Consideraciones sobre el Diseño de Subestructuras de Puentes Carreteros en zonas Sísmicas.pdf
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UNIVERSIDAD CENTROAMERICANA “JOSÉ SIMEÓN CAÑAS”
CONSIDERACIONES SOBRE EL DISEÑO DE SUBESTRUCTURAS DE PUENTES CARRETEROS EN ZONAS SÍSMICAS
TRABAJO DE GRADUACIÓN PREPARADO PARA LA
FACULTAD DE INGENIERÍA Y ARQUITECTURA
PARA OPTAR AL GRADO DE
INGENIERO CIVIL
POR:
SELMA SOFÍA DHEMING GUATEMALA JUAN CARLOS HERRERA MATUTE
MAYO 2009 ANTIGUO CUSCATLÁN, EL SALVADOR, C.A.
RECTOR JOSÉ MARÍA TOJEIRA, S.J.
SECRETARIO GENERAL RENÉ ALBERTO ZELAYA
DECANO DE LA FACULTAD DE INGENIERÍA Y ARQUITECTURA
EMILIO JAVIER MORALES QUINTANILLA
COORDINADOR DE LA CARRERA DE INGENIERÍA CIVIL
ROBERTO MAURICIO MERLOS LAÍNEZ
DIRECTORA DEL TRABAJO ALBA FIDELINA ALFARO MÉNDEZ
LECTOR JOSÉ EDUARDO VILLALOBOS ZETINO
AGRADECIMIENTOS A la Ing. Alba Alfaro, nuestra asesora y más que eso nuestra amiga, que siempre estuvo dispuesta a ayudarnos, aconsejarnos y brindarnos sus conocimientos. Gracias por su comprensión y cariño.
Al Ing. José Eduardo Villalobos, nuestro lector, por sus ideas y consejos. Al Ing. Daniel Hernández y al Ing. Edwin Alvarenga de la UIDV,
que
estuvieron
pendientes
en
la
realización
de
este
documento.
Durante nuestra carrera, en cada materia, siempre hubo personas que estuvieron dispuestas a ayudarnos, guiarnos y aconsejarnos. Muchas gracias a nuestros profesores, que día a día nos entregaban sus
conocimientos
y
experiencias
para
formar
en
nosotros
excelentes ingenieros; a nuestros amigos y compañeros de carrera, con
quienes
compartimos
preocupaciones nosotros; realizar
a
y
los
largas
muchos
triunfos,
amaneceres,
familiares jornadas
que de
alegrías,
gracias
nos
por
ofrecieron
trabajo,
por
derrotas,
estar su
sus
junto
casa
a
para
consejos
y
motivaciones para seguir adelante.
Gracias a todos por su apoyo y compresión, ya que fue valioso para finalizar con éxito esta etapa de nuestras vidas.
Selma Sofía y Juan Carlos.
DEDICATORIA Dedico este logro a Dios Todopoderoso, porque de Él es el poder y la victoria,
por El lo he conseguido,
por sus Dones, su Amor y su
Misericordia. A María Santísima por su protección y amor de Madre.
A mis papas, Luis y Selma, por el don de la vida, su amor, entrega, consejos,
dedicación
y
trabajo
incansable,
que
hizo
posible
este
triunfo. Gracias papá porque su apoyo y ayuda, aún después de su partida hacia la casa del Padre, fue esencial para lograr mi sueño. Gracias mamá por preocuparse siempre por mi educación, por inculcar en mi valores y disciplina.
A
René,
mi
esposo,
amigo
y
compañero.
Por
amarme,
aconsejarme,
ayudarme, comprenderme y motivarme. Gracias por ser mi apoyo, por levantarme cuando he caído y acercarme cada día más a Dios. A mi hermano Marcelo, porque su alegría y amor ha llenado mi vida, gracias por comprenderme cuando los demás no podían hacerlo. Quiero motivarlo a que luche por sus sueños, que todo requiere sacrificio, pero se obtiene una gran recompensa. A Tatito, mi nana; por quererme, escucharme, aconsejarme y cuidarme como una madre. Por ayudar en la formación de la mujer que soy. Gracias por motivarme a luchar siempre.
A mis abuelos, Alfredo y Zoila; a mis tíos, tías, primos y primas. Con especial agradecimiento a mis tías Zoila, Rina y Chave, y a mi tío Carlos, por estar presente y apoyarme en mis pequeños triunfos.
A todos mis verdaderos amigos, con quienes he compartido alegrías y tristezas,
sueños
y
metas.
Gracias
por
su
amistad
y
cariño,
por
brindarme apoyo, compañía y esperanza. A
mi
compañero
Juan
Carlos,
por
su
tiempo
y
dedicación
en
la
realización de este trabajo. A todos mis profesores y a todas aquellas personas que por motivos de espacio no menciono, pero que a lo largo de este camino se preocuparon y ayudaron en mi educación. Gracias!
Selma Sofía Dheming Guatemala.
DEDICATORIA Dedico a mí padre, Dr. Elmes Herrera Aguiriano, por ser la persona que más me ha apoyado durante toda mi vida; a quien considero como un ejemplo de perseverancia y de triunfo.
A mis hermanos y hermanas, por estar pendiente de mí durante mí formación profesional y por ayudarme en los momentos difíciles que he enfrentado.
A
mí
compañera,
Sofía
Dheming;
con
quien
compartí
éste
largo
proceso de aprendizaje. Me siento orgulloso de haber realizado el presente trabajo de graduación con ella.
Y
a
todas
aquellas
personas
que
de
alguna
u
otra
manera,
me
brindaron su ayuda en cada etapa de mí vida.
