norma corpecuador

CORPECUADOR–NORMAS INTERINAS 6-1 COA – 06/99

CAPITULO 6.

DISEÑO ESTRUCTURAL DE PUENTES

6.1 INTRODUCCION

El proceso de diseño de puentes consiste en un ordenamiento de criterios

técnicos donde cada detalle exige de la atención del diseñador. Esta sección

trata sobre una serie de lineamientos de diseño de puentes, principalmente

para vehículos y sobre agua, aunque de aplicabilidad general. Los temas

son: (1) proceso de diseño, (2) información básica, (3) aspectos geométricos,

(4) cargas, (5) cimientos, (6) pilotes hincados, (7) pilotes barrenados, (8)

infraestructura, (9) superestructura, (10) hormigón armado, (11) hormigón

presforzado, (12) acero estructural, (13) apoyos elastoméricos, (14) normas

sísmicas, (15) misceláneos, y (16) formatos de informes para estudios de

campo de puentes y viaductos.

6.2 PROCESO DE DISEÑO

La Figura 6.1 presenta el proceso de diseño de puentes a manera de un

diagrama de flujo. Aquí se muestran las etapas del proceso desde el inicio en

que se dispone de los estudios preliminares básicos hasta la ejecución de los

planos, las memorias y las especificaciones técnicas.

La primera etapa consiste en la recopilación de la información básica que

comprenden los estudios hidrológicos, hidráulicos, geológicos, geotécnicos,

viales y tráfico, y de impacto ambiental. La segunda etapa consiste en una

inspección del lugar donde se estaría proyectando la ubicación de un puente

y en el reconocimiento general de su zona de influencia. En la tercera etapa

se define el grado de importancia de la estructura por su costo y por su

ubicación dentro de la red vial. Debido a que en el país cuando falla un

puente son pocas las vías alternativas, se opta en esta normativa que todos

los puentes, en general, tengan el carácter de esenciales; exceptuando los

considerados críticos tales como el puente sobre el río Guayas, los

atirantados, los colgantes, etc.


La cuarta etapa consiste en definir la geometría del puente tales como su

sección transversal, los gálibos horizontales y verticales, las barandas y las

barreras de seguridad.

La quinta etapa consiste en determinar el tipo de superestructura a utilizar, ya

sea éste, hormigón o acero estructural. Para el efecto, el diseñador deberá

considerar una serie de parámetros técnicos (ie., ubicación, longitud de

tramos, cargas de diseño, proceso constructivo, etc.) y económicos (ie.,

costos y tiempos de construcción, costos de mantenimiento, etc.).

La sexta etapa consiste en elaborar el anteproyecto de diseño con el fin de

establecer la ubicación del puente y sus elementos, el número de los tramos,

y de realizar un predimensionamiento general de los elementos estructurales,

tanto de la superestructura, como de la infraestructura. Para este

predimensionamiento, el diseñador deberá analizar el uso de diferentes

materiales tales como hormigón, acero estructural, o combinación de ambos,

o cualquier otro material que cumpla con las exigencias esfuerzo &

deformación y durabilidad requeridas por el diseño. En este análisis, el

diseñador determinará las conveniencias del uso de sistemas constructivos

tales como, el sistema de fundiciones en sitio, el uso de la prefabricación de

elementos (ie., pilotes, vigas, estribos, etc.), el uso de hormigones

precomprimidos (ie., pretensados o postensados); y estará abierto a cualquier

sugerencia de la industria de la construcción sobre los nuevos métodos

constructivos que, cumpliendo con los requerimientos técnicos y económicos,

se pudieran aplicar en el medio.

La séptima etapa consiste en el diseño definitivo de todos los elementos de la

infraestructura y de la superestructura. Respecto a la infraestructura, ésta

comprende los estribos, los muros de ala, las pilas y los cabezales, los

mismos que pueden ser cimentados en forma directa sobre zapatas o

profunda sobre pilotes, ya sean éstos hincados o barrenados, dependiendo

de la cota de ubicación del estrato de suelo resistente, de las posibilidades de

socavación y requisitos sísmicos. La superestructura se refiere al tablero del

puente que comprende las vigas, las barandas, y los diafragmas horizontales

(losa) y verticales.


La octava etapa consiste en la redacción de las memorias y especificaciones

técnicas del proyecto. Esta etapa incluye además la elaboración del cómputo

de cantidades, presupuesto referencial, programación de la ejecución de la

obra y demás detalles de los procesos constructivos, así como el listado de

equipo y personal técnico mínimo requerido.

6.3 INFORMACION BASICA

La información básica consiste en los siguientes puntos: (1) ubicación del

puente, (2) la topografía y cartografía, (3) las recomendaciones de los

estudios hidrológicos e hidráulicos, (4) las recomendaciones de los estudios

geotécnicos y geológicos, (5) el diseño vial, y (6) las recomendaciones del

estudio de impacto ambiental.

6.3.1 Ubicación del Puente

Se entiende que la consultora con su equipo técnico multi-disciplinario habrá

seleccionado cuidadosamente el sitio de cruce de las corrientes fluviales, para

reducir al mínimo los costos de construcción y mantenimiento, y habrá

estudiado el curso de los meandros, y de estimarlo necesario incluir en los

diseños la construcción las obras de encauzamiento o canales con el objeto

de reducir los problemas de erosión y deterioro de las estructuras.

El equipo técnico también deberá recomendar la ubicación más adecuada de

la cimentación tomando en cuenta posibles ensanchamientos de los cauces

para evitar cambios en su curso, o socavaciones perjudiciales. En extensas

zonas inundables se debe considerar la necesidad de construir obras de

defensa apropiadas para permitir el desfogue de las avenidas extraordinarias

sobre la rasante y evitar la pérdida de la estructura.

6.3.2 Topografía y Cartografía

El diseñador deberá revisar los mapas topográficos incluyendo el del diseño

vial, las secciones transversales del cauce en la ubicación seleccionada,

fotografías aéreas, y la información sobre el comportamiento de otros puentes

cercanos y en servicio en la zona de estudio.


FIGURA 6.1 PROCESO DE DISEÑO ESTRUCTURAL DE PUENTES


6.3.3 Hidrológicos & Hidráulicos:

El diseñador recibirá las recomendaciones de los estudios hidrológicos e

hidráulicos que comprenden la recopilación de datos sobre avenidas para

estimar el caudal máximo en el cruce; la determinación de la curva caudal-

frecuencia correspondiente al sitio; la determinación de la distribución del

caudal y de las velocidades; la curva de descarga; la estimación de remansos

y velocidades medias para diferentes luces tentativas del puente; y la

estimación de la profundidad de socavación en pilas y estribos para una

variedad de dimensiones y formas de estos elementos.

Los datos sobre los niveles de agua máximas extraordinarias (NAME) con sus

fecha de ocurrencia, datos sobre materiales flotantes y estabilidad del cauce,

y los factores que afecten el nivel de las aguas, como avenidas de otras

corrientes, embalses remansos y obras para el control de avenidas y mareas

serán también revisados por el diseñador de puentes.

6.3.4 Geológicos & Geotécnicos

El diseñador revisará los estudios geotécnicos que comprenden todos los

ensayos de laboratorio y de campo realizados; entre ellas, las perforaciones,

que pueden ser sobre los márgenes y/o en el cauce.

6.3.5 Diseño Vial

El diseñador de puentes recibirá las recomendaciones de los estudios del

diseño vial que comprende la sección transversal, la planimetría, la altimetría

de la vía y las cotas en los puntos de conección con la estructura del puente.

Estas consideraciones son muy importantes por cuanto la estructura del

puente debe integrarse al diseño vial.

6.3.6 Impacto Ambiental:

El diseñador de puentes recibirá las recomendaciones de los estudios del

impacto ambiental que comprende aspectos descriptivos del entorno del

proyecto, de aspectos socio-económicos y de impactos potenciales –

recomendaciones que deben ser tomadas en cuenta en el diseño estructural,

en la programación y en los procesos constructivos de la obra, así como en

su aspecto estético final.


6.4 ASPECTOS GEOMETRICOS

En todo diseño de puente, ciertos aspectos geométricos deben ser definidos;

entre ellos se encuentran los siguientes: (1) la sección transversal, (2) los

gálibos horizontales y verticales, (3) los espaldones de puentes, (4) las

barandas y (5) las barreras de seguridad.

6.4.1 Sección Transversal

El principio básico que todo diseñador debe tener presente respecto al ancho

libre del tablero de un puente es que éste debe ser igual al ancho de la

calzada más los espaldones de la carretera para la cual es parte. Este

principio es fundamental pues garantiza mantener las mismas condiciones de

capacidad de tránsito y velocidad de diseño, así como las condiciones de

seguridad, emergencia y comodidad que ofrece la carretera.

En el Capítulo 2 se muestra la clasificación de las vías y los diferentes tipos

de secciones transversales. En concordancia con estos preceptos, se

presenta la Figura 6.2 que incluye las especificaciones de anchos libres del

tablero de puentes para los diferentes tipos de vías.

En caso de que la disminución del nivel de servicio lo exija, como es el caso

de cercanías a poblaciones, se incrementará el número de carriles de

circulación en concordancia con lo establecido en el Capítulo 2.

6.4.2 Gálibo Horizontal y Vertical

Se entiende por gálibo al espacio libre necesario que se debe disponer para

facilitar la circulación de las personas y los productos.

En puentes sobre tierra, el gálibo horizontal será igual al ancho total de la

calzada de la carretera inferior incluyendo las zonas de seguridad, los

elementos de drenaje longitudinal y un espacio adicional a juicio del ingeniero

vial para facilitar futura ampliaciones. El gálibo vertical será de por lo menos

de 5.00 m. medido sobre la rasante de la calzada inferior, dejando cierta

tolerancia para una re-pavimentación futura.


FIGURA 6.2 ANCHOS LIBRES DEL TABLERO DE PUENTES


En puentes sobre agua, el gálibo vertical medido desde el nivel de las aguas

máximas extraordinarias (NAME) y el borde inferior de la superestructura no

deberá ser menor de 2.00m. Esta deberá incrementarse en 0.50m más en

zonas donde la corriente puede arrastrar árboles, con el objeto de dar espacio

suficiente para su paso sin que perjudique la estabilidad de la estructura.

Cuando se tiene un canal navegable, el gálibo vertical deberá ser mayor que

la altura de la embarcación de diseño más cierta tolerancia.

6.4.3 Espaldones de Puentes

En todo puente debe conservarse esta zona, no sólo por la seguridad de

conductores, peatones y ciclistas, la comodidad y la emergencia para el uso

de los vehículos accidentados o detenidos, sino también con el objeto de

evitar la disminución de la velocidad de circulación y de la capacidad de

tránsito de la carretera. Los anchos de los espaldones de puentes están ya

incluidos en la especificación del ancho libre del tablero y no serán reducidos.

6.4.4 Barandas

El diseñador deberá considerar la instalación de barandas en ambos lados de

la estructura del puente para la protección tanto del tránsito como de los

peatones y ciclistas. Detalles de barandas estándar de hormigón armado se

ilustran en la Figura 6.2.

6.4.5 Barreras de seguridad

A fin de reducir la severidad del impacto, en caso de colisiones de los

vehículos contra la estructura del puente, se colocarán barreras de seguridad

de acuerdo a lo indicado en la Figura 6.3. Consistirán de perfiles de acero en

forma de W, montados en postes metálicos tipo H espaciados cada 2.00 m y

empotrados en el terreno.

6.5 CARGAS

Inicialmente, la carga muerta que se presume actuará sobre un puente se

determina en base a un predimensionamiento teniendo presente que, de la

optimización de su geometría dependerán los elementos estructurales, tanto

de la superestructura como de la infraestructura.


FIGURA 6.3. DETALLES DE BARANDAS Y BARRERAS DE SEGURIDAD


Los demás tipos de cargas que actúan sobre la estructura se regirán por los

normativos de AASHTO-96. La filosofía de estas cargas se detalla a

continuación. Con respecto a la combinación de cargas y fuerzas se

establece que se diseñará estructuralmente para resistir con seguridad todo el

grupo de combinaciones que se aplicarán a cada elemento, considerando el

diseño por carga de servicio (esfuerzos permisibles) o el diseño por factores

de carga (resistencia última).

La distribución de carga y diseño respectivo se sujetarán a los lineamientos

planteados en este estudio y de requerirse alguna aclaración se recurrirá a la

especificación AASHTO-96 para puentes.

6.5.1 Carga muerta (D)

Consiste en el peso permanente de la estructura en su totalidad, incluidos las

vigas, barandas, diafragmas, pilas, cabezales, tuberías, luminarias y otros

servicios públicos. Se evitará el uso de carpetas asfálticas sobre la superficie

de los puentes por lo que no se exigirá su utilización. En su defecto, el

diseñador considerará el uso de recubrimientos más generosos al acero de

refuerzo del diafragma horizontal.

6.5.2 Carga viva (L)

Consiste en el peso de las cargas móviles de los camiones, autos y peatones.

Las cargas vivas a considerarse sobre la calzada de los puentes serán las

establecidas por el método ASSHTO-96, y que la carga HS20-44 sea

incrementada por un factor de sobrepeso igual a 1.25, tal como lo ilustra la

Figura 6.4.

6.5.3 Impacto (I)

Las cargas vivas serán incrementadas al analizar los elementos estructurales

para prevenir los efectos dinámicos, vibratorios y de impacto. Se aplicará el

efecto del impacto a la superestructura, incluyendo las columnas y en todos

los elementos que se prolongan hasta la cimentación principal, incluyendo las

partes de los pilotes que sobresalgan del nivel del terreno y que se hallen

rígidamente conectados a la superestructura.


FIGURA 6.4 CARGAS AASHTO HS-20-44 MODIFICADAS


No se aplicará el factor de impacto a los estribos, muros de contención,

pilotes (exceptuando los descritos en el grupo anterior), y a las cimentaciones.

La Ecuación 6.1 muestra la fórmula para determinar el factor de impacto de

acuerdo a las especificaciones de la AASHTO.

I = 50 / (3.28 * L + 125) (Ec. 6.1)

I = factor de impacto (0.30 como máximo valor)

L = longitud de la porción libre que es sometida a cargas que producen

los esfuerzos máximos en el elemento.

6.5.4 Fuerza Centrífuga (CF)

Las estructuras sobre curvas se diseñarán considerándolas sometidas a una

fuerza horizontal radial igual a un porcentaje de la carga viva, sin impacto en

todos los carriles de tránsito, de acuerdo con la Ecuación 6.2:

CF = 0.80 * V2 / R (Ec. 6.2)

CF = la fuerza centrífuga en % de la carga viva sin impacto

V = la velocidad de proyecto en Km/h

R = el radio de la curva en m.

6.5.5 Aplicación de la Carga Viva

Sobre los carriles de circulación se ubicarán las cargas vivas que se ilustran

en la Figura 6.4 de tal forma que se produzcan los mayores esfuerzos para el

diseño. Se aclara además que no se permitirá el uso de algún factor de

reducción de intensidad de carga.

6.5.6 Reacción Negativa

Se debe prevenir que la superestructura quede apropiadamente anclada a la

infraestructura para los casos en que se presenten reacciones negativas

(levantamiento) tal como se especifica en la sección 3.17 AASHTO-96.


6.5.7 Fuerza Longitudinal (LF)

El diseñador deberá considerar el efecto de una carga longitudinal

equivalente al 5% de la carga viva en todos los carriles destinados al tráfico.

6.5.8 Acortamiento por Compresión (R), Retracción del Hormigón (S), y

Esfuerzos por Variación de Temperatura (T)

Los cambios de temperatura y los acortamientos elásticos (por compresión) y

de retracción del hormigón se traducen en variaciones de las dimensiones de

los elementos, que pueden originar fuerzas moleculares de considerable

magnitud, cuando los apoyos están restringidos en su movimiento. Para

evitar la acción de estas fuerzas, se sugiere la colocación de apoyos móviles.

Cuando por la forma de la estructura, no es posible proveer esta condición, es

necesario tomar en cuenta estas acciones en el diseño.

El diseñador deberá considerar los esfuerzos o movimientos resultantes de

los cambios de temperatura. Determinará la variación de temperatura en el

sitio de construcción del puente, y las variaciones se calcularán a partir de

una temperatura supuesta para la época de construcción.

6.5.9 Corrientes de Agua y Cuerpos Flotantes (SF)

Las pilas y demás elementos que estén sujetos al empuje de la corriente de

agua y de materiales de arrastre deberán diseñarse para resistir los máximos

esfuerzos debido a este efecto. Consideraciones sobre el particular se

incluyen en el Capítulo 4.

6.5.10 Empuje de Tierras (E)

Las estructuras destinadas a contener los rellenos de tierra, se diseñarán

para resistir las presiones obtenidas por medio de la fórmula de Rankine.

Consideraciones sobre el particular se incluyen en el Capítulo 5.

No obstante, se estipula que ninguna estructura sometida a un empuje de

tierra se diseñará para una presión menor que la equivalente a la de un fluido

con un peso de 500 kg/m3.


Cuando los vehículos que transitan por el camino puedan llegar a quedar

dentro de una distancia horizontal igual a la mitad de la altura de la estructura,

medida desde la parte superior, la presión se incrementará con una presión

debida a la sobrecarga viva equivalente a un relleno de tierra de no menos de

0.60m. Esta sobrecarga viva no será necesaria si se proyecta colocar una

losa de acceso de hormigón armado, debidamente diseñada, que se ubicará

apoyada en los extremo del puente.

Todos los diseños deberán incluir el drenaje adecuado y suficiente en los

rellenos, a la manera de agujeros de filtración, filtros de piedra triturada o

grava, tubos para drenar, drenes de grava o drenes perforados.

6.5.11 Fuerzas sísmicas (EQ)

Las estructuras deberán diseñarse para resistir los movimientos sísmicos

tomando en consideración la relación entre el sitio y las zonas sísmicas de las

fallas activas, la respuesta sísmica del suelo en el sitio y las características de

la respuesta dinámica de toda la estructura, de acuerdo a los criterios

indicados en la sección 6.11 “Normas Sísmicas”.

6.5.12 Combinación de Cargas

Cada componente de la estructura o cimentación sobre la cual se apoye, se

diseñará estructuralmente para resistir con seguridad todos los grupos de

combinaciones de esas fuerzas que puedan aplicarse a dicho elemento en

particular.

Los grupos de combinaciones de cargas, considerando el diseño por cargas

de servicio (esfuerzos permisibles) y el diseño por factores de carga

(resistencia última) serán obtenidos a través de la fórmula 3 -10 y de acuerdo

a la tabla 3.22.1A de la sección 3.22 del AASHTO-1996.

Se aclara que las cargas no serán incrementadas por los factores que se

muestran en la tabla indicada cuando se trate del análisis de la cimentación

en lo que tiene que ver con la revisión de la estabilidad (factores de seguridad

contra volteo y deslizamiento), presión del suelo, carga de pilotes, etc.


En el diseño de las estructuras de grandes luces por el método de resistencia

última, los factores especificados para este método representan condiciones

generales y podrían ser incrementados si, a juicio del diseñador, las cargas

previstas y las condiciones de servicio o materiales de construcción difieren

de aquellos considerados por las especificaciones.

6.5.13 Distribución de cargas.

(a) Posición de la carga para el cálculo del esfuerzo cortante

Al evaluar el esfuerzo cortante y las reacciones de apoyo, se considerará que

no hay distribución longitudinal de la carga de rueda o la carga de eje

adyacente al apoyo donde se desea calcular el esfuerzo. La distribución

lateral por la carga de rueda en los extremos de las vigas será asumiendo que

el diafragma horizontal (losa) actúa como una viga simplemente apoyada.

(b) Momento Flector en Vigas

Al calcular los momentos flectores de las vigas, se debe considerar

igualmente que no hay distribución longitudinal de las cargas por rueda; y

que, la distribución lateral para cada viga interior, se determina aplicando la

fracción de la carga de rueda (tanto delantera como trasera) que indica la

Tabla 3.23.1 de la AASHTO-96 del tren de carga más desfavorable. En

ningún caso la capacidad de carga de una viga exterior será menor que la de

una interior; y además, la capacidad de carga de diseño de todas las vigas en

conjunto de un tablero deberá ser mayor que la requerida para soportar el

total de las cargas en ese claro.

c) Tablero con vigas de hormigón prefabricado

La interacción entre las vigas prefabricadas de un tablero se desarrolla por

medio de conectores de corte ubicados a lo largo de las vigas en conjunto con

el diafragma horizontal (losa); y además en combinación con dispositivos

transversales de amarre. Diafragmas verticales de amarre son necesarios en

los extremos de las vigas para asegurar la interacción y distribución de cargas

de todos los elementos estructurales que conforman el tablero de la

superestructura. Para el cálculo del momento flector no se considerará la

distribución longitudinal de la carga por rueda; y la distribución lateral se

determinará según lo especificado en la sección 3.23.4.3 de la AASHTO-96.


6.5.14 Distribución de Carga y Diseño del Diafragma Horizontal (Losa)

(a) Longitud del Tramo

Para puentes de un solo tramo, la longitud de diseño será la distancia entre

los ejes de apoyo, pero sin que exceda la suma del claro libre más el espesor

del diafragma horizontal (losa).

Para calcular la distribución de las cargas y los momentos flectores en losas

continuas con dos o más apoyos, se utilizará el claro libre como la longitud

efectiva en losas monolíticas con vigas o muros (sin acartelamiento); y en

losas apoyadas sobre vigas de acero, se utilizará la distancia entre los bordes

de los patines más la mitad del ancho del patín de la viga.

(b) Distancia de la Baranda a la Carga de Rueda

Para el diseño de las losas se deberá considerar que la línea del centro de la

carga máxima de rueda se ubica a 0.30m de la baranda.

(c) Momento Flector

El momento flector se calcula para los dos sentidos: el refuerzo principal

requerido perpendicular al tránsito y el refuerzo principal requerido paralelo al

tránsito, de acuerdo a los métodos especificados en las sección 3.24.3 del

AASHTO-96; a menos que se adopte un método más exacto.

(d) Volados Laterales

Cuando existan volados laterales, la sección en voladizo se diseñará de

acuerdo a lo especificado en la sección 3.24.5 del AASHTO-96.

(e) Vigas Longitudinales de Borde

Se diseñarán vigas de borde en todos los diafragmas horizontales (losa) que

tengan el refuerzo principal paralelo al tránsito. La viga puede consistir en

una sección con refuerzo adicional, una viga integral con la losa pero de

mayor peralte que ésta, o bien una sección monolítica reforzada de la losa

con el bordillo. Las vigas de borde longitudinales en puentes de tramos

isostáticos deberán ser diseñadas para resistir un momento de carga viva

igual a 0.10PS; donde P es la carga de la rueda trasera del camión de diseño

y S, la longitud del tramo.


y S, la longitud del tramo.

f) Bordes Transversales Sin Apoyo

Las consideraciones de diseño asumidas en estas secciones no toman en

cuenta el efecto de las cargas en la proximidad de los bordes sin apoyo. Por

lo tanto, en los extremos y en los puntos internos del puente donde se

interrumpa la continuidad del diafragma horizontal (losa), se colocarán

diafragmas verticales u otros medios adecuados. Estos diafragmas verticales

serán diseñados para resistir el momento y el esfuerzo cortante total

producido por las cargas de rueda que puedan actuar sobre ellos.

g) Distribución del Acero de Refuerzo

Para lograr una adecuada distribución lateral de las cargas vivas

concentradas, acero de refuerzo deberá colocarse transversalmente a la

dirección del refuerzo principal, en la parte inferior del espesor de todo el

diafragma horizontal (losa), a excepción de aquellas de puentes y alcantarillas

que tengan un espesor mayor a 0.61m.

La cantidad de acero de refuerzo para esta distribución será un porcentaje del

acero de refuerzo principal requerido para momento positivo, y se obtendrá

con las Ecuaciones 6.3 y 6.4 para el acero de distribución por el refuerzo

principal paralelo y perpendicular al tránsito, respectivamente.

%DR = 55.2 * (S) 0.5 (Máx 50%) (Ec. 6.3)

%DR = 121.4 * (S) 0.5 (Máx 67%) (Ec. 6.4)

%DR = refuerzo de distribución en % de refuerzo principal.

S = longitud efectiva de cálculo en m.

Para el diafragma horizontal (losa) con refuerzo principal perpendicular al

tránsito, el porcentaje de refuerzo para la distribución especificada deberá

colocarse en su totalidad en la franja media central del tablero. En los cuartos

extremos del tablero, el porcentaje se reduce a no menos del 50% de la

cantidad especificada.


6.6 CIMIENTOS

La cimentación debe estar diseñada para soportar todas las solicitaciones

permanentes y temporales. El diseño debe realizarse con referencia a la

carga de servicio y esfuerzos permisibles en el método de carga de servicio

o, con referencia a los factores de carga y a la resistencia reducida por

factores de seguridad en el método de resistencia última.

Esta sección trata sobre los siguientes puntos: (1) tipos de cimentación, (2) la

exploración y el muestreo, y (3) varios aspectos generales sobre cimientos

superficiales.

6.6.1 Selección del tipo de Cimentación

Para seleccionar el tipo de cimentación el diseñador se basará en lo

siguiente: (a) la magnitud y dirección de la carga, (2) profundidad del estrato

resistente, (c) la presencia de suelos, expansivos, licuables, dispersos, meta

estables, (d) evidencia de innovaciones previas, erosión, túneles por mismas

oquedades por solución de materiales, y (e) la facilidad y los costos de

construcción. La Figura 6.5 ilustra la metodología para la elección del tipo de

cimentación.

El diseñador deberá tener como objetivo que la cimentación provea de una

adecuada capacidad estructural, que las deformaciones sean tolerables y que

éstas no produzcan daños estructurales, ni funcionales al puente; y que las

laderas cercanas a los puentes (orillas) sean estables.

El diseñador deberá ejercer un reconocimiento claro del comportamiento de

los diferentes tipos de suelos o rocas con los cuales está trabajando. Este

reconocimiento es muy importante por lo que no debe ser subestimado.

La Tabla 6.1 incluye una descripción junto a una serie de comentarios de

posibles comportamientos esperados de cada tipo de suelo o roca.


FIGURA 6.5 METODOLOGIA PARA LA ELECCION DEL TIPO DE

CIMENTACION


TABLA 6.1 COMENTARIOS SOBRE LOS SUELOS Y ROCAS

TIPO DESCRIPCION COMENTARIOSuelo: - Suelos Blandos (orgánicos y

plásticos)Baja resistencia y alta comprensibilidad.

- Arcillas Sensitivas Pérdida de resistencia por deformación.- Suelos Micáceo (saprolítico) Alta comprensibilidad.- Arcillas Expansivas Expansión por hidratación- Suelos (arenas, limos)

licua-blesPérdida temporal de resistencia ydeformaciones permanentes por cargasdinámicas (sismo, máquinas, etc.).

- Suelos Colapsibles oMeta-estables (caliche, loes)

Incremento de comprensibilidad y pérdida deresistencia por humedecimiento.

- Arcillas Dispersivas Susceptibilidad o erosión superficial e internapor contactos con agua dulce.

- Suelos Lateríticos (rojizos) Aparente alta resistencia, baja deformabilidad ybaja plasticidad al secarse.Ensayos de laboratorio a humedad natural sinpermitir secado puro.

- Suelo Piritico Expansión al oxidarse con aire y agua.Roca - Roca Laminada Bajo resistencia a cargas paralelas a la

estratificación.Roca: - Lutita Expansiva Expansión por hidratación. Se disgrega al

contacto con el aire o agua.- Roca Soluble (caliza, yeso) Soluble al contacto con agua, especialmente

ácida.- Lutita Pirítica Expansión al oxidarse con aire o agua- Lutita Cretácica Genera agua freática corrosiva.- Argilita Débil (lechos rojos) Baja resistencia y fácil degradación de contacto

con aire o agua.- Rocas de Esquisto o Gneiss Perfiles de meteorización muy irregulares y

discontinuidades empinadas.Condición: - Subsidencia Típico en zonas con túneles para minas o con

extracción de agua freática- Depresiones por Cavidades (Sink hole)

Topografía karstica. Depreciones por cavidadesocurridos al disolverse una roca carbonatada.

- Fricción Negativa Carga adicional en cimientos profundos porasentamiento del suelo.

- Carga por Expansión Carga adicional lateral en muros o hacia arriba(cimientos superficiales) por expansión.

- Ambientes Corrosivos Drenaje ácido de minas; degradación deciertos suelos y rocas.

