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PUENTE LA AMISTAD (Puente Sobre el Río Tempisque, Guanacaste)

INFORME TECNICO

EVALUACION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMINETO

CARLOS FERNANDEZ CHAVES

Ingeniero Estructural

Teléfono: (506) 280-55-87 Fax: (506) 280-43-18

E-mail: [email protected]

SAN JOSE MARZO 2005

_____________________________________________________________________________________________ Revisión Estructural Puente La Amistad Ing. Carlos Fernández Ch.

1

I N D I C E

1. ANTECEDENTES DE LA CONTRATACION

1.1 Motivación 1.2 Alcance y Limitaciones 1.3 Actividades a Realizar 1.4 Información Disponible

2. GENERALIDADES

2.1 Antecedentes del Proyecto 2.2 Descripción de la Estructura 2.3 Descripción del Proceso Constructivo 2.4 Descripción de la Falla del Anclaje

3. CONDICION FINAL DE ENTREGA DEL PUENTE LA AMISTAD

4. REVISION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMIENTO

4.1 Perfil Actual de la Rasante del Puente 4.2 Evaluación de las Razones Demanda/Capacidad para Carga Viva 4.3 Evaluación de la Respuesta Sísmica y por Viento

5. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 6. APENDICES

6.1 Nivelación Rasante por Línea Centro


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PUENTE LA AMISTAD

RIO TEMPISQUE, GUANACASTE

ESTUDIO DE INGENIERIA ESTRUCTURAL INFORME TECNICO

_______________________________________________________

1. ANTECEDENTES DE LA CONTRATACION:

1.1 Motivación:

El Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos de Costa Rica

(CFIA) en su condición de ente fiscalizador tanto de la calidad

como de la seguridad con que se ejecutan las obras de

infraestructura nacional, muestra tanto un gran interés como

preocupación por los mecanismos y procedimientos que se siguen

para el desarrollo de este tipo de obras públicas.


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Motivados por esta responsabilidad, el CFIA llevó a cabo a finales

del 2003 un estudio de ingeniería destinado a la evaluación de las

condiciones actuales de funcionamiento de las estructuras de

aproximación del Puente La Amistad. A raíz de los resultados

obtenidos en ese estudio como de dudas surgidas y manifestadas

por una serie de profesionales asociados al CFIA sobre cuales son

las condiciones de funcionamiento de la estructura principal de

este puente, el CFIA se vio en la necesidad de contratar un Fiscal

Especial que se encargue de realizar un análisis detallado de la

estructura del Puente La Amistad, sobre el Río Tempisque.

La Dirección Ejecutiva del Colegio Federado de Ingenieros y de

Arquitectos (CFIA) a través de su Director Ejecutivo Ingeniero

Olman Vargas luego de un proceso licitatorio decidió contratar al

Ingeniero Carlos Fernández (Ingeniero Estructural con

Especialidad en Puentes) para realizar una revisión técnica del

estado de la estructura mencionada y emitir su criterio al

respecto.

El ingeniero Carlos Fernández, realizó varias visitas al sitio del

proyecto, se reunión con profesionales involucrados en la

ejecución de la obra, adicionalmente revisó y analizó los

documentos disponibles pertinentes que contribuyeran a la

determinación del estado estructural actual de la obra. El

presente Informe Técnico resume los resultados obtenidos, y

ofrece las conclusiones y recomendaciones pertinentes.


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1.2 Alcances y Limitaciones:

El alcance de los trabajos consistirá en el Diagnóstico Estructural

de las condiciones actuales de funcionamiento de la

superestructura del Puente de la Amistad. La evaluación

estructural se realizará de acuerdo con las normas AASHTO

(seguidas en el diseño original) y las condiciones actuales en que

se encuentra la estructura. La revisión se llevará a cabo tanto

para las condiciones de servicio, como para las condiciones de

demandas extremas por sismo de acuerdo con la normativa

vigente del Código Sísmico de Costa Rica 2002 y 1986.

No forman parte del objeto de esta consultoría y por lo tanto no

estarán cubiertas dentro de esta investigación las siguientes:

i) Consideraciones sobre las características de los medios

soportantes de la estructura,

ii) Estudio de las estructuras de aproximación que sirven de

acceso al puente principal,

iii) Evaluación de la subestructura, cualquiera que sea distinta a

la estructura de pilón principal,

iv) Evaluación de la fundación.

v) Evaluación de la respuesta estructural del puente principal

para condiciones de carga ajenas o distintas a las

establecidas por las especificaciones de la AASHTO o del

CSCR en su versión 2002 y 1986.


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1.3 Actividades a Realizar:

Las actividades a realizar tanto para poder definir cuales son las

condiciones actuales de funcionamiento como cuales fueron las

condiciones de contratación de la obra son:

i) Revisión de la información previa existente, esto incluye la

revisión de los planos constructivos, memoria de cálculo,

informes de calidad existentes y cualquier otra información

disponible que permita establecer las condiciones finales de

ejecución de la obra.

ii) Levantamiento topográfico de la trayectoria actual de la

superestructura de tal forma que se puedan identificar todas

las posibles distorsiones con que cuenta la estructura

actualmente y que eventualmente podrían afectar su vida

útil o sus condiciones de funcionamiento futuro.

iii) Levantamiento de posibles daños ó posibles fuentes de

deterioro futuro que impliquen algún tipo de mantenimiento

regular o especial como también preventivo o correctivo.

iv) Desarrollo de entrevistas con personeros que de una u otra

forma estuvieron involucrados durantes las diferentes

etapas de ejecución del proyecto y cuya información permita

un mejor entendimiento de las condiciones actuales de la

estructura.

v) Desarrollo de un modelo estructural que permita la

evaluación de la respuesta estructural del puente ante las

diferentes solicitaciones a las que ha estado sometido y a las

que eventualmente podría estarlo, ya sean estas

solicitaciones gravitacionales, por su uso, o demandas


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sísmicas. Adicionalmente este modelo permitirá verificar las

consideraciones hechas para el diseño original de la

estructura.

vi) Estimación del Rating Factor actual de la superestructura del

puente para conocer de acuerdo con las especificaciones

estándares AASHTO 2002 cual es la carga máxima que en

condición segura puede circular sobre el puente.

vii) Elaboración de un informe técnico detallado que presente las

conclusiones sobre los diferentes aspectos encontrados en la

investigación. En este informe se brindarán las

recomendaciones pertinentes para que la junta directiva del

CFIA pueda actuar posteriormente.

