“análisis del sistema constructivo empuje de puentes

“Análisis del sistema constructivo Empuje de Puentes, aplicado a Puentes mixtos”

Tesis para optar al Titulo de: Ingeniero Civil en Obras Civiles

Profesor Patrocinante: Dr. Ing. Frank Schanack.

RAÚL ALEJANDRO CÁRCAMO VENEGAS VALDIVIA

2011

Raúl Cárcamo Venegas • Análisis del sistema constructivo Empuje de Puentes, aplicado en Puentes mixtos

2

Eugenio

Texto escrito a máquina

.........didicado a mis padres y familia.

Eugenio


Eugenio



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RESUMEN

El empuje de puentes es un procedimiento por el cual el puente o secciones de éste son construidos en lugares

favorables, para luego ser empujados a su lugar definitivo mediante elementos hidráulicos.

La principal complicación, es controlar los momentos flectores que se van produciendo a través del empuje,

debido a que las secciones sufrirán esfuerzos de momentos flectores, tanto negativos como positivo, por el avance

de la viga continua sobre las pilas. Además, existirá un elevado momento flector negativo en el dintel justo sobre la

pila anterior cuando la viga continua esté a punto de alcanzar la pila siguiente, debido al efecto ménsula.

Se ejemplificó un modelo de elementos finitos tipo vigas del viaducto mixto español Regueirón, mediante el

software SOFiSTiK; en el cual se utilizaron todos los estados de carga que se producían durante el empuje.

Para controlar los momentos, se compararon dos sistemas estructurales temporales que controlaban, unificaban

y reducían los momentos flectores. Los sistemas estructurales fueron; una nariz de perfiles de acero en celosía, que

se ensamblaba al comienzo de la superestructura a empujar; y una torre de atirantamiento temporal, que atiranta la

parte delantera de la superestructura.

Del análisis se desprende, que el mejor mecanismo es la torre de atirantamiento para controlar los momentos

flectores, que se ejercen durante el lanzamiento del viaducto Regueirón. Así mismo, existen ventajas económicas

frente a la nariz de lanzamiento, para realizar el mismo control de esfuerzos.

En sí, éste procedimiento sería perfectamente utilizable en Chile para construir puentes mixtos.


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ABSTRACT

Bridge launching is a construction method by which a bridge or its sections are fabricated in favorable sites, and

then are launched to their final positions by means of hydraulic machinery.

The main complication in this process is controlling the bending moments in the continuous beam (positive and

negative), produced during the launching of such beam. There will be high negative moments in the

superstructure when the beam has almost reached the next pier. The high negative moments are mainly due to the

cantilever effect.

This has been demonstrated in an analysis model of the continuous beams of the 560 m long Spanish composite

bridge Regueirón using the finite element software SOFiSTiK. In this model, all of the states of load of the

continuous beam were analyzed by the software.

To control, reduce and unify the bending moments, two different temporary support structures were compared.

The first temporary structure was a steel launching nose assembled to the superstructure in front of the continuous

beam. The second temporary structure was a tower with strand tendons. The tendons were used to pull the head

of the continuous beam in order to reduce transitory stresses.

After a full analysis of both temporary support systems, it was found that the most efficient system was the tower

with strand tendons. This was the preferred method because of better control over the stresses in the continuous

beam, and the tower also demonstrated a lower cost.

To conclude, the bridge launching system is a promising new technology in composite bridge construction. This

system is very desirable over other techniques, and has proved to be a viable option that should be utilized in Chile.


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INDICE

CAPÍTULO I. Introducción. ................................................................................................................................................. 8

1.1 Planteamiento del problema. ..................................................................................................................................... 8

1.2 Objetivos de la Memoria de Título. .......................................................................................................................... 10

1.2.1 Objetivo general. ................................................................................................................................................ 10

1.2.2 Objetivos específicos. ........................................................................................................................................ 10

1.3 Metodología. .............................................................................................................................................................. 11

CAPÍTULO II. Marco Teórico. ............................................................................................................................................. 12

2.1 Principales métodos de construcción de puentes. ................................................................................................. 12

2.1.1 Cimbras apoyadas en el suelo. .......................................................................................................................... 12

2.1.2 Avance en voladizo. ........................................................................................................................................... 13

2.2 Método de construcción de puentes mediante empuje. ....................................................................................... 17

2.2.1 Elementos del proceso constructivo mediante empuje. ................................................................................ 20

2.2.2 Parque de fabricación. ....................................................................................................................................... 20

2.2.3 Empuje mediante gatos Hidráulicos. ............................................................................................................... 22

2.2.3.1 Empuje mediante gatos Hidráulicos y barras de empuje. ...................................................................... 22

2.2.3.2 Empuje mediante gatos hidráulicos y rozamiento. ................................................................................. 24

2.2.4 Apoyos deslizantes para lanzamiento. .............................................................................................................. 26

2.2.5 Guías laterales. ................................................................................................................................................... 28

2.3. Problemas derivados del empuje. ........................................................................................................................... 30

2.3.1. Efecto ménsula. ................................................................................................................................................. 30

2.3.1.1 Nariz o pico de avance. .............................................................................................................................. 31

2.3.1.1.1 Parámetros de diseño. ........................................................................................................................ 33

2.3.1.2 Torre de atirantamiento. ........................................................................................................................... 34

2.3.1.3 Pilas provisorias. ......................................................................................................................................... 35

2.3.2. Deslizamiento excesivo de la superestructura. .............................................................................................. 36

2.4 Puentes mixtos. .......................................................................................................................................................... 37

2.4.1 Puentes mixtos con secciones tipo cajón. ....................................................................................................... 39


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CAPÍTULO III. Estudio del Diseño. .................................................................................................................................... 40

3.1 Modelo de Estudio. ................................................................................................................................................... 40

3.1.1 Emplazamiento. ................................................................................................................................................. 40

3.1.2 Características longitudinales. .......................................................................................................................... 41

3.1.3 Características transversales. ............................................................................................................................. 42

3.1.4 Características de la Subestructura. .................................................................................................................. 43

3.1.5 Empuje de la superestructura. .......................................................................................................................... 44

3.1.6 Datos Estructurales. ........................................................................................................................................... 46

3.2 Modelamiento. ........................................................................................................................................................... 47

3.2.1 Secciones. ........................................................................................................................................................... 48

3.2.2 Apoyos verticales. .............................................................................................................................................. 53

3.2.3 Apoyos Laterales. ............................................................................................................................................... 55

3.2.4 Parque de empuje. ............................................................................................................................................. 57

CAPÍTULO IV Análisis y resultados. ................................................................................................................................ 59

4.1 Aplicación de empuje al modelo de estudio. .......................................................................................................... 59

4.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con y sin losa de hormigón armado ............................................................ 60

4.2.1 Empuje del Viaducto de Regueirón sin losa de hormigón armado. .............................................................. 60

4.2.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con losa de hormigón armado. ............................................................ 65

4.3 Empuje del Viaducto de Regueirón con elementos estructurales auxiliares. ...................................................... 73

4.3.1 Empuje del viaducto de Regueirón con nariz o pico de avance. ................................................................... 73

4.3.1.1 Estudio del largo de la nariz de avance. ................................................................................................... 75

4.3.1.2 Empuje del viaducto de Regueirón con nariz de avance de 52 m. ........................................................ 78

4.3.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento temporal. ................................................ 82

4.3.2.1 Estudio de la altura de la torre de atirantamiento ................................................................................... 85

4.3.2.2 Empuje del viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento temporal de 20 m de altura. .......... 88

4.3.2.2.1 Diseño de los cables de la torre de atirantamiento. ......................................................................... 93

4.4 Elección de la estructura auxiliar para el Viaducto de Regueirón. ........................................................................ 97

CAPÍTULO V Empuje de puentes en Chile. .................................................................................................................. 98

5.1 Empuje del Puente Amolanas en la Región de Coquimbo, Chile. ......................................................................... 98


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CAPÍTULO VI. Conclusiones .............................................................................................................................................. 101

BIBLIOGRAFÍA……………………………………………………………………………...…..........................103

ANEXO I: Distribución nodal de los elementos finitos tipo viga .......................................................................................... 105

ANEXO II: Principales momentos flectores del Viaducto de Regueirón sin losa de hormigón ..................................... 109

ANEXO III: Fotografías del Viaducto de Regueirón en sus fases de empuje ..................................................................... 114


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CAPÍTULO I. Introducción.

1.1 Planteamiento del problema.

Desde botar un árbol para superar accidentes geográficos, hasta crear grandes obras de ingeniería para conexión

entre países; los puentes desde sus orígenes han significado más que un simple proyecto de ingeniería civil. Los

puentes son un símbolo de conectividad urbana, unión de distintas culturas, comunicación, trabajo, desarrollo,

etcétera. En sí, un puente es una estructura artificial construida y diseñada para salvar accidentes geográficos como

cañones, ríos, valle, o cualquier otro obstáculo que se desee superar.

El diseño de un puente varía según su funcionalidad, sistema estructural, material, emplazamiento, método de

construcción, etcétera; siendo el estudio de diseño de un puente diferente uno del otro. Todos estos parámetros

deben ser puestos a análisis y el Ingeniero Civil debe tomar en cuenta cuales predominan.

Los puentes mixtos construidos de acero y hormigón, es una combinación de materiales más utilizada en el

último tiempo, debido a sus grandes luces y a su reducido peso propio, compuestos por una alma metálica de

acero y una losa de hormigón construida in situ o prefabricada; hacen que la combinación del acero estructural que

trabaja muy bien a la tracción y el hormigón que por su bajo costo en función a su resistencia a la compresión; sea

de gran interés para ingenieros, estudiándolos y mejorándolos cada día.

Un análisis de gran importancia en el estudio del diseño, son sus diferentes sistemas de construcción que

llevarán a concretar el proyecto. En la actualidad, especialmente en los últimos 50 años, se han desarrollado una

gran variedad de diferentes sistemas de construcción, sistemas que bajo condiciones óptimas logran ventajas

inimaginables.

Dentro de la variedad de métodos de construcción, el empuje de puentes ofrece ventajas tanto para el

propietario como para el contratista, a la hora de hablar de puentes con grandes luces y alturas significativas. Una

de las principales ventajas es la supresión de la cimbra, logrando con ello una perturbación mínima al entorno;

como por ejemplo en un área ecológicamente protegida, en valles profundos, ríos caudalosos, cuestas escarpadas,

etcétera. Es así como este sistema constructivo se ha utilizado con gran éxito en Europa, uno de los iconos de la


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construcción de puentes mediante empuje, fue la realización del Viaducto de Millau en el año 2004 con un poco

más de 2 Km de longitud y a 343 m de altura.

Otra característica destacada en empuje de puentes, es el nivel de prefabricación de las dovelas que se puede

lograr, contribuyendo a la rapidez de ejecución del empuje; disminuyendo con ello el costo total de la obra en

función de la cantidad de luces a ejecutar. También es destacable, un ambiente de mayor seguridad que se puede

lograr para los trabajadores, debido a la concentración de las áreas de trabajo.

En Chile, la primera construcción de puentes mediante empuje, es la construcción del puente carretero más alto

de Chile; el Puente Amolanas, con aproximados 268 m de longitud total y un poco más de 100 metros de altura. Su

emplazamiento es ruta 5 norte entre los tramos de Los Vilos y La Serena, su construcción se lleva a cabo entre los

años 1999 y 2000 con un poco más de 15 meses.

De esta manera, el sistema de construcción a emplear puede tener una influencia decisiva sobre las primeras

etapas de diseño de un puente, es por esto que surge la inquietud de un estudio minucioso de cómo aplicar el

empuje de puentes, sistema constructivo novedoso y exitoso, a puentes mixtos de gran popularidad en el diseño

de puentes; tomando en cuenta sus diferentes variables de diseño.


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1.2 Objetivos de la Memoria de Título.

1.2.1 Objetivo general.

Realizar el análisis del empuje del Viaducto de Regueirón de tableros mixtos; determinando que factores

son influyentes para reducir el coste y esfuerzos en la estructura mediante la utilización del programa de

elementos finitos SOFiSTiK.

1.2.2 Objetivos específicos.

Analizar los momentos flectores que se generan mediante el empuje de los tableros, describiendo los

esfuerzos de los elementos involucrados.

Realizar un análisis del lanzamiento del Viaducto de Regueirón, analizando dos estructuras auxiliares para

el lanzamiento: La nariz o pico de avance y la torre de atirantamiento temporal.

Estudiar los parámetros del Viaducto de Regueirón que son necesarios para la utilización óptima del

sistema constructivo empuje de puentes. Parámetros como: el largo y altura del puente; la cantidad de

vanos y longitud de estos; su alineación en planta para el determinado empuje; y las pendientes

longitudinales y transversales.


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1.3 Metodología.

Se comenzará con un estudio exploratorio del material relacionado con el tema, con el fin de recabar la mayor

información posible sobre sistemas constructivos y sus avances que se han presentado a través de los últimos años.

Se reunirá la información específica de empujes de puentes para el estudio de la disminución de los esfuerzos,

logrando agrupar esta información en función de parámetros de diseño que se analizarán comparativamente.

Se estudiará el programa de elementos finitos SOFiSTiK, realizando ensayos de diferentes modelaciones y

estudiando la documentación del programa, como ejemplos y manuales que entrega SOFiSTiK.

