirá casi en única para los puentes rectos, arcos y colgados de gran luz, tanto para felTocalTil como calTetera. Fig. 10.0.1. En acero, esta tipología, está plenamente presente en la tecnología actual, tanto europea como americana. Baste citar algunos ejemplos. Puentes como los dos que se desarrollan sobre la New River George (USA), récord mundial de puente arco de 518 m de luz de 1975, o el puente atirantado de Hitsuishijima (1988) de 420 m de luz en los enlaces de HonshuShikoku en el Japón y el puente colgado del estrecho de Akashi también en el Japón, que es el récord absoluto de luz, con 1990 m de luz desde el año 1998 o las grandes celosías rectas de USA, como el puente de Astoria sobre el río Columbia de 375 m de luz (1964-1968) y el puente de Tonegewa en Japón de 510 m de luz de 1973 y 72 m de canto máximo en el apoyo,
470
PUENTES
Javier J\1an/ero/a Armisen
Fig 1001.a Puente de j'errocar'¡/ Zamora
Fig 10.01 b
471
CAPITULO 10 - PUENTES EN CELOSíA
Fig lOOJ.c Puen/e de Lisboa
son los ~jemplos mas notables del uso de la celosía en acero. El dintel del puente atirantado de Oresund entre Suecia y Dinamarca, es también una celosía mixta. Fig. 10.2.07. Este tipo de tablero es especialmente indicado para puentes de doble tablero, superior e inferior como OCUlTe en alguno de los puentes anteriormente citados. Pero no solo se está utilizando en puentes tan importantes. La celosía metálica se sigue construyendo tanto para puentes de felTocanil como de canetera en luces mucho mas moderadas. En España se han realizado varios y están en construcción dos o tres más. En hormigón esta tipología ha tenido mucho menos éxito, pues el hormigón es un material mucho menos adecuado para realizar elementos lineales que el acero. Sin embargo también va teniendo su campo de aplicación. En Francia se realizaron puentes tan importantes como la pasarela de Ivry de 134,6 m de luz en 1930 o el puente de la calle Lafayette de París, f01111ado por dos vanos de 76,4 m de luz, 1927, Y cuyo autor es A. Caquot. En España este tipo de puentes los aplican y hacen los grandes ingenieros l M. Zafra y lE. Ribera desde 1908 y aún se encuentran en servicio varios puentes en España de esta época.
Fig 101 Ola
472
PUENTES Javier Man/erola Armisen
1----_----;...---
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lOIl.oo - - - - - -....- - . . . ,
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Fig. 101.01 b
10.1.- Tableros en celosía de hormigón En 1960 la empresa Dyckerhoff und Widmann construyó en Alemania el puente de Magfall (1960), continuo, de tres vanos de 90,00+ 108,0+90,0 m, de 23,5 m de anchura y 7,3 m de canto= (L/4,7), Fig. 10.1.01. No solo utiliza una celosía de muchas banas (cruces de San Andrés) sino que además, la anchura de los montantes y diagonales es variable, desde 0,66 m en el centro de vano a 2,2 m en apoyos.
La razón para este incremento de anchura no solo es el incremento del esfuerzo cOItante sino también el de reducir la deformación por cOItante que es significativa en puente en celosía (veremos que es uno de los "leif motiv" de su diseño) y bastante mayor que la que se produce en vigas de alma llena, lo que conduce, en el caso de no tomar medidas especiales, a la aparición de flexiones parásitas importantes en los cordones superior e inferior de la celosía en la zona de apoyos. Este fenómeno se acrecienta si permitimos la fisuración
-I--l-l--¡--~--~~--c¡---L.: v--''t.V''V mm
Fig. 101.02
473
Fig 10103 a
SECTION TRANSVERSALE
ij :z:
_J BUBIYAN
MODELE
. I . ~-- r--l Fig. 101 03b
474
PUENTES Javiel Man/erola Armisen
PRECONTRAINTE """ECONTRAINTE lONGITUDINALE 24 T 15 --~-
---
¡..o----- .--.. ---.- 8
40 16 M
X 4.56 M
_._~----~-------~
VOUSSOIRS SUR APPUI
1/2 COUI'I! TRAl4l1VIHUULf
VOUSSOPR SUR PILlE
VOIJSl!lOIiR SUi'l CUl.1E lE
Fig lO. 104
de las barras traccionadas. En Magfall ese efecto se elimina con pretensado interior de las diagonales tendidas. En la Fig. 10.1.02 representamos la defonnación vertical de una viga en celosía y una de alma llema con la misma inercia a flexión y el área a cortante igual, en la celosía recogida toda ella por las diagonales y en la viga de alma llena por el área del alma. Como se aprecia en estas vigas tan cortas, donde la deformación por cortante es significativa, las flechas en la celosía son mucho mayores que las flechas que se producen en la viga de alma llena. Los franceses, de la mano de Bouygues, empiezan en el puente de Bubiyan en 1980. El tablero de este puente es una celosía de honnigón espacial de 18,2 m de anchura, 3,18 m de canto (2,5 m de separación entre ejes de la triangulación) y 40,16 m de luz, en un tablero continuo de 2400 m de longitud. Fig. 10.1.03. Es un tablero complejo de construcción, muy deformable a coriante y provisto de pretensado exterior, con el fin de reducir, además de la deformación a flexión, parte de esta deformación a cortante, Fig. 10.1.04. Fue ejecutado por dovelas con juntas secas. Es un diseño que proviene del realizado para una cubierta de un estadio en Teherán y que no se vuelve a repetir.