- Capilaridad Pérdida de resistencia por subida del nivelfreático en limos y arenas finas

6.6.2 Exploración y Muestreo

La exploración y el muestreo de los suelos debe contemplar la profundidad,

espesor y variabilidad; la identificación y clasificación; las propiedades

ingenieriles relevantes como resistencia al corte, deformabilidad, rigidez,

permeabilidad, etc.; y la potencialidad de generar problemas como la

expansividad, dispersividad, meta estabilidad, etc..


La exploración de roca debe abarcar la profundidad, la identificación y

clasificación, la calidad como su resistencia, dureza, grado de meteorización,

discontinuidades estructurales, solubilidad, etc., y su grado potencial de

expansión.

El informe de la exploración debe cubrir además los siguiente puntos: el nivel

del terreno y agua; las condiciones locales que requieran consideraciones

especiales; una descripción de los estratos de suelo y roca; resultados sobre

la resistencia a la penetración en suelos [ie., N(SPT) o qc (cono)]; y datos

sobre los porcentajes de recuperación y RQD en estratos rocosos.

El informe debe incluir una descripción del equipo y método de perforación y

muestreo utilizado, el fluido de perforación, el tipo de martillo en la prueba

SPT (mecánico e hidráulico) o tipo de cono (mecánico, eléctrico, estático,

dinámico, etc.), y observaciones de condiciones inusuales detectadas como

aguas artesianas, boleos y canto rodados, vacíos, otros.

La profundidad mínima de exploración para cimientos superficiales es definida

por las Ecuaciones 6.5 y 6.6.

he = 2B si L < 2B (Ec. 6.5)

he = 4B si L > 5B (Ec. 6.6)

he = la profundidad hasta donde se debe explorar como mínimo debajo del

nivel anticipado de desplante.

L = la dimensión larga anticipada del área de la cimentación

B = la dimensión corta anticipada del área de la cimentación

Si existiere una relación intermedia entre las dimensiones anticipadas del

área de cimentación, la profundidad hasta donde se debe explorar como

mínimo podrá ser estimada en base a una interpolación lineal. No obstante,

el diseñador deberá tener presente que ciertas condiciones locales especiales

podrían requerir de perforaciones de una mayor profundidad.


La profundidad mínima de exploración para cimientos profundos es definida

como sigue:

(a) Pilote aislado:

Punta en suelo: Prof. Punta + (5D o 6m, el menor), donde D = ancho

del pilote

Punta en roca: Prof. Punta + (3D o 1.5m, el menor)

(b) Grupo pilotes:

Punta en suelo: Prof. Punta + 2B, donde B = ancho del grupo

Punta en roca: Prof. Punta + 1.5m.

El número mínimo de sondeos requeridos en cada lugar donde se ubicará un

una pila, un estribo o cualquier elemento de la infraestructura es de 1.

Se deberán tomar muestras por lo menos cada 1.50m de profundidad, y en

cada cambio de estrato. La Tabla 6.2 incluye una descripción sobre el equipo

de muestreo para los distintos tipos de suelos.

TABLA 6.2 EQUIPO DE MUESTREO POR TIPO DE SUELO

TIPO DESCRIPCION EQUIPO DE MUESTREOSuelos Cohesivos: Blandos Muestreador de pared delgada tipo “Shelby tube”

Firmes Muestreador de pared delgada tipo “Shelby tube”muestreador de cuchara partida (SPT)

Suelos Granulares: Sueltos y Duros Muestrador de cuchara partida y la ejecución de laprueba de penetración estándar (SPT)

Rocas: Barril de pared sencilla, doble o triple pared que asegure la recuperaciónde la muestra.

El programa de ensayos de laboratorio debe servir para determinar las

propiedades de los materiales, especialmente resistencia al cortante y

deformabilidad. En ausencia de ensayos de laboratorio para determinar las

propiedades Ingenieriles, éstas podrán estimarse a través del uso de

correlaciones empíricas con propiedades e índices, y de la experiencia local.

Para el estudio de la socavación, la exploración consistirá en obtener

muestras hasta la profundidad probable de socavación.


Para el efecto, se determinarán las propiedades del sedimiento de fondo,

obtenidos en la investigación geotécnica, y de los estudios hidráulicos para

estimar tanto la socavación general como local (Ver Capítulo 4).

6.6.3 Aspectos de los Cimientos Superficiales

Estos lineamientos deben ser considerados en el diseño de cimientos

aislados y cimientos que involucren varias columnas, o estructuras lineales

como muros y muelles. Respecto a columnas no rectangulares, se asumen

para el análisis de sección cuadrada con igual área para la localización de las

secciones críticas de momento, cortante y traslape de las varillas de refuerzo.

El diseñador deberá realizar el mismo análisis de capacidad portante, de

asentamientos, y de estabilidad dinámica para cimientos sobre relleno y sobre

suelo natural.

Cuando un cimiento se ubique cerca de un talud, el diseñador deberá

considerar la condición en reposo (K0) para el cálculo de la presión de tierras

sobre la cara interior de la columna y del cimiento, y no la resistencia pasiva

del suelo en la cara exterior de la columna y del cimiento.

Los cimientos deberán diseñarse para mantener la descarga máxima sobre el

suelo y/o roca dentro de valores seguros, manteniendo la presión de

descarga lo más uniforme posible.

Las propiedades requeridas para el diseño de cimientos son la resistencia, la

deformabilidad y la compresibilidad, las cuales se obtienen de la investigación

geotécnica de campo y/o de laboratorio.

La profundidad de desplante mínima de la cimentación superficial en suelos, o

en rocas degradables será de 0.6m; aunque podrá ser mayor dependiendo de

las recomendaciones del estudio de socavación general y local según sea el

caso (Ver Capítulo 4). Los cimientos sobre rocas no degradables se

desplantarán a una profundidad donde se provea una adecuada capacidad y

protección a la socavación, o a unos 0.60m medidos hasta la parte inferior de

la base del cimiento.


En cimientos sobre taludes, el diseñador deberá analizar la estabilidad de la

estructura y del talud (Ver Capítulo 3).

Como principio, los cimientos deberán construirse de tal forma que no

constituyan un obstáculo al flujo ni que se expongan a la vista en niveles

mínimos de aguas.

La profundidad de cimientos está limitada cuando se requiera excavar en

suelos granulares, permeables por debajo del nivel freático. Estas

excavaciones deben realizarse de tal manera que el gradiente hidráulico en el

fondo de la excavación no se incremente pues puede generar un aflojamiento

del suelo. Los gradientes pueden ser estimados utilizando redes de flujo o

aplicando métodos de elemento finito. Como posible solución a estos

problemas, el diseñador deberá considerar el uso de pantallas impermeables

o de procesos de abatimiento del nivel freático.

Cuando se excave en rocas sensitivas o degradables a la acción del aire o

del agua, éstas deberán proteger con una mezcla cementicia inmediatamente

luego de la excavación.

6.6.4 Diseño Geotécnico en Suelos

El diseñador deberá proyectar los cimientos superficiales sobre suelos para

soportar las cargas de diseño con adecuada capacidad portante y estructural,

y permitiendo asentimientos tolerables a la estructura. El análisis deberá

realizarse tanto para solicitaciones estáticas como dinámicas.

A continuación se detallan los principales lineamientos del diseño geotécnico

en suelos: capacidad portante, carga no drenada, carga drenada, factor de

seguridad, asentamientos, movimientos tolerables, y estabilidad dinámica del

suelo.

La capacidad portante última (qult) se define por medio de la Ecuación 6.3,

que es aplicable para fallas generales con cimientos largos (L > 5B) de base

horizontal sometidos a cargas verticales concéntricas.


Se asume suelo homogéneo-isotrópico con resistencia representada por los

parámetros c por cohesión y φ por ángulo de fricción interna; y considerando

solo el peso del suelo sobre el nivel de desplante y no su resistencia .

qult = (c) (Nc) + 0.5 (γ) (B) (Nγ) + (q) (Nq) (Ec. 6.3)

La capacidad admisible (qall) se determinará dividiendo la capacidad última

por el factor de seguridad (FS).

Los factores (Nc), (Nγ) y (Nq) podrán obtenerse de las fórmulas de Caquot,

Kerisel (1953), o similares. Para aplicar la Ec. 6.3 en condiciones diferentes a

las asumidas, se deberán utilizar factores de corrección.

Para el caso en que no se produzca una falla general, sino de tipo local por la

presencia de arcillas blandas (Su < 2.5 T/m2) o arenas medias o sueltas (Dr <

60%) deberán reducirse los parámetros de resistencia c y φ utilizando las

correcciones de Terzaghi & Peck (1967), o similares.

Correcciones por la forma del cimiento (L < 5B) afectarán a los tres términos

de la Ec. 6.3 mediante los factores Sc, Sγ y Sq, los cuales se podrán obtener

a través del uso de las ecuaciones de Vesic (1973) para cimientos circulares

donde B es el lado corto y L el lado largo.

Para casos de cargas excéntricas, las dimensiones L y B serán remplazadas

por L’ y B’ reduciéndolos por la excentricidad (eB), tal como indican las

Ecuaciones 6.4 y 6.5. El área efectiva será estimada por la Ecuación 6.6.

B’ = B - 2 (eB) (Ec. 6.4)

L’ = L - 2 (eB) (Ec. 6.5)

A’ = (B’) (L’) (Ec. 6.6)

El valor de capacidad última (qult) obtenido con el área efectiva representa una

presión uniforme equivalente que no es la verdadera presión de contacto en

el cimiento.


Esta presión multiplicada por el área efectiva determina la carga última en el

cimiento desde el punto de vista de capacidad portante. La verdadera presión

de contacto en el cimiento (trapezoidal asumiendo un cimiento rígido y una

presión adicional en los bordes) deberá utilizarse en el diseño estructural del

mismo. Los cimientos superficiales en suelos deberán diseñarse para que la

excentricidad de la carga sea inferior al 1/6 del tamaño del cimiento en

cualquier dirección.

Para cargas inclinadas deberán incorporarse los factores ic, iq, e iγ, obtenidos

según las Ecuaciones de Meyerhof (1957), o similares.

La estabilidad al deslizamiento horizontal deberá analizarse comparando la

componente horizontal de la fuerza que actúa sobre el cimiento contra la

resistencia al deslizamiento en la base y la resistencia pasiva del suelo junto

al cimiento reducida por un factor de seguridad (ie., 1.5-2) debido a la

imposibilidad de obtener dicha resistencia para un nivel de deformaciones

horizontales tolerables.

Para cimientos ubicados en taludes a una distancia horizontal inferior a 3B de

la cresta del talud, se deberá corregir los valores de Nc y Nγ por los valores de

Ncq y Nγq obtenidos de las curvas de Meyerhof (1957) o similares en base al

número de estabilidad (Ns).

La estabilidad global del talud considerando la descarga del cimiento también

debe ser revisada por el diseñador. Se recomienda el uso de los métodos de

estabilidad de taludes Bishop Modificado, Spencer, etc.

Para el caso de suelos estratificados bajo el cimiento, la Ecuación 6.3 de

capacidad portante debe modificarse considerando las situaciones de carga

drenada y no drenada.

Para el caso de carga no drenada, se agrupa el suelo en dos estratos en

función del valor de su resistencia no drenada (Su), pudiendo aplicar el

método de Brown y Meyerhof (1969) o similar.


Para el caso de carga drenada, se agrupara también en dos estratos en

función del valor de sus parámetros de resistencia drenada c y φ, aunque se

plantea una solución considerando que el suelo superior es más resistente

que el subyacente. En estas condiciones se aplica el procedimiento de la

AASHTO-1996, numeral 4.4.7.1.1.7 para el diseño de cimientos en puentes.

Para el caso de suelo granular superficial sobre uno cohesivo profundo, se

utilizará cualquiera de los dos métodos antes indicados considerando a la

resistencia drenada promedio del estrato superficial (Sd1) en lugar de la no

drenada (Sn1) y para el método drenado se obtiene (q2) como la capacidad

portante última no drenada de un cimiento ficticio del mismo tamaño apoyado

en el estrato inferior. De las dos capacidades obtenidas, utilizará la menor.

Para cimientos sobre bases inclinadas generalmente no recomendadas, se

deberá reducir su capacidad portante mediante los factores bc, bγ, y bq,

obtenidos según el método de la AASHTO-1996, en el numeral 4.4.7.1.1.8.

La capacidad portante del cimiento debe determinarse utilizando la menor

distancia esperada entre la parte inferior de la base del cimiento y el nivel

freático (Zw). Este efecto deberá ser considerado utilizando el promedio

pesado del peso unitario hasta la profundidad B por debajo de la base del

cimiento, y considerando el peso unitario total (γc) sobre el nivel freático y el

peso unitario boyante (γb) bajo el nivel freático.

El diseñador utilizará un factor de seguridad de 3 para obtener la capacidad

permisible. Sin embargo, factores de seguridad de 2 y 2.5 pueden ser

justificados mediante una investigación geotécnica muy exhaustiva o debido a

que es un sitio de comportamiento conocido. Cuando los asentimientos son

críticos, el uso de factores de seguridad más altos deben ser considerados.

Para estimar los asentamientos totales (ST), el diseñador deberá incluir en el

análisis los asentamientos iniciales (Si), por consolidación (Sc), y por

compresión secundaria (Ss).


Para el cálculo de los Si debe utilizarse la carga muerta sin factores más el

componente de las cargas vivas y de impacto que se asume habrá hasta el

nivel de los cimientos. Para el cálculo de Sc y Ss deberá usarse únicamente

la carga muerta sin factores. Otros factores que pueden afectar los

asentamientos son las cargas de terraplenes, las cargas laterales y/o

excéntricas; y para cimientos sobre suelos granulares, las cargas laterales y/o

sísmicas. Se sugiere al diseñador referirse a Gifford (1987) para condiciones

de carga estática y a Lam & Martín (1986) como guías para los análisis de

condiciones de carga dinámica/sísmica.

La distribución de esfuerzo deberá realizarse utilizando el método elástico

(ie.,. Poulus 2 Davis, 1974) o mediante la utilización de métodos de elementos

finito si se considera procedente. Algunos métodos empíricos (Gifford, 1987;

Ladd, 1982) para el cálculo de asentamientos de cimientos superficiales en

arenas consideran implícitamente la distribución de esfuerzos en el suelo.

Respecto a los asentamientos iniciales, se entiende que cuando el esfuerzo

de descarga en un cimiento, el suelo está muy por debajo de su capacidad

última, por lo que los asentamientos iniciales corresponden a los elásticos.

Cuando se utilizan factores de seguridad bajos, el asentamiento inicial podría

superar al elástico debido a flujos plásticos localizados (D’Appolonia, 1971).

El cálculo de los asentamientos elásticos se lo hace en base a ecuaciones de

la teoría elástica (Gifford, 1987) del tipo presentado por AASHTO, 1996 en el

manual para diseño de cimientos para puentes, Ecuación 4,4,7,2,2-1, en cuya

ecuación se incluye un factor de forma y flexibilidad y rigidez del cimiento.

En condiciones de suelo homogéneo, se debe utilizar el módulo elástico (Es)

obtenido a una profundidad de 1/2 a 1/3 de B por debajo del cimiento. Para

suelos estratificados, debe utilizarse el promedio pesado de Es. El cálculo de

asentamientos se realizará hasta la profundidad en la cual, el incremento de

esfuerzos debido al cimiento o grupo de cimientos sea de por lo menos un

10% del esfuerzo neto en la base del cimiento.


En suelos cohesivos, se determinará la existencia o no del flujo plástico

localizado para el cálculo de los asentamientos iniciales utilizando el método

de D′Appolonia (1971), o similar.

Respecto a los asentamientos por consolidación, para cimientos en suelos

cohesivos saturados o casi saturados pueden estimarse determinando

inicialmente la historia de esfuerzos del sitio; ésto es, el esfuerzo efectivo

actual (σ′c) y el máximo esfuerzo de preconsolidación al cual haya sido

sometido el suelo (σ′p) en base a ensayos de laboratorio, o a relaciones

empíricas con pruebas índice o de resistencia.

Se determina el período de diseño (td) del puente, y se obtiene el porcentaje

de consolidación media (µ) del suelo para este período en base a curvas que

consideren inclusive el drenaje lateral (3-D) como las de Davis & Poulus

(1972), Winterlcorn & Fang (1975), o similares.

Para la determinación de la velocidad de asentamientos se recomienda

utilizar el promedio de los coeficientes de consolidación (Cv), obtenidos por los

métodos de logaritmos del tiempo y raíz cuadrada del tiempo (Lambe &

Whitman, 1969).

El período de diseño definido para el cálculo de asentamientos para los

puentes del corredor arterial del país será de 50 años y para el resto de

puentes 25 años.

El incremento de esfuerzo efectivo verticales (∆σ‘) se obtendrá al multiplicar el

valor de µ obtenido en el período de diseño por el incremento de esfuerzos

totales verticales (∆σ) obtenido de los métodos de distribución de esfuerzos,

considerando también el efecto del grupo de cimentos adyacentes.

El esfuerzo efectivo final (σ‘f) al término del período de diseño, se obtendrá

sumando el (σο‘) + (∆σ‘).


Para tomar en consideración la variación de la compresibilidad del suelo con

la profundidad, se divide el estrato en subcapas de 1.5 a 3.0m de espesor, y

se realiza el procedimiento antes mencionado en cada una de las capas.

La relación entre (σο‘) y (σp‘) determinará el tipo de ecuación a utilizar en el

cálculo de asentamiento por consolidación.

Si (σο‘) = (σp‘) el suelo es inicialmente normalmente consolidado.

Si (σο‘) < (σp‘) el suelo es inicialmente sobreconsolidado.

Dependiendo de si los resultados de los ensayos de consolidación son

expresados en función de la relación de vacíos (e), o de la deformación

unitaria vertical (εv) se utilizarán las ecuaciones respectivas indicadas en Ladd

(1982), en la AASHTO (1996), Winterkorn & Fang (1975) u otros autores.

Si el ancho del cimiento (B) es pequeño en relación al espesor del estrato

compresible (H), esto es, H/B <4, se deberá considerar el efecto de carga en

3 dimensiones según lo recomendado por Skemton & Bjerrum (1957), Hwana

(1972) y presentado en el manual para diseño de puentes de AASHTO, 1996

la ecuación 4.4.7.2.3-5 y figura 4.4.7.2.3C, o similares.

Respecto al asentamiento por compresión secundaria en suelos cohesivos

deberá estimarse entre el tiempo equivalente al 90% de la consolidación

promedio (0.9 tb) en que asume empiezan dichos asentamientos y el perìodo

de diseño (td) asumido como vida de servicio de la estructura y calculado en

base al coeficiente por compresión secundaria (Cx) obtenido de los ensayos

de consolidación. Al igual que para los asentamientos por consolidación se

seleccionará el valor de CX en base a la condición inicial de cada subcapa;

ésto es, normalmente consolidada sobreconsolidada. La ecuación para el

cálculo de estos asentamientos aparece en Lambe & Whitman (1969).

Los movimientos tolerables tanto verticales como horizontales dependen del

tipo de estructura, de su función y las consecuencias de estos movimientos

en la generación de daños a la estructura y a su funcionalidad.


Para movimientos verticales, se deberá controlar las distorsiones angulares

tanto dentro de un mismo cimiento, como entre cimientos adyacentes. La

distorsión angular entre dos puntos se obtendrá dividiendo su asentamiento

diferencial para la distancia entre ambos.

La distorsión angular máxima para puentes con estructuras simplemente

apoyada, entre cimientos adyacentes deberá limitarse a 1/200 para puentes

de un solo tramo y a 1/250 para puentes de varios tramos (Moulton, 1985).

Los puentes con estructura de marco rígido deben ser diseñados para los

asentamientos diferenciales anticipados en un análisis especial.

Los movimientos horizontales tolerables dependerán de su efecto combinado

con los movimientos verticales esperados (Cu). Cuando es posible la

combinación de movimientos verticales y horizontales, los horizontales no

deberán superar los 2.5cm. Si los movimientos verticales esperados son

pequeños, los horizontales no deberán exceder los 3.8cm (Moulton, 1985).

Si los movimientos estimados o medidos superan estos niveles, es necesario

considerar un análisis especial a la estructura o alguna medida para limitar

estos movimientos.

6.6.5 Diseño Geotécnico en Rocas.

Los cimientos superficiales desplantados en roca deberán diseñarse para

soportar las cargas de diseño con adecuada capacidad estructural y portante,

y asentamientos tolerables. Adicionalmente, se evaluará el comportamiento

del cimiento bajo solicitaciones dinámicas y sísmicas.

Para cimientos en roca, la localización de la resultante de las fuerzas externas

debe mantenerse dentro de B/4 del centro del cimiento. La capacidad

portante y los asentamientos sobre roca son influenciados por la resistencia

de la roca, la orientación, número y condición de las discontinuidades, la

meteorización de la roca, la presencia de agua, y otros similares, por lo que

deben ser considerados en el análisis. En este sentido, la clasificación básica

geotécnica de macizos rocosos realizada por la Sociedad Internacional de

Mecánica de Rocas así lo confirma.


En dicha clasificación, para los grupos I y II, ésto es, muy buena y buena

calidad, respectivamente, que pueden considerarse como rocas competentes,

se podrá diseñar los cimientos con métodos simples basados en la resistencia

a la compresión axial de la roca (Co) y en su índice de calidad (RQD).

Para cimientos sobre rocas del tipo III, IV y V, ésto es, de calidad mala a muy

mala deberán realizarse investigaciones y análisis detallados que consideren

el efecto de la meteorización, presencia y condición de discontinuidades,

agua en el terreno y otros aspectos negativos.

El esfuerzo de contacto permisible de rocas Calidad I y II (qall) para cimientos

apoyados en superficie horizontales puede determinarse en base a relaciones

entre dicho esfuerzo y propiedades como RQD y resistencia a la compresión

uniaxial de la roca (Co). Peck (1974) recomendó una relación entre RQD y el

esfuerzo de contacto permisible debiendo utilizarse el valor de RQD promedio

hasta la profundidad B si el RQD era uniforme; y, en el caso en que el RQD

era menor hasta una profundidad B/4 por debajo del cimiento deberá

utilizarse dicho valor y no el promedio. En ningún caso, el esfuerzo de

contacto permisible (qall), podrá superar la resistencia a la compresión uniaxial

de la roca (Co), ni el 60% de la resistencia a la compresión uniaxial del

hormigón ( f′c) del cimiento.

La capacidad portante última de una roca fracturada o con bastantes

discontinuidades estructurales (calidad III-IV-V) está dada por la Ecuación 6.7.

qult = Nms . Co (Ec. 6.7)

Los valores de los parámetros Co y Nms dependen del tipo de roca y su

meteorización; el parámetro Nms depende además del número y condición de

las discontinuidades. Valores de pruebas como RQD y otros, tal como lo

indican Hock (1983), Bieniawski (1988), y Barton (1974) se presenta en las

Tablas 4.4.8.1.2A y B del manual de la AASHTO (1996).


Los valores de Co deberán ser determinados preferiblemente de resultados de

laboratorio en núcleos de roca obtenidos dentro de una profundidad 2B desde

la base del cimiento.

Cuando en este intervalo el macizo rocoso tenga resistencia uniaxial (Co)

variable, debe utilizarse el menor valor de Co. Para macizos rocosos de mala

calidad (IV-V), el valor de qult deberá obtenerse como para una masa

equivalente de suelo.

El mìnimo factor de seguridad (FS) a utilizar en cimientos sobre roca es 3

contra una falla por capacidad portante.

Para cimientos en rocas competentes (calidad I-II), diseñados según el

numeral anterior, los asentamientos elásticos generalmente son inferiores a

1.3cm. Cuando estos valores son inaceptables o cuando la roca no es

competente, se deberá realizar una estimación de los asentamientos en base

a la deformabilidad del macizo. En el caso de macizos que posean

asentamientos dependientes del tiempo, se deberá realizar un análisis similar

al recomendado para los suelos.

Para cimientos sobre rocas fracturadas o con bastantes discontinuidades

estructurales (calidad III-IV-V), los asentamientos elásticos de los cimientos

se podrán estimar de fórmulas desarrolladas de la Teorìa Elástica tal como

las ecuaciones 4.4.8.2.2.-1 y 2 de la AASHTO, 1996.

Estas ecuaciones consideran la rigidez de los cimientos (Ip), obtenida de los

factores (Bz) según EPRI (1983) o similar; el módulo de Poisson (υ) de la roca

(Ver US Department of Navy, 1982; Bowles, 1982; Kulhawy, 1978,); el módulo

de elasticidad del macizo rocoso (Em), el cual debe obtenerse preferiblemente

de ensayos de campo y/o laboratorio, o reduciendo el módulo de elasticidad

de la roca intacta (Eo) por un factor (αE) que considera el efecto de las

discontinuidades en base al valor de RQD del macizo, tal como lo indicado

Sardner (1987). Para análisis preliminares o cuando no se pueda obtener

datos del sitio, se podrá utilizar como módulo del macizo (Em) el 15% del

módulo de la roca intacta (Eo) como un valor conservador.


Respecto a los movimientos tolerables, éstos son similares a los indicados

para cimientos sobre suelo.

La estabilidad general de cimientos sobre o cerca de taludes en roca deberá

ser evaluado por métodos de estabilidad de taludes con análisis de equilibrio

lìmite, como el Bishop Modificado, Jaubu simplicado, Spenser u otros.

Cuando los parámetros de rocas y las condiciones de agua en el terreno son

basadas en pruebas in situ y/o laboratorio, el mínimo factor de seguridad al

deslizamiento será de 1.3-1.5 cuando los estribos son soportados por encima

del talud); de otro modo, el mínimo factor de seguridad será de 1.5-1.8

cuando los estribos son soportados por encima del talud.

El diseñador se deberá referir a Lam & Martin (1986) como guía para el

diseño de cimientos sujetos a cargas dinámicas y sísmicas.

6.7 PILOTES HINCADOS

La cimentación sobre pilotes puede ser considerada cuando no se puede

cimentar dentro de una profundidad razonable sobre roca, suelo granular o

suelo cohesivo firme. También debe ser considerada en sitios en que se

espera una importante socavación y además, cuando los asentamientos

esperados para cimientos superficiales son inaceptables.

Los pilotes pueden ser de acero estructural (perfiles o tubos); de hormigón

prefabricado, fundido en sitio o presforzado; de madera; o una combinación

de materiales.

La penetración del pilote dependerá de la capacidad necesaria a cargas

verticales y/o laterales. En general, la penetración para cualquier pilote en

suelo cohesivo firme o granular denso, no debe ser menor a 3.0m, ni menor a

6.0m en suelos cohesivos blandos o granulares sueltos. Cuando la

profundidad a un suelo granular denso o roca es menor a 3.0 m, el diseñador

podrá considerar el uso de una cimentación superficial.


Los pilotes no deben penetrar estratos superficiales suaves o sueltos

sobreyacentes a un estrato firme o denso a menos que éstos penetren en el

material firme lo suficiente para fijar la punta contra los movimientos laterales.

Se debe presentar en los planos constructivos, la longitud estimada de los

pilotes para la infraestructura, la que se calculará evaluando cuidadosamente

la información disponible del subsuelo, los cálculos de capacidad estática,

lateral y otras experiencias previas.

En los planos constructivos también deberá constar la profundidad estimada y

la profundidad mínima de la punta para cada infraestructura. La profundidad

estimada será aquella en la cual se obtiene la capacidad última del pilote, la

profundidad mínima será aquella requerida para soportar las cargas laterales

del pilote (incluyendo socavación), y la necesaria para atravesar estratos

superficiales inadecuados.

Los pilotes hincados a través de terraplenes rellenados deberán penetrar un

mínimo de 3m en el suelo original, a menos que se alcance el rechazo en un

manto rocoso o estrato de suelo muy resistente más superficial. El relleno

utilizado para la construcción del terraplén será de un material seleccionado

que no obstruya la penetración del pilote hasta la profundidad requerida. El

tamaño máximo de las partículas de roca no debe ser mayor a 15cm en el

caso de que se esperen obstáculos mayores, es necesario la ejecución de un

pre-barrenado del relleno o la utilización de una punta desplazante que al

separar los obstáculos facilita la instalación del pilote definitivo.

6.7.1 Pilotes Testigos

Deben ser considerados en los casos de puentes muy importantes o de sitios

en los que existen dudas sobre las características del subsuelo. Con estos

pilotes se podrán determinar las características de instalación, evaluar la

variación de su capacidad con la profundidad y definir la longitud necesaria de

los pilotes a construir de una mejor manera. Los pilotes testigos pueden ser

probados por carga estática, dinámica, en base a estudios de hincabilidad o

una combinación entre estos métodos.