Se estudiará mediante SOFiSTiK, el empuje para determinadas estructuras y peso propio del sistema,

específicamente los elementos que influyen en el lanzamiento del Viaducto de Regueirón. Se realizará un modelo

de análisis del Viaducto de Regueirón, en el que se evaluarán las dificultades, ventajas y desventajas que es el

empuje de ésta estructura, comparando un modelo de elementos finitos tipo vigas con losa de hormigón y otro sin

losa de hormigón.

Se pretende analizar las estructuras auxiliares que se utilizan para el proceso de empuje de puentes; analizando

específicamente parámetros estructurales que hacen influir en los esfuerzos de la superestructructura, mediante

diferentes largos de la nariz o pico de avance; y de las diferentes alturas de la torre de atirantamiento. Éste análisis

se llevará acabo, a través de modelaciones del Viaducto de Regueirón con empuje, utilizando narices de avance de

60, 64 y 68 m. También se realizará el empuje del viaducto con 4 diferentes modelos de elementos finitos de torres

de atirantamiento de 10, 15, 20 y 25 m de altura.

Luego de realizado estos estudios previos antes mencionado, se hará el estudio de conclusiones relacionado a

los objetivos planteados.


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CAPÍTULO II. Marco Teórico.

2.1 Principales métodos de construcción de puentes.

Existe una gran variedad de sistemas para la construcción de puentes, desde los más simples como es la cimbra en

el suelo, hasta elaborados sistemas constructivos que conlleva a ventajas destacables para el desarrollo del

proyecto. El empuje de puentes, está dentro de esta gran gama de métodos constructivos desarrollando y

alcanzando grandes avances en estos últimos años. A continuación se detallarán algunos de estos sistemas

constructivos.

2.1.1 Cimbras apoyadas en el suelo.

Cimbra compuesta de tubos metálicos o de madera, por su simplicidad es bastante utilizada para puentes de baja o

media altura, en ésta se apoya el encofrado de madera la que le dá la forma geométrica que necesita para la

elaboración determinada del dintel que se necesita construir. Fig. Nº1.

Figura Nº1: Cimbras apoyadas en el suelo.

Fuente: Cortesía Empresa Ulma.


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Los tubos metálicos se apoyan directamente en el suelo a través de tablones de madera, una de las grandes ventajas

estructurales que ofrece este sistema constructivo es evitar considerar estados de construcción en el

dimensionamiento de la estructura que se está diseñando.

Para puentes de hormigón armado y pretensado que contiene varios vanos sucesivos, el procedimiento de

cimbra se va realizando tramo a tramo y la construcción se va haciendo in situ. Una vez que se ha hormigonado un

tramo, se pretensa, se descimbra y se desencofra. Este procedimiento de ejecución sucesiva trae una

economización de la cimbra y del encofrado.

2.1.2 Avance en voladizo.

El método constructivo de avance en voladizo, es mediante el cual se desarrollan los tramos de la superestructura a

través de la elaboración sucesiva desde la pila hacia el centro del vano mediante un carro de avance que encofra y

desencofra las secciones; y los diferentes tramos se van sosteniendo por el tramo anterior. Este procedimiento se

va desarrollando a ambos lados de la pila para equilibrar los momentos flectores que se van produciendo.

Se desarrolla el procedimiento de avance en voladizo para la realización de puentes a gran escala, en donde los

valles profundos en zonas montañosas o curso de aguas ininterrumpible; hacen que éste sistema sea utilizado con

gran frecuencia debido a la carencia de soporte en tierra; por lo contrario, la utilización de pilas intermedias

temporales incrementaría considerablemente el coste de la obra en ejecución. “Es así como también ofrece ventajas

para puentes con grandes luces y generalmente con vigas de canto variable, siendo la alimentación de la obra a

través de las pilas” [Manterola, J. 2006].


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El avance en voladizo se utiliza para diferentes tipologías estructurales de puentes, como lo son puentes rectos,

puentes arcos y puentes atirantados; compuesto de hormigón, metálicos o mixtos.

En puentes de tipología de arcos se utiliza un mástil auxiliar para ayudar a la formación del arco y evitar el

desarme de la estructura mediante tirantes provisionales (Fig. Nº2.).

En puentes atirantados los tirantes provisionales van a los pilonos, los cuales forman parte de la tipología de la

estructura.

Figura Nº2: Arco mediante avance en voladizo.

Fuente: Cortesía Empresa Incop.

Uno de los conflictos que se presentan en el avance en voladizo, es el hecho que a medida que se va ejecutando la

construcción de los tramos, genera momentos flectores de una viga en voladizo o ménsula; al instante de

empalmar con el otro extremo en el centro del vano, estos momentos pasan a generarse casi totalmente contrarios

a los esfuerzos de la ménsula y se generar momentos flectores relativos a una viga continua, por lo cual, cuando se

diseña la superestructura, éstos cambios de momentos deben ser considerados.


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“Esta técnica se ha desarrollado desde tiempos de la roma antigua, cuando a los puentes elaborados por troncos de

árboles se le colocaban rocas como contrapeso. Ya en el año 1930 se realiza en Brasil la primera construcción en

voladizo sucesivo en un puente de hormigón armado, siendo desarrollado hasta el día de hoy para la construcción

de puentes hormigonados in situ, como para aquellos que usan la prefabricación de las dovelas en

factoría”[Manterola, J. 2006]. Fig. Nº3.

Figura Nº3: Avance en voladizo, Viaducto de Pujayo, España.

Fuente: Óscar Ramón Ramos, 2010.

Otra de las desventajas que presenta el avance en voladizo, es debido al hormigonado in situ de los diferentes

tramos de la superestructura; los cuales cuando se presentan gran cantidad de vanos sucesivos y tramos de grandes

extensiones, toma demasiado tiempo el arme y desarme del carro de avance que encofra y desencofra las

secciones. Por otro lado, la no conectividad entre las pilas donde se van generando las diferentes secciones, trae

problemas logísticos para el suministro de materiales, trabajadores, maquinarias etc.


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Una de las soluciones que se ideó para este tipo de inconvenientes del hormigonado in situ, fue la creación de una

viga autolanzable; en la cual la viga es apoyada en la pila siguiente y su encofrado se va movilizando sin

inconvenientes. La rigidez ofrecida por la viga, es utilizada para montar el carro de avance que hormigona las

secciones, entregando bastante maniobrabilidad del encofrado, no necesitando armar y desarmar el carro de

avance, por cuanto éste sólo se desliza a su nueva posición para seguir hormigonando. Fig. Nº4.

Figura 4: Viga autolanzable, Viaducto de Llobregat.

Fuente: Jornadas de hormigón, Universidad Politécnica de Cataluña, 2007


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2.2 Método de construcción de puentes mediante empuje.

El método de construcción que se elija para la realización de un determinado puente, dependerá de la morfología

del sistema estructural del puente, forma, lugar de emplazamiento, material, etc. La construcción de puentes

mediante empuje, se debe tomar en cuenta todos estos antecedentes previos para decidir este determinado

sistema.

El empuje de puentes es un procedimiento por el cual el puente o secciones de éste son construidos en zonas o

lugares favorables, ubicados de tal forma que permitan la alimentación de materiales como también para los

propios trabajadores que realizan esta tarea, para luego ser empujados o lanzados mediante elementos de empuje

hidráulico a su lugar definitivo. “Este procedimiento ha sido desarrollado desde el siglo XIX, mediante obras de

aceros livianas y resistentes. Ya en el año 1959 se realiza el primer intento de segmentos de hormigones

prefabricados para cubrir el Río Ager en Austria y seguidamente el año 1962, fue la primera aplicación en puentes

de hormigón pretensado sobre el Río Caroni en Venezuela; procedimiento que se realizó por F. Leonhardt y W.

Baur” . [Rosignoli, M. 2002].

En los últimos años hasta la actualidad, éste sistema constructivo se ha masificado, llegando a ser una real y

factible alternativa de construcción de puentes. Las nuevas técnicas computacionales, la introducción de software

de elementos finitos que colaboran con el cálculo estructural más exacto, los desarrollos tecnológicos de

pretensados, el mejoramiento y conocimiento de materiales; como lo son mejores hormigones y la aparición del

teflón, la elaboración de nuevos mecanismos hidráulicos, entre otros; han sido favorables para la expansión de este

sistema constructivo.

Otro antecedente de tener en cuenta, “en países industrializados, fácilmente la ejecución de la obra cubre casi el

50% del porcentaje total de la construcción de puentes; por lo tanto, para disminuir el costo de ejecución se

requiere la industrialización del proceso para que la inversión sea amortizada” [Rosignoli, M. 2002].

El costo que implica implementar este sistema, puede ser mencionado como una desventaja comparada a otros

métodos de construcción; debido a que requiere de elementos y profesionales especialistas en este tipo de sistema

para la ejecución del proceso de empuje, que sin lugar a duda, es de un mayor costo económico comparado con

los sistemas convencionales de construcción de puentes.


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Pese al mayor coste que implica implementar el sistema constructivo mediante empuje, éste está siendo de

bastante utilización en los últimos años; el hecho radica a las ventajas que ofrece este sistema.

En primer lugar, la independencia de trabajo que ofrece; debido a que la estructura del puente se construye

fuera de su ubicación definitiva, siendo muy útil cuando encontramos proyectos en valles profundos, ríos,

accidentes geográficos como quebradas, o estructuras ya existentes; permitiendo la ejecución de construcción sin

mayores problemas.

En segundo lugar, se puede mencionar la seguridad para los trabajadores, beneficioso por la ejecución de los

trabajos en áreas especialmente adaptadas al nivel del suelo y los trabajos en altura son los mínimos.

Finalmente, no se puede dejar de mencionar la reducción del impacto ambiental en la ejecución de la obra; todo

el trabajo queda delimitado a exactamente el trazado real del puente o viaducto, logrando no alterar mayormente el

área de ejecución no siendo necesario ocupar otras áreas diferentes a las del trazado original.

“Una ventaja del sistema estructural de la superestructura que se genera mediante el empuje de puente, es que

al ser lanzado las secciones una a una y al ensamblarlas, soldarlas u hormigonarlas; se crea una viga continua en

toda su sección, entregando ventajas debido a la morfología propiamente tal de este tipo de puentes, las cuales se

pueden nombrar entre otras:

Menor cantidad de material con respecto a otros sistemas estructurales como por ejemplo comparadas

a puentes vigas.

Mayor control de deflexión y fatiga

Al eliminar los nodos intermedios, aumenta la respuesta a fuerzas horizontales sísmicas

Al tener menos juntas de dilatación, decrece el costo de mantención.” [Rosignoli, M. 2002] y

[Manterola, J. 2006].


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Todas estas ventajas, tanto del sistema de construcción como de la tipología estructural de viga continua, han

permitido mitigar en gran parte las desventajas económicas de este proceso y han dado paso a la industrialización

de la construcción de puentes. Fig.Nº5.

Figura Nº5: Viaducto de Millau, construcción mediante empuje.

Fuente: Cortesía Empresa Enerpac.

“Algunas condiciones geométricas para la correcta y eficiente ejecución de esté método constructivo son:

El canto de la superestructura a lanzar debe ser constante, para evitar desajustes en la alineación

vertical.

Debe existir un alineamiento en planta por el cual pueda ser empujada la superestructura, como lo son

en una recta, circunferencia constante, hélice de paso constante y elipse. En el caso de existir doble

alineamiento, existe la posibilidad de lanzar la superestructura desde ambos estribos, con el propósito

de ejecutarla con el alineamiento propio y enlazarse donde se produce el cambio de alineamiento.

Un ancho constante; en el caso de anchos variables no significativas, pueden ser corregidas mediante el

ajuste de las guías laterales.

Lograr que los tramos de lanzamiento sean con el mínimo peso propio posible; en el caso de puentes

mixtos, se recomienda que el lanzamiento sea sin la losa de hormigón ni la carpeta de rodado.”

[Rosignoli, M. 2002].


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2.2.1 Elementos del proceso constructivo mediante empuje.

Existen innumerables elementos que componen este sistema constructivo, pero existe elementos que son

imprescindible para el procedimientos de empuje y la combinación de todos o de algunos de ellos llevan a la

estructura a su posición final.

2.2.2 Parque de fabricación.

El parque de fabricación se puede definir como la estructura auxiliar que está conectada a los estribos del futuro

puente a distancia de una sección. Área en la cual la resistencia del terreno colabora con el proceso de empuje y se

realiza todo el proceso de construcción de las secciones del puente a lanzar, desde realizar el encofrado hasta

armaduras, rigidizadores, diafragmas, etc., pudiendo esta área ser techada para no depender de factores

climatológicos en la elaboración o ensamble de las secciones.

Las diferentes secciones pueden ser construidas in situ o prefabricadas y ensambladas en el parque de

fabricación. Estas secciones deben ser diseñadas y construidas con una misma longitud, para lograr un grado de

industrialización del proceso; en el caso de secciones hormigonadas in situ, para efectuar un ciclo repetitivo del

encofrado; o en secciones que se ensamblan en el parque de fabricación, ayudará a no mover excesivamente

soportes que ayuden a soldar o acoplar las secciones.

Para puentes mixtos que son lanzados, existe la posibilidad de ser empujados con o sin losa de hormigón, siendo

las secciones de acero estructural ensambladas y soldadas en el parque de fabricación, una vez realizada las

soldaduras de acoplamiento se elaborará la losa de hormigón, en el caso de que fuese a lanzarse con ella; de lo

contrario la losa se ejecutará una vez que la superestructura de acero quede en su lugar definitivo. Fig. Nº6.