1.4 Información Disponible:

Como parte del apoyo para este estudio, se tuvo acceso a la

siguiente información:

i) The Construction and Hand-Over of Puente La Amistad,

Complete Report, 25 July 2000 to 25July 2003, Volumes I,

II and III.

ii) Ministry of Foreign Affairs, R.O.C. The Project of Tempisque

Bridge in Costa Rica. Structural Analysis and Detailed

Design, Volumes I, II and III. January 2001.

iii) Ministry of Foreign Affairs, R.O.C. The Project of Tempisque

Bridge in Costa Rica. Structural Analysis and Detailed


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Design (Based on as Built Conditions), Volumes I and II.

March 2003.

iv) Design and Construction Report including C4L anchor Failure

Event. Presentation to MOPT, Costa Rica, San José,

November 2002.

v) Damage Summary Report for RSEA. Prepared by Viena

Consulting Engineers. September 2002.

vi) Tempisque Cable Stayed Bridge Costa Rica. Cable to Girder

Connection-C4L Design Check.

vii) Loading Test Proposal, Puente La Amistad de Taiwan. June

2003.

Adicionalmente, se tuvo acceso a las siguientes notas y

memorandos tanto del MOPT como de la empresa RSEA:

viii) RSEA Engineering Corporation, Costa Rica Office, Final

Bridge Longitudinal Profile. March 2003.

ix) Informe de los daños en el Puente sobre el Río Tempisque

debido a la falla de los anclajes ocurrido el pasado 18 de

setiembre. Nota de la Ingeniera María Ramírez. 21 de

octubre del 2002.

x) Solicitud de aclaraciones técnicas. Nota de la Ingeniera

María Ramírez. 4 de abril del 2003.


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xi) RSEA Engineering Corporation, Costa Rica Office, Reply of

Inquiry of Ing. María Ramirez. April 2003.

xii) Nivelaciones de la rasante del Puente La Amistad antes y

después de la Prueba de Carga. Julio 2003.

2. GENERALIDADES:

2.1 Antecedentes del Proyecto:

El Puente La Amistad (originalmente llamado Puente sobre el Río

Tempisque) está localizado en la desembocadura del Río

Tempisque en la provincia de Guanacaste, a unos 180 Km de la

ciudad de San José (figura 1). Las coordenadas de su localización

global son:

Inicio: N: 248079.964m E: 400242.908m

Final: N: 247722.545m E: 399532.784m

El proyecto de este puente es parte de un proyecto de desarrollo

del MOPT (Ministerio de Obras Públicas y Transportes) el cual

tiene como objetivo el establecimiento de un vínculo terrestre

entre las ciudades de Nicoya y Cañas.

El Puente La Amistad ha sido construido con recursos provenientes

del Gobierno de la República de China en Taiwán a través de una

donación de su embajada en Costa Rica.

Las dimensiones globales de la estructura son : 780 metros de

longitud con un ancho de calzada de 10.0 metros (la cual debería

ser capas de alojar tres carriles de flujo vehicular) con dos aceras

peatonales de 1.65 metros cada una. El tramo del Puente

atirantado (Cable Stayed) cubre una luz de 260 metros de la

longitud total.

Figura No. 1 Ubicación Puente La Amistad

Como parte de la información relevante de la ejecución del

proyecto se sita la siguiente:


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• Cliente: Embajada de la República

China en Costa Rica,

• Empresa Constructora: RSEA Engineering

Corporation,

• Monto del Contrato: $ 26 900 000.00,

• Tipo de Contrato: Llave en Mano,

• Período de Construcción: 1000 días (del 25 de julio

del 2000 Al 10 de abril

del 2003),

• Empresa Diseñadora: MOH and Associates,

INC.,

• Empresa Consultora: Viena Consulting

Engineers.

2.2 Descripción de la Estructura:

2.2.1 Geometría:

Los 780 metros que cubre el Puente de La Amistad son cubiertos

por dos puentes de características diferentes. En el extremo de

Cañas, se cuenta con 520 metros de un puente compuesto de

sección en cajón con estructura de acero y losa superior en

concreto reforzado. Esta estructura consiste de ocho claros de

65.0 metros soportados sobre ocho pilas y un bastión. Por el otro

lado, se cuentan con un puente atirantado de 260 metros de

longitud total en dos luces, un claro principal de 170 metros y un

claro lateral de 90 metros, esta sección en particular es el objeto

de análisis del presente trabajo de evaluación. Los principales

elementos estructurales que constituyen el puente atirantado son:

i. Torre principal o Pilón,

ii. Sistema de Cables Atirantados,

iii. Superestructura, a partir de un sistema de vigas de

entrepiso y losa de concreto,

iv. Bastiones y Pilas de apoyo.

Figura No. 2 Geometría Puente Atirantado

Puente La Amistad


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El esquema utilizado para colocar los cables en el Puente sobre el

Río Tempisque es del tipo Arpa Modificado, en este sistema, los

cables son colocados entre si casi en forma paralela. Los anclajes

verticales de los cables se distribuyen a lo largo del tramo superior

del pilón sin que estos se concentren en un mismo punto. La

posición espacial de los cables es en dos planos verticales con sus

anclajes horizontales colocados sobre las dos vigas principales de

la superestructura del puente.

El puente tiene un total de 18 cables de soporte, cada uno

formado por un arreglo diferente de torones de acero de alta

resistencia de 0.6” de diámetro. Cada arreglo de cables esta

colocado dentro de un dúcto de polipropileno de alta densidad e

inyectado con una lechada a base de cemento.

El Pilón o torre principal es de concreto reforzado y preforzado. Su

forma es a partir de dos columnas paralelas unidas por tres vigas

a diferente altura que en conjunto forman un marco transversal.

La torre tiene una altura total de 76.7 metros de los cuales 65

metros sobresalen por encima de la rasante de la superestructura

del puente.