6.7.2 Tipos de pilotes

Los pilotes serán clasificados como pilotes de fricción, pilotes de punta o una

combinación de ambos, de acuerdo a la manera en que la transferencia de

carga es desarrollada.

Un pilote se considera trabajando a fricción si la mayor porción de la

capacidad de soporte se deriva de la resistencia que ofrece el suelo a lo largo

de toda la superficie lateral del pilote (fuste).

Un pilote se considera trabajando a punta si la mayor porción de la capacidad

de soporte se deriva de la resistencia que ofrece el terreno de cimentación

sobre la punta del pilote.

Bajo ciertas condiciones y para pilotes de ciertos materiales, la capacidad de

soporte del pilote puede estimarse como la suma de la resistencia sobre las

paredes del pilote o fuste más la resistencia desarrollada en la punta del

mismo, aunque estas resistencias no necesaria ni simultáneamente

corresponden a los valores máximos obtenidos de manera independiente.

En los casos que la resistencia lateral del suelo alrededor del pilote sea

insuficiente para contener las fuerzas horizontales transmitidas a la

cimentación o cuando se requiera incrementar la rigidez del sistema

estructural, se puede considerar el uso de pilotes inclinados. Debe evitarse

cuando se espere la fricción negativa.

Las propiedades que definen la resistencia y las características de

compresibilidad del terreno de cimentación serán determinadas por los

estudios geotécnicos previos.

6.7.3 Selección de la Capacidad de Diseño

La capacidad de diseño del pilote es la máxima carga que el pilote puede

soportar con movimientos verticales y horizontales tolerables. Para su

determinación, debe considerarse tanto la capacidad portante del material

(suelo y/o roca) de cimentación como la capacidad estructural del pilote.


La capacidad axial última (qult) de los pilotes será determinada a menos que

los estudios geotécnicos indiquen lo contrario, por los métodos tradicionales

de análisis estático para estimar las capacidades por fuste (qs) y punta (qp)

basados en la interacción de suelo/estructura. La capacidad asì estimada

puede ser verificada con pruebas de carga a los pilotes, análisis de la

ecuación de onda, uso del analizador dinámico del pilote o, el uso de fórmulas

dinámicas.

Para determinar la capacidad axial de diseño se deben hacer las siguientes

consideraciones: (a) la diferencia entre la capacidad de soporte de un solo

pilote y la de un grupo de pilotes. Se puede asumir que el efecto de grupo no

existe para separaciones entre centro de pilotes, superiores a ocho (8) veces

su ancho; (b) la capacidad de un estrato subyacente para soportar la acción

del grupo de pilotes; (c) el efecto del hincado del pilote sobre las estructuras y

taludes cercanos; (d) los efectos de la fricción negativa o cargas que empujan

hacia abajo por efecto de la consolidación y el efecto de levantamiento debido

a los suelos expansivos; (e) la influencia de las técnicas constructivas tales

como pre-barrenado y/o utilización de chorro de agua en la reducción de la

capacidad del suelo; y (f) la influencia de las fluctuaciones del nivel freático.

La capacidad axial última (qult) en suelos cohesivos puede ser calculada

dependiendo de las condiciones de carga en varios métodos.

Para condiciones de carga no drenada, deberá utilizarse un método basado

en esfuerzos totales, como el de Tomlinson, (1957), Poulus (1975) o similar.

Para condiciones de carga drenada (suelos cohesivos muy duros) deberá

utilizarse un método basado en esfuerzos efectivos, como el de Meyerhof,

(1976), Vesic (1975), o similar.

La capacidad axial última también puede ser calculada utilizando métodos

basados en pruebas in situ, como el de Schmertmann (1978) para la

penetración del cono, o el de Baguelin, (1978) para la prueba del presiómetro,

entre otros.


La capacidad axial última (qult) en suelos granulares debe ser calculada para

condiciones de carga drenada, ésto es, utilizando un método basado en

esfuerzos efectivos. Entre estos existen métodos teóricos como los de

Caquot-Kerisel (1956), Brinch-Hansen (1961), Beresantsev (1961), o similar;

métodos semi--empíricos como los de Nordland (1963), Meyerhof (1976),

Vesic (1975) o similares; y métodos puramente empíricos, como la variante

presentada por Meyerhof (1976). Al igual que para suelos cohesivos, existen

métodos basados en pruebas in situ como el cono de Schmertmann (1978) ; o

el presiómetro de Baguelin (1978).

Para pilotes hincados cuya punta se apoya en roca competente (calidad I-II),

la capacidad estructural del pilote es la que generalmente gobierna en el

diseño. Si la punta del pilote llega a una roca débil (calidad IV-V)

especialmente en lutitas, arcillolitas, limolitas meteorizadas, se recomienda

realizar una prueba de carga estática en un pilote testigo.

El relajamiento del pilote debe ser considerado en ciertos tipos de roca

cuando se efectúan las pruebas de carga. Para rocas de muy mala calidad,

la capacidad debe ser determinada para la masa de suelo equivalente.

La selección del factor de seguridad a utilizar en la capacidad axial última,

dependerá del nivel de estudios previos y del grado de control durante la

construcción según se indica la siguiente Tabla 6.8.

TABLA 6.8 FACTORES DE SEGURIDAD RECOMENDADOS

Factor de Seguridad 3.5 2.75 2.25 2.0(2) 1.9Exploración del Subsuelo X(1) X X X XEstimación estática de capacidadaxial

X X X X X

Formula dinámica XAnálisis de ecuación de onda X X X XMediciones dinámicas y análisis X XPrueba de carga estática X X

(1) Control especificado en los planos de construcción.(2) Para cualquier grado de control durante la construcción que incluya una prueba de

carga estática, se puede utilizar un factor de seguridad igual a 2.0.


Los factores de seguridad recomendados de la Tabla 6.8 se basan en un

control permanente durante la instalación de los pilotes. La capacidad de los

pilotes debe especificarse en los planos de construcción para un cambio en el

factor de seguridad, si el control durante la construcción se altera.

Los asentamientos de pilotes aislados y de un grupo de pilotes por cargas

axiales de trabajo deberán estimarse utilizando el método elástico, el de

transferencia de cargas y/o técnicas de elementos finitos como los métodos

de Vesic (1977); Poulus & Davis (1980). Para pilotes aislados puede también

utilizarse métodos empíricos como el de Vesic (1975). Los asentamientos

estimados no deben exceder los límites tolerables de la estructura.

La capacidad de un grupo de pilotes debe determinarse como el producto del

número de pilotes en el grupo por la capacidad del pilote aislado y por la

eficiencia del grupo. En general, un valor de eficiencia de grupo de 1.0 debe

ser usado, excepto para pilotes de fricción en suelos cohesivos, para los

cuales un factor de 0.7 debe utilizarse para pilotes espaciados entre centros,

menos de 3 veces su ancho. Espaciamientos entre centros de pilotes

inferiores a 2.5. veces su ancho, no son recomendados.

El diseño de pilotes cargados lateralmente está generalmente controlado por

los movimientos laterales tolerables y debe considerar la interacción

suelo/roca/estructura (Reese, 1984). Métodos de análisis para evaluar la

capacidad de deflexión de pilotes cargados lateralmente como el de Broms

(1964) y Single (1971) pueden ser utilizados para diseño preliminar con el fin

de obtener la sección apropiada del pilote.

La capacidad de carga hacia arriba de un pilote aislado, no debe exceder un

tercio de la capacidad por fuste determinada por métodos de análisis estático.

Alternativamente, la capacidad de un pilote a trabajar con cargas hacia arriba

puede determinarse por la prueba de carga ASTM D – 3689, en cuyo caso la

carga hacia arriba no deberá superar el 50% de la capacidad obtenida en la

prueba de carga. Para un grupo de pilotes, la capacidad de carga hacia

arriba será la menor de los siguientes valores:


(a) la capacidad del pilote aislado multiplicado por el número de pilotes del

grupo, (b) dos tercios del peso efectivo del grupo de pilotes y del suelo

comprendido en el grupo hasta la punta de los pilotes, y (c) la mitad del peso

efectivo del grupo de pilotes y del suelo comprendido en el grupo hasta la

punta de los pilotes más la mitad del fuste del bloque que contiene al grupo

de pilotes.

Las fuerzas externas que pueden actuar sobre un pilote debido a movimientos

verticales del terreno deben ser consideradas. Para propósitos de diseño

deben considerarse el máximo movimiento vertical esperado.

La fuerza externa hacia abajo que actúa sobre un pilote, debido al

asentamiento del suelo compresible a su alrededor conocido como fricción

negativa o fuste negativo, puede ser evaluada mediante un método de

transferencia de carga que determina el “punto neutral” o el punto de cero

desplazamiento relativo y la distribución de la carga a lo largo del fuste como

los indicados por Fillenius (1984), Reese & O’Neill (1988). Debido a la

variación de los asentamientos con el tiempo, el análisis deberá considerar el

efecto del tiempo en la transferencia de carga entre el suelo y el fuste del

pilote para determinar la máxima carga axial que se produzca en cualquier

tiempo sobre el pilote y utilizarla en el diseño. Si las cargas esperadas por

fricción negativa pueden producir asentamientos intolerables, podría reducirse

su magnitud, colocando una sustancia viscosa ( bitumen o similar) en el fuste

de los pilotes, previo a su instalación.

Los pilotes hincados en suelos expansivos pueden estar sometidos a una

fuerza externa hacia arriba por el hinchamiento del suelo en la zona de

cambio de humedad.

Los pilotes deberán instalarse dentro del suelo subyacente con humedad

estable a la suficiente profundidad de tal forma que la capacidad por fuste en

esta zona contrarreste la fuerza hacia arriba por el hinchamiento del suelo

superficial expansivo. Adicionalmente, deberá dejarse entre el suelo

expansivo y la superficie inferior de los elementos estructurales de la

cimentación (plintos, zapatas, riostras, etc), para evitar el empuje hacia arriba.


También podria reducirse el efecto, hidratando el suelo expansivo previo a la

instalación de los pilotes y/o colocando un relleno granular grueso sobre el

geotextil, por debajo de los elementos estructurales de la cimentación (plintos,

zapatas, riostras,etc).

El diseño dinámico y sísmico se realizará similar al de cimientos superficiales,

es decir, utilizando las recomendaciones de Lam & Martin(1986).

En pilotes instalados en suelos ácidos con bajo pH y en ambientes marinos,

debe realizarse un estudio de resistividad eléctrica en el campo, o muestreos

aleatorios con ensayos de resistividad y determinación del pH, tanto en el

suelo como en el agua del terreno para determinar el potencial de corrosión.

Se deberá utilizar un recubrimiento de hormigón u otra protección contra

corrosión como protección catódica, o incremento de sección en pilotes de

acero estructural o recubrimiento de acero en ambientes corrosivos, no

debiendo tampoco exponerse ni pilotes, en recubrimientos de acero en aguas

saladas, salobres y solo tomando ciertas precauciones, en agua dulce cuando

estos elementos de acero queden expuestos a la acción abrasiva de los

sedimentos del lecho, su sección debe incrementarse o proveerlos de una

protección efectiva a este respecto.

Los pilotes de hormigón pueden deteriorarse debido a la presencia de

sulfatos en el suelo, agua del terreno o agua de mar; clorhídricos en suelos y

desechos químicos, agua del terreno ácida y materia orgánica ácida.

Muestreo aleatorio en el sitio y ensayos de laboratorio, es suficiente para el

estudio de sulfatos y pH. Cuando se sospeche la presencia de desechos

químicos, se deberá realizar un análisis químico completo.

Para proteger los pilotes de hormigón debe considerarse lo siguiente: (a) la

inclusión de hormigón denso e impermeable, (b) utilizar cemento portland

resistente al sulfato; (c) exigir requerimiento mínimo del acero de refuerzo, (d)

utilizar epóxicos, resinas u otros productos de protección superficial.


Para pilotes de madera, debe considerarse su deterioro por los procesos de

humedecimiento y secado, especialmente en zonas de variación de mareas; y

el efecto de insectos o de animales marinos “perforadores”. Estos pilotes se

podrán proteger por métodos como el tratamiento de presión con creosote u

otro tipo de preservante.

La hincabilidad de los pilotes puede ser evaluada utilizando un programa de

análisis de ecuación de onda como WEAP o similar. El análisis se utiliza para

seleccionar el equipo que permita la instalación del pilote a la profundidad

requerida desarrollando la capacidad última necesaria a esfuerzos admisibles

con la sección de diseño y además en un tiempo de instalación prudencial.

6.7.4 Lineamientos de Diseño Estructural

Los esfuerzos permisibles máximos de instalación no deben exceder los

siguientes límites:

(a) Pilotes de acero 0.9 Fy (compresión)

0.9 Fy (tensión)

(b) Pilotes de hormigón 0.85 f’c (compresión)

Prefabricado 0.7 Fy del acero de refuerzo (tensión)

(c) Pilotes de hormigón 0.85 f’c - fpe (compresión)

Presforzado (f’c)1/3 + fpe (tensión) en psi.

(d) Pilotes de madera fpe (tensión)

en ambientes 3 σ‘a (tensión)

corrosivos 3 σ‘a (compresión)

Los esfuerzos durante la instalación pueden ser estimados por el análisis de

ecuación de onda o similar; o pueden ser medidas (fuerza y aceleración en la

cabeza del pilote) durante su instalación.

Los desplazamientos tolerables en dirección axial y lateral deben definirse por

el diseñador en función del tipo de estructura, soportes, vida de servicio, y

consecuencia de estos movimientos en la estructura. Estas deformaciones

pueden estimarse según lo indicado por Meyerhof (1976), Poulus (1977) para

pilotes aislados o en grupo. Las deformaciones tolerables son similares a las

indicadas para cimentos superficiales.


El efecto de la presión hidrostática será considerado en el diseño al reducir el

peso efectivo del pilote en la cimentación.

Los cabezales deben permitir una distancia mínima entre centros de pilotes

de 0.75m o 2.5 veces el ancho del pilote, el que sea mayor. La distancia

mínima entre la cara de cualquier pilote y el extremo más cercano del

cabezal, no puede ser menor a 0.22m.

La cabeza del pilote debe proyectarse una distancia no menor a 0.3m dentro

del cabezal de hormigón, luego de remover todo el material del pilote dañado

durante la instalación.

Cuando una viga de hormigón fundida en sitio es utilizada como cabezal

soportado por pilotes, el recubrimiento a los costados de los pilotes deberá

ser como mínimo de 0.15m. Los pilotes deberán proyectarse dentro por lo

menos 0.15m y preferiblemente 0.22m dentro del cabezal.

Los pilotes de hormigón pueden proyectarse una distancia menor dentro del

cabezal, siempre y cuando el translape del acero de refuerzo de los pilotes,

sea suficiente para proporcionar una unión adecuada.

Los pilotes hincado pueden ser clasificados por su material y el proceso

constructivo en pilotes de hormigón prefabricado, fundidos en sitio,

presforzados, de acero tipo H o tubular, de madera.

(a) Pilotes de Hormigón Prefabricado

Los pilotes prefabricados de hormigón deben tener un tamaño adecuado y

pueden ser de sección uniforme o variable. En general, los pilotes de sección

variable no deben ser utilizados sobre el nivel del suelo, o en general, cuando

vayan a actuar como columnas (no cortas).

En general, los pilotes de hormigón deben tener una sección transversal

mínima (sin considerar la punta) de 632 cm2, y en agua salada de 903 cm2. Si

se utiliza una sección cuadrada debe achaflanarse las esquinas con un bisel

de por lo menos 2cm.


El diámetro mínimo del pilote, incluyendo la reducción en la punta, debe ser

de 20cm. Como diámetro debe considerarse la mínima dimensión que pasa

por el centro de la sección.

Los pilotes deberán fundirse con una reducción de sección en la punta para

facilitar su instalación, especialmente cuando existan estratos resistentes. En

estos casos podría considerarse la utilización de una punta metálica. Si se

esperan obstáculos menores durante la hinca es preferible no tener

superficies inclinadas en el pilote que provoquen un desplazamiento lateral

mayor, por lo que deben evitarse las reducciones de sección, aún en la punta.

Los pilotes pueden dividirse en tramos, asegurándose que el empate entre

tramos le permite al pilote desarrollar su capacidad máxima, una vez instalado

los empates deben detallarse en los planos de construcción. Los esfuerzos

en los pilotes debido al manipuleo deben incrementarse en un 50% para

considerar los efectos de impacto para el diseño.

(b) Pilotes de Hormigón Fundidos en Sitio

Los pilotes de hormigón fundidos en sitio se fabrican en camisas metálicas

que se hincan o vibran previamente y se quedan permanentemente en el sitio.

Sin embargo, otro tipo de pilotes fundidos en sitio con o sin refuerzo, con o sin

camisa, pueden ser utilizados si las condiciones del suelo lo permiten y si su

diseño y proceso de instalación es satisfactorio. Estos pilotes pueden ser de

sección uniforme o variable en cualquier porción.

El área mínima antes de la reducción de sección en la punta del pilote será de

645 cm2 y el diámetro mínimo o dimensión menor en la punta será de 0.2m.

Sobre el nivel de la punta, el tamaño mínimo del pilote será similar al

especificado para pilotes prefabricados. Pueden construirse empates,

siempre que éstos desarrollen la capacidad total del pilote.

(c) Pilotes Presforzados

Los pilotes presforzados son generalmente de sección octogonal, cuadrado o

circular. Cuando van a estar sujetos a procesos de hidratación y secado

(variación de mareas) deben construirse en hormigón con aire entrapado.


El hormigón en pilotes presforzados debe tener una resistencia mínima a la

compresión simple (f’c) de 350 Kg/cm2, pueden ser sólidos o alivianados. En

pilotes alivianados se deben tomar medidas para prevenir su rotura debido a

las presiones del agua generadas durante la hinca y presiones del gas que se

origina por la descomposición del material utilizado para el aligeramiento.

El mínimo espesor de las paredes en pilotes preesforzados alivianados será

de 12.5cm. Al igual que los otros tipos de pilotes, estos pueden ser

empatados pero el empate debe tener la capacidad de desarrollar la máxima

resistencia del pilote y deberá detallarse en los planos de construcción.

(d) Pilotes de Acero tipo H y Tubulares

Los pilotes de acero estructural tendrán un espesor mínimo de 1cm, y las

placas de empate no pueden ser menor de 3/8” de espesor. No se requiere

cabezales para pilotes H de acero, embebidos en hormigón. Si deben

atravesar estratos de boleos, cantos rodados, rellenos gruesos o se anticipa

la presencia de obstáculos, su punta debe reforzarse con formas estructurales

o puntas prefabricadas de hierro fundido. (ASTM A-27).

Para un diámetro exterior menor a 0.35m deberá utilizarse un espesor mínimo

de 6.3mm. Para diámetros mayores a 0.35m, el espesor mínimo del tubo

deberá ser 8.5mm. Pueden ser divididos en tramos siempre que los empates

desarrollen la capacidad máxima del pilote. Los empates son generalmente

soldados y deben ser detallados en los planos de construcción.

Los pilotes tubulares pueden hincarse con la punta abierta o cerrada. Las

placas no deben extenderse por fuera del perímetro del pilote. Cuando estos

pilotes vayan a actuar como columna o cuando se espere una socavación

importante que exponga una porción del pilote deben ser calculados como

columna hasta la profundidad que se estime su empotramiento.

(e) Pilotes de madera

Los pilotes de madera deberán cumplir con las especificaciones para

productos de madera indicadas en la norma AASHTO M-168. Estos pilotes

deberán ser tratados según se indique en los planos de construcción.


Pilotes de madera no tratada pueden utilizarse en construcciones temporales,

revestimientos, cerramientos y trabajos menores. En construcciones

permanentes su uso no es recomendado a menos de que se mantengan

permanentemente bajo el nivel freático, no estén expuestos a animales

barrenadores, y que las condiciones sísmicas de diseño no sean críticas.

6.8 PILOTES BARRENADOS

Estos lineamientos deberán aplicarse en el diseño de pilotes barrenados

cargados axial y/o lateralmente, instalados totalmente en suelo, o a través del

suelo y apoyados en roca. Este tipo de pilotes puede ser considerado cuando

no se puedan utilizarse cimientos superficiales por la inexistencia de estratos

portantes a profundidades razonables, y cuando los pilotes hincados a golpes

no sean económicamente viables por la existencia de grandes cargas u

obstrucciones importantes a la hinca.

También pueden utilizarse en lugar de los cimientos superficiales cuando se

esperen problemas mayores de socavación y, en general, para resistir cargas

laterales importantes o cargas hacia arriba y donde la tolerancia de

deformaciones sea pequeña.

Los pilotes barrenados serán de concreto fundido en sitio y puede incluir

acero de refuerzo longitudinal, secciones de acero estructural y/o camisa de

acero permanente, según lo requerido en el diseño. El hormigón puede

fundirse en sitio utilizando el método seco, camisa o el método húmedo (bajo

agua) o una combinación de métodos.

El empotramiento del pilote barrenado, se determinará en base a la capacidad

de carga vertical y lateral del pilote como del suelo y/o roca alrededor. Para

pilotes barrenados en roca que requieran camisa a lo largo del suelo

superficial, el diámetro del hueco en la roca deberá ser por lo menos 0.15m

menor al diámetro interior de la camisa para permitir el paso de la herramienta

de barrenado a través de la camisa. Si el pilote no requiere camisa para

pasar por el suelo, el diámetro del barrenado en roca puede ser igual al del

suelo.


El uso de pilotes barrenados inclinados para incrementar su capacidad a

carga lateral no es recomendado debido a su dificultad de construcción y alto

costo. En su lugar debe incrementarse el diámetro del pilote hasta obtener la

capacidad a carga lateral requerida.

Los pilotes barrenados a través de terraplanes deberán extenderse un mínimo

de 3.0m dentro del terreno natural al menos que se encuentre a menor

profundidad el estrato de suelo portante o la roca competente. El material

utilizado para la construcción del terraplén no debe tener objetos o partículas

que puedan obstruir la construcción del pilote hasta la profundidad requerida.

Las propiedades en suelo y roca que definen la resistencia y compresibilidad

del material de cimentación son requeridos para el diseño. El diseñador

podrá asumir valores presuntivos de capacidad portante permisible en los

suelos y rocas como diseño preliminar o diseño de estructuras temporales;

pero, estos valores presuntivos deberán basarse en los resultados de las

pruebas de campo y laboratorio utilizadas para la identificación de los suelos

y rocas de cimentación. El diseño final que incluye estabilidad de la

cimentación y análisis de deformaciones deberá realizarse en base a

propiedades de los suelos y rocas de cimetación obtenidas directamente de

las pruebas de campo y laboratorio.

6.8.1 Diseño Geotécnico

Los pilotes barrenados deberán diseñarse para soportar las cargas de diseño

con adecuada capacidad portante y estructural, y con movimiento tolerables

similares a los indicados para pilotes hincados (sección 6.7). Además, se

deberá evaluar la respuesta de los pilotes barrenados sujetos a cargas

dinámicas y sísmicas.

El diseño de pilotes debe basarse en principios de esfuerzos de trabajo,

utilizando cargas máximas sin factores derivados de cálculo de cargas

muertas y vivas de superestructuras, infraestructuras, terreno (superficie

incluida), viento y tráfico. Las cargas permisibles en dirección axial y lateral

pueden determinarse por métodos separados.


Los métodos de diseño aquí presentados para la determinación de la

capacidad de carga axial asumen pilotes barrenados de sección constante,

verticales, con carga axial concéntrica y una superficie del terreno

relativamente horizontal (condición geostática). El efecto de ensanchamiento

en la punta, acción de grupo y superficie de terreno inclinado son aspectos

tratados separadamente.

6.8.2 Capacidad Axial en Suelo

La capacidad última axial (Qult) de pilotes barrenados deberá determinarse de

acuerdo con los siguientes estados de carga: axial a compresión y a tensión

(hacia arriba).

Qult = Qs + Qp – w (Ec. 6.7)

Qult ≤ 0.7 Qs + w (Ec. 6.8)

Qs = capacidad por fuste

Qp = capacidad por punta

w = peso del pilote (considerar sumergido)

La capacidad permisible a carga axial (qall) deberá deteminarse como:

Qall = Qult / FS (Ec. 6.9)

FS = Factor de seguridad (generalmente 3).

Los pilotes barrenados en suelos cohesivos pueden diseñarse con métodos

de análisis basados en esfuerzos totales y efectivos para condiciones de

carga no drenada y drenada, respectivamente; y en suelos granulares (no

cohesivos), se deberán diseñar con métodos de esfuerzos efectivos para una

condición de carga drenada.

Para pilotes barrenados en suelos cohesivos, cargados en condiciones no

drenadas, ésto es, sin tiempo suficiente para que se produzca disipación

importante de los excesos de presión de poros debido a la carga, la

resistencia última por fuste (Qs) deberá estimarse utilizando la Ecuación 6.10.


Qs = (p) Σin=1 (αi) (Sui) (∆Zi) (Ec. 6.10)

p = perímetro del pilote

donde, la carga unitaria última transferida en resistencia al fuste (fsi) en

cualquier estrato de espesor (∆Zi) es igual al producto del coeficiente (αi) y de

la resistencia no drenada (Sui) del estrato. El valor de αi depende de la

deformación lateral final que tenga el suelo con respecto a su condición inicial

(Ko), luego de la instalación del pilote.

Para condiciones normales de construcción, ésto es, que prácticamente no se

produzcan deformaciones laterales del suelo alrededor del pilote, mediante la

adecuada utilización de camisa o fluido de perforación (mezcla de agua con

bentonita o polímero), los valores de αi y fsi dependerán principalmente de su

ubicación en el pilote, tal como lo indican Reese & O’Neill (1988).

Desde la superficie del terreno hasta una profundidad de 1.5m, se desprecian

los valores de α i y fsi, es decir que el tramo superficial no contribuye al fuste,

salvo cundo existan suelo expansivos superficiales o se produzca una

deflexión sustancial del terreno alrededor del pilote por carga lateral.

Tampoco contribuye al fuste la punta del pilote en una distancia igual al ancho

del pilote. Los pilotes con ensanchamiento (campana, bulbo), no contribuyen

al fuste ni el ensanchamiento, ni el pilote en una distancia igual a su ancho

(diámetro del pilote) sobre el ensanchamiento.

En todos los demás sitios a lo largo del pilote, α i es igual a 0.55 y fsi no debe

superar las 27 Ton/ m2.

Para obtener la resistencia al fuste en suelos cohesivos, bajo condiciones de

carga drenada deberá utilizarse el método indicado para suelos granulares.

Adicionalmente, en los estratos en que ocurran cambios de su resistencia en

el tiempo debido a procesos de consolidación, hinchamiento u otros, deberá

estimarse el fuste por métodos de esfuerzos efectivos.


Para pilotes barrenados en suelos no cohesivos o para análisis de esfuerzos

efectivos en suelos cohesivos bajo condiciones de carga drenada, la

resistencia al fuste última (Qs) puede estimarse en base a la Ecuación 6.11.

Qs = (p) Σin=1 (γi) (Zi) (βi) (∆Zi) (Ec. 6.11)

El valor de βi al igual que αi para los suelos cohesivos dependerá del nivel de

deformaciones laterales que se produzcan en el suelo alrededor del pilote

durante su instalación. Para condiciones de construcción normales en que

prácticamente no se produzcan deformaciones laterales, el valor de βi se

podrá estimar en base a la Ecuación 6.12.

βi = 1.5 – 0.135 (Zi) ; 1.2 > βi > 0.25 (Ec. 6.12)

El valor de γ’i que es el peso unitario que produce incremento de esfuerzos

efectivos deberá determinarse de mediciones en muestras no disturbadas a lo

largo del pilote, o en base a correlaciones empíricas con pruebas de campo,

como la de penetración estándar (SPT) y el cono. La carga última transferida

en resistencia al fuste (fsi) a cualquier profundidad es igual al producto de βi y

el esfuerzo efectivo vertical a esa profundidad (σ’ vi). El valor límite de fsi para

pilotes barrenados en suelos no cohesivos, es de 20 Ton/m2.