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Figura Nº 6: Parque de fabricación

Fuente: Marco Rosignoli

Para el caso de puentes de hormigón armado, existe la posibilidad de utilizar secciones prefabricadas o de

hormigonarlas in situ; ambas deben ser ensambladas con armaduras pretensadas para que puedan resistir el

empuje en todo el trayecto. Fig.Nº7.

Figura Nº 7: Parque de fabricación, para dinteles de hormigón.

Fuente: Ibon Ascargorta, 2008.


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Para la realización del encofrado y el ensamble de las secciones de hormigón o de acero, debe realizarse con la

mayor exactitud posible; errores de nivelación o de ensamble podría resultar catastróficas al momento de que el

puente sea empujado, debido a la sobre tensión de las diferencias de presiones que ejercería la sección sobre la pila

durante el lanzamiento. Es por esto que debe chequearse en todo momento los niveles y ensambles de la

estructura.

2.2.3 Empuje mediante gatos Hidráulicos.

Existe una gran variedad de gatos hidráulicos para realizar empuje de puentes, pero se diferencian dos técnicas

bastante claras; una por gatos hidráulicos que tiran de barras de pretensado y la otra, un procedimiento mediante

gatos horizontes y verticales que trabajan bajo rozamiento.

2.2.3.1 Empuje mediante gatos Hidráulicos y barras de empuje.

Sistema compuesto de cables o barras de pretensado que pasan a través de gatos hidráulicos huecos, que a su vez,

están fijamente anclados a la superestructura y al estribo del puente; en casos donde se necesite mayor fuerza de

empuje, se pueden utilizar en pilas intermedias que tengan rigidez suficiente para llevar acabo el empuje. “Los

gatos hidráulicos proporcionan una fuerza de empuje entre 0.8 a 1.5 MN, entregando una desplazamiento

horizontal de aproximadamente 200 mm por cada lanzamiento” [Rosignoli, M. 2002].

Una de las ventajas que ofrece este sistema es no depender de la reacción vertical de la superestructura, y es de

gran utilidad para empezar y terminar el proceso de empuje. La implementación y equipamiento tiene un menor

coste económico comparado con otros sistemas de empuje, que radica en su gran capacidad horizontal.

Para lanzamientos de grandes extensiones de superestructura, no es efectivo; debido al poco avance de empuje

que ofrece el sistema. Principalmente este sistema es utilizado en estructuras ligeras y con vanos de menores

extensiones. Para grandes extensiones se utilizan gatos especiales que pueden lanzar hasta 1 metro en un solo

empuje, el coste del equipamiento es mayor pero se ahorra tiempo de ejecución. Fig. Nº 8

Unos de los inconvenientes de este sistema es la incapacidad de poner marcha atrás, dificultando volver con la

superestructura para posibles correcciones de desviaciones del trazado.

Para lanzamientos con pendientes en contra del empuje, se deben utilizar elementos que bloqueen el

deslizamiento de la superestructura una vez lanzada; bloqueo que ayudará efectivamente cuando se trata de

superestructuras de gran peso propio y cuando se debe agregar un nuevo segmento.


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Figura Nº 8: Gato hidráulico con barras de pretensado.

Fuente: Óscar Ramón Ramos Gutiérrez, 2010.


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2.2.3.2 Empuje mediante gatos hidráulicos y rozamiento.

La utilización de uno o más pares de gatos hidráulicos en diferente posición, hacen en conjunto un potente sistema

de lanzamiento ideal para estructuras con grandes longitudes, pesadas y anchas; que por su gran volumen,

requieren de una mayor fuerza de empuje y de un control de lanzamiento más preciso. La fuerza de empuje para el

lanzamiento, es traspasada a la superestructura mediante rozamiento entre el gato hidráulico y el alma del tablero.

Generalmente los gatos hidráulicos son ubicados en el estribo y en la parte superior de la pila. Fig. Nº 9

“Para que el empuje de la superestructura pueda realizarse, es necesario que la proporción entre la fuerza de

empuje TF y la reacción vertical LVR , sea menor o igual al coeficiente de fricción LfC . , entre la superestructura y

el gato de empuje”. [Rosignoli, M. 2002].

LfLV

T CR

F.

,

Figura Nº 9: Gato Horizontal, mecanismo de empuje mediante rozamiento.



25

El sistema en su nivel más básico, está compuesto por

un gato hidráulico vertical que es empujado mediante

un pistón o gato hidráulico, a través de una superficie

rugosa; superficie compuesta por placas de acero y

teflón. Generalmente el sistema trabaja con pares de

gatos hidráulicos; cuando uno realiza el empuje, el otro

par se recupera y vuelve al origen para seguir con el

lanzamiento.

El primer desplazamiento lo produce el gato vertical,

el cual se extiende para elevar el tablero a lanzar,

dejando su apoyo provisional. Cuando el tablero se

encuentra elevado, el pistón horizontal empuja al gato

vertical trasmitiendo la fuerza de empuje al tablero por

rozamiento, produciéndose el desplazamiento

horizontal.

Una vez realizado el empuje, el gato vertical vuelve a

su posición inicial haciendo descender el tablero a su

apoyo provisional, y el ciclo se vuelve a repetir a una

velocidad promedio de 10 m/h. Fig. Nº10

Figura Nº 10: Sistema de empuje mediante rozamiento.


2.2.4 Apoyos deslizantes para lanzamiento.

Los apoyos deslizantes son apoyos especiales que se utilizan exclusivamente para el lanzamiento y se reemplazan al

final del procedimiento por apoyos definitivos, o según la conveniencia, se pueden agregar a los apoyos definitivos

un nivel deslizante exclusivamente para realizar el lanzamiento. Los apoyos existirán en todo lugar donde la

superestructura tenga contacto, ya sea contacto en las pilas o en los estribos.

Para estructuras compuestas por acero, como puentes mixtos; la estructura en sí es una estructura más liviana y

más flexibles que las de hormigón armado u hormigón pretensado, por lo que se requiere de apoyos más largos,

superficies angostas y soportes que puedan resistir a la rotación.

Para determinar el largo del apoyo, se debe tener en cuenta las diferencias en las elevaciones del ala inferior,

debido a la fabricación de la sección y tolerancias de ensamblado; como también a las diferentes elevaciones de los

apoyos debido a las alas transversales relativas al peralte de la estructura.

En los comienzos de empuje de puentes, los apoyos deslizantes estaban formados por unos rodillos de apoyo, el

cual cumplían la misma función de deslizar la superestructura; el número de rodillos, de entre 2 a 8, dependían de

la carga vertical a soportar.

Actualmente se utilizan apoyos deslizantes compuestos por dos polímeros, uno llamado politetrafluoroetileno

(PTFE) o en su nombre vulgar Teflón, más otro llamado policloropreno o Neopreno. Estos apoyos compuestos son

una alternativa bastante utilizada en vez de los apoyos de rodillos, debido a su poca fricción al lanzamiento y a su

excelente distribución de las cargas verticales.

En puentes mixtos, por motivos de ser estructuras ligeras, el lanzamiento se realiza directamente sobre el apoyo

deslizante, el que consta de una chapa pulida de acero inoxidable donde se alojan almohadillas de Neopreno-

Teflón con espesores de 10 a 15 mm. Estos espesores dependerán de las secciones a lanzar debido a la carga

vertical a soportar. La parte de teflón va sobre la chapa de acero inoxidable y la de neopreno va en contacto al

dintel del puente a lanzar. Las almohadillas de Neopreno – Teflón también existirán en los apoyos laterales que

sirven como guía para encausar el puente durante el lanzamiento. Fig. N° 11

El rozamiento que existe entre los apoyos deslizantes y la superestructura en el lanzamiento, varían según la

etapa del proceso. En un comienzo para vencer la fuerza estática, el rozamiento llega a alcanzar un 5% en días fríos;

este rozamiento baja a un 2% o 3% en estado cinético normal de empuje. Debe existir un gran cuidado en que el


27

rozamiento no afecte a la pila durante el lanzamiento, debido a que la fuerza de rozamiento actúa como una fuerza

horizontal sobre la pila, pudiendo hacer colapsar a la pila debido a pandeo. Para reducir al máximo el rozamiento,

se debe lubricar muy bien la superficie que se va a empujar, principalmente con grasa especial a la chapa metálica

inferior del dintel y a la vez, untar las almohadillas con silicona procurando de mantenerlas limpias de polvo o

cualquier suciedad; logrando con esto, llegar a un rozamiento constante de 1%.

Figura N° 11: Apoyo deslizante acoplado al apoyo pot, con almohadillas de Neopreno-Teflón.



28

2.2.5 Guías laterales.

Las guías son apoyos laterales que son necesarias durante el lanzamiento para mantener el alineamiento de la

superestructura y que puedan resistir fuerzas horizontales como el viento y sismo durante la construcción. En sí, las

guías laterales están compuestas por una estructura de acero que la rigidiza y por un apoyo lateral en forma de

rodillo o con almohadillas de Neopreno – Teflón, que encausan la superestructura. “El rozamiento entre las guías

laterales y el dintel metálico va en el orden del 3%” [Rosignoli, M. 2002].

Las guías laterales son de gran necesidad para puentes curvos, en donde el alineamiento curvo en planta debe

ser preciso para el calce en cada una de las pilas. Estas guías, deben ser rígidas para soportar los esfuerzos que son

sometidos para mantener el alineamiento curvo. Fig. Nº 12

Figura Nº 12: Guía lateral ubicada en el parque de fabricación.


La ubicación se debe realizar en el parque de fabricación justo donde son soldadas las secciones, para entregar una

nivelación exacta y un alineamiento curvo; para que así al final del estribo, el primer lanzamiento a realizarse vaya

con el alineamiento correcto. Las guías, a parte de ser ubicadas en el estribo, deben ser ubicadas en cada una de las

pilas, para el perfecto calce de las secciones al entrar a la zona de la pila.


29

El diseño de las guías laterales va directamente asociado a la altura o profundidad del cajón metálico a lanzar y de la

masa de estas secciones. En puentes mixtos, con gran flexibilidad y con poco peso propio, las cargas de viento que

someten a la superestructura durante el lanzamiento; gobernarán el diseño de las guías laterales.


30

2.3. Problemas derivados del empuje.

“Existen 2 principales problemas que se generan durante el empuje. Los cuales son:

Efecto ménsula.

Deslizamiento de la superestructura.” [Rosignoli, M. 2002] y [Manterola, J. 2006].

2.3.1. Efecto ménsula.

El principal inconveniente que surge a medida que se lanza cada una de las secciones del puente, es el excesivo

esfuerzo de momento flector que se incrementa a medida que aumenta el voladizo.

El momento flector máximo negativo, se origina en el dintel justo sobre la pila anterior cuando la viga continua

está a punto de alcanzar la pila siguiente; donde ésta se encuentra totalmente en voladizo y se ejerce el efecto

ménsula, logrando llegar a un momento aproximado de Pl2/2; en donde el peso propio (P) ejerce el esfuerzo en

una longitud máxima del vano (l). Fig. Nº 13.

Figura N° 13: Momento Flector

Fuente: Rosignoli, M., 2002


31

El elevado momento flector, causa un encareciendo económico de las secciones del puente, por la necesidad de

utilizar mayor material para poder soportar estos momentos flectores. Del punto de vista del diseño, estaría

predeterminado a sólo el efecto de empuje que logre soportar tales momentos flectores, lo que sería totalmente

contraproducente por llegar a un diseño sobredimensionado, para cuando el puente entre finalmente en servicio.

Para lograr la reducción de este momento flector sobre la pila anterior, se utilizan estructuras auxiliares que

sirven para mitigar estos esfuerzos. Es así como se pueden emplean 3 diferentes soluciones, independientemente

cada una de ellas o en su conjunto, estas son:

1. Nariz o pico de avance.

2. Torre de atirantamiento.

3. Pilas provisorias.

2.3.1.1 Nariz o pico de avance.

La nariz o pico de avance, se ha utilizado desde los comienzos de la implementación del sistema de empuje como

método constructivo de puentes. Consiste en una extensión de la superestructura perfectamente integrada;

estructura metálica generalmente en celosía, con mayor a menor rigidez, que se une a la superestructura mediante

tornillos de conexión que hacen que la estructura forme parte compuesta del puente.

Esta estructura complementaria, va cobrando más importancia mientras la carga de peso propio se va

incrementando; perturbando directamente los esfuerzos de carga que van homogenizándose, de manera de

controlar los momentos flectores en el instante del lanzamiento y a su vez, permitiendo el acceso paulatino de la

superestructura sobre las pilas.

La unión de la nariz de avance soporta la transferencia total de los esfuerzos, por lo cual ésta, debe ser capaz de

traspasar a la superestructura la flexión y cortante, producido por la reacción de la pila cuando la nariz está

actuando con ella.


32

En la nariz existen unos gatos hidráulicos que actúan una vez que la nariz está sobre la pila; procedimiento

realizado para eliminar la flecha de la superestructura, producido por la carga de peso propio cuando se

encuentran en voladizo, para que así la superestructura ingrese a la pila sin problemas

La nariz se desmonta una vez terminado el empuje. Fig. Nº14

Figura 14: Nariz de avance, utilizada en la construcción del viaducto de La San Juana, San juan de Colon, Venezuela

Fuente: http://picasaweb.google.com/rdelezaeta/VIADUCTOLASANJUANA20070601#


33

2.3.1.1.1 Parámetros de diseño.

Los parámetros de diseños pueden establecerse mediante un estudio que involucra el peso propio de la nariz a

utilizar; su rigidez, de gran importancia cuando la nariz está entrando a la pila por la gran fuerza de apoyo que le

origina la pila y su largo en sí.