En 1984 Bouygues simplifica Boubiyan y en los viaductos de Glaciers y Sylans, vuelve a la idea inicial de Magfall de realizar vigas cajón, las cuales se diferencian de las normales en que se aligera el alma hasta convertirla en una celosía. Con 60,67 m de luz y 4,17 m de canto, dispone de 4 almas trianguladas para un dintel relativamente estrecho de 10,79 m. Junto con este exceso de almas, dispone de un importante pretensado interior, abanicado desde la parie superior del apoyo con el fin de ayudar a la reducción de la deformación por cortante recogiendo directamente la carga. Tampoco estos puentes se vuelven a repetir, Fig. 10.1.05. Un puente mucho más reciente, el puente de Bras de la Plaine situado en las islas Reunión, Fig. 10.1.06, de 280 m de luz mantiene la misma idea de la viga cajón de honnigón con dos almas trianguladas de tubos de acero, en este caso. El tablero tiene un ancho constante de 11,9 m y un canto variable de 17,6 m en su empotramiento en los estribos y 4 m en el centro, Fig. 10.1.07. Tanto la losa superior como la inferior utilizan honnigón de alta resistencia B-60 y el espesor de esta última varía entre 0,2 m en el centro del dintel a 1,7 m en el apoyo.
475
CAPITULO 10- PUENTES EN CELOSíA
Fíg 10105 a
Fíg 10105 e
Fíg 10J05 b
Las diagonales comprimidas son tubos de 610 mm de diámetro S355 y espesores que oscilan entre 28 mm y 36 mm. Las diagonales traccionadas tienen el mismo tubo 0 610 mm pero solo tienen 14 mm de espesor y están soldadas a placas que varían entre 55 m y 65 m de espesor. Estas diagonales se pretensan interiormente con cables que introducen cargas variables entre 500 y 600 tn. Fig. 10.1.07b.
En todos estos puentes la presencia de la celosía se reduce a aligerar el alma de la viga cajón de un dintel normal, de esbelteces pequeñas, entre 1/14 y 1/16 de la luz. La presencia de la viga en celosía en que la cabeza superior e inferior también son balTas, se presenta en otro tipo de puentes. En el puente de ferrocalTil de Etxebarri, sobre el río
476
PUENTES Javier Man/el ola Aunisen
Fig lO 1.06 a
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Fig lO 1.06 b
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Fig lO/O? a
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477
C¡IP1TULO 10.- PUENTES EN CELOsíA
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Fig. 101.07 b
Fig 10JOSa
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478
PUENTES Javier Manlero/a AI1ni5en
Nervión en Bilbao, Fig. 10.1.08, de 86 m de luz, se establecen tres vigas prefabricadas por dovelas en forma de "2", de 6,41 m de canto y dispuestas para soportar dos niveles de carga En las figuras 10.1.09, 10.1.1 0, 10.1.11 Y 10.1.12 representamos cuatro puentes en celosía en hormigón clásicos. Finalmente el fonnidable puente de honnigón armado sobre el río Duero en Mosteiro, de Edgar Cardoso, de 110,0 m de luz el vano principal y 42 m los vanos laterales. El canto del dintel en el apoyo es de 7,5 m. Fig. 10.1.13.
Fig /OJOS b
Fig /0109
479
CAPITULO ID - PUENTES EN CELOSíA
Fig 10110
480
PUENTES
Javíer Manlerola Allnísen
Fíg 101.11
Fíg la 1.12a
481
CAPITULO !O- PUENTES EN CELOsíA
Fig !OJJ2b
Fig lO!!]