Juan Carlos Herrera
RESUMEN EJECUTIVO Por su ubicación geográfica, El Salvador es un país con una alta actividad sísmica; esta condición obliga al diseñador de estructuras
a
considerar
el
efecto
que
los
sismos
pueden
generar en éstas a través de la aplicación de normativas de diseño
sismorresistente
y
del
uso
de
herramientas
que
faciliten el desarrollo del proceso de diseño.
En terremotos pasados, muchos puentes sufrieron grandes daños e incluso algunos de éstos colapsaron. Las causas principales de
los
daños
registrados
han
sido:
la
utilización
de
la
filosofía de diseño elástico en el diseño de puentes y la falta
de
un
adecuado
detallado,
estas
han
generado
bajos
niveles de ductilidad, cantidad y disposición de refuerzo insuficientes para soportar las altas demandas de resistencia impuestas por los sismos.
Los terremotos recientes han solicitado a los puentes, una resistencia anterior
ha
mayor
que
conducido
la a
proporcionada un
en
comportamiento
el
diseño;
sísmico
de
lo los
puentes muy deficiente.
La mayoría de los daños en puentes, provocados por sismos, se han concentrado en las pilas como consecuencia de la poca capacidad para resistir las acciones sísmicas inducidas. Sin embargo,
daños
en
apoyos
han
sido
ocasionados
por
la
redistribución de fuerzas internas, movimientos grandes de la subestructura y/o licuefacción del suelo.
i
Los
daños
en
respuesta
estribos
sísmica
inadecuadamente tomada
como
han
de
estado
suelos
consolidados.
la
respuesta
relacionados blandos
La
y
licuefacción
sísmica
de
con
rellenos puede
suelos
la
ser
granulares
saturados; éste fenómeno ha causado el colapso de puentes en terremotos
ya
que
genera
pérdida
de
soporte
de
la
superestructura.
En la etapa de diseño de un puente en zonas de alta actividad sísmica, se deben tomar en cuenta la geometría del puente, las
condiciones
del
suelo
y
la
manera
en
que
estarán
colocados los elementos estructurales con la finalidad de que el puente sea lo más regular posible; ésta condición de que el
puente
sea
regular,
permitirá
alcanzar
un
desempeño
sísmico adecuado.
Con las experiencias pasadas, se ha llegado a recomendar la filosofía LRFD (Load and Resistance Factor Design) para el diseño de puentes que permite, ante sismos severos, cierto nivel de daño sin llegar al colapso, ya que el diseño toma en cuenta
un
análisis
solicitaciones
y
sísmicas,
comportamiento éstas
últimas,
más
real
obligan
ante a
las
estructuras a incursionar en el rango inelástico. Los puentes que han usado ésta filosofía de diseño han mostrado menores daños en comparación con la filosofía de diseño elástico.
Los requisitos de diseño contenidos en la norma AASHTO LRFD 2005
para
puentes
en
zonas
sísmicas
establece
de
manera
general: considerar todas las cargas que se esperan afecten al puente y en zonas de alta actividad sísmica, la carga por efectos sísmicos debe tomarse como prioritaria; revisar del ii
cumplimiento
de
cantidades
y
disposición
de
refuerzo
longitudinal y transversal. Esto último representa parte del detallado
sísmico
que
debe
poseer
a
los
elementos
estructurales y ante sismos severos, si se ha realizado de manera
correcta
se
espera
alcanzar
un
comportamiento
satisfactorio.
Consideraciones adicionales de detallado sísmico que deben tomarse en cuenta son: la separación del refuerzo transversal en toda la longitud del elemento en especial, en las zonas donde
se
conexiones
espera con
la
otros
formación
de
elementos;
rótulas
los
plásticas
puntos
donde
y
deben
realizarse los empalmes (la norma AASHTO LRFD 2005 limita la ejecución de empalmes únicamente en la mitad de la altura de las
columnas)
y
la
longitud
de
desarrollo
que
deben
proveerse.
Los
estribos
integrales
permiten
lograr
una
conexión
monolítica de la superestructura y la subestructura por lo que
se
deben
diseñar
para
que
resistan
y/o
absorban
los
efectos de las deformaciones por fluencia lenta, contracción y efectos térmicos de la superestructura.
El diseño de las cimentaciones incluye la realización del diseño geotécnico, en donde se provee seguridad contra la falla del suelo por falta de capacidad de carga y control de asentamiento, y el diseño estructural de la cimentación.
La ingeniería sísmica es un área en constante investigación, esto
permite
revisar
y
actualizar
las
normas
de
diseño;
además, se desarrollan nuevas técnicas y procedimientos. Una iii
de éstas nuevas técnicas son las pilas auto-centrables éstas son preesforzadas. El objetivo de la investigación sobre éste tipo
de
pilas
es
lograr
una
rápida
construcción
de
los
puentes y disminuir los desplazamientos residuales causados por los sismos. Los resultados obtenidos sugieren que antes de
aplicar
ésta
investigaciones
tecnología, analíticas
se y
debe
seguir
experimentales
realizando sobre
constructibilidad y el desempeño sísmico de las conexiones.