“El comportamiento del sistema elástico nariz-tablero está gobernado por tres parámetros adimensionales que

describen sus características geométricas y mecánicas:

1. Longitud de la nariz en comparación con la luz a superar, Ln / L.

2. Peso de la nariz por unidad de longitud en comparación con el peso del tablero por unidad de longitud en

su parte delantera, qn /q

3. Rigidez a flexión de la nariz en comparación con la del tablero en su parte delantera, E nI n /E I

4. Longitud aproximada, según estudios para puentes de hormigón, en relación al largo del vano con mayor

longitud a sobrepasar, Ln ±0,65 L

Estos parámetros, son los que se deben conjugar ara la óptima obtención de la nariz de lanzamiento”.

[Rosignoli, M. 2002]. Fig. Nº15

Figura Nº 15: Disminución de momentos flectores con nariz de lanzamiento

Fuente: Avellano, 2009


34

2.3.1.2 Torre de atirantamiento.

La torre de atirantamiento es una estructura complementaria de reducción de los esfuerzos durante el

procedimiento de empuje, es un mecanismo formado por una torre de atirantamiento que se encuentra articulada

a las secciones de la superestructura que se disponen a lanzar. En la cabeza de la torre se conectan cables de acero

que a su vez, van conectados a las primeras secciones que se encontrarán en voladizo al momento del lanzamiento;

y a secciones por detrás de la torre a una misma distancia de las secciones delanteras, formando un atirantamiento

de cables abatidos en abanico y de forma simétrica para que logre trabajar sólo a axil.

Este mecanismo de atirantamiento trabaja como un pretensado exterior que se ocupa de minorar los momentos

flectores por peso propio y los esfuerzos producidos al ingresar las primeras secciones a la pila.

Existen gatos hidráulicos en el mecanismo de atirantamiento que se pueden encontrar en la base de la torre para

movimientos de elevación y declinación; o en el otro caso, estos gatos hidráulicos se encuentren en la base de los

tensores de atirantamiento. Estos gatos, tanto en la torre como en los tensores, se utilizan para:

Variar la tensión de los cables.

Variar los esfuerzos de las secciones en voladizo disminuyendo los momentos flectores.

Disminuir la flecha de flexión del voladizo.

La torre de atirantamiento trabajará cuando el primer tramo de las secciones de la superestructura se encuentren

en voladizo; los tensores o cables de acero se activan y actúan como pretensado hasta que el primer grupo de

secciones se apoyen en la pila desactivando los tensores. Fig. Nº 16.


35

Figura Nº 16: Puente sobre el río Guadalquivir, Sevilla, España.

Fuente: Manuel Escamilla et al.

2.3.1.3 Pilas provisorias.

Esta alternativa de utilización para disminución de esfuerzos y deformación que se produce en las secciones en

voladizo; no se ha utilizado con frecuencia este último tiempo, sólo en puentes con grandes vanos o vanos de

longitudes variables se utiliza como refuerzo a otro sistema principal, como complemento a la torre de

atirantamiento o la nariz de avance. Este sistema reduce en la mitad los vanos de lanzamiento de la superestructura

con la respectiva disminución de esfuerzos. Esta estructura auxiliar generalmente compuesta por acero en celosía,

genera pilas secundarias bastante esbeltas debido a que sólo recibe cargas temporales.

Una de las desventajas que presenta este tipo de estructuras provisionales, es el gran coste que requiere la

cimentación de la base de la estructura, y el costo elevado tanto de la estructura como de la mano de obra

especializada que demanda estas pilas provisorias; son razones que hace de este tipo de soluciones sólo utilizables

para algunos puentes empujados.


36

2.3.2. Deslizamiento excesivo de la superestructura.

Un inconveniente que ha traído dificultades en obras, es el deslizamiento descontrolado que puede sufrir la

superestructura, cuando esta es lanzada con pendiente a favor. El hecho de utilizar apoyos deslizantes con

elementos que disminuyen el rozamiento; contribuye a que la superestructura pueda deslizarse sin control por su

propia inercia, adquiriendo una velocidad de empuje, que debido a la magnitud de la estructura y su peso propio,

logra vencer el rozamiento dinámico deslizando sin poder frenarla.

Los problemas de deslizamiento ha traído consecuencias nefastas; como lo ocurrido en España en Septiembre

del 2007 en la construcción del Viaducto del Ave en Galicia. Por motivo del excesivo deslizamiento inesperado del

dintel de hormigón armado; ésta adquirió una gran velocidad, el cual el sistema de retención no pudo frenar. El

colapso de la pila y posterior derrumbe de la superestructura, produjo la muerte de un trabajador y la perdida total

de la obra. Fig. Nº 17

Figura Nº 17: Desplome Viaducto de Ave.

Fuente: Ángel Aparicio, 2010.


37

2.4 Puentes mixtos.

Los puentes mixtos, son estructuras formadas por dos o más materiales de construcción, que se conjugan entre sí

para trabajar en perfecta armonía y crear una estructura que permita salvar obstáculos. En puentes conformados

por acero y hormigón, existe una armonía perfecta para solicitaciones a flexión; por lo que el acero que trabaja muy

bien a tracción, es usado en la parte inferior de la estructura; y el hormigón excelente en compresión, es utilizado

en la parte superior.

Un puente mixto metálico, está formado por una o más estructuras metálicas, las cuales pueden presentarse en

forma de vigas doble T longitudinales o en forma de U; constituyendo una viga cajón o tablero. La estructura

metálica es cubierta por una losa de hormigón colaborante que mediante conectores son enlazadas al cajón o

tablero. Fig. Nº 18.

Figura Nº 18: Principales elementos de un Puente Mixto.

Fuente: III Jornadas Internacionales de Puentes mixtos, España, 2001

Entre los elementos de la estructura mixta, se encuentra el arriostramiento transversal que tiene como objetivo

controlar y resistir las cargas exteriores sobre la flexión transversal, la distorsión producida por solicitaciones

excéntricas, el pandeo de la estructura y ayuda a impedir la inestabilidad del alma.


38

Existen elementos que permiten la rigidización longitudinal y transversal de las almas, conllevando a aumentar la

capacidad de la estructura al corte y flexión; y además las deformaciones transversales hasta en los estados últimos

de resistencia. Los rigidizadores deben cumplir una condición de rigidez y otra de resistencia. Fig. Nº 19.

Figura Nº 19: Rigidizadores longitudinales y transversales

Fuente: Jornadas de hormigón, Universidad Politécnica de Cataluña, 2007

Los rigidizadores transversales llamados diafragmas, colaboran con el reparto transversal de las cargas, de la torsión

y controlan la distorsión; encontrándose diafragmas de apoyos que trabajan para distribuir las cargas de apoyo y los

diafragmas intermedios. Fig. Nº 20.

Figura Nº 20: Diafragma de apoyo.



39

2.4.1 Puentes mixtos con secciones tipo cajón.

Las secciones tipo cajón en puentes mixtos, está constituido por el ensamble de diferentes chapas metálicas

continuas, unidas principalmente por soldaduras. El conjunto de chapas metálicas logra ofrecer una viga de

resistencia única, que se complementa mediante rigidizadores longitudinales y transversales. En su chapa superior

existen conectores para el enlazamiento de la losa de hormigón a las secciones metálicas.

Al ser una viga mixta de acero y hormigón, ofrece la ventaja de poder ser utilizados para toda tipología

estructural y para cualquier luz requerida; siendo en luces medias y largas donde su resistencia estructural versus

coste, ha manifestado su importancia.

Una de las principales características de puentes mixtos con secciones tipo cajón, ha sido su gran capacidad de

resistir a torsión; es por este hecho la importancia en la utilización de secciones tipo cajón en puentes curvos,

donde la torsión es mayor que en puentes rectos. Para controlar los esfuerzos de torsión, se debe reforzar la

sección tipo cajón con elementos estructurales como rigidizadores transversales y diafragmas de apoyo.

Dentro de las ventajas de las secciones tipo cajón, es la mayor accesibilidad al interior de la viga, logrando

realizar mantenciones y reparaciones con mayor facilidad. Fig. Nº 21.

Figura Nº 21: Puente con sección tipo cajón.

Fuente: III Jornadas Internacionales de Puentes mixtos, España, 2001


40

CAPÍTULO III. Estudio del Diseño.

3.1 Modelo de Estudio.

El modelo para la realización de este estudio, se basó en el Viaducto de tablero mixto Regueirón. Este viaducto se

construyó en España mediante el sistema constructivo de empuje, por lo cual lo hace trascendental para el análisis

de sus determinadas fases constructivas, además sus resultados en terreno, conllevarán a la comparación de los

resultados entregados por la modelización.

3.1.1 Emplazamiento.

El Viaducto de Regueirón se encuentra ubicado en la provincia de Asturias, España. Su emplazamiento está sobre la

autovía A-63 que va de Oviedo a La Espina. El Viaducto Regueirón forma parte de la autovía A-63 en el tramo Salas –

La Espina, con una inversión cercana a los 20 millones de Euros. Fig. Nº 22.

Figura Nº22: Emplazamiento Viaducto de Regueirón.

Fuente: elaboración propia


41

3.1.2 Características longitudinales.

El Viaducto de Regueirón tiene una longitud total de 560 metros separada de 7 vanos, siendo el más largo uno de

92 metros (64+84+92+3 x 84+68). El Viaducto se asienta en 6 pilas de hormigón armado, que van desde una

altura de 35 metros hasta la más alta de 82 metros, con cimentación directa a excepción de la pila 2. Su perfil

longitudinal presenta una pendiente del 5,8%, siendo 6% la máxima permitida en una autovía; un radio de

curvatura de 620 metros y un peralte del 8%. Fig. Nº 23.

Figura Nº 23: Alzado y planta del Viaducto de Regueirón

Fuente: Gentileza de Apia XXI


42

3.1.3 Características transversales.

La superestructura del Viaducto es de tablero mixto; su estructura principal es un cajón de acero en la parte inferior

y una losa de tablero de hormigón pretensado en la parte superior.

Su sección transversal es de 23 metros de ancho, consta de 2 calzadas de 7 metros cada una y cada calzada con 2

carriles de 3,5 metros. Existen arcenes exteriores de 2,5 metros y arcenes interiores de 1 metro.

El canto total de la sección es de 4,5 m, compuesto por un cajón metálico cuyas medidas son de 7,00 x 4,28 m y

losa de hormigón de 0,22 m de espesor mediante prelosas de 0,07 m.

La chapa superior está peraltada para lograr la inclinación de la sección; consta con sistemas de rigidizadores

longitudinales y transversales, además de diafragmas en cada zona de la pila. Para controlar la flexión transversal y el

peso de la losa de hormigón que sobresale de la viga cajón como voladizo, se utilizan vigas transversales Fig. Nº 24.

Figura Nº 24: Sección transversal tipo.



43

3.1.4 Características de la Subestructura.

En la subestructura, las pilas y los estribos están compuestos de hormigón armado.

Las pilas, son de canto constante y sección hueca octogonal de 7,0 x 3,5 m de ancho con un espesor de 0,45 m.

Las alturas de las pilas van de 35 m en pila 6 hasta 82 m correspondiente a la pila 2. La cimentación es directa

exceptuando la pila 2, que fue cimentación con pilotes de ø 1,50 m de profundidad. Fig. Nº 25 y Nº 26.

Figura Nº 25: Detalles estructurales pila 2.

Fuente: elaboración propia


44

Figura Nº 26: Pilas Viaducto de Regueirón.

Fuente: Óscar Ramón Ramos, 2010

3.1.5 Empuje de la superestructura.

Las condiciones del trazado se complican para el análisis y posterior construcción a través de este sistema;

principalmente por sus 560 m de longitud total a empujar, su radio de curvatura en planta de 620 m y una

pendiente de alzado no menor de 5,8%; sin minorizar que el vano mayor a salvar era de 92 m.

El empuje se realiza desde un único estribo (del estribo E1 al estribo E2), de manera de realizar el empuje con

pendiente en contra; hecho mucho más favorable para el control del empuje. Una vez fabricada cada una de las

secciones cajón de acero de 4 metros, se trasladan al lugar de la obra; específicamente al parque de empuje, donde

son ensambladas y posteriormente son lanzadas. Se ejecuta un parque de empuje de 148 m de longitud, con

apoyos cada 28 m., para mantener nivelado las secciones a empujar. Al final del parque de empuje a nivel del


45

estribo E1, se fijan los gatos hidráulicos de tiro firmemente anclados; los que mediante cables de pretensado,

realizan la maniobra de empuje.

Las secciones cajón son empujadas sin la losa de hormigón, para disminuir considerablemente el peso propio de

la estructura.

Una vez que se va generando la viga continua tramo a tramo, a medida que se van ensamblando cada una de las

secciones y su continuo lanzamiento; la viga pasa cada una de las pilas a través de apoyos deslizantes que son

incorporados provisoriamente, a los apoyos definitivos tipo pot. Estos apoyos deslizantes, que constan con

almohadillas de neopreno-teflón, son lubricados con un gel deslizante para reducir al máximo el impacto de

rozamiento de la chapa inferior del dintel y del apoyo.

El proceso termina una vez lanzado toda la superestructura, en la cual son retirados todos los elementos anexos

utilizados para el lanzamiento.