482
PUENTES Javier Jvlan/erola Aunisen
10.2.- Tableros en celosía metálicos y mixtos Los elementos constitutivos de estos puentes son, perfiles laminados (para puentes pequeños), vigas armadas de sección cajón o doble T y tubos. Resulta, por tanto, fundamental en estos casos cómo se ordena la distribución de banas y cómo son los nudos. La viga Wanen es la estmctura más clásica para la ordenación del tejido de las almas. A veces, pocas, se ha utilizado la "cmz de San Andrés" con un incremento del número de nudos y una eficacia complementaria en la menor deformación por cortante siempre que al mayor número de banas conesponda el conespondiente aumento del área.
10.2.1.- Barras formadas por perfiles laminados o armados Un principio básico a respetar en toda celosía es la coincidencia del eje de las banas que confluyen en un nudo, Fig. 10.2.0la. A fin de cuentas, la fuerza F 1, pasa a ser F 2 cuando se le añaden las fuerzas de las diagonales, F3 YF 4, cuya suma de componentes verticales es cero. Cualquier falta de coincidencia entre los ejes, supone introducir una flexión en el nudo, Fig.lO.2.0lb. La disposición de los nudos entre las barras deberán ser los que mejor resuelvan la transmisión de las cargas que traen cada una de las chapas que fonnan las barras a las vecinas que confonnan el nudo. Si los perfiles son vigas doble "T" podrán estar ordenados según la Fig. 10.2.02. La presencia de los rigidizadores veliicales en las barras longitudinales se disponen para establecer el equilibrio de las cargas inclinadas que
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traen las cabezas de las diagonales al encontrarse con la cabeza superior de la viga longitudinal, Fig. 10.2.02b. Las cargas que transportan las almas se propagan naturalmente en el alma de la viga longitudinal. La componente horizontal de las cargas que traen las cabezas de las diagonales se transmiten directamente a la cabeza superior de la viga longitudinal. Su componente vertical se transmite al alma por los rigidizadores veliicales donde se disipa conviIiiéndose en cortante de la viga inferior. El transporte de la resultante hasta el eje de dicha viga longitudinal se produce con la aparición de un momento que se contralTesta en el nudo por el par que se produce entre las componentes verticales, descendente en las diagonales comprimidas y ascendente en las traccionadas. Esto hace que el alma de las vigas longitudinales en el nudo en cuestión se encuentra sometido a un estado de tensión complejo. En la Fig. 10.2.03 se aprecia la deformada del nudo y el estado tensional del nudo inferior de una celosía, cuando se colocan rigidizadores velticales en prolongación de las cabezas de las doble "T" de las diagonales y cuando no existen estos rigidizadores. La deformada producida por el momento se aprecia claramente así como el incremento de tensiones, del orden de un 30%, que se produce en el alma del cordón inferior cuando no existen rigidizadores verticales. En el cordón superior es necesario tener en cuenta la losa de honnigón si se trata de una estmctura mixta. El punto de intersección de las diagonales debe llevarse al centro de gravedad de la cabeza de compresión, Fig. 10.2.02c. El intercambio de cargas con la cabeza de hormigón se hace naturalmente si las diagonales se prolongan hasta introducirse en el hormigón. Los propios casquillos actúan o pueden actuar como conectadores rígidos. En el caso de que las diagonales no se introduzcan en el honnigón y la conexión se realice por
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, Fig. J0201
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483
CIIP/TULO /0- PUENTES EN CELOSÍA
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e)
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d) Fig /0202
pernos entonces hay que tener en cuenta la aparición de un momento en el plano de los pernos por la excentricidad de la carga axiL Este hecho obliga a prolongar los pernos extremos dentro del hormigón. Fig. 10.2.02 c. Otra cosa distinta ocurre si en la cabeza superior se dispone una viga metálica longitudinal, Fig. 10.2.02d, necesaria, muchas veces, para las fases de construcción. En este caso si el eje de intersección de las diagonales se lleva al centro de gravedad del hormigón o del acero únicamente, se producirá una flexión parásita correspondiente al brazo real que existe entre el paso real de las compresiones de la losa y de la viga metálica y el punto de intersección de las diagonales. Eliminar las flexiones parásitas completamente es imposible pues la cuantía de carga que discurre por la losa varía en el tiempo con la fluencia del hormigón.