iv
la
INDICE
RESUMEN EJECUTIVO ........................................... i INDICE DE TABLAS ........................................... ix INDICE DE FIGURAS .......................................... xi SIGLAS ................................................... xvii SIMBOLOGÍA ................................................ xix PRÓLOGO .................................................. xxxi
CAPÍTULO 1 INTRODUCCIÓN ..................................... 1 1.1 DEFINICIÓN DEL PROBLEMA ............................... 1 1.2 OBJETIVOS ............................................. 2 1.2.1 Objetivo general .................................. 2 1.2.2 Objetivos específicos ............................. 2 1.3 LÍMITES Y ALCANCES .................................... 3 1.4 ANTECEDENTES .......................................... 4 1.5 LIMITANTES ............................................ 5
CAPITULO
2
FALLAS
EN
SUBESTRUCTURAS
DE
PUENTES
EN
ZONAS
SÍSMICAS. ................................................... 7 2.1 GENERALIDADES ......................................... 7 2.2 TERREMOTOS RECIENTES .................................. 9 2.3 DAÑOS OBSERVADOS EN SUBESTRUCTURAS DE PUENTES ........ 12 2.3.1 Daños en apoyos .................................. 14 2.3.2 Daños en pilas ................................... 17 2.3.3 Daños en estribos ................................ 30
2.4
ANÁLISIS
COMPARATIVO
DE
LAS
FUENTES
DE
LAS
FALLAS
OBSERVADAS EN PUENTES, A PARTIR DE ANÁLISIS DE TERREMOTOS OCURRIDOS EN EL SALVADOR. ................................ 33
CAPITULO 3 ESTUDIOS SOBRE FALLAS DE SUBESTRUCTURAS ......... 37 3.1 ANTECEDENTES ......................................... 37 3.2 COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE SUBESTRUCTURAS ............. 39 3.3 ESTUDIOS SOBRE DESEMPEÑO SÍSMICO DE PILAS ............ 49 3.3.1 Análisis de las fallas ........................... 50 3.3.2 Mecanismos de fallas observadas en pilas ......... 58 3.4 ESTUDIOS SOBRE DESEMPEÑO SÍSMICO DE ESTRIBOS ......... 59 3.4.1 Análisis de las fallas ........................... 63
CAPÍTULO
4
REQUISITOS
Y
RECOMENDACIONES
PARA
EL
DISEÑO
SÍSMICO DE SUBESTRUCTURAS DE PUENTES. ...................... 65 4.1 FILOSOFÍA DE DISEÑO LRFD. ............................ 65 4.2 REQUISITOS PARA EL DISEÑO DE PILAS. .................. 75 4.3 REQUISITOS PARA EL DISEÑO DE ESTRIBOS. ............... 98 4.3.1 Requisitos generales. ............................ 98 4.3.2 Predimensionamiento. ............................. 98 4.3.3 Movimiento y estabilidad. ....................... 100 4.3.4 Diseño .......................................... 107 4.3.5 Estribos integrales. ............................ 111
CAPÍTULO 5 INVESTIGACIONES RECIENTES PARA EL MEJORAMIENTO DEL DESEMPEÑO DE PUENTES EN ZONAS SÍSMICAS. ................... 113 5.1 CENTROS DE INVESTIGACIÓN ............................ 113 5.2 COLUMNAS AUTO-CENTRABLES. ........................... 120
CONCLUSIONES. ............................................. 129 RECOMENDACIONES. .......................................... 133 GLOSARIO .................................................. 135 BIBLIOGRAFÍA .............................................. 139
ANEXO A CRITERIOS DE ESTRUCTURACIÓN. ANEXO B ELEMENTOS DE LA SUBESTRUCTURA. ANEXO C
ANALISIS COMPARATIVO DE LOS ESPECTROS DE RESPUESTA DE LOS TERREMOTOS DE NORTHRIDGE, KOBE Y EL SALVADOR.
ANEXO D CARGAS QUE ACTUAN SOBRE LA SUBESTRUCTURA. ANEXO E CONSIDERACIONES GEOTÉCNICAS Y CIMENTACIONES. ANEXO F ESTRIBO INTEGRAL. ANEXO G DISEÑO DE ESTRIBO UTILIZANDO NORMA AASHTO LRFD 2005.
INDICE DE TABLAS
Tabla 2.1
Puentes
con
mayores
daños,
terremoto
de
Northrigde. ................................... 10 Tabla 2.2
Información
obtenida
por
medio
de
CEPAL.
[www.eclac.cl/publicaciones/] ................. 36 Tabla 4.1
Valores factor de modificación de cargas. ..... 66
Tabla 4.2
Factores
de
ductilidad,
redundancia
e
importancia operativa. [Adaptada de AASHTO LRFD 2005:p.1-5,1-7] ............................... 71 Tabla 4.3
Combinaciones de carga y factores de carga. ... 74
Tabla 4.4
Factores de carga para cargas permanentes. .... 75
Tabla 4.5
Porcentaje N de acuerdo a la zona sísmica y el coeficiente de aceleración. [Adaptada de tabla 4.7.4.4-1 AASHTO LRFD, 2005:p.4-75] .......... 100
Tabla 4.6
Factores
de
resistencia
en
estado
Límite
de
Resistencia. [Adaptada de tabla 10.5.5-1 AASHTO LRFD, 2005.p:10-13] .......................... 105 Tabla 5.1
Investigaciones realizadas por el PEER. [Base de datos en peer.berkeley.edu] .................. 114
Tabla 5.2
Investigaciones realizadas por el EERC. [Base de datos en eerc.berkeley.edu] .................. 117
Tabla 5.3
Investigaciones relación
a
realizadas
puentes.