Concluido el empuje del dintel, se realiza la colocación de las prelosas de hormigón, para luego hormigonar la

losa definitiva y su correspondiente carpeta de rodado; para finalizar colocar los elementos anexos de seguridad de

la vía, tanto en la calzada como en la acera.


46

3.1.6 Datos Estructurales.

En la Figura 27 se presentan los datos estructurales más relevantes.

Figura Nº 27: Especificaciones estructurales

DATOS ESTRUCTURALESCajón mixto continuo Acero Estructural (S 355 J2G2)

Prelosas Hormigón Armado (HA-45/P/20/lla)Losas Hormigón Pretensado (HP-45/P/20/lla)

Longitud Total 560 m (64 + 84 + 92 + 3 x 84 + 68)Sección Cajón Canto Total 4,5 m

TABLERO Ancho Cajón 7,00 mAlmas perpendicular al peralte

Sección Pila Sección rectangular hueca de Hormigón Armado (HA-45/P/20/lla)

Alturas Pila 1: 40,933 mPILAS Pila 2: 82,063 m

Pila 3: 76,657 mPila 4: 74,537 mPila 5: 60,216 mPila 6: 35,296 m

Tipología Cerrados de Hormigón Armado (HA-25/P/20/lla)

ESTRIBOS Espesor muro Frontal Estribo 1 (E1): 3,00 mEstribo 2 (E2): 2,50 m

Longitud Transversal Canto PilotesPila 1 15,00 m 17,00 m 3,00 m

Pila 2 10,50 m 14,50 m 4,00 m 3 x 4 de 22,00 mCIMENTACIÓN Pila 3 14,00 m 17,00 m 3,00 m

Pila 4 15,00 m 19,00 m 3,50 mPila 5 14,00 m 16,00 m 3,00 mPila 6 14,00 m 15,00 m 3,00 m

Fuente: Ministerio de Fomento, España


47

3.2 Modelamiento.

Se confecciona un modelo de elementos vigas del puente en estudio, Regueirón. Estos elementos vigas se modelan

mediante el software de elementos finitos SOFiSTiK.

SOFiSTiK es un software integrado para modelación, análisis de elementos finitos, optimización estructural,

diseño, etc. Este software permite además la modelización de las fases constructivas; que para el estudio de empuje

de puentes es una herramienta ideal, el cual analiza los esfuerzos que se producen en la estructura cuando ésta es

lanzada. Fig. Nº 28

Figura Nº 28: Modelación del Viaducto de Regueirón.

Fuente: Elaboración propia.


48

3.2.1 Secciones.

Para modelar el viaducto de Regueirón, se realiza en base a 140 elementos vigas; de los cuales cada viga

corresponde a una determinada sección de 4 metros de longitud. Se utilizan 8 diferentes secciones conformadas

por un cajón metálico tipo, que se diferencian entre sí, por los determinados espesores de las chapas metálicas que

ensamblan el cajón. Estas secciones son ensambladas en orden y según especificación técnica. El acero estructural S

355 J2G2 que se utiliza para las chapas metálicas, corresponde a un acero de un límite elástico mínimo de 355 Mega

Pascales (MPa).

En la figura 29, se muestra la sección tipo que se utiliza para el viaducto de Regueirón y sus determinadas chapas

metálicas.

Figura Nº 29: Sección transversal 1

Fuente: Gentileza Apia XXI

A modo de ejemplificar la configuración de ensamble de las diferentes secciones, se aprecia en la figura 30, la

configuración para el vano más extenso entre la pila P2 y la pila P3 de 92 metros de longitud. En el anexo Nº1 se

encuentran el detalle de la configuración total que se utilizan para la modelación.


49

Figura Nº 30: TRAMO III, 92 m ENTRE P2 Y P3

Nodos Longitud Sección Espesor Chapas (mm)# Desde Hasta (m) A1 A2 B1 B2 C D E F1 181 182 4 1 15 15 25 25 30 35 12 152 182 183 4 2 15 12 20 20 20 20 12 153 183 184 4 3 15 12 20 20 10 15 12 154 184 185 4 8 15 12 20 15 10 15 12 155 185 186 4 8 15 12 20 15 10 15 12 156 186 187 4 6 15 10 20 12 10 15 12 157 187 188 4 6 15 10 20 12 10 15 12 158 188 189 4 6 15 10 20 12 10 15 12 159 189 190 4 6 15 10 20 12 10 15 12 1510 190 191 4 5 15 10 20 12 15 12 1511 191 192 4 5 15 10 20 12 15 12 1512 192 193 4 5 15 10 20 12 15 12 1513 193 194 4 5 15 10 20 12 15 12 1514 194 195 4 5 15 10 20 12 15 12 1515 195 196 4 5 15 10 20 12 15 12 1516 196 197 4 5 15 10 20 12 15 12 1517 197 198 4 5 15 10 20 12 15 12 1518 198 199 4 4 15 12 20 15 15 12 1519 199 200 4 4 15 12 20 15 15 12 1520 200 201 4 4 15 12 20 15 15 12 1521 201 202 4 3 15 12 20 20 10 15 12 1522 202 203 4 2 15 12 20 20 20 20 12 1523 203 204 4 1 15 15 25 25 30 35 12 15


Figura Nº 31: Secciones mediante modelización a través de SOFiSTiK.



50

En la figura 32, se puede apreciar las vigas transversales que sobresalen de la sección cajón, estas se utilizan para el

control de la flexión transversal y el peso de la losa de hormigón, no aportando ninguna resistencia durante el

empuje. Para la modelación, se utiliza sólo la sección cajón como elemento viga y las vigas transversales son

agregadas a través de su peso, aumentando la densidad del acero. El incremento corresponde a un 23% quedando

la densidad del acero de 78.5 a 96.8 kN/m3.

Figura Nº 32: Vigas transversales

Fuente: Óscar Ramón Ramos, 2010


51

Las secciones se modelan en el programa WinAgua de SOFiSTiK y se procesan para ensamblarlas como un

elemento viga. Las propiedades estáticas de las diferentes secciones, se presentan en la figura Nº 33 y Nº 34

Figura Nº 33: Propiedades estáticas.

Fuente: Elaboración propia


52

Figura Nº 34: Propiedades estáticas.



53

Para establecer cada uno de los elementos vigas, se establece un nodo inicial y final; los que mediante coordenadas

polares, se logra el radio de curvatura de 620 m. a través de SOFiSTiK. Para el radio de curvatura de los diferentes

elementos vigas, se utiliza un phi (Ø) de 0,37 grados para una longitud de viga igual a 4 metros. Fig. Nº 35.


3.2.2 Apoyos verticales.

Para realizar el empuje del Viaducto de Regueirón, se utilizan apoyos especiales deslizantes conformados por una

chapa metálica y almohadillas de Neopreno-Teflón, caracterizados anteriormente. Estos apoyos son sólo de uso

durante el lanzamiento y son retirados una vez concluido los trabajos.

La modelación de estos apoyos se realiza mediante resortes verticales con una constante axial de 1E6 kN/m,

constante axial que fue analizada y estudiada mediante ensayos sucesivos. Los resortes se acoplan en cada pila y

ejercen el efecto de deslizamiento.

La ventaja que presenta la utilización de resortes de apoyos en términos de modelación, es la fácil identificación por

parte de los resortes de encontrar los nodos de elemento viga, los que van ejerciendo un soporte a la

superestructura durante el empuje; procedimiento por el cual los resortes se activan cuando existe el contacto de

la superestructura según el estado de construcción.

En la figura 36, se encuentran los apoyos que se utilizan para el lanzamiento y su representación en la

modelización. Estos soportes, se acoplan al apoyo definitivo pot junto con las almohadillas que se van lubricando


54

con un gel especial para reducir al máximo el rozamiento. Los apoyos temporales son retirados una vez finalizado el

empuje mediante el levantamiento de la superestructura con gatos hidráulicos verticales.

Figura Nº 36: Apoyos Verticales, modelación

Fuente: Elaboración propia mediante el programa SOFiSTiK.


55

3.2.3 Apoyos Laterales.

En el viaducto de Regueirón se utilizan un par de apoyos laterales para guiar la curva de la superestructura, situados

uno en cada lado del dintel y en cada una de las pilas; permitiendo producir el alineamiento de la curva en planta

sin inconvenientes para llegar a cada una de las pilas.

Además, son elementos que ayudan a controlar fuerzas horizontales como viento y sismo durante la

construcción que son retirados una vez terminado el lanzamiento.

Estos apoyos laterales son emplazados y modelados perpendicularmente al alineamiento de la curva mediante

un apoyo fijo; con resortes de resistencias axiales y laterales. Las constantes axiales y laterales, van en el orden de

1E6 kN/m según un estudio de sensibilidad antes realizado. Fig. Nº 37.

Figura Nº 37: Apoyos laterales, modelación.



56

En la figura Nº 38 y Nº 39 se aprecia en detalle la estructura fundamental para realizar adecuadamente el empuje de

la superestructura. Se encuentran desarrollados a escala los soportes o apoyos, horizontales como laterales;

emplazados en la sección cajón del viaducto de Regueirón.

Existen vigas de soporte complementarias que ayudan a restringir los desplazamientos y torsiones que se

generan en los apoyos. Toda esta gama de estructuras anexas, se deben utilizar para la correcta ejecución del las

diferentes etapas de empuje, colocadas en cada una de las pilas y en cada uno de los estribos.

Figura Nº 38: Visualización de apoyos verticales y verticales



57

Figura Nº 39: Visualización de apoyos verticales y laterales


3.2.4 Parque de empuje.

Este emplazamiento utilizado principalmente para el ensamble de las secciones que luego se lanzan; se extiende

por una longitud igual a 148 metros, en los cuales se utilizan apoyos cada 28 metros. Esta extensión total, sirve

principalmente para tener una cantidad, no menor de segmentos enlazados, ofreciendo una reacción de peso

propio mayor a la proporcional de la longitud de el primer voladizo en el primer tramo. Además, esta gran área de

ensamblado, proporciona lugar suficiente para realizar ensayos in situ y ajustar el mecanismo global de empuje por

problemas derivados de éstos.

Para la modelación, se utiliza resortes verticales de constante axial 1E6 kN/m. Se emplazan los resortes cada 28

metros por una longitud igual al largo total del viaducto, principalmente para lograr lanzarlo completamente. El

viaducto en sí, debe estar previamente modelado en su totalidad para poder realizar el lanzamiento; es por esto

que la cama de resortes de la modelación del parque de fabricación, es igual a 560 metros. Fig. Nº 40


58

Figura Nº 40: Modelación del parque de fabricación:



59

CAPÍTULO IV. Análisis y resultados.

4.1 Aplicación de empuje al modelo de estudio.

En el siguiente capítulo, se analizan los diferentes modelos del Viaducto de Regueirón, con sus respectivos detalles

estructurales que se diferencian unos de otros. Además, se da a conocer el principal problema que conlleva el

empuje de este viaducto y sus posibles soluciones

En la Figura Nº 41 se muestra la conversión de signos que el programa de elementos finitos SOFiSTiK entrega en

sus resultados, de la cual se basa este estudio.

Figura Nº 41: Conversión de signos del programa SOFiSTiK

Fuente: Programa de elementos finitos SOFiSTiK.


60

Para la aplicación de la modelación, se utilizó las especificaciones de las normativas españolas:

“Instrucción de Estructuras de Acero Estructural (EAE),1995”

“Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de carretera (IAP), 1998”

“Recomendaciones para el proyecto de puentes mixtos para carreteras (RPX), 1995

Para la aplicación de todos los estados de carga que se consideran durante el empuje del Viaducto de Regueirón,

se estableció “un coeficiente parcial de seguridad de 1,35 a todas las cargas del tipo permanente de efecto

desfavorable para efectos de las comprobaciones de los estados límite último [EAE, 1995; IAP, 1998]”; dentro de las

que se considera principalmente el peso propio de la estructura a empujar.

4.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con y sin losa de hormigón armado

En el siguiente apartado, se expone la influencia que tiene la losa de hormigón para el empuje de la

superestructura, se entrega el principal esfuerzo de momento flector, sus principales deflexiones y factores de

utilización del material; entregando las principales razones de la conveniencia de empujar el Viaducto de Regueirón

con o sin losa de hormigón armado.

4.2.1 Empuje del Viaducto de Regueirón sin losa de hormigón armado.

El primer análisis que se desarrolla en base al Viaducto de Regueirón, es el empuje de la superestructura entre el

estribo 1 (E1) al estribo 2 (E2) sin losa de hormigón. Este primer caso sirve de apoyo para entender las principales

dificultades que se originan al empujar la viga continua que genera el Viaducto de Regueirón.

El empuje del viaducto mediante la modelación de elementos finitos tipo viga, es en base al cajón metálico de

medidas 7,00 x 4,28 m, con secciones conformadas por chapas metálicas de distintos espesores descritas

anteriormente en la sección 3.2.1. En la figura Nº42, se entrega la modelación del viaducto mediante elementos

vigas y el peso propio total de la estructura a empujar.


61

Figura Nº 42: Viaducto de Regueirón en EF tipos viga y su peso propio

Fuente: Elaboración propia mediante SOFiSTiK.

Para el detalle de los momentos flectores que se van produciendo mediante el empuje de la superestructura, se

estudiará el vano de mayor longitud; dicho vano es de 92 m de longitud y como se ha visto en la sección 2.3.1, la

longitud del vano va asociado directamente al momento flector negativo que se produce arriba de la pila anterior,

efecto producido por la viga en voladizo o efecto ménsula.