En este caso o en cualquier otro que exista excentricidad entre los ejes de las cabezas superior o inferior y el punto de intersección de las diagonales, es necesario introducir esta distancia, en el modelo de cálculo, a través de una barra de rigidez infinita entre el punto de intersección de las diagonales y el eje de la barra o barras longitudinales, en el modelo general de cálculo del tablero. Se puede paliar, prácticamente, todo este problema haciendo coincidir el centro de gravedad de la losa de hormigón y el del cordón superior metálico para 10 cual este último debe estar embebido en la losa superior, como ocurre en muchos puentes alemanes. Nesenbach con tres vanos de 33,5 m+43,5 m+33,5 m para doble vía del tren de alta velocidad, el Kragenhofer, etc. Fig. 10.2.02e.
484
PUENTES
JovieJ" MOJI/erala All11LleJl
1200-¡1OOO-T--
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Fig lO,202e
La disposición contraria, con la colocación de las vigas doble T en posiclOn horizontal, Fig. 10.2.04 tiene sus ventajas y sus inconvenientes. Entre las ventajas está la facilidad de la realización de la unión siempre que las diagonales tengan la misma anchura que los cordones longitudinales. Esta también la menor cuantía de los momentos parásitos que reciben por flexión de la estructura al presentar estas balTas menor inercia en esa
dirección y la mayor inercia para enfrentar el pandeo fuera del plano. Como inconveniente presenta la menor rigidez y resistencia a flexión en su plano, lo que puede ser necesario para la cabeza superior que recibe carga directa a lo largo de toda su longitud. El cambio de sección de las vigas longitudinales debe realizarse fuera del nudo.
CAPITULO / o- PUENTES EN CELOSÍA
485
Fig /0203
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b) Fig. /0204
486
PUENTES Javier Manterola Armisel1
Cuando, en lugar de utilizar vigas doble T para cada uno de los cordones utilizamos vigas cajón, las uniones con los cordones longitudinales son similares a las que aparecen en las vigas doble T, hay que controlar por donde vienen las fuerzas, como se transmiten y equilibran entre sí. Fig. 10.2.05. En cuanto a la cabeza superior el problema que se plantea es similar al ya analizado cuando tratamos de las vigas doble T.
b)
e Fig 10205
Además de estas disposiciones, que son las más habituales, puede utilizarse cabezas en sección cajón y diagonales en doble "T", lo que también es muy frecuente, en cuyo caso los problemas de unión están incluidos en los ejemplos anteriores. En la cabeza superior y en celosías mixta se puede utilizar también el detalle de la Fig. 10.2.02e, para hacer coincidir el eje longitudinal de los cordones longitudinales de las cabezas con el punto de intersección de las diagonales.
El North River Bridge, en el nOlie de Groenlandia, es un ejemplo clásico de los tableros en celosía con tablero inferior. De 60,96 m de luz y 8,4 m de anchura, la estructura del puente está formada por dos vigas Warren de 5 m de canto (c=L/12,2), Fig. 10.2.06. El diseño de la viga Warren corresponde con el especificado en la Fig. 10.2.03, pero únicamente en lo que se refiere a las diagonales y la cordón superior. El cordón inferior, que soporta el tablero adopta también una viga doble "T" pero veliical en lugar de tumbada. Este hecho, favorable para el soporte de la carga unifonne del tablero tiene como inconveniente que las cabezas de las diagonales caen a la altura del borde exterior de las vigas doble "T" lo que obliga a la disposición de una cartela exterior al cordón inferior y tangente a él para transmitir la fuerza horizontal de intercambio. Disponer las diagonales con la inercia principal en dirección transversal tiene como ventaja, además de las ya citadas, las de controlar el pandeo fuera del plano del cordón superior. Fabricado en Dinamarca, las uniones se realizaron con tomillos de alta resistencia y se colocó en obra por empuje sobre pilas provisionales. El puente de Oresund, Fig. 10.2.07, constituye el último de los ejemplos de puentes en celosía más recientes. Abierto al tráfico el 1 de Julio del año 2000, su tramo de acceso está formado por vanos continuos de 140 m de luz,con dos vigas en celosía de 10,8 m de canto total (c=L/13). En este diseño a la viga WalTen se le dio una inclinación de 45° con la horizontal, en lugar de los 60° habituales, con el fin de reducir el número de nudos, con lo que resultan vanos intennedios de 20 m de luz entre nudos. Las secciones transversales de los cordones suprior, inferior y montantes, son vigas cajón de l500x1300 mm en el cordón superior sobre el que se conecta la losa mixta de honnigón. Los conectadores son de dos tipos, largos los de los bordes, para recoger además del rasante el tiro vertical que determina el momento flector que se produce en la unión con la losa por carga exterior sobre ésta. El cordón inferior es igual al superior y la diferencia de esfuerzos que se producen según su localización en la viga, se resuelve variando el espesor de las chapas que lo constituyen, sin variar las dimensiones exteriores. El acero utilizado fue de S460N con límite elástico de 460 Mpa para las diagonales, el cordón inferior y los nudos
CAPITULO /0- PUENTES EN CELOSÍA
Fig /0206 a
2
at Bridge Fig. /0206 b
Fig /0206 e
PUENTES
488
Javier Man/erola Armisen
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-j~ll --·--111;;1·-
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"-"--- S 355 N
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Fig 10207 e
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489
CAP1TULO 10.- PUENTES EN CELOSíA
223
1.300
Fig lO 07 el
Fig 10207 e
Fig. 10.2
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490
PUENTES Javier lv/al1/erola Armisel1
Fig. f02 07g
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Fig f0208 a
de enlace. El cordón superior, ayudado en su trabajo por la losa superior, se realizó con acero S355N. El tipo de nudos inferiores de la celosía es el conespondiente a la Fig. 10.2.04 con la disposición de rigidizadores intemos en el cajón. El nudo superior es idéntico salvo que además el cordón superior metálico se conecta con la losa de hormigón, Fig. 10.2.07d.