por
[Base
el de
MCEER datos
en en
mceer.buffalo.edu] ........................... 118
ix
INDICE DE FIGURAS Figura 2.1
Daño en apoyo de puente Nishinomiya-ko debido al sismo
de
Kobe,
Japón
en
1995
[Chen
y
Duan,
2003a:p.2-17] ................................. 14 Figura 2.2
Claro colapsado en puente Nishinomiya-ko debido a pérdida de apoyo, Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-4] .................................. 15
Figura 2.3
Colapso de puente Arifiye por pérdida de apoyo, Kocaeli Turquía. [Erdik, 2000:p.24] ........... 15
Figura 2.4
Viga
fuera
de
su
apoyo,
puente
Bolu,
Duzce
Turquía. [Kawashima, 2000:p.3-19] ............. 16 Figura 2.5
Daño
en
apoyo
de
puente
en
el
terremoto
de
Sumatra, Indonesia en 2007 [Miyamoto, 2007:p.15] .............................................. 16 Figura 2.6
Falla por falta de ductilidad en pila en puente elevado debido al terremoto de San Fernando, EUA (1971)[Chen y Duan, 2003a:p2-18] .............. 18
Figura 2.7
Falla por falta de ductilidad en la vía expresa Hanshin debido al sismo de Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-19] ........................... 18
Figura 2.8
Falla
en
pila
por
longitud
de
desarrollo
insuficiente debido al sismo de 1995 en Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-20] ............ 19 Figura 2.9
Falla
en
desarrollo,
pilas
por
debido
al
falta
de
longitud
sismo de 1995
en
de
Kobe,
Japón. [Kawashima, 2000:p.3-4] ................ 20 Figura 2.10
Daño en la autopista Hanshin, 18 pilas fallaron. .............................................. 21
xi
Figura 2.11
Colapso de puente Takashio por falla prematura de cortante. Kobe, Japón. [Kawashima, 2000:p.34] ............................................ 21
Figura 2.12
Falla en pila en la Ruta 5/210 por falta de refuerzo
transversal,
en
el
sismo
de
San
Fernando en 1971, EUA. ........................ 22 Figura 2.13 Falla en pila por falta de refuerzo transversal en puente la Cienaga-Venice debido al sismo de Northridge. [Chen y Duan, 2003a:p.2-22] ....... 23 Figura 2.14 Falla en pila por interacción con elemento no estructural en el puente Creek Canyon durante el sismo de Northridge, EUA. ..................... 24 Figura 2.15
Falla sismo
en
pila
de
de puente
Northridge,
Mission-Gothic EUA.
[Chen
y
en
el
Duan,
2003a:p.2-23] ................................. 25 Figura 2.16
Falla en pila en puente Ojiya durante el sismo de
Chetsu,
Japón.
2004.
[Shanmuganathan,
2005:p.6] ..................................... 25 Figura 2.17
Reparación temporal de pila en puente Ojiya. .. 26
Figura 2.18
Movimiento lateral de pilas en el puente Wu-Shi, .............................................. 26
Figura 2.19
Movimiento vertical de pilas en el puente WuShi. Chi-Chi, Taiwan. [Hsu y Fu, 2000:p.11] ... 27
Figura 2.20
Daños
de
bloques
sísmicos
del
puente
Wu-Shi.
Chi-Chi, Taiwan. [Hsu y Fu, 2000:p.11] ........ 27 Figura 2.21
Falla de pilas por falta de anclaje debido al terremoto de San Fernando en 1971, EUA. [Chen y Duan, 2003a:p.2-24] ........................... 28
Figura 2.22
Falla local de pila circular de acero durante el sismo de Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.225] ........................................... 29 xii
Figura 2.23
Colapso de pila rectangular de acero debido al terremoto de Kobe. [Chen y Duan, 2003a:p.2-26] 29
Figura 2.24
Daños en estribo en el terremoto de Costa Rica en 1991 ....................................... 30
Figura 2.25
Pilotes de estribo dañados durante el terremoto de Costa Rica. [Chen y Duan, 2003a:p.2-31] .... 31
Figura 2.26
Colapso de puente Viscaya, terremoto de Costa Rica en 1991. [Youd, 1993:p.4] ................ 31
Figura 2.27
Daños en estribo de puente Wanazu en el sismo de Chetsu,
Japón,
en
2004
[Shanmuganathan,
2005:p.5] ..................................... 32 Figura 2.28
Daños en puente Bei-Fong, Terremoto de Chi Chi, Taiwan. ....................................... 32
Figura 2.29
Pérdida
de
apoyo
Marcos
Lempa
en
y
puente
efectos
ferroviario de
San
licuefacción.
[www.ineter.gob.ni, 2001] ..................... 35 Figura 3.1
Método
de
análisis
unimodal.
(a)
Carga
Transversal. (b) Carga longitudinal [Adaptada de Chen y Duan, 2003a:p.3-25] .................... 42 Figura 3.2
Ejemplo
de
un
soportados
por
SSGL
en
una
puente pila.
de
dos
claros
y
Duan,
[Chen
2003a:p.3-14] ................................. 46 Figura 3.3
Modelo de SSGL con movimiento en la base. ..... 46
Figura 3.4
Gráfica
esfuerzo-deformación
compresión.
[Adaptada
de
para
concreto
Priestley
y
en
otros,
1996:p.270] ................................... 54 Figura 3.5
Secciones
de
transversal
columnas y
confinadas
longitudinal.