La superestructura o cubierta del puente se forma mediante un

sistema de vigas de entrepiso con dos vigas longitudinales

principales de sección I en acero de alma llena con una altura del

orden de los 2.25 metros (más 25.0 centímetros de losa de

concreto) y una serie de vigas transversales también de acero. La


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losa es de concreto reforzado de espesor variable. La superficie

de rodamiento consiste de una carpeta asfáltica de 5.0 a 6.0

centímetros de espesor. La losa tiene un ancho total de 14.7

metros, de los cuales 10 metros corresponden al área vehicular,

adicionalmente se cuenta con dos aceras peatonales de 1.2

metros de ancho libre (1.65 metros total).

2.2.2 Especificaciones de Diseño:

De acuerdo con la memoria de cálculo elaborada por la compañía

consultora Moh and Associates Inc., el puente fue diseñado para

cumplir con las siguientes especificaciones:

i. ”Standard Specification for Highway Bridges”, AASHTO

1996,

ii. Carga Vehicular de diseño HS20-44,

iii. Número de Carriles: 3,

iv. Factor de reducción de la carga vehicular: 0.9,

v. Fuerza Longitudinal: 5% de la carga vehicular,

vi. Fuerzas por Sismo: Las correspondientes a una

estructura con espectro tipo III en suelo firme y una

aceleración sísmica de 0.325g (según el CSCR 1996),

vii. Velocidad máxima del viento de diseño: 200 km/hora.

2.3 Descripción del Proceso Constructivo:

Si bien es cierto, la descripción del proceso constructivo del

puente debería incluir la descripción del proceso constructivo de

cada uno de sus sistemas, esto es: sistema de fundación,

subestructura y superestructura, debido a que tanto la fundación

como la subestructura siguieron un proceso constructivo

convencional, esta sección se dedicará exclusivamente a la

descripción del proceso constructivo seguido para la edificación de

la superestructura.

Figura No. 3

Proceso Constructivo Dirección de Lanzamiento

Inicialmente se había definido que el proceso constructivo de la

superestructura que se seguiría sería mediante la construcción de

voladizos compensados autoportantes “The Free Cantilever

Method”, esto es, se seguiría un procedimiento de construcción

simultánea de la superestructura a ambos lados del pilón, de tal

forma que estos se auto-equilibren. Posterior a la construcción de _____________________________________________________________________________________________ Revisión Estructural Puente La Amistad Ing. Carlos Fernández Ch.

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cada tramo se realizaría el primer tensado parcial de los cables

correspondientes, una vez realizado este tensado se proseguiría

con la construcción del siguiente tramo en voladizo y así

sucesivamente hasta completar la luz de 260 metros. Debido a

limitaciones del tiempo de construcción, ya en la etapa

constructiva se decidió modificar el proceso constructivo y seguir

un procedimiento de lanzamiento de la superestructura (figura 3).

De esta manera, el proceso constructivo seguido en la ejecución

del puente atirantado fue el siguiente:

i. Construcción del puente temporal,

ii. Construcción de los pilotes de fundación para la

subestructura del Pilón,

iii. Construcción del Pilón,

iv. Construcción de cinco torres de acero para el soporte

temporal de la superestructura, cuatro de estas

colocadas en el claro central con separaciones de 44 y 45

metros y una en el claro lateral a 25 metros del pilón,

v. Lanzamiento de las vigas de la superestructura,

vi. Colado parcial de la losa de la superestructura,

vii. Colocación de los cables de soporte,

viii. Ejecución del primer tensado de los cables principales,

ix. Remoción de las estructuras de soporte temporal,

x. Ejecución del segundo tensado (tensado final) de los

cables principales,

xi. Colado final de la losa,

xii. Colocación de la carpeta asfáltica.


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Es importante mencionar, que en este tipo de puentes es común

dividir el proceso de tensado de los cables principales en al menos

dos etapas, en la primera etapa, la fuerza de tensado se calcula

de tal forma que el sistema atirantado sea capaz de soportar el

peso propio de la superestructura (esta fuerza es del orden del

60% al 70% de la fuerza final de tensado). Por otro lado, el

segundo tensado permite re-definir y ajustar la rasante final de la

superestructura.

2.4 Descripción de la Falla del Anclaje C4L:

Tal y como ha sido comentado en la sección anterior, el proceso

de tensado en este tipo de estructuras es normalmente dividido en

varias etapas. En el caso particular del Puente La Amistad, el

diseño original consideró este proceso en dos entapas. La primera

fase se ejecutó del 27 de junio del 2002 al 6 de julio del 2002, en

este tensado inicial se aplicó un fuerza del orden del 70% de la

tensión total de diseño. Este tensado inicial debía ser capaz de

soportar las cargas correspondientes a la suma de las cargas

permanentes de la estructura principal, esto es: losa de concreto,

vigas principales, diafragmas de acero y anclajes. Es importante

tener en consideración que a la hora del tensado inicial no están

presentes tanto el resto de las cargas permanentes (carpeta

asfáltica, barandas y aceras ni las cargas vehiculares con su

respectivo porcentaje de impacto). De acuerdo con los informes

del MOPT, a los cables C4L se les aplicó una fuerza de tensado

inicial del orden de 203.87 toneladas a cada uno.

La segunda fase del tensado (tensado final) se inicia el 18 de

setiembre del 2002, ya en ese momento se había prescindido de

las torres de soporte temporal del puente, adicionalmente ya se

contaba con el resto de las cargas permanentes. El proceso inició

con el tensado simultáneo de los dos cables C4L, durante la

aplicación de la fuerza de tensado se produjo una falla frágil en los

correspondientes anclajes (no así en los cables) (figura 4).

Figura No. 4

Falla de los Anclajes C4L

La falla repentina del anclaje, representa en este tipo de

estructuras la pérdida de una línea de soporte para la

superestructura, la cual se apoya en forma continua en cada línea

de cables (figura 5). La pérdida de estos cables provocó un

incremento importante en el claro de carga de los cables restantes

y por lo tanto una redistribución de la carga permanente, esta


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redistribución de la carga afecta principalmente a los cables

próximos al punto de falla, particularmente a la pareja de cables

C3L. El aumento súbito de las fuerzas de tensión en los cables

produce un aumento en la deformación longitudinal de los

mismos, efecto que sumado a la deflexión de las vigas da como

resultado una caída de la rasante de la sección atirantada del

puente. De acuerdo con la información suministrada por el MOPT

esta pérdida en el nivel de rasante fue del orden de unos 70.0

centímetros con respecto al diseño inicial.