Para pilotes barrenados en suelos cohesivos sometidos a condiciones de

carga no drenada, la resistencia última de la punta (Qp) puede estimarse con

la Ecuación 6.13:

Qp = (Nc) (Sup ) (Ap) = (Nc) (qp) (Ec. 6.13)

Ap = el área de punta

Sup = la resistencia no drenada del suelo en punta

qp = la resistencia unitaria última de la punta (Max 400T/m2)

Nc = el factor de capacidad de carga, que se define con la Ecuación 6.14.

Nc = 6 (1 + 0.2 (D / Bp)) ; Nc ≤ 9 (Ec. 6.14)


D = la profundidad de la punta desde el nivel del terreno

Bp = el ancho del pilote en la punta.

El valor Sup debe determinarse de resultados de pruebas in situ y de

laboratorio en muestras no disturbadas obtenidas dentro de una profundidad

entre la punta y 2 diámetros del pilote (Bp) por debajo de ésta. Si el suelo

dentro de esta zona es suave (Su ≤ 2.5T/m2), el valor de Sup debe ser reducido

por un factor de 3.

Para pilotes barrenados en suelos cohesivos bajo condiciones de carga

drenada, Qp puede estimarse según las indicaciones para pilotes hincados.

Para pilotes barrenados en suelos no cohesivos o para análisis de esfuerzos

efectivos en pilotes instalados en suelos cohesivos bajo condiciones de carga

drenada, la capacidad última por punta (Qp) puede estimarse utilizando la

Ecuación 6.15:

Qp = (qp) (Ap) (Ec. 6.15)

El valor de la resistencia unitaria por punta (qp) puede determinarse de los

resultados de la prueba de penetración estándar (SPT) utilizando el número

de golpes (N) no corregido de dicha prueba obtenido a la profundidad de la

punta o hasta 2B bajo la punta. Reese & O’Neill (1988) recomiendan para

valores de N (SPT) sin corregir menores de 75 golpes, que qp en T/m2 se

obtengan de multiplicar N (SPT) por un factor de 5.9; y para valores de N

(SPT) sobre 75 golpes, se recomienda un valor de qp igual a 440 Ton/m2.

Los valores de qp así obtenidos representan el valor último que se obtiene con

un asentamiento del 5% del ancho o diámetro de la base.

Si el ancho de la punta (Bp) es mayor a 1.3m y no se evaluarán los

asentamientos del pilote, el valor de qp debe reducirse a qTR como sigue:

QTR = (1.3 / Bp) qp (Ec. 6.16)


El diseño de pilotes barrenados en suelos estratificados o en depósitos de

suelo que tienen resistencia variable con la profundidad requieren una

evaluación de los parámetros de cada estrato.

La capacidad por fuste (Qs) en estos depósitos de suelos puede ser estimada

dividiendo el fuste en capas de acuerdo al tipo de suelo, determinando el Qs

para cada estrato y sumando los valores obtenidos en cada estrato para

obtener el valor total de Qs. Si el suelo bajo la punta del pilote es de

consistencia variable, la capacidad última por punta (Qp) puede estimarse

utilizando la estratigrafía del suelo predominante dentro de la profundidad 2B

por debajo de la punta.

Para pilotes barrenados que atraviesan suelos blandos comprensibles hasta

llegar a un suelo firme o roca en la punta debe considerarse el efecto de

fricción negativa debido a la consolidación del suelo alrededor del pilote.

Donde la punta del pilote podría apoyarse sobre un estrato firme de poco

espesor, que sobreyace a un estrato más blando, el pilote deberá extenderse

a través del suelo blando para eliminar la posibilidad de falla por

punzonamiento en el estrato más blando, o asegurarse que el máximo

incremento de esfuerzos totales (∆σv) provocado por el pilote en el nivel

superior del suelo blando sea inferior a 3 veces la resistencia no drenada de

dicho suelo. Además, se debe considerar el más alto nivel freático esperado.

Ensanchamiento en la punta (campana o bulbo) puede ser utilizada en pilotes

apoyados sobre suelo cohesivos firmes para incrementar el área de la punta y

reducir la carga unitaria sobre el suelo, o para proveer resistencia adicional a

fuerzas de tracción.

La capacidad de punta en una base ensanchada deberá determinarse

asumiendo que toda el área de ésta es efectiva transfiriendo la carga; aunque

ésto deberá permitirse únicamente cuando se especifique una correcta

limpieza del fondo del barrenado, que deberá ser aceptablemente ejecutada

previa al hormigonado. Para estimar la capacidad de fuste de un grupo de

pilotes se asume que el efecto de fricción negativo es despreciable.


La evaluación de la capacidad de grupo de pilotes barrenados en suelos

cohesivos deberá considerar la presencia y contacto del cabezal con la

superficie del terreno y el espaciamiento entre pilotes adyacentes.

Para un grupo de pilotes con un cabezal en contacto firme con el suelo, la

capacidad total última (Qult) puede ser calculada como la menor de la suma de

las capacidades individuales de cada pilote en el grupo ó, la capacidad de

una pila equivalente definida en el área del perímetro del grupo.

Para la pila equivalente, la resistencia del suelo no deberá ser reducida por

ningún factor (como α ) para determinar la capacidad por fuste (Qs), y el área

total de la pila equivalente deberá usarse para determinar la capacidad por

punta (Qp), y la capacidad adicional del cabezal deberá ignorarse.

Si el cabezal no está en contacto con terreno firme, o si el suelo en la

superficie es suelto o blando, o granular, la capacidad individual de cada

pilote deberá reducirse un 33% para una separación entre centros de pilotes

de 3B y no se reducirá para una separación de 6B en el caso de suelo

cohesivo, y de 8B en el caso de suelo granular. Para espaciamientos

intermedios, la reducción deberá estimarse por interpolación lineal.

Si un grupo de pilotes está empotrado en un depósito de suelo firme que

sobreyace a un depósito de suelo más débil (no cohesivo o cohesivo), deberá

considerarse la posibilidad de falla por punzonamiento de la punta dentro del

suelo más débil. La capacidad unitaria por punta de la pila equivalente (qE)

podrá obtenerse en función de las capacidades unitarias por punta de la pila

equivalente apoyada tanto en el estrato más débil subyacente ( qLO) como en

el estrato más firme sobreyacente (qup); y del menor ancho del grupo (B1) y

de la profundidad desde la punta del grupo hasta el estrato más débil (H) por

la Ecuación 6.17.

qE = qLO + (H/10(B1)) ( qup - qLo) ≤ qup (Ec. 6.17)

Si el suelo subyacente es cohesivo blando deberá considerarse la posibilidad

de que ocurran asentamientos serios en el mismo y estimar su magnitud.


La posibilidad de que cargas adicionales externas actúen sobre un pilote

barrenado debido al movimiento vertical del suelo a su alrededor, como

cargas hacia abajo por fricción negativa debido al asentamiento del suelo

comprensible o cargas hacia arriba por hinchamiento de suelos expansivos,

debe ser considerada como parte del diseño. El diseñador deberá asumir que

la magnitud total de los posibles movimientos verticales del terreno ocurrirán.

La evaluación de la fricción negativa deberá incluir un método de análisis de

transferencia de carga para determinar el punto neutral, ésto es, el punto de

cero desplazamiento relativo, y distribución de carga a lo largo del fuste

(Reese & O’Neill, 1988 o similar). Debido a la posible dependencia del tiempo

asociada con el movimiento vertical del terreno, el análisis deberá considerar

el efecto del tiempo en la transferencia de carga entre el terreno y el pilote, y

el análisis deberá realizarse para el período de tiempo relacionado con la

máxima transferencia de carga al pilote.

Los pilotes barrenados diseñados y construidos en suelos expansivos,

deberán extenderse a una profundidad suficiente dentro del suelo con

humedad estable para proveer un anclaje adecuado para resistir los

movimientos hacia arriba. Además, suficiente espacio deberá proveerse

entre la superficie del terreno y los elementos de cimentación (cabezales,

riostras) para evitar la aplicación de fuerzas hacia arriba en la corrección

pilote – cimentación cuando el suelo se expanda. Por ésto, el diseñador

considerará que la capacidad a la tracción de los pilotes deberá depender

solamente de su resistencia al fuste.

La capacidad de carga y el comportamiento de los pilotes barrenados pueden

ser severamente afectados por la calidad y los métodos constructivos. Los

efectos de los métodos constructivos deberán ser incorporados en el diseño

por la aplicación de un factor de seguridad consistente con los métodos

constructivos esperados y los niveles de la medida de control de calidad en el

campo. Donde el espaciamiento entre pilotes de un grupo es restringido, el

diseñador deberá programar la secuencia de construcción para minimizar el

efecto de las operaciones de construcción.


6.8.3 Capacidad Axial en Roca

Los pilotes barrenados son introducidos en la roca para limitar los

desplazamientos axiales, para incrementar la capacidad de carga, fijar el

pilote e incrementar su resistencia a cargas laterales. Para determinar la

capacidad axial de pilotes barrenados empotrados en roca, la resistencia al

fuste de los estratos de suelos sobreyacentes puede ser ignorada.

Generalmente, la carga de compresión axial es soportada únicamente por el

fuste en la roca hasta que se produce un asentamiento total del pilote (ρs) del

orden de 10mm, en que se suaviza la resistencia última por fuste (QSR) y se

produce un movimiento relativo entre el hormigón y la roca. Como resultado

de este deslizamiento cualquier carga adicional es transferida a la punta.

El procedimiento de diseño asume que el empotramiento en la roca se

construye en una roca de buena calidad que se afecta poco por la

construcción que está limpia antes de la colocación del hormigón. Si la roca

es degradable, el diseñador considerará procedimientos especiales de

construcción como incrementar las dimensiones del empotramiento en la roca

o reducir la magnitud de carga por pilote.

La resistencia última por fuste (QSR) para pilotes barrenados empotrados en

roca puede determinarse utilizando la Ecuación 6.18.

QSR = (p) (Dr) (0.144 qSR) (Ec. 6.18)

p = perímetro del empotramiento en roca.

Dr = profundidad del empotramiento en roca.

La resistencia unitaria por fustre (qSR) puede obtenerse de relaciones con la

resistencia a la compresión sin confinar de la roca o el hormigón del pilote, la

menor, como la presentada por Horvath (1983). Para fuerzas de tracción, la

capacidad ultima por fuste debe limitarse al 70% de QSR.

La evaluación de la resistencia última por punta (QPR) para pilotes barrenados

empotrados en roca deberá considerar la influencia de las discontinuidades

del macizo rocoso pudiendo utilizar la Ecuación 6.19.


QPR = (Nms ) (Co ) (Ap) (Ec. 6.19)

La resistencia a la compresión de la roca sana (Co) deberá determinarse de

ensayos de laboratorio en testigos de roca obtenidos dentro de 2B de la punta

del pilote. Si existen estratos rocosos de diferente resistencia, deberá

utilizarse la roca de menor resistencia para la estimación de QPR.

Para rocas de mala calidad (clasificación III-IV-V), el valor QPR no puede ser

menor que la capacidad última por punta (Qp) del suelo equivalente.

El diseñador deberá considerar la estratificación de la roca en las

estimaciones de la capacidad axial de la roca. Se citan algunos factores que

afectan esta capacidad. Los empotramientos en rocas con estratos débiles y

fuertes deberán diseñarse utilizando la menor resistencia. La resistencia al

fuste de suelos y rocas de mala calidad no se considerarán para determinar la

longitud del empotramiento cuando éste se extiende hasta una roca

competente subyacente. La roca se define como suave si la resistencia a la

compresión sin confinamiento de la roca más débil es menos del 20% de la

resistencia de la más fuerte, y se define como meteorizada si el RQD es

menos del 20%.

Si la punta de un pilote barrenado se apoya en un estrato de poco espesor de

roca rígida, subyacido por un estrato de menor resistencia, el pilote deberá

extenderse por debajo del estrato débil para eliminar la posibilidad de falla por

flexión o punzonamiento del estrato fino de roca rígida.

Cuando los pilotes barrenados se apoyen sobre un estrato de roca inclinada

se los deberá extender a una profundidad suficiente para asegurar que la

totalidad de la punta se apoye sobre la roca.

Pilotes barrenados diseñados para apoyarse en un estrato de roca en el cual

los planos de estratificación no son perpendiculares al eje del pilote, deberán

extenderse una profundidad mínima de 2B dentro de la roca para minimizar la

posibilidad de falla por cortante a lo largo de los plano de estratificación u

otros planos de deslizamiento asociados con su estratificación.


Las discontinuidades estructurales (juntas y fracturas) afectan la resistencia y

compatibilidad del macizo rocoso. La influencia de las discontinuidades en el

comportamiento del pilote barrenado dependerá de su orientación, frecuencia

y condición, y deberá evaluarse caso por caso. Los métodos constructivos

tienen un efecto importante en las propiedades ingenieriles de la roca y el

contacto pilote – roca deberá considerarse como parte del proceso de diseño.

6.8.4 Lineamientos de Diseño

Los pilotes barrenados en suelo o empotrados en roca deberán diseñarse

para un factor de seguridad de 2 contra la falla por capacidad portante

(capacidad por punta, fuste o combinada) cuando el diseño se base en los

resultados de pruebas de carga realizadas en el sitio.

De otra forma, los pilotes barrenados deberán diseñarse para un factor

mínimo de 2.5. Estos valores mínimos de factores de seguridad se basan en

un nivel normal de control de calidad en el campo durante la construcción; en

caso contrario, se deberán utilizar factores de seguridad mayores.

El asentamiento de pilotes barrenados cargados axialmente a cargas de

trabajo o permisibles deberá estimarse utilizando métodos de análisis elástico

o de transferencia de carga. Para la mayoría de los casos, el análisis elástico

será aplicable para el diseño, considerando que el nivel de esfuerzos en el

pilote es moderado con relación de Qult.

Donde el nivel de esfuerzos sea alto, se deberán considerar métodos de

análisis de transferencia de carga. Para pilotes barrenados en suelos, los

asentamientos deberán estimarse para las cargas de diseño o de trabajo.

En suelos cohesivos, los asentamientos a corto plazo pueden ser estimados

utilizando los métodos de transferencia de carga como el presentado por

Reese & O’Neill (1988). Dicho método presenta varias curvas en las que se

indica la proporción de la resistencia última por fuste (Qs) y la resistencia

última por punta (Qp) movilizadas a varias magnitudes de asentamiento.


La carga axial total (Q) es igual a la suma de las resistencias movilizadas por

fuste (Qs) y punta (Qp). Estas curvas son presentadas como 4.6.5.5.1.1.A y B

en la AASHTO (1996).

El asentamiento en la figura 4.6.5.5.1.1.A incorpora la deformación elástica

del pilote asumiendo una longitud típica (D) de los pilotes menor a 30m. Para

pilotes barrenados más largos el acortamiento elástico (ρe) puede ser

estimado utilizando la Ecuación 6.20.

ρe = (Q) (D) / (A) (Ec) (Ec. 6.20)

Q = la carga axial total al pilote

A = el área del pilote

Ec = el módulo de elasticidad del pilote.

Para pilotes con ensanchamiento en la base apoyada en suelo cohesivos, el

ancho o diámetro de la base (Bb) deberá utilizarse en la figura 4.6.5.5.1B

(AASHTO-96) para estimar el asentamiento del pilote en la punta.

Para estimar los asentamientos por consolidación de pilotes instalados en

suelos cohesivos y granulares, deberán seguirse los procedimientos

indicados para cimientos superficiales.

En suelos granulares, los asentamientos a corto plazo de pilotes barrenados

pueden estimarse utilizando figuras similares a las de suelos cohesivos

obtenidos por el mismo método (Reese & O’Neill. 1988) y presentados como

4.6.5.5.1.2.A y B en el manual para el diseño de cimentaciones de puentes de

la AASHTO, 1996. Dichas curvas indican las proporciones de las resistencias

últimas por fuste (Qs) y punta (Qp) movilizadas a varias magnitudes de

asentamientos. La carga axial total (Q) en el pilote, es igual a la suma de las

resistencias últimas movilizadas por fuste y punta..

En perfiles de suelos mezclados (cohesivos y granulares), el asentamiento a

corto plazo de pilotes barrenados, podrá estimarse sumando los componentes

de asentamiento proporcional a los estratos involucrados.


Para pilotes empotrados en roca, la resistencia a la deformación que proveen

los depósitos de suelo sobreyacente puede ser ignorada. El asentamiento del

pilote totalmente empotrados en roca (ρs) puede determinarse utilizando la

Ecuación 6.21.

ρs = Q { (Iρs / ((Br) (Em)) + (Dr / ((A) (Ec)) } (Ec. 6.21)

El valor del coeficiente para asentamiento elástico de pilotes barrenados en

roca (Iρs) se lo puede obtener de los gráficos de Pells & Turner (1979).

El desplazamiento hacia arriba (ρu) de los pilotes barrenados totalmente

empotrados en roca puede determinarse utilizando la Ecuación 6.22.

ρu = Q { (Iρu / ((Br) (Em)) + (Dr / ((A) (Ec)) } (Ec. 6.22)

El valor del coeficiente elástico para desplazamientos hacia arriba por tracción

de pilotes barrenados totalmente en roca (Iρu) se lo puede obtener de los

gráficos de Pell & Turner (1979).

El módulo de elasticidad del macizo rocoso (Em) deberá determinarse en base

a resultados de pruebas in situ (ie., presiómetro), o estimando desde

resultados de pruebas de laboratorio en las cuales se obtiene el módulo de la

roca intacta (Eo).

Para diseños preliminares o cuando pruebas del sitio especifico no pueden

ser ejecutadas, pueden utilizarse las indicadas en la Tabla 4.4.8.2.2B del

manual de AASHTO, 1996.

El criterio de asentamientos tolerables para pilotes barrenados, deberá

desarrollarse por el diseñador estructural consistente con la función y tipo de

la estructura, fijación de sus soportes, vida de servicio esperada, y

consecuencia de estos movimientos en el comportamiento de la estructura.


Los análisis del desplazamiento para pilotes barrenados deberá basarse en

los resultados de pruebas de campo y/o laboratorio para caracterizar el

comportamiento carga & deformación de los materiales de cimentación.

El diseño de pilotes barrenados cargados lateralmente deberá considerar los

efectos de la interacción roca/suelo/estructura entre el pilote y el terreno (ie.,

Reese, 1984; Borden, 1987). Los métodos de análisis para evaluar la

capacidad última o deflexión de los pilotes barrenados cargados lateralmente

pueden ser utilizados para el diseño preliminar como medio para

predimensionar al pilote (Reese, 1984).

La estratificación del suelo debe considerarse en el diseño de pilotes

barrenados cargados lateralmente mediante la evaluación de los parámetros

característicos de las capas, así como la posibilidad de pérdida de capacidad

lateral por socavación (Ver Capítulo 4).

Si se espera una gran socavación, se deberá considerar el diseño como

columna del tramo del pilote que va a estar expuesto. En cualquier caso, la

longitud del pilote deberá determinarse de tal forma que la carga de diseño

estructural pueda ser soportada íntegramente por la longitud del pilote que

quede bajo el nivel esperado de socavación o de cualquier otro factor que

reduzca el soporte lateral del suelo (ie., licuefacción, etc.)

No existe un método confiable para evaluar la acción de grupo de pilotes

barrenados, cercanamente espaciados, cargados lateralmente. Por lo tanto,

se estima que estos pilotes en grupo pueden considerarse actuando

individualmente cuando la distancia entre centros es mayor a 2.5 veces el

ancho, en la dirección perpendicular a la carga, y mayor a 8 veces el diámetro

en dirección paralela a la carga.

Para grupos de pilotes que no cumplan con estos espaciamientos, el efecto

de la interacción entre pilotes deberá considerarse. Como guía general, la

Tabla 6.9 muestra el efecto de la acción de grupo para pilotes cargados en

línea con espaciamiento entre centros menor a 8 veces su ancho (B).


TABLA 6.9 FACTOR DE REDUCCION POR ACCION DE GRUPO

El efecto del tráfico, viento, oleaje y otras cargas cíclicas no sísmicas en el

comportamiento de los pilotes barrenados cargados lateralmente deberá

considerarse en el diseño. El análisis de pilotes barrenados sujetos a cargas

cíclicas laterales así como en combinación con cargas axiales puede ser

considerado en el análisis del tipo COM 624, según lo indica Reese, 1984.

Para pilotes barrenados que se extienda a través o por debajo de un terreno

inclinado, la posibilidad de que se desarrollen cargas laterales adicionales

deberá considerarse. El método general de análisis desarrollado por Burden

y Gabr (1987) puede ser utilizado para analizar pilotes barrenados en taludes

estables. Para pilotes barrenados en taludes con estabilidad marginal,

deberán tomarse consideraciones adicionales debido a sus bajos factores de

seguridad al deslizamiento o a taludes que presentan deformaciones por flujo

plástico, o cuando los pilotes atraviesen rellenos sobre suelos blandos y se

apoyen sobre estratos más competentes de suelo firme o roca. Para taludes

inestables, se requiere una detallada exploración, muestreo, ensayos y

análisis para poder evaluar las posibles cargas laterales adicionales debido a

los movimientos del talud.

El criterio de movimientos laterales tolerables para cimentaciones sobre

pilotes barrenados deberá determinarlo el diseñador estructural consistente

con la función y tipo de estructura fijación de sus soportes, vida de servicio

esperada y en base a una consecuencia de desplazamiento inaceptables en

el comportamiento de la estructura. Al igual que para deformaciones axiales,

el análisis de desplazamientos laterales deberá basarse en resultados de

pruebas in situ y/o laboratorio.

Espaciamiento Factor de Reducciónc-c por Acción de Grupo8B 1.06B 0.74B 0.43B 0.25


6.8.5 Pruebas de Carga

Se deberán ejecutar una o varias pruebas de carga a escala real sobre pilotes

barrenados para confirmar su respuesta a la carga. La prueba deberá

realizarse utilizando un pilote barrenado de prueba construido de la misma

manera y con idénticas dimensiones y materiales que aquellos planeados

para la cimentación definitiva.

Las pruebas de carga deberán conducirse cuando existan condiciones

especiales del sitio o combinaciones especiales de carga, o cuando se trate

de estructurar un diseño especial (ie., grandes puentes) que vaya a ser

soportado por pilotes barrenados.

Las pruebas deberán ejecutarse siguiendo procedimientos establecidos (ie.,

ASTM, 1989, Crowther 1988) y modificados, cuando se considere apropiado

debido a condiciones especiales.

Un método simplificado como el de Osterberg (1984) puede ser utilizado para

probar pilotes barrenados y determinar la contribución relativa del fuste y la

punta en la capacidad total del pilote.

Como mínimo los procedimientos de las pruebas deben incluir los dispositivos

para aplicar y medir las cargas incluyendo los sistemas de carga y reacción, y

para medir los movimientos, así como los requerimientos de seguridad, los

métodos de análisis, ilustraciones mostrando la ubicación de los materiales y

equipos a ser utilizados.

Como mínimo, los resultados de la prueba de carga deberán proveer la

respuesta carga & deformación en la cabeza del pilote barrenado. Cuando

sea apropiado, el diseñador deberá proveer información concerniente a

capacidad de carga última, transferencia de carga, relación carga

desplazamientos laterales con la profundidad, los efectos de la interacción del

grupo de pilotes en el grado de fijación provisto por los cabezales, vigas de

cimentación y cimentación en general, y otros datos pertinentes a las

condiciones anticipadas de carga de los pilotes.


6.9 INFRAESTRUCTURA

Se comprende como infraestructura de puentes, a todos los elementos

estructurales (ie., pilas, estribos, muros de retención, y cimientos) diseñados

para soportar cargas trasmitidas por la superestructura (ie., cargas muertas,

de montaje, vivas, de viento); cargas debido a la corriente, a los efectos de

temperatura y contracción; y cargas laterales debido a presiones de tierra, de

agua, por causas de colisión, y por causas sísmicas. Para estos elementos

se recomienda el uso de hormigones de alta resistencia (f´c > 350 kg/cm2).

6.9.1 Pilas

Existe una variedad en cuanto al diseño las pilas. Estas pueden ser sólidas,

huecas, en arco, compuestas por una o más columnas, regulares, cilíndricas,

dóricas, etc.

Las pilas sólidas deberán ser diseñadas como columnas para las fuerzas y

momentos actuando en el plano del eje débil, y como pila en el plano del eje

de mayor resistencia. El extremo superior de la pila puede ser articulado, fijo

o libre. La base, en cambio, es generalmente fija.

Las pilas en arco consisten de dos o más columnas dispuestas de manera

transversal de diversas secciones transversales sólidas. Estos elementos

deben ser diseñados como marcos con las fuerzas actuando en el plano de

su eje de mayor resistencia. Las uniones entre las columnas y la base de las

pilas se diseñan fijas, al igual que en el extremo superior en la unión de las

columnas con la superestructura o con el cabezal de la pila. Las columnas

pueden apoyarse en cimientos superficiales (zapatas) o sobre pilotes.

Las pilas con solo una columna a menudo son llamadas pilas “T”. Estas son

generalmente apoyadas en la base en cimientos superficiales o sobre pilotes,

y pueden ser monolíticas con la superestructura o apoyadas independiente.

La sección transversal puede ser de diferentes formas y la columna puede ser

prismática o tener forma acampanada para formar el cabezal o combinarse

con la configuración de la superestructura.


Las pilas deben ser protegidas contra una posible colisión del tráfico (pasos

elevados) y de embarcaciones o de palizadas y cuerpos flotantes (puentes

sobre agua), y contra la socavación.

Cuando existe la posibilidad de colisión con el tráfico de las autopistas, caso

de pasos elevados, o del tráfico del río, se debe hacer un análisis completo de

riesgo para determinar el grado de resistencia al impacto que debe ser

implementado y/o la disposición de un adecuado sistema de protección.

Respecto a la socavación, ésta debe ser determinada, tanto local como

general, y el diseño de la pila será desarrollado para mitigar la falla debido a

estas condiciones (Ver Capítulo 4). En las corrientes que lleven cuerpos

flotantes la arista del parte-aguas se diseñará para resistir los efectos de los

choques. En estas condiciones, se puede extender la vida útil de la pila

colocando defensas.

Las pilas tubulares de sección transversal con el núcleo hueco pueden ser de

acero, hormigón armado, prefabricado, o presforzado, cuya sección

transversal sea resistente a la acción de las fuerzas y momentos actuando

sobre ella. Debido a la alta vulnerabilidad de este sistema a las cargas

laterales, el espesor de la pared será suficiente para que la pila pueda resistir

las fuerzas y momentos para todas las condiciones de cargas que sean

aplicables.

6.9.2 Estribos

Los estribos se diseñarán para resistir el empuje de tierra, el peso propio del

estribo mismo y de la superestructura, la carga viva sobre la superestructura o

relleno de acceso, fuerzas de viento y fuerzas longitudinales. Cuando los

apoyos son fijos; y fuerzas longitudinales debido a la resistencia a la fricción o

cortante de los apoyos. El diseño será realizado para la combinación de esas

fuerzas que genere la condición de carga más desfavorable.

Se diseñarán para resistir las presiones dadas por la fórmula de Rankine y

otras consideraciones incluídas en el Capítulo 3 y en la Sección 6.15.6.


Cuando los vehículos que transitan por el camino puedan llegar a quedar

dentro de una distancia horizontal igual a la mitad de la altura de la estructura,

medida desde la parte superior, la presión se incrementará con una presión

debida a la sobrecarga viva equivalente a un relleno de tierra de no menos

0.61 m. Esta sobrecarga viva no será necesaria si se proyecta colocar una

losa de acceso de hormigón armado debidamente diseñada que se ubicará

apoyada en los extremo del puente.

Los estribos, se diseñarán para resistir la presión de agua debida a la

presencia del nivel freático. Todos los diseños deberán incluir el drenaje

adecuado y suficiente para los rellenos, que pueden consistir en agujeros de

filtración, filtros de piedra triturada o grava, tubos para drenar, drenes de

grava o drenes perforados.

La presión sísmica se determinará de acuerdo a lo especificado en la sección

correspondiente. En resumen se usará, la aproximación seudo-estática

desarrollada por Mononobe y Okabe. Además de las fuerzas estáticas

equivalentes se debe tomar en cuenta las fuerzas de inercia del muro. Se

debe incluir también las cargas sísmicas que la superestructura transfiere a

través de los soportes de apoyo, excepto aquellos que pueden deformarse

libremente (apoyos elastoméricos).

Las dimensiones de la estructura del estribo serán tales que proporcionen una

estabilidad adecuada contra los posibles modos de falla, deslizamiento, volteo

y capacidad portante del suelo, de acuerdo a los requisitos geotécnicos y con

los factores de seguridad adecuados según sea el caso.