En la figura Nº 43, se encuentra el principal momento flector en el 3° vano de longitud igual a 92 m, seguido por

el 4° vano de 84 m de longitud y finalmente la posición final después del empuje. En el anexo N° 2 se encuentran

los momentos flectores, a través del empuje, para cada uno de los vanos del viaducto. El análisis más detallado se

realiza en base al vano principal, viendo sus determinados momentos flectores, deformaciones y factores de

utilización del material.


62

Figura Nº 43: Principales momentos flectores



63

Como se aprecia en la figura Nº 44, los mayores momentos flectores se originan en el vano de mayor longitud; en

este caso el tercer vano con una longitud igual a 92 m genera un momento flector negativo de -225,747 MN m y

positivo de 69,070 MN m.

Figura Nº 44: Momentos flectores 3° vano.


En la figura siguiente Nº 45 el 3° vano, entrega la deflexión máxima correspondiente a 3.6 m alcanzado por la punta

del viaducto cuando este es empujado; quedando de manifiesto la deformación que alcanzaría la estructura antes

de llegar a la pila 3, casi imposibilitando recobrar su flecha en obra.

Figura Nº 45: Deflexión III vano.



64

Con respecto al valor de utilización, nos indica valores entre los rangos 0 y 1 correspondientes a 0% y 100% de la

relación entre la tensión real y la tensión admisible de la estructura a empujar. En la figura Nº 46, el viaducto ha

alcanzado el valor 1,2 justo en las secciones por arriba de la pila 2 donde se originan los mayores momentos

flectores negativos, revelando que se sobrepasa en un 20% a la tensión admisible, pudiendo generarse rotulas

plásticas y posibles abolladuras en las chapas del cajón metálico, conllevando a que el viaducto alcance su límite

elástico sin siquiera aún haber entrado en servicio.

Figura Nº 46: Factor de utilización.


En base a este primer estudio, se estudian las diferentes posibles soluciones para poder disminuir los momentos

flectores que son causado por el efecto ménsula; principal esfuerzo que lleva al colapso del puente y a su vez,

poder disminuir la flecha de la punta de la superestructura cuando es empujado, para que ingrese a la siguiente pila

sin dificultades. En relación con el factor de utilización, éste debería decrecer a medida que disminuyan los

momentos flectores como a su vez, la flecha del viaducto; es por esto la necesidad de la utilización de elementos

auxiliares que mitiguen estas condiciones adversas antes descritas.


65

4.2.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con losa de hormigón armado.

El segundo análisis que se desarrolla en base al Viaducto de Regueirón, es el empuje de la superestructura

completa, compuesta por un cajón metálico de medidas 7,00 x 4,28 m, con losa de hormigón de 0,22 m, llegando a

alcanzar un canto constante de 4,5 m de altura.

La losa de hormigón armado de 0,22 m de espesor, fue agregada a cada una de las secciones mediante un

incremento en el peso propio de los elementos tipo viga, quedando cada sección con una densidad determinada

como se indica a continuación:


66


67


68


69

El estudio de éste incremento del peso propio del elemento es de importancia, debido a la interrelación que existe

entre el peso propio del sistema y los esfuerzos de momentos flectores que se producen a través del empuje;

esfuerzos que pueden causar el desplome del viaducto por fracturas de las chapas del cajón metálico. Fig. Nº 47.

Figura Nº 47: Pesos propios del Viaducto de Regueirón



70

Una vez empujada la superestructura compuesta por el cajón metálico y losa de hormigón; se aprecia un

incremento de los momentos flectores, esencialmente por el hecho de empujar la superestructura con su losa de

hormigón, aumentando con ello el peso propio del elemento a empujar.

En la figura Nº 48, se entrega el momento flector máximo negativo de -852,117 MN m y el valor de 247,501 MN m

como momento flector máximo positivo, dichos momentos flectores son los evaluados en el 3° vano, donde éstos

son máximos durante todo el empuje. En comparación al empuje del viaducto sin losa de hormigón, el incremento

del momento flector negativo es de 626 MN m y de 178MN m para el momento flector positivo.

Figura Nº 48: Momentos flectores máximos del Viaducto de Regueirón con losa de hormigón.



71

Con respecto a la deflexión del viaducto cuando éste se encuentra en voladizo antes de llegar a la pila P3; existe una

deflexión de 14 m en el 3° vano y de 12 m en el 2°, llegando a una excesiva deformación de la estructura completa,

principalmente causado por el tramo que se encuentra en voladizo y el elevado peso propio de la superestructura a

empujar. Fig. Nº 49.

Figura Nº 49: Deflexión máxima del Viaducto de Regueirón con losa de hormigón


El factor de utilización al igual que el incremento de los momentos flectores y las deflexiones máximas,

experimenta un elevado valor; llegando a sobrepasar en más de 5 veces la tensión admisible, cuando el viaducto

está ad portas de la tercera pila P3. Fig. Nº 50.

Figura Nº 50: Factor de utilización del Viaducto de Regueirón con losa de hormigón



72

Sin lugar a dudas el viaducto con losa de hormigón no resistiría a nivel de sus chapas metálicas, produciéndose

inevitablemente la fractura del material incluso con elementos auxiliares como lo son la torre de atirantamiento y la

nariz de avance. Si bien existe una mayor inercia que resista estos esfuerzos, su elevado peso propio hace inviable

el lanzamiento del Viaducto de Regueirón con su losa de hormigón, sin tener que intervenir el cajón metálico para

aumentar sus espesores a nivel de sus chapas metálicas, trayendo consigo un encarecimiento de la superestructura.

Este aumento de material, no es utilizado una vez que el viaducto entra en servicio; por ende, es un costo perdido.

En su generalidad “los esfuerzos de lanzamiento dependen principalmente de la carga de peso propio y para

puentes mixtos de acero-hormigón, son lanzados casi siempre sin sus losas de hormigón armado y estas son

construidas una vez terminado el lanzamiento in situ; esencialmente por que la losa de hormigón armado en

puentes, representa entre un 75% al 85% del peso total de la sección” [Rosignoli, M. 2002]. Siguiendo la premisa de

Rosignoli, efectivamente la losa del hormigón de 70840,49 kN equivale el 75,3% del peso total del Viaducto de

Regueirón de 94095,24 kN, como se puede apreciar en la figura Nº 47.

Existen otros inconvenientes que encarecen económicamente empuje del Viaducto de Regueirón con losa de

hormigón, entre ellos son:

Utilización de gatos hidráulicos con mayor capacidad empuje, aumentando su capacidad en el orden del

75% debido a la incorporación de la losa de hormigón; elevando los costos económicos.

Incorporación de apoyos deslizantes que resistan el elevado peso propio con losa de hormigón, con ello

mayor costo, mayor obra calificada que pueda controlar el deslizamiento y a su vez elementos técnicos de

mayor precisión para controlar las deformaciones de la superestructura.

Para disminuir los esfuerzos de momentos flectores, la utilización de pilas temporales que hagan disminuir

el vano de empuje; contrayendo con ello un encarecimiento del procedimiento.


73

4.3 Empuje del Viaducto de Regueirón con elementos estructurales auxiliares.

Como se aprecia en el apartado anterior, las diferentes dificultades que entrega el empuje con losa de hormigón,

hacen concluir la conveniencia de evaluar el empuje del Viaducto de Regueirón sin losa de hormigón, entregando

las posibles soluciones para la disminución de los esfuerzos producto del empuje.

4.3.1 Empuje del viaducto de Regueirón con nariz o pico de avance.

En la sección 2.3.1.1 se entregan las principales características para el diseño de la nariz de lanzamiento; en sí la

nariz de avance es una estructura metálica en celosía que tiene la función de alargar el viaducto con un menor peso

propio, con el objetivo de disminuir los momentos flectores negativos producidos cuando el viaducto se encuentra

en voladizo.

Para el estudio del diseño de la nariz de avance, se utiliza una nariz para empujar puentes de hormigón armado;

cumpliendo con una de las importantes premisas que se relaciona con la reutilización de estos elementos

estructurales. En sí, el diseño de la nariz de avance debe ser un elemento estructural que sea utilizado tanto para

puentes de hormigón como para puentes mixtos. En base a lo anterior, se utiliza “un peso propio de nariz de

avance de 1 ton/m” [Empresa MEXPRESA, 1993]. Las características propias de geometría y material de la nariz, se

ingresan al modelo como elementos finitos tipo viga.

En las figuras siguientes se muestran el diseño de la nariz idealizado para el Viaducto de Regueirón; diseño de

longitud estándar que a través de módulos se van acoplando para aumentar o disminuir su extensión. En la figura

Nº 51 la nariz de avance se encuentra representada en isométrica y en la figuras Nº 52 se encuentran especificados

mayores detalles, tanto en su vista lateral como en su vista en planta.


74

Figura Nº 51: Nariz de avance utilizada para el estudio del Viaducto de Regueirón.


Figura Nº 52: Nariz de avance para el estudio del Viaducto de Regueirón, vista en planta y lateral.



75

Momento Flector 3° Vano 92 mt

Max E=106;MF=-60744

Máx E=137;Mf= 20821

Máx E=138; Mf=25874

Max E=108;Mf= -78014

Max E=137; Mf=22126

Max E=106; Mf=-64329

-100000

-80000

-60000

-40000

-20000

0

20000

4000085 95 105 115 125 135 145 155 165 175 185 195 205 215 225 235

Elementos Viga

Mo

men

to F

lect

or

(KN

)

Ln=64m

Ln=60 m

Ln=68m

4.3.1.1 Estudio del largo de la nariz de avance.

El largo ideal para la nariz de avance, va “en el orden del +/- el 65% del largo del vano más extenso” [Rosignoli, M.

2002]. Se analizan diferentes largos de nariz de avance, entre los cuales los más representativos son de 60 m, 64 m y

68 m que verifican la conveniencia especializada para el Viaducto de Regueirón, a raíz de lograr disminuir y

homogenizar los momentos flectores y mantener una deflexión mínima que logre el calce sin problemas en cada

una de las pilas.

En la figura Nº 53, se encuentran graficados los diferentes momentos flectores máximos del 3° vano

particularmente más extenso. Como se muestra en la figura, cada nariz de avance hace una importante disminución

de los momentos flectores que fueron presentados en la figura Nº 44, en la cual el Viaducto de Regueirón fue

empujado sin losa de hormigón;,mostrando un momento flector máximo negativo de -225747 kN m y un momento

flector máximo positivo de 69070 kN m.

Figura Nº 53: Momentos flectores con diferentes largos en la nariz de avance.



76

En definitiva, existe una reducción de los momentos flectores utilizando una nariz de avance; en los que se aprecia

valores de momentos flectores negativos que van entre los -78,014 MN m y los -60,744 MN m y valores de

momentos flectores positivos entre los 25,874 MN m y los 20,821 MN m para narices entre los 60 m a los 68 m de

longitud.

Con respecto a la deflexión sufrida por el viaducto en el 3° tramo antes de alcanzar la pila P3, la figura Nº 54

muestra una disminución de los valores de la deflexión, valores que van entre los 78 cm y los 36 cm con la

utilización de nariz de avance entre los 60 m a los 68 m. muy alejados a la deflexión máxima de 3.6 m (figura Nº 45)

sufrida por el viaducto sin estructura auxiliar.

Figura Nº 54: Momentos flectores con diferentes largos en la nariz de avance.

Deflexiones Máximas3 ° vano 92 m

Máx; E= 86; D= 781,992mm

Máx;E=114;D=-299,072 mm

Máx;E=85;D= 448,091mm

Máx; E=112;D=-284,052mm

Máx;E= 90;D= 363,7 mm

Máx; E=110;D= -280,618 mm

-500

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

84 94 104 114 124 134 144 154 164 174 184 194 204 214 224 234Elementos Viga

De

fle

xió

n e

n m

m

Nariz = 60 m

Nariz = 64 m

Nariz = 68 m


Es concluyente que existe una reducción utilizando una nariz de avance, dando por concretizado que la nariz de

avance es un mecanismo auxiliar eficiente que reduce los momentos flectores y a su vez, la deflexión máxima del

Viaducto de Regueirón.


77

Según la figura N° 53, existe una relación entre la longitud de la nariz y los momentos flectores. Es así como a

medida que aumenta el largo de la nariz de avance, disminuyen consigo principalmente el momento flector

negativo que se presenta arriba de la pila P2.

Se considera que la reducción de momentos flectores producido por la nariz de 60 m es bastante aceptable,

reduciendo al 65% el momento flector negativo. El principal inconveniente que presenta esta nariz, es la deflexión

máxima de 78 cm que causaría problemas para recuperar la flecha y lograr el calce en la pila entrante.

Por otro lado, la nariz de 68 m presenta al igual que la nariz de 64 m, una disminución de los momentos flectores

negativos y positivos. Una disminución de la deflexión de 36 cm menor a los 45 cm de la nariz de 64 m, pero con

una diferencia económica de 4 m más de nariz; llegando a un resultado parecido, pero con un mayor coste

económico.

En definitiva, el principal hecho que hace elegir un determinado largo de la nariz de avance; es tratar de no

afectar a la superestructura a nivel de sus chapas metálicas, tratando de evitar excesivos esfuerzos cuando el

viaducto es empujado. Por lo tanto, se elige una nariz de longitud de avance igual a 64 m, debido a que con esta

longitud es suficiente para no intervenir a las chapas metálicas del cajón; logrando con esta longitud de nariz, se

realice el empuje sin inconvenientes y al momento que el viaducto entre en servicio, no haya sido afectado por el

empuje de éste.