Figura No. 5


De acuerdo con los informes pertinentes elaborados por el

consultor Viena Consulting Engineers, las causas a las cuales se

debió la falla son:

i. Deficiencias en la soldadura del anclaje C4L (figura 5),


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ii. La presencia de un nivel de fuerzas en los cables mayor

al estimado en la etapa de diseño producto de un

incremento en el peso de la losa de concreto,

iii. Una geometría del anclaje C4L colocado en el sitio

diferente a la especificada en los planos de diseño.

Figura No. 6


Posterior a la falla de los anclajes se tomaron una serie de

medidas tendientes todas estas tanto a garantizar la seguridad

temporal de la estructura como a la futura corrección del

problema, dentro de estas medidas se incluyó:

i. Re-instalación de la torre de carga temporal en el

anclaje C4L,


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ii. Levantamiento de la estructura mediante el uso de

gatos (aplicación de una fuerza de 500 toneladas)

tendiente a reducir las fuerzas presentes en el cable

C3L (figura 6),

iii. Re-diseño y sustitución tanto del anclaje como de los

cables C4L,

iv. Re-tensado del nuevo cable C4L.

Figura No. 7

Torre Temporal de Soporte

Adicional a la pérdida en el nivel de rasante del puente, la falla del

anclaje C4L produjo una serie de consecuencias en otros

elementos que implico en algunos casos la necesidad tomar

medidas de reforzamiento y en otros de reparación, ejemplos de

estos son el reforzamiento de los anclajes C3L, C2L y C1L y la


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reparación de los apoyos de la superestructura sobre el pilón la

pila P8 (figuras 7 y 8).

Figura No. 8

Falla en el Apoyo P-8


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Figura No. 9

Refuerzo Anclaje C3L

3. CONDICIONES FINALES DE ENTREGA DEL PUENTE LA AMISTAD:

De acuerdo con los reportes de la empresa constructora RSEA, la

construcción del puente finalizó el 10 de abril del 2003 en tanto

que la inauguración oficial del mismo fue el 25 de julio del mismo

año.

Las condiciones finales de entrega del proyecto consideran una

pérdida total efectiva de la rasante del puente con respecto al

diseño original del orden de 70.0 centímetros en el punto más

crítico de acuerdo con las mediciones hechas por el MOPT en junio

del 2003 (aproximadamente en el centro del claro comprendido _____________________________________________________________________________________________ Revisión Estructural Puente La Amistad Ing. Carlos Fernández Ch.

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entre la pila P8 y el Pilón). Lo anterior implica que luego de la

aplicación de las medidas tanto correctivas como de reparación del

puente, tendientes a corregir los inconvenientes generados por la

falla de los anclajes C4L del 18 de setiembre del 2002, no fue

posible recuperar los niveles de rasante originales definidos en el

diseño. Debe quedar claro que en el diseño original el puente

estaba previsto para contar con una contra flecha en el tramo de

170 metros y su condición final de entrega considera como se

comentó con anterioridad una deflexión de alrededor de los 70.0

centímetros.

De acuerdo con la información presentada por RSEA, la capacidad

de carga vehicular final corresponde a una carga máxima del tipo

HS20-44 y a un número total de carriles de dos, uno en cada

sentido. Es importante comentar que desde mediados de la

década de los noventa, el MOPT especifica como carga vehicular

de diseño para los puentes sobre vías nacionales la

correspondiente a un tipo HS20-44 + 25%, lo anterior como

proyección o estimación de la posible demanda de carga vehicular

durante la futura vida útil de la estructura. Adicionalmente es

importante comenta, que originalmente el puente fue diseñado

para contar con tres carriles de flujo, ese número de carriles

permitió la utilización de un factor de reducción de la carga

vehicular de 0.90 tal y como consta en la memoria “as Built”.

4. REVISION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMIENTO:


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4.1 Inspección en Sitio:

Con el objetivo de determinar la existencia de daños estructurales

o evidencias de algún grado de deterioro en los diferentes

elementos estructurales del puente durante los aproximadamente

dos años de funcionamiento, se realizaron dos visitas al sitio del

puente, la primera de estas el martes 4 de enero del 2005 y la

segunda el sábado 22 de enero del mismo año, ambas

inspecciones fueron del tipo visual. Como resultados de estas

inspecciones no se detectaron muestras evidentes de deterioro.

No existen señales de inicios de corrosión en los elementos

expuestos o en contacto directo con el agua. Salvo la existencia

de repellos cuarteados, no se detectaron fisuramientos del tipo

estructural en las zonas de anclaje de los cables atirantados con

la losa del puente.

En cuanto a la presencia de fisuras en la losa de concreto, estas

no pueden ser detectadas, lo anterior debido a la existencia de la

carpeta asfáltica, la cual evita el poder observar la superficie

superior.

En cuanto a las vigas principales de acero, no se detecto

evidencias de posible pandeo local en los patines o en el alma de

las mismas. La ausencia de evidencias de pandeo es un situación

esperable pues, las vigas están completamente arriostradas

transversalmente tanto por el uso de vigas transversales

distribuidas próximas entre si como de la existencia de la losa de

concreto la cual arriostra lateralmente todo el patín superior a lo

largo de la viga.

Se verificó en el sitio la deflexión permanente de superestructura,

la cual presenta su valor máximo hacia abajo en la zona cercana

al anclaje C3L en el claro de 170 metros y máxima hacia arriba en

el claro de 90 metros. Adicionalmente, se verificó en el sitio el

problema de las dos pendientes encontradas (opuestas) en el

punto donde se encentran los dos puentes (pila P-8). Esta

situación será comentada con mayor detalle en la siguiente

sección (figura 10).