por
refuerzo
[Adaptada
de
Priestley y otros, 1996:p.269] ................ 55 Figura 3.6
Mecanismo de falla puente Hanshin. Esquema sin escala. ....................................... 60 xiii
Figura 3.7
Mecanismo de falla puente Takashio. Esquema sin escala. ....................................... 61
Figura 3.8
Mecanismo de falla puente Tateishi. Esquema sin escala. ....................................... 62
Figura 4.1
Detalles
de
opciones
para
secciones
transversales ................................. 79 Figura 4.2
Detalle de sección transversal hueca. [Adaptada de figura ..................................... 80
Figura 4.3
Detalle de sección transversal circular. ...... 80
Figura 4.4
Detalles
de
distancia
libre
en
sección
transversal cuadrada. ......................... 81 Figura 4.5
Detalle de empalme del refuerzo longitudinal. . 83
Figura 4.6
Conexión
monolítica
entre
columna-
superestructura. .............................. 85 Figura 4.7
Esquema
de
la
longitud
mínima
donde
debe
colocarse ..................................... 89 Figura 4.8
Detalles de disposición del refuerzo transversal .............................................. 90
Figura 4.9
Detalles de espirales interconectados. ........ 91
Figura 4.10
Detalles de refuerzo transversal. ............. 92
Figura 4.11
Detalles de estribos en una columna rectangular. .............................................. 94
Figura 4.12
Detalles del refuerzo transversal en una columna .............................................. 94
Figura 4.13
Detalle de gancho sismorresistente ............ 95
Figura 4.14
Detalle de estribo suplementario .............. 96
Figura 4.15
Detalles de refuerzo transversal. ............. 97
Figura 4.16
Criterios para determinar la presión de contacto para
estribos
[Adaptada
de
con figura
fundaciones 11.6.3.2-1
en AASHTO
suelo. LRFD,
2005:p.11-15] ................................ 102 xiv
Figura 4.17
Criterios para determinar la presión de contacto para el caso de estribo con fundaciones en roca. [Adaptada
de
figura
11.6.3.2-2
AASHTO
LRFD,
2005:p.11-16] ................................ 103 Figura 4.18
Procedimiento
para
estimar
la
resistencia
a
deslizamiento sobre arcilla. [Adaptada de figura 10.6.3.3-1 AASHTO LRFD, 2005.p:10.51] ........ 106 Figura 4.19
Detalle típico de estribo. ................... 108
Figura 4.20
Separación
y
distribución
de
refuerzo
por
temperatura para secciones de espesor (a) menor que 150 mm (b) entre 150 y 1200 mm. .......... 109 Figura 4.21
Separación
y
distribución
de
refuerzo
por
temperatura para secciones con espesor mayor que 1200 mm. ..................................... 110 Figura 5.1
Elevación sistema pila de concreto reforzado. 121
Figura 5.2
Elevación de sistema híbrido. ................ 123
Figura 5.3
Secciones con
acero
transversales de
de
presfuerzo.
columnas [Sakai
evaluadas y
Mahin,
2004:p.65] ................................... 125 Figura 5.4
Elevación de columna. [Sakai y Mahin, 2004:p.65] ............................................. 125
xv
SIGLAS AASHTO:
American
Association
of
State
Highways
and
Transportation Officials. (Asociación Americana de Oficiales de Carreteras Estatales y Transporte).
ASCE:
American
Society
of
Civil
Engineers.
(Asociación
Americana de Ingenieros Civiles).
ASIA: Asociación Salvadoreña de Ingenieros y Arquitectos.
ATC:
Applied
Technology
Council.
(Consejo
Aplicado
de
Tecnología).
CALTRANS:
California
Department
of
Transportation.
(Departamento de Transporte de California).
CEPAL: Comisión Económica para América Latina y el Caribe.
EERC:
Earthquake
Engineering
Research
Center.
(Centro
de
Investigación de Ingeniería Sísmica).
EERI: Earthquake Engineering Research Institute. (Instituto de Investigación de Ingeniería Sísmica).
EUA: Estados Unidos de América.
FHWA: Federal Highway Administration. (Administración Federal de Carreteras).
xvii
LRFD: Load and Resistance Factor Design. (Diseño por Factores de Carga y Resistencia).
MCEER:
Multidisciplinary
Research.
(Centro
Center
for
Multidisciplinario
Earthquake para
Engineering
Investigación
de
Ingeniería Sísmica.)
NEES: Network for Earthquake Engineering Simulation. (Red de Simulación para Ingeniería Sísmica).
PEER: Pacific Earthquake Engineering Research Center. (Centro de Investigación de Ingeniería Sísmica del Pacífico).
SMGL: Sistema múltiple de grados de libertad.
SSGL: Sistema de un solo grado de libertad.
UBC:
Uniform
Building
Code.
Construcción)
xviii
(Reglamento
Uniforme
de
SIMBOLOGÍA A
Coeficiente de aceleración.
Ab
Área mínima de las barras.
Ac
Área del núcleo de la columna.
Ag
Área bruta de la sección transversal.
As
Área del refuerzo total que cruza la interfase crítica de los bloques sísmicos.
Ash
Área total de estribos.
Ast
Área total del refuerzo longitudinal.
AS-BW Área de acero dentro del ancho igual a la dimensión corta de la zapata. AS-SW Área total de acero en la dirección corta de la zapata. Av
Área del refuerzo a cortante.
a
Ancho
del
elemento
usado
para
calcular
el
peso
del
suelo y del relleno definida definido en el anexo D. B
Ancho de la zapata.
{B}
Vector de transformación.
b
Ancho de la sección transversal usado para el cálculo de la resistencia nominal a cortante especificada en el apartado 4.2. En éste apartado se abordan los requisitos para el diseño de pilas.
b
Alto
del
elemento.
Usado
para
calcular
el
peso
del
suelo y del relleno, definido en el anexo D en donde se presentan las cargas que actúan en la subestructura. bo
Perímetro de la sección crítica.
bv
Ancho efectivo del alma.
C
Factor para fuerzas centrifugas definido en el anexo D que aborda las cargas que actúan en la subestructura.
c
Cohesión del suelo definida en el anexo D, en donde se abordan las cargas que actúan en la subestructura. Se xix
emplea para el cálculo de la presión lateral pasiva del suelo. c
Constante de amortiguamiento definido en el apartado 3.2 del capítulo 3, en donde se presenta el comportamiento sísmico de subestructuras.
[C]
Matriz de amortiguamiento.