En todos los nudos se completa la unión con cubrejuntas redondeadas. En el tramo atirantado la celosía es similar, aunque se abandona la disposición de las diagonales a 45° para adoptar una paralela a los cables de atirantamiento y recoger así mejor las acciones, Fig. 10.2.08.
491
CAPITULO /0.- PUENTES EN CELOSÍA
adopta una disposición de las barras del alma poco frecuente en cruces de S. Andrés con barras casi a 45°. Como cordón superior e inferior se utilizan vigas doble T armadas de bastante impOliancia de 70 cm y 55 cm de canto. Los enlaces superior e inferior de las diagonales con los cordones longitudinales responden al dibujo Fig. 10.2.02. Todos estos viaductos se construyeron empujados, con atirantamiento provisional, por lo que la pequeña luz que se produce en el cordón inferior entre diagonales cobra sentido. Todos estos viaductos son bastante esbeltos para tratarse de una estructura en celosía pues los cantos oscilan entre (c= Ll17 y LlI6).
Fig /02.08 b
En los viaductos de Costa Maliina, (L= 121,2 m), Neira 1, (L= 114,5 m) y 2, (L= 94,95 m) y del Ric (L= 97,5 m), Fig. 15.2.09 se
El puente de ferrocarril sobre el río Main en Nantenbach (Alemania) es de unas dimensiones colosales, 208 m de luz principal para doble vía de ferrocarril de alta velocidad, Fig. 10.2.10. Los cordones superiores, inferiores y las diagonales son vigas cajón annadas. El canto es variable entre 15,66 m (c= Ll13) en el apoyo y 7,66 m (C= Ll27) en el centro. La celosía es una viga Warren.
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PLANTA
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Fig /0.J09a
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492
PUENTES Javicl Manlcro/a Armiscn
Fig 10209 b
Fig f0209c
493
CAPITULO JO. PUENTES EN CELOSÍA
Un proyecto similar a este es el puente sobre el río Sil de H. Corres de 93,5 m+] 70 m+9.3,5 m con canto variable entre ] O m (c= L/] 7) en los apoyos y 4 m (c= L/42,S) en el centro del vano. Se utiliza la doble acción mixta con la losa superior de hormigón, situada sobre el cajón longitudinal superior y con la losa inferior situada entre los bordes de los dos cajones inferiores en la zona de apoyo, Fig. ] 0.2.] ] . Los cajones de los cordones superior e inferior son de 0,6 m por 0,45 m.
Este puente tiene doble acción mixta, la losa superior sobre la que se instalan las vías del tren y la losa inferior, situada entre los cordones inferiores y dispuesta en los vanos de compensación y hasta (L/S) del vano central. Las diagonales no coinciden en el centro de gravedad conjunto de la sección superior, sino que se produce en el eje del cordón superior metálico. Resulta necesario controlar las flexiones locales que se producen debido a la falta de coincidencia del centro de gravedad de la losa y del cordón superior
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1'.30 1,60
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Fig.J02fO
Fig f0211 a
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494
PUENTES Javier JvJanterola Annisen
1320m
4.00m Perfil transversal
10.00 rn
6.0Sm Losa inferior
Seccion sobre pila
Seccion de centro de vano Fig 10211 b
10.2.2.-Viaductos especiales y espaciales La celosía puede adoptar formas menos rígidas para el tablero que la típica y eficacísima solución de disponer dos vigas laterales por encima o por debajo del tablero. En el puente sobre el río Elba se ha dispuesto una viga en celosía de 10,9 m de canto, 9,8 m entre ejes de cordones superior e inferior
con triangulación Wanen cubriendo los tres vanos de 88,2 m+ 156,8 m+88,2 m , Fig. 10.2.12. Al vano central se le ayuda con un arco superior. Éste se constituye por dos cajones unidos de 7,00 mx 1,00 m que se abren al desembocar en los dos cordones superiores de la celosía inferior. Los cordones superiores de la celosía son de 600x75ü y los inferiores de 1000x75ü.