Figura No. 10

Deflexión Permanente en la Superestructura

4.2 Nivelación de la Rasante Actual:

Para verificar las condiciones de la rasante actual del puente tanto

en la dirección longitudinal como transversal, se realizo una


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nivelación competa de la superficie superior del puente. Esta

nivelación se realizó tomando niveles a cada 10.0 metros en 5

líneas longitudinales. Los resultados relevantes de este estudio

son los siguientes:

i. Existe una deflexión permanente en el rasante actual del

puente. Esta deflexión es del orden de 70.0 centímetros

con respecto al diseño original en el punto crítico. Esta

deflexión se midió en condiciones de carga permanente y

en ausencia de otros tipos de cargas(figura 11).

ii. No existen distorsiones transversales o angulares con

respecto al eje longitudinal del puente, las elevaciones

en una misma sección transversal a igual distancia de la

línea centro en general presentan el mismo valor vertical.

iii. Existe un ligero incremento en las deflexiones del puente

medidas en junio del 2003 y las que presenta hoy en día.

Esta diferencia es variable y tiene un valor máximo del

orden de los 3.5 centímetros. Esta diferencias son

razonables y pueden ser justificadas por el efecto del

flujo plástico del pilón o incluso algún error en la lectura

de los niveles, sin embargo, debido a los precedentes de

esta estructura, es recomendable el monitoreo periódico

de la rasante (figura 11).

iv. Existe un problema de pendientes encontradas en la pila

P-8 (figura 11). En este punto no se da la continuidad de

las rasantes entre los segmentos del puente convencional


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(lado de Cañas) y el segmento del puente atirantado

(lado Nicoya). En la pila P-8 se presenta un quiebre en la

línea de rasante del puente convencional, el cual se

aproxima con una pendiente de + 0.75% y posterior a

este punto continúa con una pendiente de -1.75%. Es

situación de pendientes opuestas en un punto genera un

problema de impacto local con la circulación de los

vehículos, la intensidad de este impacto depende tanto

del peso del vehículo como de la velocidad de circulación

de los mismos. Como resultado de este impacto

continuo, es de esperar un aumento en el deterioro de la

losa en la zona próxima a la pila P-8 del lado atirantado.

De acuerdo con las especificaciones de diseño, la

velocidad de circulación para el puente es de 60 Km/HR,

sin embargo es común observar que los vehículos

transiten a velocidades superiores a esta, lo anterior

pues, en las aproximaciones al puente la velocidad

permitida es mayor 80 Km/HR.

v. El ancho libre efectivo de la superficie de rodamiento es

de 10.00 metros. De acuerdo con las especificaciones

del AASHTO, para esta situación lo que corresponde es

diseñar el puente considerando tres líneas de flujo con un

factor de reducción de 0.90 (si la carga por metro lineal

correspondiente a una demanda HS20-44 es “w”, el

puente debería diseñarse para soportar “2.70*w”.

Figura No. 11 Nivelación Rasante por Línea Centro

Junio 2003 y Enero 2005


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30

4.3 Análisis Estructural:

El análisis estructural se realizó mediante el desarrollo de un

modelo estructural tridimensional. Este modelaje se realizo con el

uso del programa SAP2000. Para la definición de los diferentes

elementos estructurales así como de las cargas se hizo uso de la

información suministrada por la empresa constructora RSEA al

Colegio Federado y de la memoria de Cálculo “As Built”

suministrada por la empresa consultora MOH al MOPT.

Los objetivos para el desarrollo de este análisis son:

i. Entender de forma cuantitativa la manera en que se

distribuyen las fuerzas internas en los elementos para las

diferentes demandas.

ii. Verificar las rezones Demanda/Capacidad de acuerdo con

las condiciones originales de diseño (si que exista falla en

el anclaje C4L) y las correspondientes secciones de los

elementos.

iii. Determinar en forma cuantitativa como se re-distribuyen

las fuerzas internas en los diferentes elementos

estructurales posterior a la falla del anclaje C4L.

iv. Determinar en forma cuantitativa el efecto que tuvo sobre

la estructura la aplicación de las medidas correctivas

tomadas por la empresa RSEA en su condición final real.


31

v. Verificar los efectos de las diferentes demandas sobre la

estructura en la condición final real.

Las demandas que debe soportar la estructura son de cuatro

tipos, esto es: Carga Permanente, Carga Vehicular HS20-44,

Cargas por Sismo y Cargas por Viento. No se contemplan los

efectos por efectos temperatura y frenado por considerarse

irrelevantes.

4.3.1 Análisis para Carga Permanente:

Las implicaciones de la falla de anclaje C4L tienen su principal

influencia en la forma en que se re-distribuyen las cargas

permanentes, la cual estaba presente ya en un 100% en el

momento en que se da la falla del anclaje, sin embargo en el

momento en que se retiran las torres de soporte temporal se

cuenta con una fuerza de tensado del orden del 70% de la fuerza

de diseño, es bajo esta condición que se debe revisar la re-

distribución de las fuerzas en la estructura.

Nuevamente debe quedar claro que en el análisis de la estructura

bajo la acción de la carga permanente existen tres etapas de

análisis, esto es: condición de la estructura antes de la falla,

condición después de la falla y condición posterior al levantado de

la estructura y re-tensado. Las conclusiones que a continuación

se brindan se hacen con referencia a estas condiciones.


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i. Posterior a la falla del anclaje C4L se genera una re-

distribución de la carga que incrementa las tensiones el

los cables del claro de 170 metros, estos incrementos se

dan principalmente en los cables próximos al C4L, siendo

el caso más crítico el cable C3L, el cual experimenta un

aumento en su fuerza estática del orden del 39%, el cual

finalmente pudo ser del orden del 60% si se considera el

efecto dinámico sufrido. Si bien es cierto este incremento

es importante, debido a los criterios de diseño utilizados a

la hora de dimensionar estos elementos, la fuerza axial

final en el cable C3L posterior a la falla no supera el límite

elástico del mismo, por lo tanto esta fuerza y la

correspondiente deformación en el cable no solo

estuvieron dentro de un rango seguro, sino que son

teóricamente recuperables.

ii. La capacidad del cable C3L de soportar un incremento en

la carga del 39% sin fallar permite el considerar que la

falla del cable C4L más que deberse a incremento en la

carga sobre este cable producto de un aumento en el

espesor de la losa se debió principalmente a problemas de

fabricación o manufactura del mismo.