Csm
Coeficiente de respuesta elástica.
d
Alto de la sección transversal.
db
Diámetro de las barras.
dc
Profundidad de separación del concreto medida desde la fibra extrema hasta el centro de la barra.
dv
Altura efectiva de cortante.
dx
Diferencia en x.
e
Excentricidad de las cargas.
Fc
Fuerza centrifuga.
FD
Fuerza de amortiguamiento viscoso sobre la masa.
Fes
Fuerzas sísmicas elásticas.
FI
Fuerza inercial de la masa relativa a la aceleración absoluta.
FS
Fuerza elástica de la estructura definida en el apartado 3.2 del capítulo 3 y que trata el comportamiento sísmico de subestructuras.
Fs
Fuerzas sísmicas definida en el apartado 3.2 y que trata el comportamiento sísmico de subestructuras.
Fsk
Fuerza sobre bloque sísmico.
FT
Fuerza resultante.
F’T
Factor que multiplica la presión activa en el cálculo de la presión activa equivalente.
fy
Esfuerzo de fluencia del acero de refuerzo.
f’c
Resistencia del concreto especificada.
g
Aceleración de la gravedad. xx
H
Altura promedio de columnas definida en el apartado 4.2 que trata los requisitos para el diseño de pilas. Se emplea para el cálculo de la longitud mínima de apoyo.
H
Altura del suelo definida en el anexo D, en donde se presentan las cargas que actúan en la subestructura. Se usa
para
calcular
el
empuje
del
suelo
considerando
sismo. H
Altura del muro definida en el anexo D, en donde se presentan las cargas que actúan en la subestructura. Se usa para determinar la presión equivalente.
h
Altura de la cuña de suelo.
hc
Dimensión
del
núcleo
de
la
columna
en
la
dirección
considerada. heq
Altura del suelo equivalente para carga vehicular.
i
Ángulo de inclinación de la superficie del terreno.
K
Rigidez, definida en el anexo E, Análisis sísmico.
KAE
Coeficiente de empuje activo sísmico.
[K]
Matriz de rigidez.
k
Constante del resorte definida en el apartado 3.2 del capítulo
3,
que
trata
el
comportamiento
sísmico
de
subestructuras. k
Coeficiente de empuje lateral del suelo definido anexo D; en donde se abordan
las cargas que actúan en la
subestructura. Se utiliza para el cálculo de la presión lateral de suelo. ka
Coeficiente de empuje lateral activo.
kh
Coeficiente de aceleración horizontal.
kp
Coeficiente de empuje lateral pasivo.
ko
Coeficiente de empuje lateral en reposo.
ks
Coeficiente de empuje del suelo debido a la sobrecarga.
kv
Coeficiente de aceleración vertical. xxi
L
Longitud
de
la
losa
del
puente
hasta
la
junta
de
expansión adyacente o hasta el extremo de la losa. Lsk
Longitud del bloque sísmico.
Md
Momento de diseño.
Mn
Resistencia nominal a flexión.
Mr
Resistencia a flexión factorizada.
[M]
Matriz de masas.
m
Masa de una estructura definida en el apartado 3.2 del capítulo
3,
que
trata
el
comportamiento
sísmico
de
subestructuras. m
Factor de presencia múltiple definido anexo D, en donde se presentan algunas de las cargas que se considera que actúan en la subestructura. Usado en la evaluación de las cargas vehiculares.
N
Mínima longitud de apoyo medida.
OCR
Relación de sobreconsolidación.
P
Carga lateral definida en el anexo D, usada para el diseño de los bloques sísmicos.
P
Empuje lateral del suelo definido en el anexo D, en donde
se
presentan
las
cargas
que
se
consideran
que
actúan en la subestructura. PA
Presión activa.
PAE
Empuje dinámico horizontal.
P’AE Presión activa equivalente. Pd
Fuerza axial de diseño.
Pdl
Reacción vertical de la carga muerta sobre el estribo.
Pe(x) Carga estática equivalente. Pi
Peso del i-ésimo elemento a considerar en muro.
Pn
Resistencia axial nominal.
Po
Carga arbitraria unitaria.
pp
Empuje lateral pasivo del suelo.
Pr
Resistencia axial factorizada. xxii
Q
Combinación de cargas.
Qep
Resistencia pasiva nominal del suelo disponible durante la vida de diseño de la estructura.
Qi
Efectos de las cargas.
QR
Resistencia mayorada contra la falla por deslizamiento.
QT
Área debajo del diagrama de la resistencia a cortante unitaria.
Qτ
Resistencia
nominal
a
cortante
entre
el
suelo
y
la
fundación. qs
Resistencia a cortante unitaria definida en el apartado 4.3.3, en donde se aborda el movimiento y la estabilidad de los estribos. Se usa para evaluar el deslizamiento del estribo.
qs
Sobrecarga
uniforme
aplicada
sobre
la
superficie
superior de la cuña de suelo activa definida en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que R
actúan en la subestructura.
Radio de curvatura del carril de circulación definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se utiliza para calcular la fuerza centrifuga.
R
Factor de modificación de respuesta definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que
Rn
actúan en la subestructura.
Resistencia nominal.
Rpared Factor de respuesta sísmica. Rr
Resistencia factorizada.
S
Coeficiente de sitio definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que
actúan en la
subestructura. S
Oblicuidad donde
se
del
apoyo
presentan
definida
los
en
requisitos
xxiii
el
apartado
para
el
4.2
en
diseño
de
pilas. Se utiliza para el cálculo de la mínima longitud de apoyo. Su
Resistencia a cortante no drenada.
s
Separación de los estribos definida en el apartado 4.2 en donde se presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se utiliza para calcular la resistencia nominal al cortante en el acero de refuerzo.
s
Separación de las barras definida en el apartado 4.3.4, en donde se aborda el diseño de estribos. Se usa para determinar el área mínima de las barras.