78

4.3.1.2 Empuje del viaducto de Regueirón con nariz de avance de 64 m.

Todos los análisis que se describen, van en relación a los estados de construcción más desfavorables. A través del

empuje del Viaducto de Regueirón en su extensión total de 560 m, se presentan en el 3° vano los esfuerzos que

sobrepasan los límites elásticos, por lo cual éstos deben ser controlados. En sí, la solución particular para el 3°

vano, cubrirá ampliamente los esfuerzos que son producidos en los otros vanos anteriores o siguientes. Fig. N°55.

Figura Nº 55: Modelación del Viaducto de Regueirón con nariz de lanzamiento.

Fuente: Elaboración propia mediante el programa SOFiSTik.


79

En la figura N° 56 se entrega la comparación de los máximos momentos flectores sin estructura auxiliar y los

máximos momentos flectores con la nariz de avance de 64 m, logrando un descenso del 72 % para los momentos

flectores negativos y de un 68 % para los momentos positivos. Se aprecia también, la homogeneidad de los

momentos flectores lograda mediante la nariz de lanzamiento, que tiene como principal ventaja poder alargar en

extensión al Viaducto de Regueirón con una estructura auxiliar de menor peso propio, logrando que la reacción del

apoyo al ingresar a la pila P3, no la afecte mayoritariamente.

Figura Nº 56: Momento flector con nariz de avance de 64 m.



80

Con respecto a la flecha máxima del Viaducto de Regueirón, esta disminuyó en un 88%. Esta disminución de la

deflexión producto de la nariz de avance, colabora directamente en que el viaducto presente homogenizados

momentos flectores. Fig. N° 56.

La deflexión del viaducto sin estructuras auxiliares, genera una deformación tal que el viaducto queda elevado de

su apoyo en la pila P1, por lo que la fuerza de reacción de tal apoyo no colabora con la estructura; generándose un

momento flector positivo que abarca tanto el 2° vano como el 1° vano. Fig. N°44.

Con respecto a la flecha de 45 cm que queda antes de ingresar a la pila P3, es recuperada mediante gatos

hidráulicos que se encuentran en la cabeza de la nariz de avance, elementos hidráulicos verticales que colaboran a

eliminar esta flecha y logran el ingreso a la pila siguiente sin mayores dificultades. Fig. N°57.

Figura Nº 57: Deflexión máxima con nariz de avance de 64 m.



81

El factor de utilización es una clara señal de la disminución de los esfuerzos antes descritos. El Viaducto de

Regueirón sólo presenta una utilización del 33% y como se aprecia en la figura N° 58, específicamente en el 3°

vano, la nariz de avance está en el orden del 68% de su utilización; por lo que es ésta la que está adsorbiendo los

mayores esfuerzos y no la superestructura.

Figura Nº 58: Factor de utilización con nariz de avance de 64 m.



82

4.3.2 Empuje del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento temporal.

Al igual que la solución anterior antes descrita; la torre de atirantamiento temporal es utilizada para la disminución

de los esfuerzos de la superestructura.

El principal mecanismo que utiliza esta estructura auxiliar, es el atirantamiento de la punta del viaducto cuando

éste es empujado. El sistema consiste en una torre articulada en su base de largo variable, del cual se desprenden

desde su cúspide, dos pares de cables pretensados que atirantan la estructura. Un par de cables se anclan

pasivamente a las primeras secciones del viaducto, ejerciendo una fuerza de tensado que hace levantar la punta del

viaducto cuando, debido a su peso propio, tiende a descender la punta por encontrarse en voladizo. El otro par de

cables, son anclados activamente a secciones que van por atrás de la torre, de modo que son éstos los que regulan

la tensión.

La torre en sí, ejerce mediante los cables un atirantamiento temporal, el cual a través de la triangulación entre la

torre, sus cables y el viaducto; efectúan una nivelación del estructura para que ésta no se deforme en exceso y

produzca momentos flectores negativos elevados. Mayores detalles sobre la torre de atirantamiento, ya se han

entregado en la sección 2.3.1.2.

Para el estudio del comportamiento del Viaducto de Regueirón con la torre de atirantamiento temporal, se

diseñó una torre en base a perfiles de acero y gatos hidráulicos para el acortamiento y alargamiento de los cables de

pretensado.


83

En las figura N° 59, se encuentran el esquema representativo del modelo de diseño que se utiliza como torre de

atirantamiento; en la cual se aprecian el alzado y sus posibles medidas, además del soporte basal de dicha torre. En

cuanto al apoyo rotulado de la base de la torre, existe un dispositivo hidráulico que hace ascender y descender la

torre de atirantamiento; éste dispositivo hidráulico puede agregarse o no a la torre de atirantamiento.

Figura Nº 59: Torre de atirantamiento.



84

Con respecto al acoplamiento de los tirantes a las secciones del viaducto, en la figura N° 60 se muestra el

acoplamiento junto con dispositivos hidráulicos que ayudan a controlar la tensión de los cables de pretensado. Este

dispositivo se encuentra en la parte posterior a la torre de atirantamiento, y son éstos los que acortan y alargan los

cables.

Figura Nº 60: Torre de atirantamiento con dispositivo hidráulico.



85

Momentos Flectores 3° vano 92 m

Máx, E=131;MF= 34041

Máx,E= 118;Mf= -71676

Máx, E= 128; Mf=37716

Máx,E= 117;Mf= -68721

Max; E=124;Mf= 46702Máx; E=124;MF=50765

Máx,E= 115;Mf= -66956

Máx, E=115;Mf= -64834

-80000

-65000

-50000

-35000

-20000

-5000

10000

25000

40000

55000

101 111 121 131 141 151 161 171 181 191 201 211 221 231Elementos vigas

Momento Flector kN

‐m

H=10 m

H=15 m

H=20 m

H=25 m

4.3.2.1 Estudio de la altura de la torre de atirantamiento

Al igual que el estudio de la nariz de avance, se realiza un estudio respecto a la altura ideal de la torre de

atirantamiento para la disminución de los momentos flectores. El estudio se basa en 10 m, 15 m, 20 m y 25 m de

altura para la torre de atirantamiento, evaluando los momentos flectores y la deflexión que van asociados a estas

alturas.

El estudio de las diferentes alturas de la torre de atirantamiento, va asociado al incremento y disminución de la

rigidez que la altura de la torre le entrega a la superestructura; es así como a una altura específica, los cables de

atirantamiento no entregarán la suficiente rigidez al sistema, por disminución de su capacidad tensar debido al

aumento de el largo del cable y su deformación.

El mayor momento flector que se produce en el Viaducto de Regueirón cuando es empujado sin estructuras

auxiliares, es de -225747 kN m en su componente negativo y de 69070 kn m en su momento positivo. En la figura

N° 61 se visualizan los momentos flectores, que son producto del lanzamiento del Viaducto de Regueirón con torre

de atirantamiento temporal.

Figura Nº 61: Momentos Flectores asociados a la altura de cada torre de atirantamiento.



86

DEFLEXIÓN MÁXIMA 3° Vanos 92 m

Max H=10; 101; 1203,272

Min H=10, E=130, D= -326,379

Max H = 15, E=101, D= 956,433

Min H = 15; 129; D=-304,353

Max H=25, E=101,D= 655,424

Min H = 25; 128; D=-275,944

Max H = 20, E=101, D= 672,477

Min H = 20; 128; D=-279,658

-600

-400

-200

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

101 109 117 125 133 141 149 157 165 173 181 189 197 205 213 221 229 237

Elementos Vigas

De

fle

xió

n m

m

H = 10 m

H = 15 m

H = 20 m

H = 25 m

En la figura anterior N° 61, se ve la diferencia de los momentos flectores según la altura entre una y otra torre;

confirmando a su vez, que la torre de atirantamiento es un efectivo mecanismo para realizar el empuje del Viaducto

de Regueirón.

Según la altura de la torre de atirantamiento, aporta una mayor o menor rigidez al sistema. Una torre de menor

altura no entrega tanta rigidez como lo es una de mayor altura, mostrando que la torre de altura igual a 10 m, ha

reducido los momentos flectores a un máximo negativo de -71,676 MN m; a su vez la torre de 20 m de altura los

reduce a -64,834 MN m. Por otro lado, al llegar a una altura significativa ocurre el efecto contrario, en la cual

aumentan los momentos flectores mientras aumenta la altura de dicha torre; es por esto que en la figura N° 61 la

torre de altura de 25 m ha aumentado su momento flector negativo a -66,956 MN m, debido a que los cables que

atirantan la torre de 25 m, ejercen una rigidez menor a la superestructura que cuando ejercían el atirantamiento

mediante la torre de 20 m, por el aumento de el largo de los cables y su deformación.

En la figura N° 62, se encuentran las máximas deflexiones asociadas a cada una de las alturas de cada torre y en

el principal vano de estudio, el III vano.

Figura Nº 62: Deflexión máxima del III vano, con diferentes alturas de torre.



87

La máxima deflexión sufrida por el Viaducto de Regueirón sin una estructura auxiliar fue de 3,6 m; versus las

deflexiones asociadas a cada altura, llegando a una disminución de la deflexión entre el orden del 66,7% al 82%.

Al igual que la disminución de los momentos flectores, la mayores diferencias se asentúan a cada una de las

alturas; si bien existe una notable disminución de 3,6 m a 1,2 m con una torre de atirantamiento de 10 m, ésta no es

suficiente para el ingreso del viaducto a la pila siguiente; siendo la altura más óptima la torre de 20 m de altura, la

que da una deflexión de 67 cm.

Según los estudios del los momentos flectores y deflexión asociados a cada una de las diferentes alturas de la

torre; se verifica que la altura óptima para la torre de atirantamiento es de 20 m, manifestando la reducción de los

momentos flectores y la homogenización de éstos. Con respecto a la deflexión máxima de 66 cm, es superada

mediante el acortamiento del cable de pretensado, justo en el instante previo de ingreso del viaducto a la pila;

logrando levantar la punta del viaducto.


88

4.3.2.2 Empuje del viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento temporal de 20 m de altura.

En el siguiente apartado, se presentan los principales esfuerzos asociados a la torre de atirantamiento de 20 m de

altura.

La modelación de la torre de atirantamiento se realiza en función de elementos finitos tipo viga, al igual que

todo el Viaducto de Regueirón. Para las condiciones geométricas de la torre, se ingresaron las especificaciones

longitudinales y transversales del diseño. En la figura N°63 se presenta la modelación del Viaducto de Regueirón

con torre de atirantamiento de 20 m de altura.

Figura Nº 63: Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento temporal.


La ubicación temporal de la torre de atirantamiento, es ubicada a una distancia de 92 m desde la primera sección

que es empujada. Los tensores son acoplados a la primera sección y a la sección número 145 del Viaducto de

Regueirón.

Donde se produce el acoplamiento del tensor de pretensado al viaducto, la chapa metálica debe ser diseñada

con un espesor mayor que pueda resistir este acoplamiento.


89

En la figura N°64 se entregan los resultados obtenidos del Viaducto de Regueirón a nivel de momentos flectores

con torre de atirantamiento temporal; se entrega la comparación que existe entre el viaducto empujado sin

estructuras auxiliares versus el viaducto con torre de atirantamiento. Se ve de manifiesto la reducción que va desde

-225,747 MN m a -64,864 MN m en momentos flectores negativos, reduciendo un 71% de éstos; a su vez los

momentos flectores positivos con una reducción del 32%, dando como resultado un momento flector positivo de

46,702 MN m.

Figura Nº 64: Momentos flectores del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento.



90

Con respecto al Viaducto de Regueirón empujado con torre de atirantamiento, el mayor momento flector negativo

se origina a 24 m antes de alcanzar la pila P3; este caso particular el máximo momento flectores se origina antes,

debido a que a partir de éste punto los tirantes se encuentran trabajando a su mayor capacidad de tensado. Se

aprecia un pequeño momento flector positivo al comienzo del viaducto, debido a que los cables se encuentran

tensados y efectúan el levantamiento de la punta del viaducto.

La deflexión del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento, disminuyó de 3644 mm a 672 mm. En el

instante último de empuje antes de ingresar a la pila, debe tensionarse nuevamente el cable para que produzca un

levantamiento de la punta del viaducto para eliminar los últimos 67 cm, para el ingreso a la pila P3.

Figura Nº 64: Deflexión del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento



91

El factor de utilización de la figura N° 65, muestra que debido a la disminución de la deflexión y a su vez de los

momentos flectores máximos; experimenta reducción del 72%. En si, se puede ver que el mayor factor de

utilización es asociado a la torre de atirantamiento con un 59%, hecho que da por demostrado que la torre de

atirantamiento está ejerciendo una influencia favorable a la disminución de los esfuerzos en el Viaducto de

Regueirón, y sólo deja que el viaducto en las secciones por arriba de la pila P2, sean utilizado un 33%; lo que para

una estructura sin estar en servicio y en estado de construcción, es bastante considerable y seguro.

Figura Nº 65: Factor de utilización del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento



92

El empuje del Viaducto de Regueirón con torre de atirantamiento, se lleva acabo mediante fases de atirantamiento.

Particularmente en el caso del 3° vano, una vez que ha sobrepasado la pila P2, el viaducto es empujado un tramo de

48 m en donde los cables de pretensado no han sido activado, debido a que la deflexión de la flecha de la punta del

viaducto y su momento flector negativo, no lo requiere.