El diseño estructural de cada uno de los elementos del estribo será de

acuerdo al método de resistencia última para hormigón armado.

La parte posterior o talón de la losa de cimiento será diseñada para soportar

el peso total del material sobrepuesto. En general, las losas para cimientos

de muros en voladizos se diseñará como una losa en voladizo apoyada en el

cuerpo del muro.


El cuerpo vertical de los estribos se diseñarán como voladizos apoyados en la

base. Serán diseñados para la combinación de carga axial (incluidos el peso

propio del muro y la fricción debida al relleno posterior actuando sobre el

muro) y el momento debido a las cargas verticales excéntricas, sobrecargas,

empuje de tierra de agua y empuje sísmico.

Para prevenir las grietas causadas por los cambios de temperatura y

contracciones, se colocará un refuerzo mínimo horizontal con varillas

horizontales de 2.65 cm²/ml, cerca de las superficies expuestas, que no lleven

algún otro tipo de refuerzo.

De ser necesario se colocará acero de refuerzo a tensión en el fondo de la

losa del talón, con el fin de resistir los esfuerzo de carga muerta del muro y

otras cargas aplicadas previo a la colocación del relleno.

El refuerzo del muro se prolongará más allá del punto donde los cálculos

indican que no se necesita refuerzo, una distancia mínima igual a la

profundidad efectiva de la sección o 15 veces el diámetro de las varillas, la

que sea mayor, pero no menos de 30 cm.

Se dispondrán juntas de contracción a intervalos no mayores de 9.15 m y

juntas de dilatación a intervalos no mayores a 27.5 m. Todas las juntas serán

selladas con materiales aprobados para asegurar el funcionamiento de la

junta. Cuando se las requiera, las juntas en los estribos estarán localizadas

en el medio del tramo entre los apoyos de los miembros longitudinales.

El material de relleno detrás del estribo deberá drenar libremente el agua, por

medio de drenes de tubos colocados en el muro vertical a intervalos

convenientes en longitud y altura. Los drenes no permitirán la salida de

material que no debe ser expansivo, ni arcilloso, ni sedimentario.

Los estribos llevarán muros de ala a los costados como elementos de

protección contra la erosión y la socavación.


Los muros de ala tendrán la longitud suficiente para contener el material de

relleno; y al igual, que los contará con drenes que no permitan la salida del

material de relleno.

El diseñador deberá analizar y resolver sobre el tipo de unión a implementar

entre el estribo y los muros de ala. Si la decisión es por el uso de una junta

vertical no monolítica, el diseñador deberá garantizar que por estas juntas no

saldrán ni el agua, ni el material de relleno; y para lo cual, deberá considerar

el uso de algún material flexible tipo membrana que permita cumplir con los

requerimientos de diseño. Si la decisión es por el uso de un nudo rígido

monolítico, el comportamiento de esta unión debe estar contemplado tanto en

el análisis como en el diseño de estos elementos.

Los muros de ala deben ser orientados adecuadamente de tal manera que

cumplan con la función para la cual son construídos. Una orientación

inadecuada los haría fácilmente vulnerables a fallas por acción de la corriente.

Recomendaciones adicionales respecto a estos temas se incluyen en los

Capítulos 3 y 4.

6.10 SUPERESTRUCTURA

La superestructura comprende todos los elementos estructurales superiores,

losa, vigas y otros que están soportados por elementos de la infraestructura

sean éstos últimos cabezales, pilas o estribos. Dentro de la superestructura

se encuentran también los elementos complementarios tales como bordillos,

aceras (en zonas urbanas), espaldones de puentes, barandas, etc. También

se la refiere como el tablero del puente.

Existe una gran variedad de tipos de superestructura, dependiendo del

material, proceso de fabricación y sistema estructural; siendo las más

importantes las que corresponden a elementos de hormigón y de acero. La

elección del tipo de superestructura estará sujeto a los requisitos técnicos

dados de los estudios hidrológicos & hidráulicos (Ver Capítulo 4) y sobre todo

a los aspectos económicos de la obra.


6.10.1 Elementos de Hormigón

Dentro de los tipos de superestructura de hormigón se mencionan dos tipos

principales que obedecen al proceso constructivo:

(a) Hormigón fundido en sitio

Corresponden a elementos de hormigón armado colado en sitio, soportados

sobre las pilas y los estribos; y cuya unión puede ser a través de apoyos

simples, de dispositivos especiales, o de elementos unidos monolíticamente.

Los tipos más usuales son los siguientes:

Tableros de losas, sean llenas o alivianadas, cuyos tramos pueden ser

simples o continuos. El espesor de la losa es constante. La Figura 6.6

presenta un ejemplo típico de la sección transversal y comentarios.

Tableros de losa sobre vigas de hormigón armado, rigidizados por diafragmas

verticales en los extremos. Por lo general, se diseñan en tramos simples, de

construcción es monolítica (viga-tablero). El espesor de la losa y la altura de

las vigas son constantes.

Vigas Cajón, o vigas huecas, conformado por dos o más vigas (nervios), una

placa superior (placa de piso), una placa inferior (placa de fondo). Los tramos

pueden ser simples o continuos; y la altura de la viga puede ser constante o

variar longitudinalmente. (Ver Figura 6.7)

En algunos casos las técnicas tradicionales de hormigón fundido en sitio se

pueden combinar con técnicas de postensado.

(b) Hormigón prefabricado

Corresponden a elementos de hormigón prefabricados en plantas específicas

o en sitios cercanos a la obra, que una vez construidos son transportados y

montados en el sitio correspondientes.

A través de los prefabricados, dado la evolución y perfeccionamiento de los

procesos constructivos, se obtiene una eficiencia estructural y rapidez en la

ejecución de las obras.


Ventajas:

• Espesor mínimo en tramos cortos• Fácil de diseñar y detallar• En tramos continuos no necesita juntas• Estético para pequeños cruces de ríos.

Desventajas:

• En tramos simplemente apoyados, juntas en cada tramo• Generalmente, no es la solución más económica• Requiere de soporte provisional (encofrados).

Longitud de los tramos(m.)

Espesor aproximado de lasuperestructura (Peralte m.)

6.00 – 10.00 0.30 – 0.45

FIGURA 6.6 TABLERO CON LOSA LLENA FUNDIDA EN SITIO


Ventajas:

• Apariencia agradable.• Se adapta en carreteras curvas.

Desventajas:

• No es económica.• Requiere de encofrado• Requiere de equipos sofisticados• Problemas constructivos.

ESPESOR APROXIMADO DE LA SUPERESTRUCTURA(m.)

ESVIAJELongitud de los tramos

(m.)

Hasta 30 °

25.00 – 30.00 1.5030.00 – 35.00 1.7535.00 – 40.00 2.0040.00 – 45.00 2.5045.00 – 50.00 3.00

FIGURA 6.7 TABLERO SIMPLE O CONTINUO CON VIGAS CAJON

HORMIGON POSTENSADO – FUNDIDO EN SITIO


A través de los prefabricados, dado la evolución y perfeccionamiento de los

procesos constructivos, se obtiene una eficiencia estructural y rapidez en la

ejecución de las obras.

La prefabricación permite estandarizar secciones de elementos estructurales

de acuerdo a las nuevas tendencias y necesidades constructivas. En muchos

casos, en obra se evita el uso de encofrados y de obras falsas que ocasionan

problemas constructivos según sea el caso. Por lo tanto, el diseñador debe

reconocer que existe una relación muy estrecha entre la construcción y el

diseño, y que este último parte de la selección de las metodologías de

construcción.

Como todo proceso industrial, la prefabricación requiere de un esfuerzo

mayor en la planificación en cuanto al proceso constructivo, al proceso de

movilización de los elementos y al proceso de su montaje y ensamblaje. A

cambio, la prefabricación ofrece significativas reducciones de los tiempos

constructivos porque los elementos pueden ser fabricados y almacenados

mientras que otras fases de la construcción están en progreso. Este ahorro

en tiempo permite al dueño tener la obra en servicio en el menor tiempo

posible, lo que implica el retorno más rápido de la inversión.

El diseñador debe considerar el uso de elementos estándar, o al menos,

buscar la estandarización en los diseños; y si le es conveniente, utilizar una

forma ya utilizada o estandarizada en el medio. Esto permitiría reducir

sustancialmente los costos constructivos, particularmente en aquellos costos

que se cargan repetidamente en las obras por efecto de la manufactura de

moldes, así como los costos de movilización, montaje y ensamblaje.

El método más común de construcción de prefabricados es el presforzado;

dentro de éste y de acuerdo al proceso constructivo, se determinan dos

técnicas constructivas, el pretensado y el postensado.

En la técnica del pretensado a los elementos se aplica la fuerza de

presforzado, a través de cables o torones, antes del vaciado del hormigón. El

proceso se ejecuta en bancos de pretensado.


La fuerza de tensión se la aplica a los cables con gatos hidráulicos, luego se

funde el hormigón y cuando este alcanza cierta resistencia los cables son

destensados y la fuerza se transfiere al hormigón por adherencia entre cables

y hormigón. La ventaja de este sistema está en la rapidez y el excelente

control durante la elaboración; está en lo económico, ya que se consigue un

ahorro por cuanto no se necesita de dispositivos especiales como es el caso

del postensado.

La técnica del postensado consiste en aplicar la fuerza de presforzado

después del vaciado del hormigón a través de un grupo cables o torones

dispuestos en toda su longitud dentro de ductos corrugados y empotrados en

sus extremos por medio de anclajes especiales. Una vez que el hormigón

adquiere cierta resistencia, la fuerza de tensión, por medio de gatos

hidráulicos, se aplica a los cables y éstos paulatinamente la transfieren al

hormigón. Posteriormente, se cuela un mortero de fluidez elevada (grout) en

el interior de los ductos para reducir la probabilidad de deslizamiento de los

cables, y con ello las pérdidas de prefuerzo, así como garantizar la durabilidad

de los cables y de su adherencia con el elemento.

Entre los tipos más populares de superestructuras de hormigón armado

prefabricado se encuentran los siguientes:

Tableros de losa fundidos en sitio sobre vigas I prefabricadas, debidamente

rigidizados por diafragmas verticales en sus extremos.

Por lo general, se los diseña para trabajar simplemente apoyados con

espesores constantes de losa y de vigas; y donde la losa no solamente

trabaja para distribuir las cargas verticales a las vigas, sino que además

trabaja como un diafragma horizontal de amarre. La Figura 6.8 presenta un

esquema de una sección transversal típica.

Vigas Tee o doble Simple Tee prefabricadas, por lo general son tramos

simples; donde se debe disponer de un losa superior de espesor mínimo que

trabaja como un diafragma de amarre, y sirve para evitar los desplazamientos

diferenciales de las vigas. (Ver Figura 6.9).


Ventajas:

• Más económica para tramos entre 12.00 y 44.00 m.• Uso de vigas estandarizadas.• Se adapta a más condiciones geométricas.

Desventajas:

• El espesor de la estructura no es mínimo.• No pueden ser curvas.• Las vigas de gran longitud son sensibles a los esfuerzos de maniobras.

Longitud de los tramos

(m.)

Peralte de la viga(m.)

10.00 – 17.00 0.9018.00 – 24.00 1.2025.00 – 30.00 1.20 –1.5031.00 – 35.00 1.50 – 1.8035.00 – 45.00 1.80 – 2.10

FIGURA 6.8 TRAMOS SIMPLES CON VIGAS I DE HORMIGON

PRESFORZADO


Ventajas:

• Más económica para puentes prefabricados entre 9.00 – 12.00 m. delongitud.

• No necesita soporte provisional.

Desventajas:

• No recomendable en estructuras curvas.• No recomendable en puentes esviajados.

Longitud de los tramos(m.)

Peralte(m.)

9.00 – 12.00 0.60

FIGURA 6.9 TRAMOS SIMPLES CON VIGAS DOBLE TEE DE HORMIGON

PRESFORZADO.


Vigas cajón prefabricadas, se diseñan para tramos simples o continuos;

donde se debe disponer de un losa superior de espesor mínimo que trabaja

como un diafragma horizontal de amarre y de distribución de cargas; y sirve

para evitar los desplazamientos diferenciales de las vigas. Para ciertos

casos, se detallan huescas en los elementos para incrementar la conexión por

corte, y/o se incluyen tensores transversales por el mismo fin.

El uso de vigas cajón prefabricadas y postensadas en sitio, a manera de

desarrollar volados sucesivos es una aplicación de este sistema que permite

cubrir económicamente luces entre los 80 y 220m. Otra aplicación son los

puentes atirantados, los cuales generalmente son competitivos con luces

entre los 150 y 300m.

6.10.2 Elementos de Acero Estructural

Los tipos de superestructura de acero estructural consisten por lo general en

tableros de losa de hormigón armado, fundido en sitio, sobre vigas de acero

de secciones establecidas que a su vez descansan sobre los elementos de la

infraestructura. Existen además variantes en donde las vigas de acero

descansan sobre grandes armaduras de acero tipo cercha o arcos de acero,

así mismo otros sistemas son los de losa sobre vigas cajón de acero en

construcción compuesta y vigas cajón con placas ortotrópicas.

El sistema más empleado es losa de hormigón armado sobre vigas de acero,

estructural a manera de una construcción compuesta. Los tramos pueden ser

simples o continuos, y la altura de las vigas pueden ser constantes o variar

longitudinalmente. Por lo general, se utilizan apoyos simplemente apoyado,

aunque se pueden dar casos de articulaciones y apoyos especiales.

Las secciones de vigas pueden ser de perfiles normalizados laminados en

caliente de ala ancha o vigas construidas de placas de acero con alma llena o

celosía. Las vigas serán debidamente arriostradas a través de diafragmas que

también serán de elementos de acero. La Figura 6.10 presenta un esquema

de esta solución.


Las ventajas principales que ofrecen los elementos de acero radican

especialmente en el poco peso de las estructuras y la diversidad de formas

que se pueden conseguir, por ésto son ideales para puentes curvos; su

ejecución es rápida y se pueden optimizar los procesos de diseño y

construcción para conseguir ahorro de materiales.

Sus desventajas consisten en el mantenimiento que se necesita en todos sus

elementos así como también el alto grado de detalle y control, durante la

construcción, en sus conexiones y uniones sean éstas soldadas remachadas

o empernadas.

El empleo de elementos de acero estructural tradicionalmente no ha sido

económico en nuestro medio debido a su alto costo. No obstante, en el país

se han construido importantes obras con luces apreciables.

En general, se estima que los puentes sobre vigas metálicas pueden abarcar

luces de hasta 45m, mientras que aquellos en celosía o cerchas han

alcanzado luces de hasta 80m; y, en los puentes en arco hasta los 100m.

Otro tipo de puentes para cubrir grandes luces es el colgante que es

competitivo a partir de los 300m de longitud.

El diseñador tiene la libertad de elegir cualquier sistema de superestructura,

de acuerdo a sus necesidades y requerimientos que deberá ser puesto a

consideración para el análisis y aprobación.

El diseño de los elementos de la superestructura se remitirá al sistema y

materiales empleados, sean éstos de hormigón armado, presforzado, o acero

estructural. El diseñador deberá tomar en cuenta los aspectos tales como la

estética, la geometría, y demás elementos complementarios del diseño.

A manera de guía, se incluye la Figura 6.11 (adaptada de Varela & Aguiar,

1998) donde se muestra en forma esquemática la variación de los costos de

puentes con respecto a la longitud de los tramos por tipo de superestructura.

De la gráfica se puede intuir un rango de selección.


Ventajas:

• Una solución conveniente para tramos mayores de 45.00 m. desde elpunto de vista constructivo.

• Pueden ser más livianas que las estructuras de hormigón.• Pueden ser curvas

Desventajas:

• Muy costosas• Necesita mantenimiento continuo (pintura).• Sufre desgaste si es expuesta a ambientes salinos por la oxidación.• No conserva su apariencia en climas secos extremos.

Longitud de los tramos

(m.)

Espesor aproximado de lasuperestructura

(m.)42.00 1.5054.00 2.0066.00 2.2578.00 2.50

FIGURA 6.10 TRAMOS CONTINUOS CON VIGAS METALICAS


6.11 HORMIGON ARMADO

Las especificaciones de esta sección son propuestas para el diseño de

elementos de hormigón armado (no presforzado) para estructuras de puentes.

A continuación se tratan sobre los siguientes temas: (1) hormigón, (2) acero

de refuerzo, (3) análisis, (4) expansión y contracción, (5) rigidez, (6) módulo

de elasticidad y relación de Poisson, (7) longitud de tramos, (8) control de

deflexiones, (9) vigas, (10) cálculo de deflexiones, (11) diafragmas, y (12)

metodología de diseño.

6.11.1 Hormigón

La resistencia a la compresión simple del hormigón f’c, de cada parte de la

estructura, debe aparecer en todos los planos de detalles. Los requisitos para

f’c serán comprobados a través de pruebas de cilindros de acuerdo a las

especificaciones técnicas.

6.11.2 Acero de Refuerzo

La resistencia a la fluencia del acero de refuerzo Fy, debe aparecer en todos

los planos de detalles. Las varillas de refuerzo que necesiten ser soldadas,

deben ser indicadas claramente en los planos con su respectivo tipo y

proceso de soldadura a utilizarse, si la circunstancia así lo requiere se

utilizarán conectores. No deben utilizarse, en el diseño, varillas de refuerzo

con una resistencia a la fluencia Fy que exceda de 413,685 MPa.

6.11.3 Análisis

Todos los miembros continuos y estructuras de marcos rígidos, deben ser

diseñados para los máximos efectos de las cargas especificadas.

6.11.4 Expansión y Contracción

Provisiones por los cambios de temperatura deben ser hechos en tramos

simples cuando excedan los 12 metros.

En puentes continuos, el diseño proveerá para esfuerzo térmico o para el

acomodamiento del movimiento térmico con rodillos, placas de deslizamiento,

apoyos elastoméricos u otros medios.


El coeficiente de expansión y contracción térmica para hormigones de peso

normal puede ser tomado como 0.000011 por °C; mientras que el coeficiente

de retracción para hormigones de peso normal puede tomarse como 0,0002.

Los coeficientes térmicos y de retracción para hormigones de peso ligero

deberán ser determinados por el tipo de agregado ligero utilizado.

Cualquier suposición razonable puede ser adoptada para calcular la rigidez

relativa flexionante y torsional de los miembros continuos. Las suposiciones

hechas serán coherentes en todo el análisis. Al determinarse los momentos y

diseñar los elementos deberán considerarse el efecto de acartelamiento.

El modulo de elasticidad, Ec, para hormigones puede ser tomado como Wc1.5.

para valores de Wc entre 1.440 y 2.480 kg/m3. sobre metro cubico. Para

hormigones de peso normal (Wc= 2.320 kg/ m3., Ec puede ser considerado

como 4.729,77√f´c.

El modulo de elasticidad, Es, para acero de refuerzo no presforzado puede

ser tomado como 199.948 MPa; mientras que la relación de Poisson´s puede

ser asumida como 0,2.

6.11.5 Longitud de los Tramos

Las longitudes de los tramos de miembros que no son construidos

íntegramente con sus soportes serán considerados el tramo libre más la

altura del miembro pero no necesita exceder la distancia entre los centros de

apoyos. En el análisis de elementos continuos y marcos rígidos, las

distancias de los centros geométricos de los miembros serán usadas en la

determinación de los momentos. Los momentos en la cara de los apoyos

puede ser usados para el diseño de miembros.

Cuando se fabrican uniones a 45 grados o más con el eje de un miembro

continuo o una restricción es construida monolíticamente con el miembro y el

apoyo. La cara del apoyo puede ser considerada en una sección donde el

espesor del miembro y la unión sea al menos una y media veces el espesor

del miembro.


6.11.6 Control de deflexiones

Los miembros flexionantes de una estructura de puente serán diseñados para

tener una adecuada rigidez para deflexiones límites o cualquier deformación

que pueda alterar adversamente los esfuerzos o la servicialidad de la

estructura bajo cargas de servicio más impacto.

Los espesores mínimos estipulados en la Tabla 8.9.2 Division I del AASHTO-

96, son recomendados a menos que el cálculo de las deflexiones indicadas

sea menor que el espesor a ser usado sin causar efectos adversos.

Cuando se realizan los cálculos para deflexión, son recomendados los

siguientes criterios:

Los miembros que tienen tramos simples o continuos preferiblemente deben

ser diseñados de tal manera que la deflexión debida a cargas vivas de

servicio más impacto que no exceda 1/800 del tramo, excepto en puentes en

áreas urbanas usados en parte por peatones en el cual la relación

preferiblemente no excederá 1/1000.

Las deflexiones de voladizos debidas a cargas vivas de servicio más impacto

preferiblemente serán limitadas a 1/300 de voladizos excepto para los casos

que incluyan uso peatonal, donde la relación preferiblemente debe ser 1/375.

6.11.7 Ancho del patín de compresión

El ancho total efectivo de la losa usada como patín de las vigas-T no

excederá ¼ de la longitud del tramo de la viga. El ancho efectivo del patín en

cada lado del alma no excederá 6 veces el espesor de la losa ó la mitad de la

distancia libre a la siguiente alma.

Para vigas que tienen losas en un solo lado, el ancho efectivo del patín no

excederá 1/12 de la longitud del tramo de viga, 6 veces el espesor de la losa,

ó la mitad de la distancia libre a la siguiente alma.


Vigas-T aisladas, en las que solamente se utilice la forma T para proveer con

el patín un área de compresión adicional, el patín tendrá un espesor no menor

que la mitad del ancho del alma de la viga y un ancho efectivo no mayor que

cuatro veces el ancho del alma de la viga.

Para el refuerzo transversal total el ancho efectivo del patín a cada lado del

refuerzo transversal del alma no excederá 6 veces el menor espesor de losa,

o 1/10 de la longitud del tramo del refuerzo transversal. Para el refuerzo

transversal de voladizos, la longitud del tramo puede ser tomado como 2

veces la longitud del tramo del voladizo.

6.11.8 Espesor de losa y alma

El espesor de las losas de piso será diseñado en concordancia con el artículo

3.24.3 Division I AASHTO-96, pero no será menor que el especificado en el

artículo 6.11.6

El espesor de la losa inferior de una viga cajón no será menor que 1/16 de la

luz libre entre almás de vigas o 140 mm, excepto que el espesor necesario no

será más grande que el espesor de la losa superior a menos que se requiera

por diseño.

Cuando se requiera por diseño, cambios en el espesor del alma de las vigas

será reducido para una distancia mínima de 12 veces la diferencia en el

espesor del alma.

6.11.9 Diafragmas Verticales

Diafragmas verticales deberán ser utilizados en los extremos de los tramos de

vigas T y vigas cajón a menos que otros recursos sean provistos para resistir

las fuerzas laterales y mantener la sección geométrica del tablero.

Diafragmas verticales intermedios suelen especificarse, aunque se establece

que pueden ser omitidos donde pruebas o análisis estructurales demuestren

que existe una adecuada distribución y resistencia sin su inclusión.


Vigas cajón rectas y curvas de puentes con un radio interior de 244 metros o

más grandes no requieren diafragma intermedio. Para vigas cajón curvas que

tienen un diámetro interior menor que 244 metros, diafragmas intermedios

son requeridos a menos que de otro modo se demuestre por prueba o

análisis estructural. Para tal viga cajón curva, un máximo espaciamiento de

diafragma de 12 metros es recomendado para resistir la torsión.

6.11.10 Cálculo de deflexiones

El calculo de las deflexiones estará basado en las propiedades de la sección

transversal del total de la superestructura excluyendo barandas, bordillos,

aceras, o cualquier elemento no colado monolíticamente con la

superestructura fácilmente removible.

Las deflexiones por carga viva pueden basarse sobre la suposición que los

miembros flexionantes de la superestructura actúan juntos y tienen igual

deflexión. La carga viva consistirá de todas las lineas de tráfico totalmente

cargada, con reducción en la intensidad de carga permitida. La carga viva

será considerada uniformemente distribuida para todos los miembros

flexionantes longitudinales.

Cuando se calculen las deflexiones, aquellas que ocurran inmediatamente por

la aplicación de la carga se deben calcular mediante los métodos o fórmulas

usuales para las deflexiones elásticas. A menos que los valores de rigidez se

obtengan por medio de un análisis más completos, la deflexión inmediata se

debe calcular tomando el módulo de elasticidad del hormigón, Ec y tomar

tomando el momento de inercia total, Ig, o el momento de inercia efectivo, Ie,

calculado a través de las Ecs. (8-1) y (8-2) de la AASHTO-96.

Para elementos continuos, el momento de inercia efectivo se puede tomar

como el promedio de valores obtenidos de la Ec. (8-1) para las secciones

críticas de momento positivo y negativo. Para miembros prismáticos, el

momento de inercia efectivo se puede tomar como el valor obtenido por la

ecuación mencionada a la mitad del claro para tramos simples y continuos, y

en el punto de apoyo para voladizos.


A menos que los valores se obtenga por un análisis más completo, las

deflexiones a largo plazo tanto para elementos sometidos a flexión de

hormigones de peso normal y ligero será la deflexión inmediata causada por

la carga sostenida considerada multiplicada por uno de factores:

Donde la deflexión inmediata ha sido basada en Ig, el factor de multiplicación

para deflexiones de largo plazo será tomado como 4. Donde la deflexión

inmediata ha sido calculada en base aIe, el factor de multiplicación para

deflexión de largo plazo será tomado como:

aIe = 3 – 1.2 (A’s / As) > 1.6 (Ec. 6.23)

As’ = Area de acero de refuerzo superior al eje neutral

As = Area de acero de refuerzo inferior al eje neutral.

6.11.11 Diseño

El diseño de miembros de hormigón armado será hecho por cualquiera de los

dos métodos con referencia a los factores de carga y esfuerzo como en el

diseño por resistencia última o, alternativamente con referencia a las cargas

de servicio o esfuerzos permisibles como en el diseño por cargas de servicio.

Los miembros en construcción compuesta sujetos a flexión consisten de

elementos de hormigón precolado o construidos en sitio, pero interconectados

de manera tal que respondan a las cargas como una sola unidad. Cuando se

considere en el diseño, el apuntalamiento no será removido hasta que los

elementos soportados desarrollen las propiedades de diseño requeridas para

soportar todas las cargas y los límites de deflexiones y rotura.

Los miembros en construcción compuesta completos o partes de ellos

pueden ser utilizados para resistir el cortante y el momento. Los elementos

individuales serán investigados para todos los estados críticos de carga y

serán diseñados para soportar todas las cargas introducidas desde el inicio

hasta el desarrollo total de la resistencia de diseño del miembro. El refuerzo

será provisto tal como sea necesario para prevenir la separación de los

elementos individuales.


Si la resistencia especificada, el peso unitario, u otras propiedades de varios

elementos son diferentes, las propiedades de los elementos individuales o el

valor más crítico, será usado en el diseño.

En el cálculo de la resistencia a la flexión de un miembro en construcción

compuesta, por el método de resistencia última, no se harán distinción será

hecha entre miembros apuntalados y no apuntalados.

Cuando un miembro completo es asumido para resistir el corte vertical, el

diseño estará de acuerdo con los requerimientos de las secciones de la

AASHTO-96, para un miembro colado monolíticamente de la misma forma de

sección transversal

El refuerzo por cortante será anclado totalmente dentro de los elementos

interconectados de acuerdo con la sección 8.27 DIVISION I del AASHTO-96.

El acero de refuerzo por cortante, anclado y prolongado podrá ser en forma

de anillos para tomar el cortante horizontal.

El diseño proveerá una total transferencia de fuerzas de cortante horizontal en

superficies de contacto de elementos interconectados. El diseño para corte

horizontal estará de acuerdo con el requerimiento de las secciones 8.15.5.5 y

8.16.6.5 Division I del AASHTO-96.

Todos los aspectos del diseño de elementos de hormigón armado estarán de

acuerdo a la secciones 8.15 y 8.16 de la AASHTO-96, para los métodos de

cargas de servicio y factores de carga respectivamente.

Los detalles del acero de refuerzo a colocarse en los miembros de hormigón

armado estarán de acuerdo a lo especificado desde la sección 8.17 hasta la

8.32 de la Division l de STANDARD SPECIFICATIONS FOR HIGHWAY

BRIDGES AASHTO-96.


6.12 HORMIGÓN PRESFORZADO

Las especificaciones de esta sección son propuestas para el diseño de

miembros de hormigón presforzado para puentes.

6.12.1 Hormigón

La resistencia a la compresión especificada, f´c, del hormigón para cada parte

de la estructura deberá ser mostrada en los planos.