iii. Debido a la falla del anclaje, se genera un incremento en

la fuerza vertical estática generado por la superestructura

sobre el apoyo de pilón del orden del 35%, si se considera

el efecto dinámico, este incremento puedo rondar un valor


33

del 68%, consecuencia de este incremento es el daño

sufrido en el apoyo de la superestructura en este punto.

iv. Como resultado de la re-distribución de las fuerzas en los

cables posterior a la falla del anclaje se da un incremento

en la deformación de los cables y por lo tanto un aumento

en la deflexión de la superestructura y su respectiva

caída de rasante. De acuerdo con el análisis esta caída

es del orden de los 38.0 centímetros con respecto a la

condición deformada inicial. Adicionalmente, la oscilación

dinámica a partir de la condición de equilibrio estático

(nivel con los 38.0 centímetros de deformación) pudo

rondar los 30.0 centímetros.

v. De acuerdo con los resultados del análisis, la falla del

anclaje C4L produjo en algunos sectores un incremento

estático en los esfuerzos por efectos de flexión-

compresión en las vigas principales de acero del orden

del 67%, por otro lado, si se considera el efecto dinámico,

este incremento pudo ser del orden del 90%. Si se

evalúan las capacidades por flexión-compresión elásticas

(My) y plásticas (Mp) en estos elementos, es de esperar

que las demandas por flexión sufridas en las vigas en la

zona cercana al apoyo del pilón (demanda por momento

negativo), así como en las zonas próximas al anclaje C4L

(demanda por momento positivo) y en los extremos del

anclaje C3L (demanda por momento negativo) superaran

las capacidades elásticas de las secciones de vigas

previstas. La situación anterior tiene como consecuencia


34

la posibilidad de que se cuente con deformaciones

permanentes por efectos de flexión en las vigas, lo

anterior está de acuerdo con lo que se puede apreciar hoy

en día en la superestructura del puente, donde el perfil

que presenta la rasante muestra deflexiones permanentes

de acuerdo con el diagrama de momentos para la

condición de falla del anclaje.

vi. Las acciones correctivas tomadas posterior a la falla del

anclaje, en particular la maniobra de levantado de la

superestructura por medio de la instalación nuevamente

de la torre temporal en las proximidades del anclaje C4L,

permitió una reducción en las fuerzas internas de los

diferentes elementos estructurales. Si bien es cierto, esta

maniobra tuvo como resultado que la magnitud de las

fuerzas internas en los elementos estructurales fuera

similar a la presentada en estos previo a la falla, no fue

posible recuperar los niveles de rasante original, lo

anterior debido a como se comentó en el punto anterior,

la estructura (particularmente las vigas principales) muy

posiblemente experimentó deformaciones dentro del

rango inelástico, lo cual tiene como resultado la presencia

de deformaciones permanentes.

4.3.2 Análisis para Carga Vehicular:

La carga vehicular utilizada en el diseño corresponde al tipo

HS20-44 colocada en tres carriles de flujo, lo anterior de acuerdo


35

con la memoria de cálculo de este proyecto. Dada las

características de este puente, la carga vehicular corresponde

aproximadamente al 15.5% de la carga total de servicio (carga

permanente + carga vehicular). La baja proporción de la carga

vehicular con respecto a la carga de servicio, permite concluir que

en general la condición de resistencia rige el diseño sobre la

condición de fatiga. Sin embargo dada la posibilidad que debido a

la falla del anclaje algunas zonas de vigas experimentaran

incursiones dentro del rango inelástico, la resistencia a la fatiga

podría resultar crítica.

Luego de evaluar las condiciones de demanda por carga vehicular

y tomando en cuenta las capacidad remanente en los diferentes

elementos estructurales, se concluye que de acuerdo con el

análisis, el puente cuenta con la suficiente resistencia para

soportar las cargas vehiculares HS20-44 (condición de corto y

mediano plazo), sin embargo, es posible que exista un incremento

en la velocidad de deterioro de las vigas en las zonas que

sufrieron deformaciones dentro del rango inelástico. Esta

situación puede traer como consecuencia una reducción en la vida

útil del puente (condiciones a largo plazo) y por lo tanto un

incremento en los requerimientos de mantenimiento.

Es importante tener presente, que la carga vehicular de diseño de

un puente debe ser la carga promedio proyectada a lo largo de la

vida útil de la estructura (50 o 70 años dependiendo de la

importancia). En este caso llama la atención la designación de la

carga HS20 como carga de diseño para este puente, lo anterior

pues, hoy día la carga estimada de diseño a lo largo de la vida útil


36

de puentes nuevos es la HS20 + 25%,esta carga es la

normalmente especificada por el MOPT para el diseño de los

puentes nuevos.

En cuanto a las líneas de transito permisibles para el Puente la

Amistad, no queda claro la razón para la reducción en las líneas de

transito de tres líneas de flujo utilizadas en el diseño original a

dos líneas especificadas tanto en el diseño de la prueba de carga

del puente como en la 1.2.1.4.1 del “COMPLETION REPORT”

elaborado por la empresa RSEA. Adicionalmente no queda clara la

respuesta de RSEA por medio del señor Jack Chang a la pregunta

de la Ing. María Ramírez sobre cuales serían las consecuencias de

permitir la circulación de cargas HS20 +25% sobre el puente. En

este caso la respuesta fue la recomendación de controlar el

transito para no permitir la circulación de cargas superiores a las

de diseño lo anterior de acuerdo con las especificaciones del

manual de mantenimiento. Al respecto en este punto debe

recordarse, que en el diseño original se consideró tres líneas de

flujo con carga HS20 y un factor de reducción de carga vehicular

de 0.90, por lo tanto la carga total considerada en el diseño fue

2.7 veces la carga HS20, por otro lado si se tiene presente que

actualmente el puente ha sido reducido a dos carriles únicamente,

se tiene que la carga permisible por carril es 1.35 veces la carga

HS20, lo cual es una carga superior a la correspondiente a la

carga HS20 + 25%. En conclusión, si son válidas las condiciones

originales de diseño, el puente tal y como fue diseñado debería

ser es capaz de soportar la circulación de una carga HS20 + 25%

en dos carriles, sin que con ello se corra el riesgo de un aumento

en la velocidad de deterioro de esta estructura.