Fig 10.212a
495
CAPITULO 10- PUENTES EN CELOSÍA
Execution
Design Fig.10212b
Fig. /0.2/2 e
496
PUENTES
Javier A1alllerola Annisen
Fig 10.2.13 a
Fig 10.213 b
497
CAPITULO JO - PUENTES EN CELOSÍII
ISO
2000
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ISO
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5430
o o o
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5430 § 'C
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5820 14520 Fig JO] J3 e
El puente sobre el río Ebro en Zaragoza, Fig. 10.2.13. Se trata de un puente de ferrocarril de doble vía de 40,0 m + 50,0 m + 125,0 m + 40,0 m soportado por una viga en celosía WalTen de 3,625 m de canto entre los ejes de los cordones exteriores y 4,5 m entre caras exteriores, cuyos cordones exteriores son dos vigas cajón de 1,00xO,6 m el inferior y 0,7xO,6 el superior. Las vigas transversales y longitudinales que completan la parte metálica del tablero se sujetan al cordón inferior. Fig. 10.2.l3b. Para salvar el vano central de 125 m de luz, la viga metálica crece de canto hasta 8,4 m y se cuelga de un arco de 1,2 m de canto y 1,5 m de anchura. Las péndolas son balTas macizas de 180 mm de diámetro, con rosca para su ajuste. Fig. 10.2.l3c. El puente de Euskalduna, Fig. 10.2.14, es una estructura muy sofisticada para cumplir un programa muy estricto. Se desarrolla sobre
la ría de Bilbao. El puente principal se desalTolla en un tramo recto y otro curvo, con curvatura de radio 120 m. Las luces principales varían según el punto en que se midan. Si lo realizamos entre los ~jes de las pilas principales y los estribos en su dimensión desarrollada, tienen 75,4+ 113+75,4 m. Fig. 10.2.l4a. La estructura del puente es un dintel recto, mixto y pretensado y está fonnada por una gran viga en "Z", constituida por una triangulación superior horizontal, la triangulación vertical y una gran viga cajón horizontal en la parte inferior. Los tres elementos trabajan conjuntamente en una unidad estructura!. El acero utilizado es el AE-355 D, salvo en los perfiles laminados normales en que se utilizó acero AE-235. Fig. 10.2.l4b. El canto del cajón metálico inferior varía de uno a otro punto de la sección transversal alcanzando un valor máximo de 1,77 m en la intersección del cajón con la celosía metálica.
498
PUENTES Javier Manterola Armisen
Fig 10214 a
PUENTE EUSKALOUNA Fíg 10114 b
499
CAPITULO 10.- PUENTES EN CELOSíA
Fig. 10214 e
Fig 10214 d
500
PUENTES
Javier Nlan/erala Armisen
Fig. 10.214 e
Contando la losa de hormigón el canto total de la viga cajón inferior alcanza los 2 m. Fig. 1O.2.l4c. La celosía metálica vertical es de 6,6 m de canto. El cordón superior tiene chapas de espesor variable entre 20 y 60 mm y anchuras comprendidas entre 2 m y 65 cm. Las barras inclinadas de la celosía cumplen una doble misión, en primer lugar como alma triangulada de la gran viga metálica y en segundo lugar como ménsula empotrada en el cajón para resistir la componente radial producida por los esfuerzos axiles de tracción y compresión de los cordones superiores como consecuencia de la curvatura en planta del puente. Por esta razón tienen canto variable, desde 1,2 m en la
parte inferior a 0,8 m en la superior. El espesor de las chapas que las constituyen varía de una a otra zona del puente, con un máximo de 80 mm y un mínimo de 20 mm. Fig. 1O.2.l4d. El cordón superior de esta triangulación sostiene el voladizo de la cubierta del paso de peatones. Dicha cubierta se ha proyectado como una viga triangulada en planta con el fin de añadir una rigidez horizontal a la cabeza superior en la celosía vertical lo que permite repartir la componente radial citada a lo largo del puente, pues en una zona esta componente va hacia dentro de la CUIva (zona de los apoyos principales) y en otras va hacia fuera (zona del centro del vano). En fases del proyecto en que
501
CAPITULO /0- PUENTES EN CELOSÍA
Fig la 2 /4f