Los requerimientos para f´c deberán ser basados en ensayos de cilindros

según la División II, sección 7, “ Estructuras de Hormigón. “

6.12.2 Acero de Presfuerzo

Alambres, torones o varillas deberán estar conforme a una de las siguientes

especificaciones:

“Uncoated Stress-Relieved Wire for Prestressed Concrete,” AASHTO M 204.

“Uncoated Seven-Wire Stress-Relieved Strand for Prestressed Concrete,”

AASHTO M 203.

“Uncoated High-Strength Steel Bar for Prestressing Concrete,” ASTM A 722.

Alambres, torones y varillas no especificados en el AASHTO M 203, AASHTO

M 204, o ASTM A 722 pueden ser usados si están de acuerdo con los

requerimientos mínimos de estas especificaciones.

6.12.3 Análisis

Los miembros serán dimensionados para una adecuada resistencia usando

estas especificaciones como guías mínimas. Las vigas continuas y otras

estructuras estáticamente indeterminadas serán diseñadas para tener una

resistencia adecuada y un comportamiento satisfactorio.

El comportamiento será determinado por el análisis elástico tomando en

cuenta las reacciones, momentos, cortantes, fuerzas axiales producidas por el

presforzado, el efecto de temperatura, fluencia, retracción, deformación axial,

restricciones de elementos estructurales unidos, y asentamiento de la

cimentación.


6.12.4 Expansión y contracción

En todos los puentes, se deberá considerar en el diseño la resistencia a los

esfuerzos térmicos inducidos, o se proveerán medios necesarios para

controlar el movimiento causado por los cambios de temperatura.

Los movimientos que no han sido previstos, incluyendo el acortamiento

durante el presforzado, serán controlados por medio de columnas articuladas,

mecedoras, placas de deslizamiento, placas elastoméricas u otros

dispositivos.

6.12.5 Longitud de Tramo

Las longitudes efectivas del tramo de vigas simplemente apoyadas no

excederá la longitud del claro libre más la altura de la viga.

La longitud de tramo de losas de piso, continuas o restringidas, y vigas será la

distancia libre entre la cara de los soportes.

Cuando existan cartelas con ángulos de 45° o más con el eje de la losa

continua o restringida, y sean construidas monolíticamente con la losa y

soportes; el tramo será medido desde la sección donde el espesor combinado

de la losa y el filo es al menos una y media veces el espesor de la losa. El

momento máximo negativo será considerado actuando en los extremos del

tramo, tal como se definió anteriormente. Ninguna porción de la cartela será

considerada como parte del espesor efectivo.

6.12.6 Marcos y construcciones continuas

Los efectos de momentos secundarios debido a al presfuerzo serán incluidos

en los cálculos de los esfuerzos cuando actúan las cargas. En los cálculos

por resistencia última, los momentos secundarios y cortantes inducidos por el

presfuerzo serán agregados algebraicamente a los momentos y cortantes

debido a cargas muertas y vivas factorizadas.

Cuando la continuidad estructural es asumida en los cálculos de cargas vivas

más impacto y momentos por cargas muertas compuestas.


Los efectos de fluencia y retracción serán considerados en el diseño,

incoporando vigas presforzadas precoladas de tramos simples y losas de piso

continuas de dos o más tramos.

Las provisiones serán hechas en el diseño para los momentos positivos que

pueden desarrollar en la región de momento negativo debido al efecto

combinado de fluencia y retracción en las vigas y losas de piso y debido al

efecto de carga viva más el impacto en tramos apartados. Retracción y

acortamiento elástico del estribo será considerado cuando sea significativo.

El Refuerzo no presforzado para Momento positivo en las conexiones de

estribos de puente pueden ser diseñados con esfuerzos de trabajo de 0,6

veces la resistencia a la fluencia pero no excederá 248,22 MPa.

Los refuerzos de momento negativo serán proporcionados por diseño por

resistencia con factores de carga en concordancia con el art. 9.14.

El momento negativo resistente último, será calculado usando la resistencia

a la compresión del hormigón de la viga sin tomar en cuenta la resistencia de

hormigón del diafragma

Análisis elásticos y teoría de vigas puede ser usados en el diseño de vigas

cajón segmentadas en estructuras.

En el análisis de puentes con vigas cajón segmentadas precoladas, ninguna

tensión será permitida a través de cualquier junta entre segmentos durante

cualquier estado de izado o de cargas de servicio.

Adicionalmente a las consideraciones usuales del diseño de la infraestructura,

momentos de volado no balanceados debido a los pesos de los segmentos y

a las cargas de izado serán consideradas en el diseño del estribo o con

columnas auxiliares, los equipos de izado con la cual se eliminan estos

momentos no balanceados pueden ser usados.


El diseño transversal de vigas cajón segmentadas por flexión considerará los

segmentos como marcos de cajón rígidos. Las losas superiores serán

analizadas como secciones con espesores considerando los filos entre las

losas superiores y las almas. Las cargas por rueda estarán localizadas para

proveer los momentos máximos, y análisis elásticos serán usados para

determinar la distribución longitudinal efectiva de las cargas por rueda para

cada localización de carga. El Presfuerzo transversal de losas superiores es

generalmente recomendado.

En el diseño de la sección transversal, consideraciones serán dadas para el

incremento en el cortante en el alma como resultado de la carga excéntrica o

de la geometría de la estructura.

6.12.7 Ancho efectivo del Patín

Para construcciones compuestas preesforzadas donde losas o patines son

asumidas para actuar integralmente con la viga, el ancho del patín efectivo se

conformará a la provisión para patines de vigas T.

Para construcciones preesforzadas monolíticas con espaciamientos normales

de vigas y con un tramo de losa normal, el ancho de patín efectivo será a una

distancia centro a centro de vigas. Para tramos muy pequeños de losa, o

donde el espaciamiento de vigas es excesivo investigaciones analíticas serán

hechas para determinar el ancho anticipado del patín actuando con la viga.

Para el diseño pretensado monolítico de vigas aisladas el ancho del patín no

excederá 15 veces el ancho del alma y será adecuado para todas las cargas

de diseño.

Para vigas cajón coladas en sitio con tramos de losas normales y

espaciamiento normales de vigas, donde las losas son consideradas una

parte integral de la viga, el ancho total de la losa debe ser asumido para ser

efectivo en compresión.


Para vigas cajón de inusuales proporciones incluyendo las vigas cajón

segmentadas, métodos de análisis que consideren el retroceso del cortante

será usado para determinar los esfuerzos en la sección transversal debido a

flexiones longitudinales.

Filos adecuados serán provistos en las intersecciones de todas las superficies

dentro de la celda de una viga cajón, excepto en la unión del alma y del patín

inferior donde no son requeridas.

Para hormigón presforzado compuesto donde losas o patínes son asumidos

para actuar integralmente con vigas precoladas el ancho efectivo del alma de

la viga precolada será el menor de (1) seis veces el máximo espesor del patín

(excluyendo los filetes) sobre cada lado del alma más el alma y los filetes, y

(2) El ancho total del patín superior

El ancho del patín efectivo de una sección compuesta será el menor de (1) ¼

de la longitud del tramo de la viga, (2) seis (6) veces el espesor de la losa en

cada lado del ancho efectivo del alma así determinado en el art. por el art.

9.8.3.1 más el ancho efectivo del alma, y (3) ½ la distancia del claro en cada

lado del ancho efectivo del alma más el ancho efectivo del alma.

6.12.8 Espesor de Almas y Patines - Vigas Cajón

El espesor mínimo del patín superior será 1/30avo de la distancia del claro

entre los bordes o almas pero no menor que 15 cm., excepto que el espesor

puede ser reducido para elementos pretensados precolados producidos en

fabrica a 14 cm.

El espesor mínimo del patín inferior será 1/30avo de la distancia del claro

entre los bordes o almas pero no menor que 14 cm., excepto que el espesor

puede ser reducido para elementos pretensados precolados producidos en

fabrica a 13 cm.

El espesor del alma de la viga se adelgazará para una distancia mínima de

12 veces la diferencia en el espesor del alma.


6.12.9 Diafragmas Verticales

Los diafragmas verticales serán provistos de acuerdo con el art. 9.10.2 y

9.10.3 excepto que el diafragma puede ser omitido donde ensayos o análisis

estructurales demuestren una adecuada resistencia.

Los diafragmas u otros medios serán usados en los extremos de tramos para

resistir los bordes libres de la losa (diafragma horizontal) y para transmitir

fuerzas laterales a la infraestructura. Diafragmas verticales intermedios

pudieran ser requeridos.

Para vigas cajón extendidas, diafragmas verticales serán colocados dentro

del cajón y entre los cajones en extremos del tramo y en los puntos de

máximo momento para tramos mayores de 24 metros.

Para puentes con vigas cajón prefabricadas múltiples, los diafragmas

verticales son requeridos solo si se necesita para los apoyos de extremos de

losas o para contener o resistir los anillos de tensión transversales.

Para vigas cajón fundidas en el sitio, diafragmas verticales u otros medios

serán usados en los extremos de los tramos para resistir las fuerzas laterales

y mantener la geometría de la sección. Los diafragmas verticales intermedios

no son requeridos en puentes con radio de curvatura interior mayores a los

240m.

Para vigas cajón segmentadas, diafragmas verticales serán colocados dentro

del cajón en los extremos del tramo. Los diafragmas intermedios no son

requeridos en puentes con radio interior de curvatura mayores a los 240m.

Para todos los tipos de cajones presforzados en puentes con un radio de

curvatura interior menor que 240m, diafragmas verticales intermedios

pudieran requerirse y el espaciamiento y la resistencia de éstos será dada

con consideraciones especiales en el diseño de la estructura.


6.12.10 DEFLEXIONES

Los cálculos de deflexiones considerarán carga muerta, carga viva,

presforzado, cargas por izado fluencia y retracción del hormigón, y relajación

del acero.

Las deflexiones serán calculadas previo al colado de segmentos y serán

basadas anticipadamente al plan de colado e izado. Las deflexiones

calculadas serán usadas como guías que se compararán con las mediciones

de las deflexiones actuales.

Para deflexiones, los siguientes criterios son recomendados.

Los miembros que tienen tramos simples o continuos serán preferiblemente

diseñados para que la deflexión debida a carga viva de servicio más impacto

no exceda 1/800 del tramo, excepto en puentes para áreas urbanas usados

en parte por peatones en los cuales la relación no deberá exceder 1/1000.

Las deflexiones del volado debido a cargas vivas de servicio más impacto

preferiblemente serán limitadas a 1/300 del voladizo excepto para los casos

que se incluya uso peatonal, donde la relación preferiblemente será 1/375.

6.12.11 PANELES DE PISO

Los paneles de piso prefabricados y presforzados usados como formas

permanentes colocadas entre las vigas longitudinales pueden ser diseñados

en cojuntamente con la porción fundida en sitio de la losa para soportar

cargas muertas adicionales y cargas vivas .

Los paneles serán analizados asumiendo el peso propio de los soportes,

cualquier carga de construcción, y el peso del hormigón fundido en sitio, y

serán analizados asumiendo la acción compuesta con hormigón fundido en

sitio para soportar los momentos debido a cargas muertas adicionales y

cargas vivas.


En el calculo de esfuerzos en paneles de piso debido a momento negativo

cercano a la viga longitudinal, ninguna compresión debida a presfuerzo será

asumida.

6.12.12 DISEÑO

Los miembros deberán cumplir los requisitos de resistencia especificados en

este apartado.

El diseño será hecho por resistencia (Diseño con Factores de Carga) y por el

comportamiento bajo condiciones de servicio (Diseño por esfuerzos

admisibles) para todas las condiciones de carga que puedan ser críticas

durante la vida de la estructura desde el momento en que se aplica el

presfuerzo.

Las concentraciones de esfuerzos debidas al presfuerzo deberán ser

consideradas en el diseño. Los efectos de temperatura y de retracción

deberán ser considerados en el diseño. Las siguientes hipótesis se aplican al

diseño de elementos monolíticos: (a) las deformaciones varían linealmente en

toda la profundidad del miembro a través de todo el intervalo de carga; (b)

antes del agrietamiento el esfuerzo es linealmente proporcional a la

deformación; (c) después del agrietamiento se desecha la tensión en el

hormigón.

Miembros flexionantes compuestos por elementos de hormigón prefabricados

y/o colados en sitio construidos en lugares separados pero interconectados

en tal manera que los elementos responden como uno solo al aplicarles las

cargas deberán conformarse a las disposiciones de la AASHTO-96.

Cuando un miembro completo va a resistir la fuerza cortante vertical, el

diseño será acorde con los requerimientos de la AASHTO-96. El diseño

deberá asegurar transferencia completa de fuerzas cortantes horizontales en

las superficies de contacto de elementos interconectados. El diseño para

resistir el cortante horizontal se hará acorde con los requerimientos de la

seccione 9.20.4 DIVISION I AASHTO-96.


En estructuras con una losa de hormigón fundido en sitio sobre vigas

precoladas, la retracción diferencial tiende a provocar esfuerzos de tracción

en la losa y en la parte inferior de las vigas. Debido a que la retracción por

tensión se produce en un intervalo largo de tiempo, el efecto en las vigas es

reducido por la fluencia del hormigón. La retracción diferencial puede influir en

la carga de agrietamiento y en el perfil deformado de la viga. Cuando estos

factores son significativos, el efecto de la retracción diferencial debería ser

incluido entre los efectos de las cargas.

Los detalles de los miembros de hormigón presforzado estarán de acuerdo a

lo especificado desde la sección 9.25 hasta la 9.28 de la DIVISION l de

STANDARD SPECIFICATIONS FOR HIGHWAY BRIDGES AASHTO-96

Los mecanismos de apoyo para estructuras de hormigón presforzado serán

diseñados de acuerdo con la sección 6.14.

6.13 ACERO ESTRUCTURAL

Las especificaciones dadas en esta sección son aplicables al diseño de

elementos de acero estructural para puentes.

Las presentes especificaciones se aplicarán a los materiales indicados a

continuación. Pueden emplearse otros materiales de los que deberán

establecerse y especificarse sus, propiedades, resistencias, esfuerzos

permisibles y manejabilidad.

6.13.1 Acero Estructural

Estará conforme a los materiales indicados en la tabla 10.2 A de la sección

10.2 DIVISION I del AASHTO–96.

6.13.2 Módulo de elasticidad

Para todos los grados de acero estructural se tomará como 29.000.000 psi

(200.000 MPa) y el coeficiente de expansión será 0.0000011 por °C.


6.13.3 Acero para pasadores, rodillos y mecedores, de dilatación

Serán considerados de acuerdo a la tabla s 10.2 B de la sección 10.2

DIVISION I del AASHTO–96.

6.13.4 Sujetadores (remaches y pernos )

Los sujetadores podrán ser pernos de aceros al carbón A 307; remaches de

acero A 502, grado 1 o grado 2; o pernos de alta resistencia A 325 o A409.

Respecto a la soldadura, se aplicarán los requisitos de las normas ANSI

AASHTO, AWS para soldadura de puentes.

6.13.5 Consideraciones para cargas repetitivas y tenacidad

Los elementos estructurales y sujetadores sometidos a variaciones repetidas

o inversiones de esfuerzos, se diseñarán de manera que el esfuerzo máximo

no exceda el esfuerzos admisible y que el rango de esfuerzo real no exceda

el rango de esfuerzo de fatiga.

Se deberán considerar aspectos importantes tales como los ciclos de carga,

la resistencia “Charpy” a la rotura por impacto en las ranuras en “V” y el

cortante debido al paso de un solo camión.

6.13.6 Longitud efectiva del tramo

Para efectos de cálculo y diseño, se tomará como longitud del tramo, la

distancia entre centro de apoyos o de otros puntos de soportes.

6.13.7 Relaciones de altura de viga /longitud del tramo

a) Vigas: 1/25

b) Vigas compuestas (incluye losa)

c) Vigas Compuestas (sola) : 1/30

d) Armaduras : 1/10

Para tramos continuos se debe considerar como longitud del tramo a la

distancia entre los puntos de inflexión por carga muerta. Estos requisitos para

vigas de puentes pueden ampliarse a juicio del diseñador.


6.13.8 Deflexión (flecha)

Para este caso se entiende por “deflexión” al valor calculado de acuerdo al las

suposiciones de carga cuando se calcula el esfuerzo en determinado

miembro.

(a) Tramos simples o continuos

La deflexión por carga viva más impacto será limitada a 1/800 de la longitud

del tramo, para puentes en áreas urbanas que son utilizados por peatones la

deflexión debe limitarse a 1/1000.

(b) Tramos de vigas en voladizo.

La deflexión por carga viva más impacto será limitada a 1/300, si se considera

para peatones será 1/375 de la longitud del tramo en voladizo.

6.13.9 Longitud limite de los miembros

Para miembros a compresión, kl/r ≤ 120, para miembros principales, 140 para

miembros secundarios. El radio de giro (r) y el área efectiva se calcularán

para la sección transversal con mayor número de agujeros (cubre placas

perforadas).

6.13.10 Espesor mínimo del metal

El acero estructural (incluyendo el de contraventeos, marcos transversales y

todo tipo de placas de juntas) exceptuando ciertos perfiles laminados,

nervaduras de pisos ortotrópicos, empaques y parapetos; será de un espesor

no menor de 8mm. El espesor de alma de vigas roladas y canales no será

menor de 6mm. El espesor de nervaduras de pisos ortotrópicos no será

menor que 5mm.

Los elementos de aceros expuestos a ambientes corrosivos tendrán un

espesor mayor o estar debidamente protegidos.

Para elementos particulares como miembros a compresión de armaduras

atiesadores y piezas sobresalientes de ángulos y atiesadores de placas, se

deberá remitir a la sección correspondiente de armaduras, vigas de placas y

alas sobresalientes de ángulos.


6.13.11 Area efectiva de ángulos y secciones “T” sujetas a la tensión

El área efectiva de elementos sujetos a tensión, formado por un solo ángulo o

por una sección “T”, y la de cada ángulo de un elemento doble a tensión,

donde los ángulos están conectados espalda con espalda sobre el mismo

lado de la placa del nudo, se tomará como área efectiva el área neta del ala o

patín conectado más la mitad del área del ala que sobresale.

Cuando se conecta un miembro a tensión, con sección “T“ o formado por dos

ángulos espalda con espalda a caras opuestas de la placa del nudo, el área

efectiva será el área neta total de la sección.

Cuando los ángulos están conectados a placas de nudos separados, como en

armaduras con alma doble, y los ángulos están conectados entre sí mediante

placas de unión localizadas lo más cerca posible a las placas de nudo, se

considerará como área efectiva al área neta total de los dos ángulos. Caso

contrario se tomará solo el 80% del área neta como área efectiva.

Los ángulos serán considerados como efectivos para la transmisión de

esfuerzos sí el número de remaches o pernos que los conecte sobre pase en

un 1/3 a la cantidad requerida.

6.13.12 Alas Sobresalientes de Angulos

El ancho del ala sobresaliente de ángulos sujetos a compresión (excepto los

reforzados por placas) no deberá exceder lo siguiente:

a) Miembro principales que transmiten carga axial: 12 veces su espesor

b) Miembro en contraventeo y otros secundarios: 16 veces su espesor.

6.13.13 Dilatación y Contracción

Para el diseño, se considerarán los esfuerzos térmicos inducidos, así como

los momentos causados por la dilatación y contracción por los cambios de

temperatura.


Se deberán prevenir también los cambios de longitud por efecto de los

esfuerzos por carga viva. Para tramos mayores de 91m, se debe proveer a la

estructura de dispositivos necesarios para la dilatación y contracción del piso.

El extremo para dilatarse se sujetará debidamente para restringir los

movimientos laterales.

6.13.14 Miembros a Flexión

Los miembros a flexión se diseñarán usando el módulo de sección elástico,

excepto cuando se emplean secciones compactas en el diseño por

resistencia última (factores de carga).

6.13.15 Cubre Placas

La longitud de cualquier cubreplaca que se agregue a una viga laminada no

será menor que 2 veces el peralte de la viga más 91.4 en cm..

El espesor de la cubreplaca no excederá 2 veces el espesor del patín en que

se coloque. El espesor total de las cubreplacas no excederá 2 ½ veces el

espesor del patín

6.13.16 Contraflecha

Las vigas llevarán una contraflecha para compensar las de flexiones debido a

la carga muerta además deberán tener curvatura para que los patines queden

paralelos.

6.13.17 Vigas laminadas y vigas de placas soldadas, en caliente

Se refiere a las vigas laminadas o construidas de placas soldadas, que serán

curvadas en caliente para obtener una curvatura horizontal. Para este

proceso se utilizarán aceros con un límite de fluencia no mayor a 50ksi. ( 345

MPa). El radio de curvatura no será menor de 45 m ni menor que los valores

más altos calculados de acuerdo ecuaciones (10-1) y (10-2) de la sección

10.5.2 DIVISION I del AASHTO-96.

Además el radio no será menor que 305m cuando el espesor del patín exceda

de 76 mm o cuando el ancho del mismo exceda de 762mm.


Para compensar la posible pérdida de contraflecha en las vigas curvadas en

caliente al disiparse los esfuerzos residuales, el total de la contraflecha en

mm en cualquier sección a lo largo de la viga será el calculado por la

ecuaciones (10.3) de la sección 10.15.3 DIVISION I del AASHTO–96.

6.13.18 Armaduras

Los requisitos de diseño para armaduras estarán de acuerdo a la sección

10.16 DIVISION I DEL AASTHO–96.

6.13.19 Torres

Los requisitos de diseños para torres estarán de acuerdo a la sección 10.17

DIVISION I del AASHTO–96.

6.13.20 Empalmes

Los empalmes se podrán realizar usando remaches, pernos de alta

resistencia soldaduras. Los empalmes ya sean a tensión, compresión o

esfuerzo cortante, se diseñarán por lo menos para promedios entre el

esfuerzo calculado en el punto del empalme y la resistencia del miembro en

dicho punto, si existe cambio de sección en el punto se tomará la sección de

menor resistencia.

Los aspectos particulares de empalmes se tomarán en cuenta de acuerdo a la

sección 10.18 DIVISION I del AASHTO–96.

6.13.21 Resistencia de las Conexiones.

Las conexiones se diseñarán para el promedio entre el esfuerzo calculado y

la resistencia del elemento, pero en ningún caso se diseñarán para menos del

75% de la resistencia del elemento. En cuanto sea posible, las conexiones

serán simétricas respecto a los ejes de los elementos, excepto para barras de

celosías que tendrán mínimo dos sujetadores o su equivalente en soldadura.

Todos elementos incluidos los de contraventeo, se unirán de tal manera que

sus ejes se intercepten en un punto; se deberán evitar las conexiones

excéntricas, de no ser posibles los elementos tendrán dimensiones tales que

los esfuerzos combinados no excedan el esfuerzo axial de diseño permisibles.


Los aspectos particulares respecto a la resistencia de las conexiones estarán

de acuerdo a lo especificado en la sección 10.19 de la AASHTO–96.

6.13.22 Diafragmas y marcos transversales.

Los tramos formados por vigas laminadas o vigas de placas soldadas llevarán

marcos transversales o diafragmas en sus extremos, así como en las partes

intermedias espaciados a no más de 7.60m.

La altura de los diafragmas será mínimo 1/3 de la altura de la viga pero

preferible que sea de ½ de dicha altura; en el caso de vigas de placas

soldadas esta relación será ½ pero con preferencia ¾.

Las dimensiones de los diafragmas extremos serán tales que puedan

transmitir adecuadamente todas las fuerzas laterales a los apoyos. Se pondrá

especial interés al diseño de diafragmas para puentes con curvatura

horizontal, estos se diseñarán como miembro principales y serán capaces de

transmitir las fuerzas laterales de los patines de las vigas.

Los diafragmas intermedios del tipo cruz o tipos “V”; se dispondrán

perpendiculares a las vigas principales cuando la estructura de soporte tenga

un esviaje no mayor a 20 °C.

Para detalles particulares sobre este tema remitirse a la sección 10.20

DIVISION I del AASHTO-96.

6.13.23 Contraventeo lateral

En el diseño de puentes se debe investigar la necesidad de implementar

contraventeo lateral. Los patines empotrados a los pisos de hormigón u otro

material de igual rigidez, no necesitarán contraventeo lateral.

Se debe aplicar una carga de 50 lb/pie² sobre el área lateral de la

superestructura, la mitad de esta fuerza será aplicada en el plano de cada

patín (superior e inferior). Los esfuerzos inducidos serán calculados de

acuerdo a la sección 10.20.21 DIVISION I del AASHTO-96.


De ser necesario se colocarán sistemas de contraventeo lateral entre los

diafragmas o marcos transversales; estos serán colocados en cerca del plano

del patín a contraventear.

El sistema de contraventeo estará formado por ángulos, otros perfiles

laminados o por secciones soldadas. La sección mínima de los ángulos a

emplearse será de 8 x 6 cm y cada conexión extrema se hará con dos pernos

o remaches, o por la soldadura equivalente. Cuando se use un sistema doble

de contraventeo, se asumirá que ambos actuan simultanemente si los

elementos satisfacen los requerimientos de tensión y compresión. Estos

serán conectados en su intersección. El contraventeo lateral de cuerdas

sujetas a compresión, tendrá la misma altura de dichas cuerdas y estará

conectado firmemente a ambos patines.

6.13.24 Secciones Cerradas y Cavidades

De ser posible, se evitarán las secciones cerradas y cavidades o depresiones

que puedan retener agua. De ser necesario toda cavidad tendrá orificios para

su drenaje o se rellenará con material impermeable.

Los detalles de la estructura serán de tal manera que eviten los efectos

destructivos producidos por nidos de aves, acumulación de tierra o cualquier

materia extraña. Los lados verticales de ángulos, sencillos o dobles se

proyectarán hacia abajo. Los detalles particulares del proceso de soldadura,

tales como tamaño máximo y mínimo de soldaduras de filetes, longitud,

vueltas en los extremos y soldadura de sello, estarán de acuerdo con la

sección 10.23 DISVISION I del AASHTO-96.

6.13.25 Pernos y remaches

Para fines de diseño, el diámetro de diseño de los remaches o pernos se

refiere al diámetro nominal, salvo que se indique lo contrario.

Todos los pernos, excepto los de alta resistencia, llevarán tuercas de

seguridad o doble tuerca. Las juntas que resistan cortantes entre las partes

que conectan, podrán ser del tipo “de fricción” o del tipo “de aplastamiento”.


Las conexiones a cortantes sujetas a esfuerzos reversibles, cargas de alto

impacto, vibración severa o donde los esfuerzos debido al deslizamiento

puedan ser perjudiciales a la utilidad de la estructura, se las considerará del

tipo de fricción. Las conexiones del tipo de aplastamiento con pernos de alta

resistencia, solo se usarán en elementos sujetos a compresión y elementos

secundarios. El área efectiva del perno o remache será determinada por el

producto de su diámetro por el espesor de la placa en que se apoya.

En placas con espesor menor que 9.5 mm se considerará que los remaches o

pernos avellanados no tienen capacidad para transmitir esfuerzos. En las

placas cuyo espesor es igual mayor que 9.5 mm solo debe considerarse la

mitad del peralte avellanado del perno al calcular el área de aplastamiento.

Aspectos particulares para el diseño de pernos y remaches estarán de

acuerdo con la sección 10.24 DIVISION I del AASHTO-96.

6.13.26 Eslabones y tensores

En elementos a tensión conectados mediante pasadores, que no sean barras

de ojo, la sección neta a través del agujero para el pasador no será menor del

140 % de la sección neta requerida del elemento, y la sección neta detrás del

agujero no será menor del 100 % de la sección mencionada. La relación entre

el ancho neto (a través del agujero y transversalmente al eje del elemento) y

el espesor de esa parte del elemento no será mayor de 8. Cuando los patines

no se apoyen en el pasador, el área de los patines no será considerada en la

sección neta a través del agujero.

Los detalles particulares para los pasadores, tales como localización,

dimensión, placas y tuercas, estarán en concordancia con la sección 10.25

DIVISIÓN I de ASSHTO-96.

6.13.27 Extremos roscados

Los extremos roscados de barras y varillas deberán engrosarse de tal manera

que se tenga una sección en la raíz de rosca que exceda por lo menos en un

15 % a la sección neta del cuerpo del elemento.