37

4.3.3 Análisis para Cargas por Sismo y Viento:

Tanto el análisis como el diseño sísmico hecho por la empresa

consultora para este puente se basó en las especificaciones del

AASHTO y el Código Sísmico de Costa Rica en su versión de 1986.

Los procedimientos para el análisis sísmico fueron los establecidos

por el AASHTO sección I-A, en tanto que la estimación de la

demanda fue a partir de las recomendaciones del CSCR

correspondientes a suelo firma estructura tipo III y con una

aceleración del suelo as de 0.32ag. Al respecto en este punto vale

la pena aclarar que los procedimientos del AASHTO se limitan a

estructuras con un claro total menor a 150 metros, por tanto la

aplicación directa de los procedimientos estándares del AASHTO

no es recomendable y deben ser revisados con cuidado.

Adicionalmente, las demandas y en particular los espectros

inelásticos para diseño que brinda el CSCR son para edificios y no

para puentes. Es claro, dadas las características e importancia de

este proyecto que el procedimiento adecuado que se debió seguir

fue el de realizar un estudio específico para la determinación de la

demanda sísmica en el sitio de puente, estudio que permitiera una

estimación más precisa de las solicitaciones sísmicas a las que

podría estar sujeta una estructura de las características y la

importancia del Puente La Amistad.

Por otro lado, a la luz del CSCR como referencia de la posible

demanda sísmica en el sitio de puente y tomando en cuenta las

características dinámicas de esta estructura, es de esperar que la


38

estructura no presente problemas ante este tipo de demandas. Lo

anterior basado en el hecho de que a la hora de definir la

demanda, la empresa consultora utilizó los espectros de respuesta

del CSCR, los cuales son espectros inelásticos “últimos” y los

resultados de esta demanda los aplicó en forma directa dentro de

las combinaciones del AASHTO, en la cual se asumen espectros

elásticos de servicio y que para ser llevados a la condición última

necesitan ser incrementados en un factor de 1.3. De esta manera

existe una sobre estimación de la demanda para la condición

última de diseño por sismo del orden de 1.30, lo cual implicaría

que la verdadera aceleración de diseño as considerada fue de

0.416ag y no 0.32ag.

El análisis estructural llevado a cabo por este consultor,

efectivamente verificó, que bajo las estimaciones de demanda del

CSCR 1986 y 2002 la estructura cuenta con la suficiente

capacidad para soportar y responder en forma adecuada las

demandas sísmicas, sin embargo debe quedar claro la necesidad

de haber realizado un estudio especial del sitio que permitiera el

desarrollo de un espectro de diseño más certero y confiable.

En cuanto a la respuesta de la estructura por efectos del viento,

para una velocidad del viento de diseño de 200Km/Hr. Los

resultados de del análisis llevado a cabo fueron satisfactorios y

desde el punto de vista de la seguridad son conservadores, por lo

tanto no es de esperar daños o perjuicios en la estructura ante

este tipo de demandas.


39

5. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES:

Los puentes son estructuras muy particulares cuyas

características estructurales tanto de comportamiento como de

demandas son en general muy diferentes a las que normalmente

caracterizan los edificios. Los puentes son estructuras en donde

lo común es que su longitud sea varias veces mayor que su ancho

y en donde su comportamiento longitudinal difiere en gran medida

del transversal.

Normalmente, estas estructuras están sometidas a cargas vivas

tanto vehiculares como de ferrocarril. Debido a la naturaleza de

este tipo de cargas donde la componente transciente de la carga

viva es muy importante, implica que este tipo de estructuras es

susceptible a sufrir daños producto de la fatiga.

Adicionalmente, en este tipo de sistemas, la estructuras esta

expuesta por completo al ambiente, de aquí que los problemas por

deterioro producto de su exposición sea un punto crítico a

considerar tanto a la hora del diseño inicial, como en la definición

del programa de mantenimiento a seguir.

El caso particular del Puente La Amistad no es ajeno a lo

anteriormente expuesto, adicionalmente, debido a la importancia

de esta estructura, en donde los posibles costos en que se

incurriría por una eventual salida de funcionamiento de la misma

ya sea por falla o por mantenimientos repentinos serían

sumamente altos y en algunos casos probablemente prohibitivos

obliga a pensar que esta estructura debe ser proyectada de tal


40

forma que se garantice su funcionamiento continuo con el menor

número de interrupciones a lo largo de su vida útil.

Bajo el marco de la presentación y discusión realizada a lo largo

de las secciones anteriores, y en el entendido de cual es la

filosofía que rige en la actualidad la normativa para el diseño de

puentes, en donde debe quedar claro que estos deberán de ser

diseñado no solo para la condición de servicio, si no que debido a

la naturaliza probabilística tanto de las demandas de los diferentes

tipos de carga, como de los posibles niveles de resistencia, es

imprescindible el diseñar para la condición de colapso como una

garantía de la seguridad de la estructura a lo largo de su vida útil,

se pueden hacer los siguientes comentarios:

i. En la actualidad el puente presenta un rasante deflectada

cuyo valor máximo ronda los 70.0 centímetros. Sin

embargo, debido a la longitud del puente esta deflexión

no afecta en forma directa la circulación de los vehículos

sobre la estructura.

ii. Existe una ligera diferencia entre los niveles de la rasante

de la losa de concreto medidos en junio del 2003 y enero

del 2005. Estas diferencias tienen como valor máximo

los 3.0 centímetros, valores que son razonables, sin

embargo dados los precedentes de esta estructura, es

recomendable mantener un monitoreo anual de los

niveles de rasante de este puente.