esta cubierta no estaba terminada, las flexiones que se producían en las barras inclinadas de la celosía eran mucho mayores. El tablero metálico tiene una anchura total de 26,95 m, de los cuales 14 m están destinados a dos calzadas de rodadura de vehículos y 9,5 m a un paso de peatones. El resto de la sección se destina a la ubicación de las defensas, barandillas y al paso de la celosía metálica. Desde un punto de vista estructural el cajón metálico tiene una anchura de 10,17 m en su parte inferior y de 11,8 m en su parte superior. El espesor de las chapas inferiores varía entre 20 y 60 mm y el cajón metálico consta de las chapas superiores, cabezas de las almas, es de 30 mm. Fig. 10.2.14b. Tiene cinco almas, una central y dos parejas de almas laterales. La disposición de esta doble pareja de almas en los extremos tiene un doble motivo. En el borde donde nace la celosía metálica es de presencia obligada para dar continuidad a la celosía con la cabeza inferior formada por la chapa inferior de la viga cajón. Pero además, debido a que el puente va a construirse por movimiento longitudinal, empl~je o traslación, toda la parte inferior del mismo constituye camino de rodadura, apoyo
por tanto, con unas reacciones considerables ver proceso constructivo-o Para resistirlas hemos dispuesto una chapa inferior de 60 mm de espesor constante y además disponemos cada 40 cm un pequeño diafragma de 500x20 mm que recoge la carga del apoyo y la traslada a las dos almas. Se evita así que la chapa de 60 mm se abolle o punzone a lo largo de todo el proceso de montaje. Para sujetar estas chapas es necesaria la segunda alma. La parte superior de la viga cajón tiene una triangulación en "K" necesaria no solamente para controlar el pandeo de las cabezas superiores de las vigas sino también para proporcionar rigidez a torsión al cajón abierto, necesaria en las operaciones de movimientos y montaje. Las dimensiones de esta triangulación horizontal varían según la zona desde media HEB de 320 hasta perfiles en T fabricados "in situ". Fig. 10.2.14e. Sobre el cajón se dispone una chapa plegada que sopOlia la losa de hormigón de 20 cm de espesor útil que forma unidad estructural con las IPE por medio de conectadores. La losa de hormigón se arma con redondos de armadura pasiva y se pretensa longitudinalmente en la zona de los apoyos por medio de 134 unidades de 7 0 0,6". Fig. 10.2.14f.
502
PUENTES
Javier ilIon/erola A/misen
10.3.- Celosías tubulares Los perfiles am1ados en sección cajón o doble "T", se han sustituido en muchas ocasiones por secciones tubulares. Como en el punto 10.2.1, todo lo concemiente a la coincidencia de ejes sigue siendo válido en este caso. En el puente de ferrocarril de doble vía de V~toria se adoptó la solución de disponer dos vIgas en ce.losía, superiores al tablero, Fig. 10.3.1. Estas vIgas constan de dos arcos poligonales de 6 m de flecha en el centro, enlazados por una celosía triangular con un tablero inferior de honuigón pretensado. La luz del puente es de 64 m.
El cordón superior, el arco, está fonuado por dos tubos de 711 mm de diámetro y paredes de 25 mm AE-355D. . . Los nudos superiores se configuran de la sIgUIente manera. El espesor del tubo de la poligonal superior del arco, crece a 30 mm a lo largo de 1 m en la zona de cruce con las diagonales. A éstas, de 244,5 mm de diámetro y paredes de 12,5 m, se los añadió un enlace tronco cónico que aumenta el diámetro del tubo en su contacto con los tubos principales. La transición se realiza a lo largo de 40 cm con un ángulo de 8°.
Fig. 103 Ola
Fig 10.301 b
503
CAPlTULO lO PUENTES EN CELOSÍA
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DETALLE 6
- ALZADO
SECCION A-A
SECCION 8-8
Fig. lOJOl e
Fig /03.02
La unión entre los dos tubos superiores de cada celosía se realiza con chapas transversales. Fig. lO.3.lb Los nudos inferiores deben colgar el tablero de hormigón pretensado además de introducir la componente horizontal correspondiente. Los ejes de los tubos coinciden con el de las vigas de hormigón pretensado inferior.