6.13.28 Barras de ojo

Las barras de ojo tendrán un espesor uniforme sin ningún refuerzo en los

agujeros del pasador. El espesor no será menor que 1/8 del ancho o 12.7mm

y no mayor de 50.8mm. La sección de la cabeza a través del centro del

agujero del pasador excederá en un 35% a la sección neta requerida del

cuerpo de la barra. La sección neta detrás del agujero no será menor de un

75% del área requerida en el cuerpo del elemento. El radio de la transición

entre la cabeza y el cuerpo de la barra será igual o más grande que el ancho

de la cabeza a través del centro del agujero.

En lo referente a paquetes de barras de ojo de remitirá a la sección 10.27.2

DIVISION I del AASHTO-96.

6.13.29 Apoyos fijos y de dilatación

Los extremos fijos quedarán anclados firmemente a la estructura de soporte.

Los apoyos para tramos menores a 15m se diseñarán sin tomar en cuenta la

deflexión, de tal manera que los elementos se deslicen sobre placas de acero

con superficie cepilladas. Los apoyos para tramos de 15m o más se

proyectarán como rodillos, mecedoras o placas de apoyo que cumplan las

necesidades de dilatación, estos podrán ser articulaciones, placas de apoyo

con superficies curvas o dispositivos con pasadores. En sustitución de los

requisitos anteriores pueden usarse apoyos elastoméricos. Los detalles

particulares de apoyos de bronce, cobre, rodillos, placas de asiento, apoyos

sobre mampostería, pernos de anclaje y pedestales estarán de acuerdo con

la sección 10.29 DIVISION I del AASHTO-96.

6.13.30 Sistemas de piso

Todo lo referente a los sistemas de piso estará de acuerdo con la sección

10.30 DIVISION I del AASHTO-96.

6.13.31 Diseño de elementos

Todos los detalles del diseño de elementos de acero estructural estará de

acuerdo a las partes C y D de la sección 10.30 DIVISION I del AASHTO-96,

para los métodos de cargas de servicio y factores de carga, respectivamente.


6.14 APOYOS ELASTOMETRICOS

El apoyo elastomérico es un dispositivo construido parcial o totalmente de

material elastomérico cuyo propósito es transmitir las cargas permitiendo

ciertos movimientos entre el tablero del puente y su soporte estructural. Esta

sección cubre el diseño de placas de apoyo sencillas (sólo de elastomero) y

placas de apoyo reforzadas (capas alternadas de acero aglutinadas en

elastómero). En los casos de apoyos reforzados deben evitarse las capas

elastométricas delgadas. Para lograr un mejor refuerzo, los apoyos pueden

tener unas placas de acero externas ligadas a las capas elastoméricas

superior e inferior.

Se establece además que los materiales, su fabricación e instalación de los

apoyos pueden ser concordantes con los requerimientos de la sección 18.2

de la DIVISION II de las especificaciones ASSHTO-96.

6.14.1 Definiciones

Se utilizan los siguientes términos:

Eje longitudinal: Eje del apoyo paralelo al eje longitudinal de las vigas

Eje transversal: Eje del apoyo perpendicular al eje longitudinal

A: Area plana gruesa del apoyo

bf: Ancho del ala de la viga de acero.

D: Diámetro del apoyo circular

Ec: Módulo de compresión efectivo del elastómero tomando en

cuenta la restricción a la deformación = 3G(1+2kS²) (psi).

Fy: Resistencia a la fluencia del refuerzo de acero (psi).

Fyg: Resistencia a la fluencia del acero de la viga (psi).

G: Módulo cortante del elastómero (psi) a 73º F.

H: Fuerza de corte de diseño del soporte (lb) = G A ∆H/ Hrt.

Hrt: Espesor total del apoyo (pul) = Σhri

Hri: Espesor de la capa de elastómero i (pul).

Hs: Espesor de una placa de refuerzo de acero (pul).

k: Constante que depende de la dureza del elastómero (ver

tabla 14.3.1 de la sección 14.3 de ASSHTO-96)


L: Longitud de apoyo rectangular paralela al eje longitudinal.

(pul).

P: Carga de compresión sobre el apoyo (lb).

S: Factor de forma de una capa del apoyo = área/área del

perímetro libre de deformarse.

=(LW)/[2Hri (L+W)] para apoyos rectangulares.

=D/(4Hri) para apoyos circulares.

Tf: Espesor del ala de la viga de acero.

W: Ancho de apoyo rectangular paralelo al eje transversal.

β: Factor de modificación, 1 para capas interiores de apoyos

reforzados, 1.4 para capas de recubrimiento y 1.8 para

apoyos sencillos. Si se espera que exista deslizamiento de

la superficie de los apoyos simples o de las capas exteriores

de apoyos reforzados, a criterio del diseñador se pueden

usar valores menores a los indicados, en todo caso β nunca

será menor de 1.0.

∆c: Deformación instantánea por compresión en el apoyo (pul).

∆h: Desplazamiento horizontal total de la superestructura

medida desde el estado en que el apoyo no se deforma

(pul).

∆s: Deformación por cortante del apoyo en una dirección para el

estado no deformado, considerando la flexibilidad del apoyo

(pul).

∈ci: Esfuerzo de compresión instantáneo en la capa del

elastómetro i (cambio del espesor /espesor no forzado).

θ: Rotación relativa de las capas de tope y fondo del apoyo.

(rad).

TL: Carga total

LL: Carga viva

x: Alrededor del eje transversal

z: Alrededor del eje longitudinal

σc: = P/A, Esfuerzo de compresión sobre el apoyo causado por

la carga muerta y viva sin impacto.


Como base del diseño se usará el modulo al cortante (G) a (23º C). Si el

material es especificado explícitamente por su módulo al cortante (G), ese

valor será usado en el diseño y de acuerdo a este las otras propiedades

pueden ser obtenidos de la Tabla 14.3.1 de la sección 14.3 DIVISION I del

ASSHTO-96. Si el material se especifica por su dureza, el módulo cortante

(G) se tomará como el valor más conservador del rango para esa dureza en la

Tabla 14.3.1 de la DIVISION I AASTHO-96. Valores intermedios serán

calculados por interpolación.

Los materiales con módulo al cortante mayor que 200psi o con dureza

nominal mayor que 60 no serán usados para apoyos reforzados. Bajo

ninguna condición la dureza nominal excederá de 70 o el módulo al cortante

excederá los 300 psi.

Los apoyos serán construidos de acuerdo a lo especificado en la sección 18.2

División II del AASHTO-96.

6.14.2 Proceso de Diseño

A menos que se prevea la deformación por cortante, el esfuerzo de

compresión promedio (σc), en cualquiera de las capas debe satisfacer las

siguientes condiciones:

σc(TL) ≤ GS/β (Ec. 6.24)

σc(TL) ≤ 1.000psi para apoyos reforzados, o

σc(TL) ≤ 800psi para apoyos sencillos

Estos límites de esfuerzos pueden ser incrementados en 10% cuando se

previene la deformación por cortante. En apoyos que contienen capas de

diferentes espesores, el valor S a utilizarse será el que produzca el menor

valor de la relación S/β. En apoyos en donde el material elastomérico es

especificado por su dureza, el valor de G a utilizarse será el menor del rango

dado por la Tabla 14.3.1 de la sección 14.3 DIVISION I del AASHTO-96.


La deformación por compresión ∆c será limitada con el fin de asegurar la

utilidad del puente y su sistema de apoyo. Las deformaciones debido a la

carga total y a la carga viva serán analizadas por separado.

La deformación instantánea será calculada según la Ecuación 6.25:

∆c = Σ∈ciHri (Ec. 6.25)

Los valores de ∈ci, podrán ser determinados por medio de las guías de diseño

de acuerdo a la dureza, esfuerzo de compresión y factor de forma que se

presentan en las Figuras 14.4.1.1 A y 14.4.1.2 B de la sección 14.4 DIVISION

I del AASHTO-96. Dichas tablas podrán ser usadas para las capas

intermedias de los apoyos con refuerzos, para apoyos sencillos. Para las

capas de recubrimiento de los apoyos con refuerzo igualmente se las usará

reemplazando el factor de forma S por la relación S/β. Cuando se va a

considerar las deformaciones a largo plazo, la deformación total se calculará

sumando a las deformaciones instantáneas la deformación debido a los

efectos del arrastre del elastómero. Las deformaciones a largo plazo pueden

afectar la utilidad del sistema de apoyo por lo que deben ser consideradas en

las juntas entre secciones del puente descansando sobre apoyos con un

diseño diferente y otras condiciones donde se espera deformaciones

significativamente grandes o se puede tener alguna deformación diferencial.

Las deformaciones a largo plazo también deben ser tomadas en cuenta

cuando se considera la redistribución de fuerzas en puentes con tramos

continuos causada por el asentamiento de algún elemento de soporte. Las

deformaciones debido al arrastre deben ser calculadas de acuerdo a la

información disponible sobre el material elastomérico utilizado.

Los movimientos horizontales del puente deben ser obtenidos considerando

la deformación máxima posible debido al arrastre, contracción y

postensionado, combinados con los efectos térmicos. La deformación

máxima por cortante del apoyo ∆s será tomada como el movimiento horizontal

del puente, tomando en cuenta la flexibilidad de la pila y los procedimientos

constructivos.


Si se instala algún dispositivo que permita el deslizamiento, ∆s no necesita

ser mayor que la deformación correspondiente al primer deslizamiento. Por lo

tanto, el apoyo debe ser diseñado según la Ecuación 6.26.

hrt ≥ 2∆s (Ec. 6.26)

Las deformaciones por rotación alrededor de cada eje se tomará como la

rotación máxima posible entre el tope y el fondo del apoyo causada por la

falta inicial del paralelismo y rotación del extremo de la viga. La rotación será

limitada por las Ecuaciones 6.27, 6.28 y 6.29.

θTL,X ≤ 2∆s / L (Ec. 6.27)

θ TL,z ≤ 2∆s / W, para apoyos rectangulares (Ec. 6.28)

√[(θ² TL,X + θ² TL,Z) ≤ 2∆s / D] para apoyos circulares. (Ec. 6.29)

Para asegurar la estabilidad, el espesor total del apoyo no debe exceder el

valor más pequeño de L/5, W/5 o D/6 para apoyos sencillos; y L/3, W/3 o D/4

para apoyos reforzados.

El refuerzo debe ser de acero estructural y su resistencia en libras por

pulgada lineales, en los niveles de esfuerzo de trabajo en cada dirección, no

tiene que ser menor que 1.700 hri.

Para este propósito, si las capas de elastómero son de diferentes espesores,

hri será tomado como el menor espesor de una de las dos capas

elastoméricas juntas al refuerzo de acero. La resistencia por pulgada lineal

se obtiene multiplicando el espesor del material de refuerzo por el esfuerzo

permisible.

El esfuerzo permisible será calculado tomando en cuenta considerando la

fatiga pero ignorando posibles agujeros en el refuerzo. No existen

recomendaciones para el refuerzo de acero; pero si son utilizados el espesor

del acero será incrementado por un factor (2 x ancho total/ancho neto).


6.14.3 Anclaje

Si la fuerza cortante de diseño, H, debido a las deformaciones del apoyo,

excede el 20% de la magnitud de la fuerza de compresión P, debido sólo a la

carga muerta, el apoyo debe estar asegurado contra el deslizamiento y no se

debe permitir que reciba fuerzas de levantamiento.

6.14.4 Fuerzas de Diseño para la Estructura de Soporte

Las fuerzas trasmitidas por el apoyo a la infraestructura están en función de la

rigidez del apoyo y de la flexibilidad de la infraestructura. Las fuerzas

máximas que serán trasmitidas a infraestructuras rígidas deben ser

calculadas de acuerdo a los siguientes criterios:

(a) Fuerza cortante

Si se va a instalar un dispositivo de deslizamiento, H será tomada como la

máxima fuerza que pueda ser transmitida por el dispositivo. Si no se instala

dicho dispositivo, la fuerza cortante de diseño no será menor que:

H = G A ∆h/hrt (Ec. 6.26)

∆h = el desplazamiento horizontal del tablero desde el estado en que el

apoyo no se deforma (pulg)

G = el módulo al cortante del elastómero a 23°F (psi)

hrt = el espesor total del apoyo (pulg)

A = el área plana gruesa del apoyo (pulg cuadrada)

(b) Momento

El momento inducido por la flexión de un apoyo rectangular alrededor del eje

paralelo al lado más largo, no será menor que lo mostrado en Ecuación 6.27:

M = (0.5 Ec) I θTL / hrt. (Ec. 6.27)

I = Wl³ / 12 (Ec. 6.28)


6.14.5 Atiesadores para vigas de acero

Las alas de las vigas de acero apoyadas en apoyos elastoméricos deben ser

atiesados para flexión lo suficiente para evitar el riesgo de daños en el apoyo.

Los atiesadores necesarios serán complementados por medio de placas de

suela o atiesadores verticales. Los requisitos de rigidez de esta sección no

reemplazan algún otro requisito de las especificaciones, pero deben ser

estudiados conjuntamente con ellos.

La vigas simétricas, alrededor de su eje menor (vertical), con una sola alma y

colocada simétricamente sobre el apoyo no necesita ser atiesada si se

cumple la Ecuación 6.29.

bf / 2 tf ≥ √( Fyg / 3.4 σc) (Ec. 6.29)

bf = el ancho total del ala en pulg.

tf = el espesor del ala en pulg

Fyg = la resistencia a la fluencia del acero de las vigas.

6.14.6 Previsiones para los efectos de instalación

Se deben tomar todas las precauciones durante el proceso de instalación de

las vigas, tales como tolerancias en el alineamiento, curvatura y otros

procedimientos que puedan afectar al apoyo durante la instalación. Los

apoyos serán colocados de tal manera que puedan ser reemplazados

posteriormente.

6.15 NORMAS SISMICAS

Esta sección se basa en los principios y normas estipuladas por la AASHTO-

96, las que serán consideradas como requerimiento mínimo.

6.15.1 Procedimiento

Estas Especificaciones son para el diseño y construcción de puentes, para

que resistan los efectos de movimientos sísmicos del tipo convencionales de

acero y concreto, con tramos que no excedan 150m.


Los puentes suspendidos o colgantes, tipo arco y puentes móviles no están

comprendidos en estas especificaciones.

Para puentes de tramos isostáticos, las conexiones entre los estribos y el

tramo del puente deben ser diseñadas para resistir el peso tributario en el

estribo, multiplicado por el coeficiente de aceleración y el coeficiente del sitio.

Esta fuerza debe ser considerada actuando horizontalmente en cada

dirección de análisis.

6.15.2 Zonificación Sísmica

Para la aplicación de esta norma, el país ha sido clasificado en cinco zonas

sísmicas, las mismas que se indican en la Figura 6.12. La Tabla 6.10

contiene los coeficientes de aceleración horizontal máxima del terreno en roca

expresados como una fracción de la aceleración de la gravedad.

Se diseñará para una vida útil de puentes de 50 años con un período de

retorno de 475 años y una probabilidad de excedencia del 10%.

TABLA 6.10 COEFICIENTE DE ACELERACION Ao

Zona Sísmica 50 años1 0.15 g2 0.20 g3 0.25 g4 0.30 g5 0.35 g

Sin embargo, para el diseño de aquellas estructuras que se encuentren muy

cerca de una falla activa, o donde se esperen duraciones largas de

terremotos y amplificaciones generadas por accidentes topográficos,

licuefacción de arenas, y donde la importancia de la obra es tal que amerite

consideraciones especiales, se recomienda al diseñador realizar estudios

específicos de peligrosidad sísmica.


6.15.3 Espectro Elástico

La aceleración espectral elástica está en función del período e importancia de

la estructura, y de las condiciones del suelo donde será implantado. Las

Ecuaciones 6.30, 6.31 y 6.32 definen la forma del espectro elástico que se

ilustra en la Figura 6.13.

Ae = (B) (α) (Ao) si T < T* (Ec. 6.30)

Ae = (B) (α) (Ao) (S) / T si T* < T < T+ (Ec. 6.31)

Ae = (α) (Ao) / 2 si T > T+ (Ec. 6.32)

Donde:

Ao = la aceleración horizontal máxima de la roca en el sitio del proyecto

expresada como una fracción de g (Ver Figura 6.12).

Ae = la aceleración espectral elástica para la estructura expresada como

una fracción de g.

T+ = el período de la estructura que define el fin de la rama descendente

del espectro e igual al 240% del coeficiente del suelo (S), en seg.

T = el período de la estructura en seg.

T* = el período que define el inicio de la rama descendente del espectro

e igual al 54% del coeficiente del suelo (S), en seg.

α = el coeficiente de importancia igual a 1 para los puentes en general.

Para los puentes críticos que impliquen problemas socio-económicos

graves (ie., puente sobre el río Guayas, puentes atirantados,

colgantes, segmentados, etc.), el coeficiente de importancia varía

entre 1.0 y 1.20.

S = el coeficiente del suelo, varía entre 1 y 2 (Ver Figura 6.13)

(Esto es aplicable para suelos estables)

B = el factor de amplificación dinámica que depende del tipo de suelo

(Ver Figura 6.13).


FIGURA 6.13 ESPECTRO ELASTICO Y COEFICIENTES DE SITIO (S) Y

DE AMPLIFICACION (B) SEGÚN EL TIPO DE SUELO.


Los efectos locales de la respuesta sísmica de la estructura de un puente

deben evaluarse con base en los perfiles del suelo, que se clasifican por

conveniencia para este tipo de análisis en 4 grupos, e independientemente

del tipo de cimentación.

(a) Perfil del Suelo S1

Está compuesto hasta la superficie por roca de cualquier característica, que

tiene una velocidad de la onda de cortante mayor o igual a 750m/s, o que

entre la roca y la superficie están conformados por suelos duros, o densos,

con un espesor menor de 60m, compuestos por depósitos estables de

arenas, gravas o arcillas duras, con una velocidad de la onda de cortante

mayor o igual a 400m/s.

(b) Perfil del Suelo S2

Es un perfil en donde entre la roca y la superficie existen más de 60m de

depósitos estables de suelos duros, o densos, compuestos por depósitos

estables de arcillas duras o suelos no cohesivos, con una velocidad de la

onda de cortante mayor o igual a 400m/s, o un perfil en donde entre la roca y

la superficie existen menos de 60m de depósitos estables de suelos de

consistencia media compuestos por materiales con una velocidad de la onda

de cortante cuyo valor está entre 270 y 400 m/seg

(c) Perfil del Suelo S3

Es un perfil en donde entre la roca y la superficie hay más de 20m de suelo

que contiene depósitos estables de arcillas cuya dureza entre mediana y

blanda, con una velocidad de la onda de cortante entre 150 y 270m/s, y que

dentro de ellos, en conjunto, hay menos de 12m de arcillas blandas.

(d) Perfil del Suelo S4

Es un perfil en donde dentro de los depósitos existentes entre la roca y la

superficie hay más de 12m de arcillas blandas caracterizadas por una

velocidad de la onda de cortante menor de 150m/s.


Cuando exista la posibilidad de que el suelo no sea estable, especialmente

ante la ocurrencia de un sismo, como puede ser en sitios en ladera o sitios

con suelos potencialmente licuables, no deben utilizarse las definiciones

dadas en la Figura 6.13; y habrá la necesidad de realizar una investigación

geotécnica que identifique la estabilidad del depósito, además de las medidas

correctivas, si son posibles, que se deben tomar para poder adelantar una

construcción en el lugar.

6.15.4 Espectro de Diseño

Se plantean factores de reducción de respuesta (R) a los resultados del

análisis espectral elástico, que equivale a la capacidad de disipación de

energía de la estructura, el mismo que depende del grado de ductilidad que

éstas puedan desarrollar.

Para el factor de reducción, se utilizará la Tabla 3 10.7.1-1 indicada en la

página 3-55 del Standard Specificaction for Highway Bridges de la AASHTO

96 (Rev. 1998), agregando la palabra “estribos” al primer item, y eliminando la

tercera columna “otros.”

De igual modo, se utilizará la Tabla 3.10.7.1-2 del mismo libro de la AASHTO

para los factores R de conexiones.

En consecuencia, las ordenadas del espectro de diseño de puentes (Ad)

queda definido por las Ecuaciones 6.33, 6.34 y 6.35.

Ad = (B) (α) (Ao) / R si T < T* (Ec. 6.33)

Ad = (B) (α) (Ao) (S) / (T) (R) si T* < T < T+ (Ec. 6.34)

Ad = (α) (Ao) / 2 R si T > T+ (Ec. 6.35)


6.15.5 Fuerzas de Diseño

Para el análisis y diseño de puentes de un solo tramo no se aplican los

requisitos especiales de diseño sísmico mencionados en la AASHTO 1996.

En lugar de un análisis riguroso, los estribos entre el tramo del puente (vigas-

tablero) deberán diseñarse para resistir las fuerzas determinadas por el peso

tributario en el estribo multiplicado por el coeficiente de aceleración y el

coeficiente de sitio, las fuerzas deben ser consideradas actuando en cada

dirección restringida del ancho de los apoyos deben satisfacer el expresado

en 3.10 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

Las fuerzas elásticas y los desplazamientos serán determinados de acuerdo a

la categoría de comportamiento sísmico (SPC) de la AASHTO 1996, de la

siguiente manera:

Para SPC A: Se determinan las fuerzas de diseño y desplazamientos según

los artículo 5.2 y 5.3, respectivamente de la AASHTO-96 DIVISION I-A.

Para SPC B, C y D: Se determina el procedimiento de análisis de acuerdo al

artículo 4.2 del AASHTO-96 DIVISION I-A que sigue: (1) método de la carga

unitaria; (2) método espectral del modo fundamental; (3) método espectral con

varios modos de vibración; (4) método de la respuesta en función de tiempo.

Se determinan las combinaciones de fuerzas ortogonales, según artículo 3.9

del AASHTO-96 DIVISION I-A: (1) 100% sentido longitudinal + 30% sentido

transversal; (2) 30% sentido transversal + 100% sentido longitudinal.

Se determinan las fuerzas de diseño

SPC = B, artículo 6.2 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = C y D, artículo 7.2 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

Se determinan las desplazamientos de diseño

SPC = B, artículo 6.3 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = C y D, artículo 7.3 del AASHTO-96 DIVISION I-A.


Se diseñan los componentes estructurales

SPC = B, sección 6 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = C y D, sección 7 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

Se diseñan las cimentaciones

SPC = B, sección 6 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = C y D, sección 7 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

Se diseñan los estribos

SPC = B, artículo 6.4.3 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = C, artículo 7.4.3 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

SPC = D, artículo 7.4.5 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

Se diseñan las losas de aproximación

SPC = D, artículo 7.4.5 del AASHTO-96 DIVISION I-A.

6.15.6 Consideraciones para el Diseño Sísmico de Estribos y Muros de

Contención.

Los estribos son los apoyos extremos del puente, y deben diseñarse para

soportar las cargas de la superestructura, los empujes estáticos de las tierras

y las fuerzas sísmicas, según lo dispone el AASHTO-96, Secciones 5, 6 y 7,

con capacidad para experimentar desplazamientos de cierta importancia, no

controlados; cualquier método alternativo al método Mononobe-Okabe, para

estimar la presión de tierras bajo acción sísmica, podrá aplicarse con una

justificación técnica, cuya relación deberá estar condicionada por la magnitud

de los desplazamientos horizontales y deformaciones que la estructura

experimenta bajo la acción sísmica.

(a) Análisis por el método de Mononobe Diseño

El diseño de los estribos y muros de contención debe tener en cuenta las

fuerzas sísmicas transmitidas por los apoyos de la superestructura y además

el aumento de la presión lateral de tierra durante los sismos por algún método

conveniente, tal como el de Monobe – Okabe.


Si el movimiento horizontal del muro o estribo no está restringido (apoyos

deslizantes de la superestructura y además estribos o muros no restringidos

en su desplazamiento horizontal por anclajes ni pilotes inclinados) puede

usarse un coeficiente sísmico kh = A/2, siempre que se diseñan los apoyos de

la superestructura de modo que permitan desplazamiento eventuales del

estribo durante los sismo. En caso contrario se recomienda usar el método

de Mononobe- Okabe con un coeficiente sísmico kh = 1.5 A como primera

aproximación.

Monobe y Matsuo (1929) y Okabe (1926) modificaron la clásica solución de

Coulomb para tomar en cuenta la fuerza de inercia correspondiente a las

aceleraciones horizontal y vertical kh y kv, respectivamente, actuando en todos

los puntos de una superficie asumida de falla.

PAE = ½ γ (1- kv) H² KAE (Ec. 6.34)

γ = el peso especifico del relleno

H = la altura del muro

KAE = el coeficiente del esfuerzo activo en función del ángulo de fricción del

material de relleno, el ángulo de fricción entre el material de relleno y

el muro y el coeficiente de aceleración

De acuerdo a la sugerencia de Seed & Whitman, el coeficiente del esfuerzo

activo se define por la Ecuación 6.35.

KAE = KA +(3/4)kh (Ec. 6.35)

KA = el coeficiente estático de empuje activo

Esta fórmula podrá ser aplicada para las condiciones de proporcionar drenaje

por debajo de la zona potencial de fallo (atrás del muro) y también en el frente

del muro, si hay suelos no cohesivos que permitan desarrollar la resistencia

pasiva requerida. La fuerza dinámica puede ser aplicada a 0.6 H de acuerdo

a estudios de Seed & Whitman, y la fuerza activa de empuje de tierra a 0.33H.

Por composición de fuerza se obtiene la posición de la resultante PAE.

CORPECUADOR – NORMAS INTERINAS 6 - 120 COA – 06/99

6.16 MISCELANEOS

En esta sección se tratan los temas de juntas de expansión y drenaje superficial de

la superestructura.

6.16.1 Juntas de expansión

El diseñador deberá tener en cuenta el tipo de superestructura, el medio

ambiente y el impacto del tráfico en el diseño de las juntas. Como existe una

gran variedad de diseños de juntas, el diseñador considerará además las

experiencias pasadas sobre el comportamiento de estos tipos de juntas antes

de proceder a la selección.

Juntas de expansión siempre han sido consideradas como un mal necesario.

Los primeros puentes tuvieron juntas de expansión que consistían en material

bituminoso premoldeado sobre los cuales se colaba asfalto. Este asfalto fue

posteriormente reemplazado por un compuesto de polisulfatos. Juntas tipo

“finger” han sido utilizados para permitir un movimiento máximo de 22cm.

Algunos de estas juntas fueron sido equipadas con neopreno o con canaletas

metálicas para permitir el drenaje del agua fuera de la junta. Con el tiempo,

éstos elementos fallaban y nuevas alternativas surgieron. Juntas con ángulos

de acero empotrados en el hormigón estructural y soldados en la armadura

metálica del diafragma horizontal (losa) han sido utilizadas con relativo éxito a

través de los años. A otros intentos se suman las juntas con membranas de

neopreno ancladas entre placas de acero que a su vez están soldadas a

ángulos empotrados. En definitiva, muchos diseños han sido desarrollados

con el fin de minimizar el número de juntas y con ello, los problemas

asociados.

(a) Proceso de diseño

El proceso de diseño de juntas de puentes comprende de dos etapas. La

primera involucra a un diseño preliminar, que consiste en detallar, investigar,

evaluar (sobre materiales) y seleccionar el tipo de junta a utilizar en el

proyecto. La segunda consiste en el análisis, diseño y detallamiento final del

sistema escogido.


(b) Diseño

En general, la experiencia indica que los métodos analíticos de diseño de

juntas disponibles no han podido reproducir, hasta el momento, las

condiciones reales de servicio. La práctica sugiere, en cambio, que las juntas

de expansión son un producto del ingenio que debe ser probado por medio de

ensayos y experimentos bajo las mismas condiciones de servicio.

Las juntas no deben comprometer la durabilidad de los materiales cercanos;

ni presentar dificultades al tránsito vehicular, peatonal y de ciclistas; ni ser la

causa de un excesivo ruido o vibración de la superestructura. Por el

contrario, las juntas deben ser diseñadas e instaladas perfectamente

alineadas, niveladas y empotradas de tal manera que presten un servicio

cómodo y seguro al usuario, asi como facilidades a la inspección, al

mantenimiento y a las eventuales reparaciones que se deban ejecutar.

(c) Instalación

La instalación de las juntas es laboriosa. Las partes empotradas deben ser

previamente ancladas y soldadas a la armadura del diafragma horizontal o

losa antes de su fundición. La experiencia ha demostrado que si se realiza la

instalación después de la fundición, la durabilidad del sistema no es muy

confiable. El uso de pernos empotrados a través de perforaciones en la losa

y ajustados mediante un sistema tipo “taco fisher” ha mostrado iguales

resultados de desaliento.