Al llegar al estado de construcción de 52 m desde la pila P2, los cables son activados mediante gatos hidráulicos

que se encuentran en el anclaje posterior a la torre, es aquí donde los cables actúan y ejercen una tensión

considerable para mantener la punta del viaducto lo más horizontal posible.

Al pasar a los 68 m, la tensión de los cables está al máximo y estos no permiten seguir aumentando los

momentos flectores, debido a que ejerce en la punta del viaducto un momento flector positivo, contrarrestando el

momento flector negativo.

Al llegar a los 90 m de empuje en el tramo 3° del viaducto, los cables son nuevamente tensados para realizar el

empuje final, eliminando la flecha del viaducto que realiza el ingreso a la pila P3 sin dificultades. Una vez que el

viaducto ha ingresado la pila P3, los cables se destensan y comienza el ciclo nuevamente.

Este procedimiento debe ser controlado mediante elementos electrónicos, como estaciones totales de

nivelación, láser de precisión para la deflexión, etc., los que entregarán información para el correcto tensado de los

cables a su debido tiempo.

La tensión máxima de los cables no puede realizarse en un comienzo, debido a se generarían elevados

momentos flectores positivos, eliminado la homogeneidad entre momentos flectores negativos y positivos,

ejerciéndose deformaciones que llevarían al colapso del viaducto.


93

4.3.2.2.1 Diseño de los cables de la torre de atirantamiento.

Una vez realizado la modelación, se extrajeron el análisis de los cables que ejercen las tensiones en el Viaducto de

Regueirón. En la figura N° 66 se presentan la máxima tensión axil que el cable debe soportar y su correspondiente

deformación.

Figura Nº 66: Máxima tensión axil y máxima deformación de cables de atirantamiento.


La torre de atirantamiento consta de 4 cables en total; dos de éstos se ubican en la parte frontal de la torre, los

cuales se encuentran anclados pasivamente, y dos en la parte posterior que se encuentran anclados activamente a

la superestructura, mediante gatos hidráulicos que controlan las tensión de los cables.


94

Para el diseño de los cables de la torre de atirantamiento, se utilizan “cables formados por alambres paralelos de

acero Y 1860 S7 según la norma española EHE” [Valdebenito, G 2009]. En la figura N° 67 se entregan las

características mecánicas de los cables.

Figura Nº 67: Cable formado por alambres paralelos, propiedades mecánicas.

Fuente: Galo Valdebenito, 2009

Los largos de cada uno de los cables que se utilizan en la torre de atirantamiento temporal, es entregado en la

figura N° 68.

Figura Nº 68: Largos de los cables de la torre de atirantamiento

Fuente: Gentileza APIA XXI


95

Se hace un estudio de diseño con respecto a la figura N° 66 y se elige el cable que represente y englobe ambos

esfuerzos.


96

En base al diseño recién entregado, se elige como área de cable individual de 0,01064 m2. Mediante el área del

cable y de la estructura global de la torre de atirantamiento; podemos llegar a una aproximación del peso total de

acero que se utilizaría en este sistema estructural. El cual es:

PESO TORRE

Perfil (mm) Cantidad Largo (m) Peso (kgf/m) Sub total (kgf) [] 150/100/6 2 20 21,6 864 IC 100/100/6 5 5 17 425 IC 100/100/6 4 7 17 476

Total kgf 1765

PESO CABLES

Área Largo Cantidad Peso (kN/m) Sub total (kN) 0,00752 94 2 78,5 110,98016 0,01063 86 2 78,5 143,52626

Total kN 254,50642

Total N 254506,42

Total kgf 25450,642

Total Torre kgf 27215,642

Total Torre tonf 27,215642


97

4.4 Elección de la estructura auxiliar para el Viaducto de Regueirón.

Como se ha demostrado en los apartados anteriores sobre el empuje del Viaducto de Regueirón, éste debe ser

empujado con la ayuda de elementos estructurales auxiliares; para mitigar los esfuerzos de momentos flectores y

sus deflexiones.

Ambas estructuras auxiliares estudiadas, cumplen notablemente con la función de mitigar los esfuerzos y

deflexiones a los largo de todo el empuje del viaducto. Las diferencias en mitigación de momentos flectores

negativos entre la nariz de avance y la torre de atirantamiento son casi idénticas; en el cual el mayor momento

negativo del Viaducto de Regueirón con la nariz de avance es de -64,329 MN m y con la torre de atirantamiento de

un -64,834 MN m. En cuanto a la flecha máxima en el viaducto, la nariz de avance entrega una flecha de 45 cm

versus los 67 cm con torre de atirantamiento; si bien acá existe una diferencia de 22 cm en la flecha máxima, no son

comparables por tratarse de sistemas completamente diferentes, en lo que cada sistemas auxiliares consta con un

mecanismo perfeccionado para eliminar la flecha, por un lado la nariz de avance tiene gatos hidráulicos en la punta

de la nariz y por el otro; la torre de atirantamiento, a través del tensionamiento de sus cables, recuperan fácilmente

la flecha máxima.

La diferencia para discriminar entre uno y otro sistema, es el costo de cada uno de estas estructuras auxiliares. La

nariz de avance pesa alrededor de 1ton/m lineal, lo que a sus 64 m de nariz, tiene un peso total de 64 ton de acero.

La torre de atirantamiento, entre su estructura de la torre y los cables utilizados para atirantamiento, pesan

aproximadamente un total de 28 ton de acero. Por consiguiente, por ser un elemento más económico, es

conveniente la utilización de la torre de atirantamiento como sistema estructural auxiliar.

Existe otra desventaja que confirmar la elección de la torre de atirantamiento, es el hecho de elaborar una nariz

de avance especial para el Viaducto de Regueirón, el cual debe tener una curvatura igual a la de la superestructura,

para permitir el ingreso de la nariz sin dificultadas a cada una de las pilas; por lo que trae consigo el no

cumplimiento de uno de los principios fundamentales de estas estructuras auxiliares, el cual es la reutilización de

tales estructuras para diversos empuje de puentes.

En definitiva, por el costo elevado que implicaría elaborar una estructura de tales características, como lo es la

nariz de avance, se elige como sistema estructural auxiliar la torre de atirantamiento de 20 m de altura, con 4 cables

de alambres paralelos y con gatos hidráulicos para el tensado.


98

CAPÍTULO V. Empuje de puentes en Chile.

5.1 Empuje del Puente Amolanas en la Región de Coquimbo, Chile.

Si bien en Chile no existe la experiencia ni la expertis de continentes como Europa, que han construido mediante

empuje el Viaducto de Millau, el puente más alto del mundo; se ha elaborado un proyecto de gran envergadura,

como lo es el puente carretero más alto de Chile, llamado Amolanas.

El Puente Amolanas se encuentra ubicado sobre la Ruta 5 Norte entre la ciudad de Los Vilos y La Serena. Sus 106

m de altura lo hacen el puente carretero más alto de Chile, que fue construido mediante el método constructivo de

empuje; marcando un hito en la ingeniería de Chile. Fig. N° 69.

Figura Nº 69: Puente Amolanas, construido mediante empuje, Región de Coquimbo, Chile.

Fuente: http://commondatastorage.googleapis.com/static.panoramio.com.


99

Con respecto a la superestructura, su tablero es de material mixto conformado por un cajón de acero de 4,00 m de

alto y de 8,00 m de ancho, y una losa postensada elaborada in situ. Tiene una longitud total de 268 m con una

pendiente descendiente del 1,3% en sentido norte –sur; consta con cuatro vanos de luces 40 m + 60 m + 80 m +

88 m. La superestructura son pilas de hormigón armado de sección cuadrada de 5,5 m y 0,50 m de espesor, con

alturas de 22,5 m + 48,3 m + 100,51 m.Su método constructivo mediante empuje, se realiza desde el estribo sur

hasta el estribo norte en contra de la pendiente, empujando un peso de 2.200 t

La revista Bit en Junio del 2000 señala “La construcción del puente considera las siguientes fases:

1. Construcción de la cimentación y los estribos.

2. Inicio de la prefabricación del cajón metálico en terreno, con secciones de 4,00 m de longitud.

3. En la parte delantera se dispone de una nariz de avance.

4. Durante las operaciones de empuje se lanza solamente el cajón de acero, con su rigidización transversal

y sin la losa de hormigón.

5. Sobre las pilas y estribos se disponen, durante el empuje del tablero, apoyos provisionales de neopreno

y teflón, que apoyan y guían el dintel.

6. Una vez terminado el empuje, se sustituyen los apoyos provisionales por apoyos definitivos.

7. Se construye la losa de hormigón. En una primera fase, para la colocación de las prelosas, se ha

construido un puente grúa o carro de avance que transportan y posicionan las prelosas hasta su

ubicación final sobre el cajón metálico.

8. Una vez colocadas las prelosas, se hormigonan dicha fase.

9. Una vez fraguado el hormigón, se procede a ejecutar el postensado.

10. Se repiten las fases de colocación de prelosas, colocación de la armaduras, vainas, etc. Se termina el

postensado del puente.

11. Se inyectan las vainas en todo el postensado.


100

12. Se colocan las juntas de dilatación, el pavimento, la señalización, las barandas, y la defensa de hormigón

New Jersey.” Fig. N° 70

Figura Nº 70: Puente Amolanas en construcción mediante empuje.

Fuente: Revista Bit, Junio 2000


101

CAPÍTULO VI. Conclusiones

Las estructuras auxiliares utilizadas para reducción de momentos flectores, tanto la nariz de avance como la torre

de atirantamiento, ejercen la influencia deseada en la notable disminución de los momentos flectores.

Se ve como la nariz de avance ofrece una mayor homogenización de los momentos flectores, logrando una

considerable disminución del factor de utilización y de la flecha de la viga continua. Por otro lado, la torre ejerce la

misma condición favorable de reducción de momentos flectores, con una menor homogenización, pero logrando

el mismo efecto deseado de disminución en el factor de utilización y deformación.

Del punto de vista económico de las estructuras auxiliares, existe una diferencia considerable a favor de la torre

de atirantamiento, debido a la menor cantidad de material utilizado para la construcción de la torre, en

comparación de la estructura en celosía de 64 m de longitud. Es por esto que para este viaducto específico, es

considerablemente más favorable la torre de atirantamiento, por tratarse de una estructura ligera que puede ser

controlada con los tensores de la torre. Por otro lado, se comprobó que la nariz de avance es una estructura auxiliar

ideal para puentes con gran peso propio y que necesitan de una estructura auxiliar mucho más rígida y más liviana

para reducción de los momentos flectores

El sistema constructivo Empuje de Puentes, es un sistema que está siendo utilizado con mayor frecuencia para

construir puentes en gran parte del mundo. Si bien es un sistema que requiere profesionales especializados y

equipamiento específico, consta con ventajas tanto del punto de vista del tiempo requerido para la construcción,

como las ventajas económicas que ofrece la tipología estructural.

Para lograr un incremento productivo en cuanto a la construcción de puentes, este tipo de sistema ofrece un

grado de industrialización necesaria para disminuir costos constructivos y a su vez, optimizar la inversión inicial

mediante la eficiencia del sistema constructivo.

En Chile actualmente, “sólo se ha desarrollado el empuje de puentes como sistema constructivo en el Puente

Amolanas” [Revista Bit, 2000]; primer acercamiento para industrializar este tipo de procedimientos, que ofrece

puentes con bastante vida útil y poco mantenimiento; un menor impacto ambiental, tanto del vista sustentable,

como para el público en general por la disminución del tiempo constructivo. En términos generales, este tipo de

procedimientos constructivos industrializados, es una perfecta alternativa para ser desarrolla; entregando

beneficios en la construcción de puentes mixtos en Chile.


102

Según mi apreciación personal después de haber realizado este trabajo de titulación; Chile está preparado para

realizar este tipo de procedimiento, cuenta con la tecnología, profesionales calificados, grado de industrialización

necesaria, etc.; que permite la construcción de puentes mediante empuje, y no solamente para realizar puentes

mixtos o de superestructura de acero; sino que también para realizar empuje de puentes de hormigón armado.

Logrando minimizar el tiempo de construcción y área de emplazamiento, ventajas tanto para la comunidad aledaña,

como para la empresa constructora adjudicadora del proyecto. También puedo señalar la importancia del sistema

constructivo de viga continua que da origen este sistema constructivo, que trae consigo ventajas como la poca

mantención necesaria que se requiere una vez construido el puente, ventajas que aumentan los años de vida del

puente.

Dentro de las otras posibles líneas investigativas que quedan por desarrollarse y que puedan ser investigadas en

otros trabajos de titulación; doy como ejemplo un estudio paramétrico para analizar la eficiencia de la nariz de

avance versus torre de atirantamiento en una luz de vano determinada ( luz de vano en planta recto o curvo), para

puentes mixtos o de acero; para poder determinar hasta que metraje es posible realizar empuje de puentes con

nariz de avance o torre de atirantamiento, considerando la materialidad de la superestructura.


103

BIBLIOGRAFÍA

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105

ANEXO I: Distribución nodal de los elementos finitos tipo viga


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109

ANEXO II: Principales momentos flectores del Viaducto de Regueirón sin losa de hormigón

Raúl Cárcamo Venegas •

Análisis del sistema constructivo Em

puje de Puentes, aplicado en Puentes mixtos

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ANEXO III: Fotografías del Viaducto de Regueirón en sus fases de empuje




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121

“análisis del sistema constructivo empuje de puentes

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