T
Período del puente.
Tm
Período de vibración en el modo m.
U
Desplazamiento relativo de una estructura y el terreno.
{u}
Matriz de desplazamientos relativos.
Ug
Desplazamiento del terreno.
us
Desplazamiento inicial del modelo.
us(x) Desplazamientos del modelo. Ut
Desplazamiento total de una estructura debido a sismos.
ů
Velocidad relativa de una estructura.
{ů}
Matriz de velocidades relativas.
Ü
Aceleración relativa de una estructura y el terreno.
üg
Aceleración del terreno.
üt
Aceleración absoluta de una estructura.
{ü}
Matriz de aceleraciones relativas.
V
Velocidad de diseño del puente definida en el anexo D, en
donde
se
presentan
las
cargas
que
se
consideran
que actúan en la subestructura. Se usa para calcular las fuerzas centrifugas. V
Fuerzas verticales definida en el apartado 4.3.4, en donde se aborda el diseño de estribos. Se utiliza para determinar la capacidad de carga.
Vc
Resistencia nominal a cortante del concreto. xxiv
VD
Carga sísmica equivalente.
Vn
Resistencia nominal al cortante.
Vp
Componente de la fuerza efectiva de presfuerzo en la dirección del cortante aplicado.
Vpila Capacidad lateral de la pila. Vr
Resistencia a cortante factorizada.
Vs
Fuerza cortante en el acero de refuerzo.
Vsk
Fuerza cortante sobre el bloque sísmico.
Vu
Fuerza cortante factorizada.
V1
Fuerza
vertical
de
la
primera
porción
de
suelo
de
la
segunda
porción
de
suelo
considerado. V2
Fuerza
vertical
considerado. W
Peso equivalente de la superestructura definido en el apartado 3.2 del capítulo 3. Comportamiento sísmico de subestructuras.
W
Peso de ejes o tándem del camión de diseño definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se utiliza para calcular las fuerzas centrifugas.
Weq
Peso equivalente de la superestructura.
W1
Peso del muro.
W2
Peso de la zapata.
w
Ancho libre de calzada entre cunetas; éste parámetro se define en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se utiliza para determinar el número de carriles de diseño.
wx
Valor de la carga muerta.
Xv1
Distancia entre la fuerza vertical número uno y el eje central de la zapata.
Xv2
Distancia entre la fuerza vertical número dos y el eje central de la zapata. xxv
z
profundidad del suelo debajo de la superficie.
α
Ángulo
de
inclinación
del
refuerzo
transversal
con
respecto al eje longitudinal definido en el apartado 4.2, en donde se presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se usa para calcular la fuerza cortante en el acero de refuerzo. α
Factor
usado
definido
para
en
el
el
cálculo
apartado
3.2,
del en
periodo donde
del
se
puente
aborda
el
comportamiento sísmico de subestructuras. β
Ángulo
de
inclinación
de
la
resultante,
definido
apartado 4.3.3, en donde se aborda el movimiento y la estabilidad de los estribos. Se usa para determinar la capacidad de carga del estribo. β
Factor que indica la capacidad
del concreto fisurado
diagonalmente para transmitir tensión, definido en el apartado 4.2 en donde se presentan los requisitos para el
diseño
de
pilas.
Se
utiliza
para
calcular
la
resistencia a cortante en el concreto. β
Ángulo que forma la superficie del relleno con respecto a la horizontal definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que
actúan en la
subestructura. Se utiliza para determinar el coeficiente de empuje lateral activo. β
Inclinación del muro con respecto a la vertical definido anexo
D,
en
donde
se
presentan
las
cargas
que
se
consideran que actúan en la subestructura. Se usa para calcular el empuje del suelo considerando sismo. β
Factor usado para calcular el factor γ, definido en el apartado
3.2,
en
donde
se
aborda
el
comportamiento
sísmico de subestructuras. Se utiliza para realizar el análisis sísmico. xxvi
β
Relación entre el lado
largo y
el lado corto
de la
zapata definida en el anexo E. Usado para calcular la distribución del refuerzo para momento. βc
Relación
entre
el
lado
largo
y
el
lado
corto
del
rectángulo a través del cual se transmite la carga o la fuerza de reacción concentrada definido en el anexo E. Se
utiliza
nominal
en
para el
calcular análisis
la del
resistencia
a
cortante
comportamiento
en
dos
direcciones. Γ
Factor lateral
usado
para
activo
calcular
definido
en
el
coeficiente
el
anexo
D,
de
en
empuje
donde
se
presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. γp
Factor para cargas permanentes.
γEQ
Factor de carga en la combinación de carga viva para evento extremo I.
γSE
Factor de carga para el asentamiento.
γTG
Factor de carga para el gradiente de temperatura.
Factor
usado
para
el
cálculo
del
periodo
del
puente
definido en el definido en el apartado 3.2, en donde se aborda el comportamiento sísmico de subestructuras.
Densidad del suelo definida en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se usa para calcular el empuje del suelo considerando sismo.
i
Factor de cargas.
s
Densidad del suelo definida en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se usa para calcular la presión pasiva del suelo.
xxvii
Δp
Empuje
horizontal
constante
debido
a
la
sobrecarga
uniforme. δ
Ángulo de fricción entre el relleno y el muro definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se usa para calcular el coeficiente de empuje lateral activo.
δ
Ángulo de fricción entre el suelo y el estribo definido en el anexo D, en donde se presentan las cargas que se consideran que actúan en la subestructura. Se usa para calcular el empuje de suelo considerando sismo.