Cualquier error en el alineamiento horizontal y vertical de las juntas durante

su instalación comprometerá seriamente la integridad del sistema durante su

vida útil. Esto puede además propiciar la tendencia al ruido y a la vibración

del tablero por el paso de los vehículos cuando impactan con la parte

sobresaliente de la junta y ésta a su vez contra sus apoyos.

Por lo tanto, los niveles de las juntas de expansión se mantendrán en perfecta

alineación con el nivel del hormigón estructural de la losa, que es el de

rodadura; ya que no se permitirá el uso de carpeta asfáltica.


(d) Mantenimiento

Los problemas han sido numerosos. Por ejemplo, las esquinas sin armadura

se despostillan; anclajes empotrados se han partido. Las juntas abiertas con

ángulos pequeños y barras de anclaje cortas y en línea consistentemente se

han desmoronado. Al parecer, la causa ha sido una pequeña rotación del

ángulo de borde sometido al tráfico vehicular. Placas deslizantes siempre se

golpean durante el paso de los vehículos, y son muy difíciles de reparar. Es

más, la placa superior pierde fijación, se afloja y se vuelve peligrosa. Las

juntas de aluminio con anclajes atornillados se han levantado bajo la acción

de tráfico pesado y se han vuelto igualmente peligrosas.

Los sellos en las juntas también tienden a fallar. Sellos a compresión

usualmente filtran debido a irregularidades en la abertura, al uso de métodos

de instalación o debido a problemas del alineamiento de las juntas.

(e) Recomendaciones

El diseñador deberá mantener, en lo posible, la continuidad en el diafragma

horizontal o losa del puente. Esto implica el reducir el número de juntas de

expansión. Cuando las estructuras de puentes se diseñan sobre ríos y

esteros en zonas de ambientes, se recomienda el uso de juntas abiertas con

esquinas reforzadas de acero, tal como se ilustra en la Figura 6.14.

Las juntas de todos los pasos a desnivel serán selladas. Nuevas tecnologías

de juntas y sellos aparecen continuamente en el mercado, cuyo uso deberá

ser aprobado por la entidad administradora del proyecto.

Para definir el movimiento total requerido en una junta de expansión, el

diseñador podrá considerar una variación de temperatura de 50°C para

estructuras de acero y de 25°C para estructuras de hormigón. En base a

estos criterios se determina un ancho de 100mm para las superestructuras de

acero y de 50mm para las de hormigón por cada 100 metros de longitud de

tablero a dilatarse. El ancho de la junta debe estar al 60% de la capacidad

total de movimiento al momento de su instalación, a menos que el proveedor

determine lo contrario; y la abertura de la junta no sobrepasará de 100mm a

la más baja temperatura estimada.


FIGURA 6.14. DETALLE DE UNA JUNTA DE EXPANSION ABIERTA CON

ESQUINAS REFORZADAS


Materiales de sello que se vierten en las juntas del tipo bituminoso no serán

utilizados cuando se esperan movimientos totales mayores a los 12mm. El

uso de sellos del tipo silicón de baja rigidez que son muy utilizados en las

juntas de pavimentos rígidos son recomendados para juntas de tableros de

puentes con movimientos pequeños.

Las juntas del tipo “finger” son sujetas a una variedad de condiciones de

soporte. Los dientes son usualmente manufacturados para una resistencia a

la flexión superior a los esfuerzos de trabajo, con dientes con espesores de

hasta 50mm. En ocasiones, se utilizan rigidizadores bajo los dientes para

limitar su espesor. La Figura 6.15 muestra un ejemplo de este tipo de junta.

(f) La Tendencia Moderna

La tendencia moderna en puentes es la de reducir el número de juntas, y así

reducir el número de problemas en el tablero y los altísimos costos de

mantenimiento y reparaciones. Cuando la junta es eliminada, el tablero se

vuelve continuo y las vigas trabajan en forma continua para resistir las cargas

vivas a través de la sección compuesta.

Esta técnica permite optimizar el uso de las vigas presforzadas para que

trabajen ya no como simplemente apoyadas (sistema isostático diseñadas

para resistir sólo momentos positivos) sino como componente de una

superestructura que trabaja en forma continua en un sistema hiperestático.

Al ser las vigas utilizadas en puentes de tramos continuos, el sistema deberá

resistir también los momentos negativos. El método más popular y

económico para estos fines es el de ubicar acero de refuerzo convencional en

el diafragma horizontal (losa) para resistir el momento negativo generado

sobre la pila. Otro método altamente cotizado es el uso de conectores de

postensado sobre la pila, de tal manera que la trayectoria de los cables de

presfuerzo continua con el siguiente tramo, proveyendo de esta manera,

resistencia tanto para el momento negativo como para el momento positivo de

varios tramos. Una característica adicional de este método es el pretensado

que se utiliza para soportar el peso propio de la viga y en ocasiones, el peso

de los diafragmas horizontales y verticales que son fundidos en sitio.


FIGURA 6.15 DETALLES DE LAS JUNTAS TIPO “FINGER”


6.16.2 Drenaje Superficial

Originalmente, el drenaje superficial del tablero de un puente ha sido

detallado con pendientes transversales rectas; posteriormente, éstas fueron

detalladas a manera de una corona parabólica, pera luego se regresó a las

pendientes transversales rectas. Valores de estas pendientes han variado

considerablemente a través de los años; aunque, la pendientes del 2% ha

sido, al parecer, la preferencia de los diseñadores.

En curvas horizontales, los puentes deben llevar una sobre-elevación, la cual

se diseñará según las especificaciones establecidas en el Diseño Geométrico

(ver Capítulo 2.), aunque en ningún caso excederá del 8%.

Para descargar las aguas, el diseñador especifica el uso de sistemas de

drenes abiertos o cerrados. Al parecer, el número de sistemas de drenajes se

ha estandarizado en dos por tramo o dos por cada fundida de hormigón en

caso de tableros continuos. En los cincuenta, el detalle aceptado fue el uso

de orificios abiertos de 15mm como dren; a ellos se fueron incorporando

chaflanes en la forma de depresiones triangulares de ¾“ ubicados alrededor

de cada dren. Usualmente estos drenes eran espaciados cada 6m con una

nota de omitirlos en el punto alto. Este sistema es todavía utilizado y se lo

ilustra en la Figura 6.16.

El Hidroplaneado de los vehículos empezó a ser un punto que afectaba la

seguridad vial en los tableros de los puentes. La solución ha sido en muchos

casos, el especificar una textura rugosa de 1.3mm de profundidad en la

superficie del hormigón (ie., no se utiliza carpeta asfáltica). Esto ha sido

determinado ya que se ha demostrado que con ello se provee de suficiente

almacenamiento de agua para reducir el espesor de la película de agua que

causa el hidroplaneado de los vehículos.

Existe una demanda creciente para el uso de sistemas cerrados de drenaje,

especialmente en zonas urbanas por razones estéticas, y para proteger al

tráfico que circula en niveles inferiores, y para evitar la contaminación y

erosión del medio ambiente.


FIGURA 6.16 DETALLES DEL SISTEMA DE DRENAJE ABIERTO


El diseño ha sido por intuición en la mayoría de los casos del uso de sistemas

de drenaje abierto. En drenes abiertos, la descarga puede causar corrosión

en los elementos de la estructura, en especial en zonas de ambiente salino,

Además, la inadecuada o muy poca provisión de drenaje en la aproximación

del puente con el pavimento ha causado graves erosiones en el relleno; y la

estética puede quedar severamente comprometida con las manchas que se

observan en las superficies del hormigón.

Para el diseño de los sistemas de drenaje cerrados se requiere usualmente

de los servicios de un ingeniero hidráulico. Un punto de preocupación es el

uso de sumideros en sistemas cerrados pues éstos son altamente

susceptibles a taponamientos debido a la acumulación de basura. La estética

y el medio ambiente se ven menos afectados al requerir el uso de bajantes y

cajas de registro que pueden ser fácilmente mantenidas en sitios poco

visibles. La Figura 6.17 muestra detalles de un dren cerrado.

En definitiva, a no ser que sea recomendado por la entidad administradora del

proyecto, los drenes en los tableros de puentes deben ser ubicados de

acuerdo las direcciones de un ingeniero hidráulico, a menos que se

seleccione un sistema abierto. No obstante, la exigencia ciudadana por el

uso de sistemas de drenaje cerrado va en aumento.

El “Bridge Division Hydraulic Manual– 97” sugiere que el ingeniero hidráulico

utilice un factor de descarga igual a 0.9, un tiempo de concentración de 5

minutos, una intensidad de lluvia de 200mm/h y una rugosidad de Manning

igual a 0.015 en los diseños de drenaje cerrado de los tableros de puentes.


FIGURA 6.17 DETALLES DEL SISTEMA DE DRENAJE CERRADO


6.17 FORMATO DE INFORMES PARA ESTUDIOS DE CAMPO: PUENTES Y

VIADUCTOS

6.17.1 Informe preliminar de estudios de campo de puentes

a) El objeto de este informe preliminar es dar a conocer al Departamento de

Puentes, (o su correspondiente) la magnitud e importancia del puente por

estudiar, así como las dificultades técnicas que presenten a primera vista

en los diversos aspectos del problema. Otro objeto que se persigue con

este Informe es el de lograr coordinación y economía en el trabajo de las

Brigadas de Campo de Puentes.

b) Dado que se trata de un Informe Preliminar debe mandarse al

Departamento de Puentes (o su correspondiente) con la mayor brevedad

posible; ordinariamente no se requerirán más de tres días de trabajo para

ello cuando se trate de puentes chicos; ni más de una semana cuando se

trate de puentes grandes o de varios puentes que se estudien en un tramo.

c) Ordinariamente se encontrará al hacer el estudio preliminar que existe más

de un cruce factible para el puente en cuestión; así pues, cada una de las

preguntas del presente informe hay que contestar lo relativo a cada uno de

los cruces estudiados, para lo cual se les dará el nombre que tengan o se

les asignará una numeración arbitraria.

• Datos de localización del puente y de construcción del camino.

Puente : Sobre el ______________________

Camino : _________________________Tramo: _______________________

Localización del cruce según el kilometraje local y su equivalente (aunque sea

aproximado) en el kilometraje definitivo______________________________

_____________________________________________________________

Dígase que grado de urgencia existe de que sea hecho este estudio o si solo

hay que hacerle para ir preparando trabajo para un futuro programa de

construcción.___________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________


Dígase si el problema de cruzamiento del río está afectado por el hecho de

que haya dos o más soluciones de trazo del camino; como por ejemplo en el

caso en que esté por resolverse si el camino ha de tocar o no determinada

población, en cuyo caso hay dos probables localizaciones para el puente,

etc.___________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase si por acuerdo de alguna autoridad ya se ha designado algún sitio

determinado para el cruce, y en caso de ser posible dénse las razones que

decidieron tal determinación._______________________________________

______________________________________________________________

_____________________________________________________________

Si el ingeniero a quien se encomendó este reconocimiento está en libertad de

elegir la localización del puente, dígase cuántos sitios probables hay de cruce

y que ventajas generales ofrece a cada uno, tanto desde el punto de vista

técnico, como desde alguno otro que sea oportuno______________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase en que fase se encuentra el trabajo en el camino al hacer este

reconocimiento. ( Si no ha sido hecho aún reconocimiento del terreno para el

trazo del camino; si hay ya línea preliminares; si ya se está construyendo el

camino; si ya está terminado, etc).__________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

En caso de estar el camino en la zona cercana al cruce, en la fase de

construcción, dígase si los terraplenes, revestimiento de pavimentación u

obras de arte están ya hechas o están haciéndose y que tramo se ha dejado

sin construir por ambos lados del río para dar margen a un cambio de

localización del puente o de elevación de rasante.______________________

______________________________________________________________


En caso de que los terraplenes, revestimiento, pavimentación u obras de arte

próximos al puente ya estén hechas (o en proceso de construcción), y de que

exista la posibilidad de desechar parte de esos trabajos (ya sea por cambios

en el cruce o en la elevación de la rasante) hágase una estimación

aproximada del costo de los trabajos por desechar._____________________

______________________________________________________________

Como complemento del inciso anterior, hágase una estimación aproximada

de los terraplenes, revestimiento, pavimentación u obras de arte nuevos que

se tendrían que construir en el tramo que substituya el

desechado._____________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dándose un croquis sencillo (dibujando a lápiz en papel tamaño “modelo” del

Departamento de Puentes o su correspondiente) en el que se haga aparecer:

la línea (o líneas) del camino; el cauce del río; la configuración topográfica del

terreno tomada “a ojo “; los puentes cercanos existentes sobre el río; otras

vías de comunicación; los edificios, casas, calles, propiedades privadas; los

accidentes naturales, etc.etc. Póngase aquí alguna nota referente a ello:____

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase si hay que demoler algún puente existente, o bien demoler o

indemnizar propiedades vecinas. Estímese toscamente los costos

aproximados y descríbanse las condiciones existentes, acompañando

además, fotografías o dibujos, o croquis de la estructura existente._________

______________________________________________________________

Anótense otros datos útiles a juicio del observador y recomendaciones

especiales relativas al estudio del puente.____________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________


• Datos hidráulicos

Dígase si el cauce del río es recto y limpio en el cruce, o si tiene isletas u

otros obstáculos_________________________________________________

______________________________________________________________

Si tiene el río alguna curva horizontal muy próxima del lado aguas arriba

del cruce, dígase que razones hay o hubo para elegir ese sitio

(especialmente si puede haber peligro de socavación o de que el río cambie

su curso)_______________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase si el río es de carácter torrencial, o si tiene

permanente.____________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase que tirante y anchura de lámina de agua tiene el río en estiaje; y

cuales aproximadamente en aguas máximas.__________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase que velocidad superficial tiene el río en estiaje, o en la época en que

se haga este reconocimiento; y cual se cree que tendrá aproximadamente en

crecientes máximas extraordinarias.________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________


Dígase si recibe el río (y a que distancia) algún afluente, aguas arriba o

aguas abajo del cruce, y que influencia podrían tener estas circunstancias

en el funcionamiento hidráulico del puente.

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase si queda el cruce a distancia relativamente corta del punto en que

el río desemboca en otro de caudal mayor, o si desemboca en un lago o en

el mar; y hasta que grado afectaría el funcionamiento hidráulico del puente

el remanso producido por una sobrelevación del tirante en el río, lago o

mar, en que desemboca el que se estudia.__________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase si tiene el cauce del río, a distancia relativamente corta aguas

abajo del cruce, una barra natural de arena, una presa de derivación o

cualquier otro obstáculo que produzca remanso en la corriente y hasta que

punto afectarían estas circunstancias al funcionamiento hidráulico del

puente.

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________


• Datos de cimentación

Dígase que clase y tamaño de materiales cubren el lecho del río.-

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase que condiciones de cimentación parece haber a primera vista para

el desplante de los apoyos del puente; o si ya fueron hechos sondeos en

alguna ocasión dígase quién los hizo, por que procedimiento fueron

hechos y que se encontró en ellos._________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Siempre que sea posible, hágase un sondeo rápido con posteadora, o

ábrase un pozo si esto resulta fácil dénse los resultados ( no se trata de

los sondeos completos que deberán hacerse al efectuar el estudio

detallado del puente)_____________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

• Datos de construcción

Dígase qué probabilidades hay de poder construir el puente con obra falsa

económica._____________________________________________________

Dígase que probabilidades hay de tener que trabajar en medio de la

corriente al construir las pilas del puente y que clase de ataguías o

procedimientos de desviación de la corriente habría que emplear,

probablemente. _________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Dígase que probabilidades hay de tener que además las excavaciones

por hacerse en materiales desleznables._____________________________

______________________________________________________________


Dígase que probabilidades hay de tener que hacer las excavaciones en

agua a causa de abundantes filtraciones, aunque no tengan que hacerse

en el cauce mismo.______________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Indíquese la necesidad de construir una desviación, un puente provisional,

o un vado ; o bien , dígase si existe ya un paso provisional que asegure

el tránsito durante la construcción. _________________________________

______________________________________________________________

• Datos de costo, tiempo y elementos de trabajo necesarios para

efectuar el estudio del puente

Dígase que características o dificultades ofrece el terreno para poder

tomar los datos topográficos, hidráulicos, de cimentación, etc., con el objeto

de que el departamento de Puentes o su correspondiente tenga desde

luego una idea del costo, tiempo y elementos de trabajo (personal; equipo;

materiales; herramientas; etc.) que Ingeniero de puentes necesite para

hacer el estudio de detalle.________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Hágase una lista de dichos elementos de trabajo (personal; equipo;

materiales, herramientas, etc.) para que el departamento de puentes o su

correspondiente vea la manera de proporcionales._____________________

______________________________________________________________

Formúlese un programa de trabajo en que se exprese la forma en que se

hará este y el tiempo que durará aproximadamente

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________


Formúlese un proyecto del presupuesto total aproximado para efectuar

el estudio de detalle y justifíquese en forma

concisa._______________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

_________________________ ___________________________

Lugar y Fecha Nombre y Firma

El día de de________________________________________

Fecha en que salió el Ingeniero a la comisión de que se trata

______________________________________________________________

Fecha en la que se recibió este Informe Preliminar

6.17.2 Informes de estudios de cimentación

a) Datos de la obra

Tipo de la obra: __________________________________________

Camino : _________________________________________________

Tramo : _________________________________________________

Localización :________________________Origen:_________________

b) Exploración y muestreo

Número; Tipo y profundidad de sondeos:___________________________

___________________________________________________________

___________________________________________________________

___________________________________________________________

Tipo de muestras :_____________________________________________

____________________________________________________________

Profundidad del nivel Freático :___________________________________

____________________________________________________________


c) Prueba de laboratorio

Peso específico relativo ( ) Compresión triaxial rápida ( )

Peso volumétrico en estado natural ( ) Compresión triaxial rápida ( )

consolidada.

Granulometría por mallas ( ) Compresión triaxial lenta ( )

Límites de plasticidad ( ) Consolidación ( )

Humedad natural ( ) Compactación ( )

Compresión simple ( )

Otras : ________________________________________________________

d) Estratigráfia y tipo de formación

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Otros datos y observaciones:______________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

e) Cálculos.

i) Capacidad de carga por

Superficie. ( ) Pilotes de punta ( )

Compensación parcial ( ) Pilotes de Fricción ( )

Compensación total ( ) Cilindros ( )


Otros :______________________________________________________

• Módulo de reacción ( )

• Hundimientos ( )

• Estabilidad terraplenes de acceso ( )

• Otros Cálculos: ______________________________________________

____________________________________________________________

____________________________________________________________

Observaciones :

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

f) Conclusiones y recomendaciones

Tomando en cuenta las características geológicas y Topohidráulicas del

lugar del cruce, se recomienda proyectar cimentación por ................,con

.........................., debiendo cumplir con lo siguiente.

• Profundidad de desplante.

Para apoyos en el lado de la margen derecha, la profundidad mínima

será .........bajo el nivel del terreno natural, debiendo quedar la artista

del cimiento más cercana del talud o al perfil de excavación, a una

distancia mínima horizontal .

Para apoyos en el lado de la margen izquierda , la profundida mínima

será ...... y la distancia mínima horizontal del cimiento al talud o perfil

de socavación , será.


• Para todos los casos, la capacidad de carga permisible será ....

Ton/m2

................existirán problemas para asentaminetos diferenciales, ni

de........... inestabilidad de los terraplenes de acceso.

• Las excavaciones podrán hacerse con taludes ....... las filtaciones podrán

extraerse con un sistema.........................

6.17.3 Informe de campo para proyectos de puentes y viaductos

a) Datos de localización

Puente _________________________________ sobre ________________

Obra Vial ______________________________________________________

Tramo _______________________________ Sub tramo _____________

Estación _______________________________Origen __________________

Esviajamiento _________________________________________________

Elevación y descripción del banco de nivel ___________________________

______________________________________________________________

Acompáñense los planos siguientes:

• Planta Topográfica general

• Planta Topográfica detallada

• Perfil general del terreno según el eje de la obra vial

• Perfil detallado del terreno según el eje de la obra vial

• Croquis de la región del cruce

Otros datos útiles a juicio del observador:

______________________________________________________________

______________________________________________________________

b) Datos hidráulicos

Acompáñense plano de pendientes y secciones hidráulicas mostrando la

sección en el cruce y secciones auxiliares con:

Nivel de aguas mínimas _____________________________________


Nivel de aguas máximas ordinarias _____________________________

Nivel de aguas máximas extraordinarias________________________

Velocidad superficial en el cruce _________________________________

Nivel de aguas al medir la velocidad superficial ______________________

Acompáñense hojas de CALCULOS HIDRAULICOS, los tramos en que se

midan secciones pendientes y velocidades del agua deben ser lo mas

uniformes que sea posible en alineamiento y pendiente.

Si el río desborda en máximas avenidas, indicar el ancho aproximado de

las llanuras de inundación en :

Margen derecha _____________________ margen izquierda ____________

Fecha de la creciente máxima que se estudia ______________________

Frecuencia y duración de las crecientes máximas extraordinarias

______________________________________________________________

_____________________________________________________________

Meses del año que se efectúan __________________________________

Caracteres generales y dimensiones aproximadas de los materiales de

arrastre y cuerpos flotantes_______________________________________

______________________________________________________________

¿Es estable el cauce de la sección estudiada, o tiene tendencia a

divagar?.

______________________________________________________________

_____________________________________________________________

¿Cuál es la tendencia general de la corriente a largo plazo en el lugar del

cruce; socavar o depositar?_______________________________________

______________________________________________________________


¿Hay posibilidad de que el remanso que produzca el puente perjudique las

propiedades vecinas?____________________________________________

Si debe demolerse algún puente existente, construir uno provisional o

afectar propiedades vecinas, estímense los costos aproximados._________

______________________________________________________________

Depósito o corriente (mar, lago, presa, río etc.) donde desemboca el río,

distancia al cruce e influencia en el funcionamiento hidráulico_________

______________________________________________________________

Indicar si existe un cambio de pendiente de suave a pronunciada o una

cascada cerca del cruce (hasta una distancia en la que haya influencia

en el funcionamiento hidráulico): anote su ubicación._________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Obstáculos (barra, isleta, etc.), distancia al cruce e influencia en el

funcionamiento hidráulico._________________________________________

______________________________________________________________

Claro mínimo que deberán tener los tramos del puente para permitir el

paso de los cuerpos flotantes ._____________________________________

______________________________________________________________

Distancia libre vertical que deberá dejarse entre el nivel de aguas

máximas extraordinarias y la parte inferior de la estructura para permitir el

paso de los cuerpos flotantes._____________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Si existen puentes cercanos al cruce dense los datos siguientes:

Ubicación:______________________________________________________

______________________________________________________________

Número longitud y altura libre de los tramos ________________________


Area hidráulica bajo el puente según el:N.A.M.E.______________________

Area total bajo el puente _________________________________________

¿El área total bajo el puente se suficiente, insuficiente o excesiva? ___

______________________________________________________________

¿Hay indicios de socavación en el terreno inmediato a las pilas y estribos o

en los terraplenes de acceso?______________________________________

______________________________________________________________

Tipo de cimentación que se empleo_________________________________

Adjúntese croquis del puente.

Otros datos útiles a juicio del observador :__________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

c) Datos hidrológicos

Area de la cuenca _______________________________________________

Fuente de información del dato anterior_____________________________

______________________________________________________________

Pendiente media de la cuenca____________________________________

Pendiente media del cauce ____________________________________

Precipitación media anual en la cuenca_____________________________

Región Hidrológica a la que pertenece _____________________________

______________________________________________________________

Forma y características Topográficas de la cuenca (plana, lomerío,

montañosa, redonda , alargada, etc.)________________________________


Características geológicas de la cuenca.____________________________

______________________________________________________________

Permeabilidad media .____________________________________________

Distribución de la vegetación en la cuenca _________________________

______________________________________________________________

Estaciones hidrométricas cercanas:

Sobre el río ________________________________________________

Sobre otros ríos cercanos dar nombre de ellos ____________________

______________________________________________________________

Caudal máximo de Diseño _______________________________________

Método empleado para su obtención ________________________________

¿Existen circunstancias en la cuenca de captación que modifiquen el

caudal teórico de diseño _________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

d) Datos de cimentación

Descripción de los materiales que forman el fondo y los márgenes del

cauce._________________________________________________________

______________________________________________________________

Acompañase un corte, estratigráfico elaborado con base en observaciones

de la zona con excavaciones cielo abierto y sondeos indicando el nivel

freático.

Indíquese el máximo nivel de agua que se presentó en las excavaciones y

el tiempo en que alcanzó dicho nivel. _______________________________

______________________________________________________________


Métodos que se emplearon para hacer los sondeos.__________________

______________________________________________________________

¿Hay alguna parte de la sub-estructura cuya construcción requiera

ataguías tables tacados, bombeo,etc. o bastará con desviar el

cauce?________________________________________________________

______________________________________________________________

Otros datos útiles a juicio del observador :____________________________

______________________________________________________________

e) Datos de construcción

Dénse para cada uno de los siguientes materiales u mano de obra, los datos

solicitados:

Calidad Lugar de Abaste Distancia y Condi Costo probable

Material o cimiento ciones de Acarreo del Material.

Marca

Cemento _____________________________$_______________Ton_____

Cal _____________________________ $_______________Ton_____

Arena de banco u ob

tenida de piedra tritu-

rada. _____________________________________________________

_____________________________________________________

Grava de banco u ob

tenida de piedra tritu-

rada. _____________________________________________________

_____________________________________________________

Piedra para mampos

tería de o de

banco. _____________________________________________________

_____________________________________________________


Agua potable y para,

Hormigón. ____________________________________________________

____________________________________________________

Madera de primera ______________________________________________

____________________________________________________

Madera de segunda ____________________________________________

____________________________________________________

Madera rolliza _________________________________________________

___________________________________________________

Acero estructural _______________________________________________

____________________________________________________

Acero de Refuerzo ______________________________________________

_____________________________________________________

Tubería de acero es

tructural para obra

Falsa. _____________________________________________________

______________________________________________________

______________________________________________________

Clima dominante en la región _____________________________________


______________________________________________________________

______________________________________________________________

f) Datos de tránsito

Ancho de la corona a la entrada y salida del puente ________________

Ancho de la carpeta asfáltica, del pavimento o del terraplén ___________

______________________________________________________________


Ancho propuesto para la calzada del puente ________________________

______________________________________________________________

Número de aceras y ancho libre propuesto si se prevé tránsito de

peatones en puente._____________________________________________

_____________________________________________________________

Tipo de carga viva ____________________________________________


______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

______________________________________________________________

Se recomienda enviar fotografías relativas a los cuatro primeros capítulos

citados.

Estudio________________Reviso ______________ Aprobó _____________

Fecha ________________ Fecha ______________ Fecha ____________

BIBLIOGRAFIA

1.- Standard Specifications for Highway Bridges – AASHTO – 96-98

2.- Código de la Construcción ACI – 318 – 95

3.- Bridge Design Guide, Texas State Departament of Wighway and Public

Transportation

4.- ATC Seismic Design Guideline for Highway Bridges

5.- Manual de Diseño de Carreteras 1974 (Capìtulo XVIII), Planeamiento y

Diseño de Puentes

6.- Código Colombiano de Diseño Sísmico

7.- Normas Técnicas para el proyecto de puentes y carreteras, Secretaría de

Comunicaciones y Transporte de México.

8.- Regionalización Sísmica y Espectros de Diseño para el Litoral Ecuatoriano,

del Instituto de Investigaciones y Desarrollo de la Facultad de Ingeniería

(IIFIUC) de la Universidad Católica de Santiago de Guayaquil.

9.- XI Curso Nacional de Estructura - Escuela Politécnica del Ejército, Control de

Investigaciones Científica.

10.- Diseño Estructural – Melli/Piralla

11.- Diseño Sísmico de Edificios – 1.998 Basan/Melli

12.- Recomendaciones de “Corpecuador” mesa redonda realizada el 11 de

Junio/98 – “Revisión” sobre las especificaciones de la AASHTO – 98 para

diseño de puentes.

13.- Concrete Internacional.- The Megazine of the American concrete Institute, de

Junio/92

14.- Desig of Modern Concrete Highway Bridges

15.- Joint Seading and Bearing System for Concrete Structures vol. 1 vol. 2 (A.C.I,)

16.- Diseño de Estructuras Resistentes a Sismos. Dowrick

norma corpecuador

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