Se interpone entre los tubos de las diagonales una viga doble T rigidizada y provista de conectadores para recoger la carga vertical del tablero, Fig. 1O.3.lc. En el puente arco de Logroño, Fig. lO.3.2, la celosía se establece conectando entre sí los dos arcos circulares superiores para proporcionarles la inercia transversal necesaria
504
PUENTES Javier Mamerola A!"misen
Fig 10-3030
Fig l03.03b
para hacer frente a las flexiones de eje vertical proporcionada por la sobrecarga actuando en una de las dos pasarelas laterales. El arco de 140 m de luz, está formado por dos tubos de 1200 mm separados en el centro 3,00 m y ayudados por tirantes transversales para salir al paso de este efecto. Los arcos tubulares están rellenos de hormigón para mejorar su capacidad de carga. En China se han realizado varios puentes arco con sección transversal formada por 4
ó 6 tubos de 750 mm a 1 m de diámetro enlazados verticalmente por celosías. Las luces alcanzadas son enonnes: 360 m para el Yajisha, arco con tablero intermedio y 270 m para el puente San-an-Youngjang, etc, etc, Fig. 10.3.3. El puente del Centenari, Montserrat (Barcelona) y el puente sobre el pantano de García Sola tienen tableros fonnados por una viga en celosía espacial triangular.
505
CAPITULO /0 - PUENTES EN CELOSÍA
El puente del Centenari para un ferrocarril funicular de vía única tiene 480 m de longitud con vanos tipo de 56,00 m y vano máximo 70,00 m, Fig. 10.3.4. Con 3 m de canto total el puente es mixto con tablero de hormigón, diagonales en disposición de una viga Warren. El cordón inferior es un tubo 0 600 Y las diagonales tubos 0 270 mm. La conexión de las diagonales con la losa superior, a través de chapas axiales de espesor variable entre 45 mm y 60 mm, según la zona, permite la coincidencia del eje longitudinal del cordón superior y la intersección entre diagonales. El cordón superior metálico no es tubular sino trapecial para poder realizar un buen acopIamiento con la losa de honnigón. Éste, junto con el nudo de bifurcación del tubo inferior para llegar desdoblado al apoyo aparece en Fig. 10.3.5. El puente de García Sola es mucho mayor, Fig. 10.3.6. Es un puente de carretera de 532 m de longitud total y 14 m de anchura con cinco vanos de 90 m+ll0 m+132 m+l10 m+90m. Fig /0.304 a
Fig 10304 b
506
PUENTES Javier f",Ian/erala Armisen
Fig 10304 e
Fig 103 OSa
507
CAPITULO /U- PUENTES EN CELOSÍA
SECClON TRANSVERSAL TIPO
15 W'HTJ.OClRES (ZI ~
010
10 EN OOS FILAS ltHERlDR
SECClON K-K
Fig 10305b
Fig 10306 a
50S
PUENTES
Javier lv/antel ola Armisen
Fig 10306 b
Fig 10307a
509
CAPITULO 10.- PUENTES EN CELOSÍA
Fig I0307b
Fig IOJ07e
510
PUENTES
Javier Alanlelo!a lI,misen
Fig 10.307d
Fig 10.308
511
CAPITULO /0- PUENTES EN CELOsíA
Fig. /0].09
Fig" /0]/0
512
PUENTES JOl'ló¡f{{lI//eJ%
Inicialmente, cuando el tablero se iba a montar con grúas, la sección transversal, de 7 m de canto, estaba formada por un cordón inferior de 1000 mm, celosías tubulares, tipo Warren de 560 mm de diámetro y dos tubos superiores de 800 mm de diámetro. Estos dos tubos se sustituyeron por dos vigas doble T de 1 m de canto cuando se decidió empujar el puente lo cual, necesariamente, era preciso empujarlos sobre el cordón superior, Fig. 10.3.7d. Objeto especial de estudio es el del apoyo de esta celosía en la pila para transmitirle no solo la carga vertical sino también la torsión debido a la sobrecarga excéntrica, etc.
AI/nilen
Abandonamos el apoyo en los cordones superiores, solución clásica, sino que abrimos el cordón inferior para crear los dos apoyos, Fig. 10.3.7c lo cual es elemental con triángulos en las caras. Abandonamos, también, una intención inicial de atirantar el dintel a la pila debido a su excesiva flexibilidad. En planteamientos totalmente espaciales presentamos dos proyectos, el puente de Alcoy es una viga apoyada de 140 m de luz, Fig. 10.3.8, con cabeza inferior y superior de hormigón armado y una celosía poligonal de tubos del alma. El mismo planteamiento realizamos para un puente de ferrocarril en Italia, Fig. 10.3.9.