41

iii. En la pila P-8, sitio donde se unen los dos puentes que

conforman esta estructura, se presenta un cambio fuerte

entre la dirección de las rasantes (de +0.75% a -

1.75%). Este cambio en las pendientes esta provocando

que como resultados de la circulación de los vehículos, se

generen fuerzas de impacto en la losa de rodamiento del

puente atirantado próxima al apoyo. La magnitud de

estos impactos es función tanto del peso de los vehículos

como de la velocidad de circulación de los mismos. La

acción continua de esta situación aumenta la velocidad

de deterioro de la losa en el área de influencia de la

misma. Es claro, que de no corregirse esta situación, se

corre el riesgo de disminuir la vida útil de la losa en esta

área, incrementar las necesidades de mantenimiento y

aumentar el número de veces en que la estructura debe

salir de funcionamiento o bajo servicio restringido. Es

imprescindible el definir maneras efectivas para la

reducción de estas fuerzas de impacto, ya sea mediante

la disminución de la velocidad de circulación en esa área

específica o mediante la reducción en la diferencia de las

pendientes en el punto crítico.

iv. Como resultado de la falla del anclaje C4L se generó

una re-distribución de las fuerzas de tensión en los

cables del claro de 170 metros, siendo el caso más crítico

el cable C3L, el cual pudo haber experimentado un

aumento en su fuerza estática del orden del 39%, valor

que si se considera el efecto dinámico que se produce al

fallar súbitamente los anclajes pudo ser del orden del


42

60%. Sin embargo, debido a los criterios de diseño

utilizados para proporcionar estos elementos, la fuerza

axial final en el cable C3L no supera el límite elástico del

mismo, por lo tanto, en ningún momento se ha

comprometido la capacidad futura de estos elementos

para soportar las demandas de diseño, particularmente

las correspondientes a la carga vehicular.

v. De acuerdo con los resultados del análisis estructural,

existe la posibilidad que debido a la falla del anclaje

varias zonas de las vigas de la superestructura

experimentarán esfuerzos internos por efectos de flexión-

compresión superiores a los límites elásticos. Esta

situación tendría como consecuencia la posibilidad de

que se cuente con deformaciones permanentes en las

vigas. Cabe aclarar, que la hipótesis anterior estaría de

acuerdo con el perfil que presenta la rasante de la

superestructura hoy en día, el cual exhibe un estado de

deflexiones permanentes que están de acuerdo con el

diagrama de momentos para la condición de falla del

anclaje obtenido en el análisis estructural.

vi. Es de esperar que en las zonas de las vigas donde los

esfuerzos internos podrían haber superado los límites

elásticos se cuente con una disminución de la resistencia

tanto por fatiga como a la corrosión, situación que

resulta crítica, dadas las características del sitio donde se

ubica la estructura. Este tipo de inconvenientes

nuevamente se podrían traducir en la posibilidad de un


43

aumento en la velocidad de deterioro de la estructura, lo

que obligaría mayores requerimientos de mantenimiento

o en su defecto, de no tomarse los cuidados necesarios a

una eventual disminución de la vida útil. A este

respecto, es pertinente pedir aclaraciones sobre los

posibles perjuicios que generó sobre la superestructura

(en particular las vigas principales de acero) la falla del

cable C4L ocurrida el 18 de setiembre del 2002.

vii. A partir de las evaluaciones de demanda por carga

vehicular y capacidad remanente en los diferentes

elementos estructurales, se concluye que de acuerdo con

el análisis, el puente cuenta con la suficiente resistencia

para soportar las cargas vehiculares HS20-44 (condición

de corto y mediano plazo), sin embargo, dada la

posibilidad que debido a la falla varias zonas en las vigas

experimentaran esfuerzos superiores a los límites

elásticos, es de espera que exista un incremento en la

velocidad de deterioro por efectos de fatiga en estas

zonas. Como ha sido comentado con anterioridad, de no

contarse con los cuidados de mantenimiento necesarios,

se podría tener el inconveniente de una posible reducción

de la vida útil del puente (condiciones a largo plazo).

viii. La carga vehicular HS20-44 utilizada en el diseño del

Puente la Amistad no esta de acuerdo con la carga

estimada para la vida útil de esta estructura. En

conformidad con las directrices dadas por el MOPT para

el diseño de puentes principales en vías nacionales


44

desde mediados de la década de los noventa, se

especifica que la carga de diseño a utilizar es la tipo

HS20-44 + 25%. A este respecto se recomienda pedir

aclaraciones a la empresa encargada del diseño que

justifiquen el uso de una carga menor.

ix. Es pertinente pedir aclaraciones a la empresa RSEA

sobre que razones mediaron para disminuir el número de

líneas de transito de tres asumidas en el diseño original

a dos líneas especificadas tanto en el diseño de la

prueba de carga del puente como en la sección 1.2.1.4.1

del “COMPLETION REPORT” elaborado por la empresa

RSEA.

x. Se considera necesario solicitar a la empresa RSEA las

razones que justifique técnicamente el no permitir la

circulación de cargas tipo HS20-44 + 25% sobre el

puente, lo anterior pues, de ser válidos los criterios del

diseño original, la carga vehicular considerando los

efectos de impacto representaba alrededor del 15.5%

de la carga total sobre el puente, en tanto, dado que hoy

en día esta estructura cuenta únicamente con dos

carriles, la carga vehicular asociada a dos carriles HS20-

44 + 25% representa alrededor del 14.8% de la carga

total, valor que implicaría una exigencia menor a la

contemplada en el diseño original por efectos de carga

vehicular.


45

Este informe refleja la opinión de este consultor a la luz de la

información disponible y los análisis realizados, por lo tanto

aclaraciones futuras de la información podrían ser objeto de

nuevas consideraciones y conclusiones.

San José, 29 de marzo del 2005.

Ing. Carlos Fernández IC-5236


46

6. APENDICE:

6.1 Perfil de Rasante por Línea Centro:


47

San José, 29 de marzo del 2005 Señor Ing. Olman Vargas Director Ejecutivo Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos REF: Informe Técnico Evaluación Estructural de las Condiciones Actuales de Funcionamiento del Puente La Amistad. Estimado Ingeniero: Adjunto a esta nota, le envío el informe técnico de Ingeniería Estructural sobre las Condiciones Actuales de Funcionamiento del Puente La Amistad contratado a mi persona por el Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos. Sin otro particular y quedando a su disposición, me suscribo,

Atentamente,

_______________________ Ing. Carlos Fernández M.Sc.

evaluacion estructural de las condiciones actuales de …cfia.or.cr/descargas/informe4.pdf ·...

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