ηI
Factor
relacionado
con
la
importancia
operativa
del
puente. ηi
Factor de modificación de cargas.
ηD
Factor relacionado con la ductilidad.
ηR
Factor relacionado con la redundancia.
θ
Ángulo de inclinación de los esfuerzos de compresión diagonal
definido
en
el
apartado
4.2,
en
donde
se
presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se utiliza
para
calcular
la
resistencia
a
cortante
factorizada. θ
Ángulo que forma el respaldo del muro con respecto a la horizontal definido en el anexo D, en donde se presentan las
cargas
que
se
consideran
que
actúan
en
la
subestructura. Se utiliza para calcular el coeficiente de empuje lateral activo. µ
Coeficiente de fricción.
pi.
ρs
Cuantía volumétrica del refuerzo transversal en espiral
Σ
Sumatoria.
σv
Esfuerzo vertical.
σvmáx Esfuerzo vertical máximo. xxviii
σvmín Esfuerzo vertical mínimo. φτ
Factor de resistencia para la
resistencia a cortante
entre el suelo y la fundación. φep
Factor de resistencia para la resistencia pasiva
σ’v
Tensión vertical efectiva.
φ
Factor
de
resistencia
a
flexión
definido
en
el
apartado 4.2, en donde se presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se usa para calcular la resistencia a flexión factorizada. φ
Factor
de
resistencia
a
carga
axial
definido
en
el
apartado 4.2, en donde se presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se usa para calcular la resistencia a carga axial factorizada. φ
Factor de resistencia definido en el apartado 4.1, en donde se presenta la filosofía de diseño.
φ
Factor de resistencia a cortante definido en el apartado 4.2, en donde se presentan los requisitos para el diseño de pilas. Se usa para calcular la resistencia a cortante factorizada.
φ
Ángulo de fricción del suelo definido en el anexo D, en donde
se
presentan
las
cargas
que
se
consideran
que
actúan en la subestructura. Se utiliza para calcular el empuje de suelo considerando sismo. φf
Factor de reducción de resistencia a flexión definido en el anexo B, en donde se presentan los elementos de la subestructura.
Se
usa
para
el
diseño
de
los
bloques
sísmicos. φs
Factor anexo
de B,
reducción en
subestructura.
donde Se
de se
usa
resistencia presentan para
el
los
diseño
sísmicos. φ’f
Ángulo efectivo de fricción del suelo. xxix
a
cortante
en
el
elementos
de
la
de
los
bloques
PRÓLOGO Debido al efecto que tienen los sismos sobre las estructuras, incluidos los puentes, las normas y códigos que rigen su diseño
están
en
constante
revisión
y
actualización,
especialmente después de aquellos eventos en los que se ha observado un comportamiento deficiente en algunos elementos de dichas estructuras.
Esta revisión y actualización de las normas y códigos de diseño se ejecutan después de realizar estudios sobre las fallas
observadas
ante
solicitaciones
sísmicas.
De
esta
manera, los estudios reportan las posibles causas que dieron origen a las fallas y las mejoras que deben aplicarse en el diseño con el objetivo de minimizarlas.
En
este
trabajo
de
investigación
se
desarrollará
el
tema
“Consideraciones sobre el diseño de subestructuras de puentes carreteros en zonas sísmicas”. Debido a que El Salvador se ubica en una zona de alta sismicidad, es necesario conocer y utilizar requerimientos de diseño más actualizados, de ahí que este tema se vuelve uno de los más importantes de la ingeniería estructural.
El
capítulo
2
muestra
los
casos
de
fallas
en
puentes
registradas en terremotos recientes en diferentes partes del mundo, con énfasis a elementos de la subestructura: apoyos, pilas y estribos. Para complementar esta información, en el capítulo 3 se presentan los análisis que se realizaron a las fallas, con el objetivo de conocer el comportamiento que las originaron. xxxi
Se
presentan
en
el
capítulo
4
los
requisitos
y
recomendaciones sobre el diseño sísmico de subestructuras de puentes
que
exigen.
Lo
las
normas
anterior
internacionales
permitirá
obtener
más
actualizadas
parámetros
para
el
diseño de subestructuras con un mejor desempeño sísmico que las diseñadas en el pasado, minimizando de esta manera la repetición de fallas observadas por esta causa.
En
el
capítulo
investigaciones
5
se
muestran
que
se
han
algunas
realizado
mejorar el desempeño de los puentes.
xxxii
con
de el
las
últimas
objetivo
de
CAPÍTULO 1 INTRODUCCIÓN 1.1 DEFINICIÓN DEL PROBLEMA
El
desarrollo
de
las
sociedades
depende
de
una
red
de
sistemas de infraestructura. Estos sistemas proveen servicios de transporte y comunicación, energía, agua potable y aguas negras a distintas localidades. De estos sistemas los más antiguos
son
los
de
transporte,
que
incluyen
carreteras,
puentes, ferrocarriles, puertos y aeropuertos.
Los puentes son un elemento fundamental en los sistemas de transporte,
los
cuales
deben
permanecer
funcionando
principalmente en estados de emergencia. Históricamente, en El
Salvador
la
mayoritariamente estas
actividad
estos
estructuras
estados
deben
sísmica de
de
ha
emergencia,
diseñarse
originado por
para
lo
que
resistir
principalmente las solicitaciones sísmicas.
Debido sísmica
a
la se
complejidad encuentra
de
en
los
terremotos,
constante
la
ingeniería
investigación
con
el
objetivo de perfeccionar los procedimientos de diseño para mejorar
el
comportamiento
de
los
puentes
sometidos
a
la
acción de los terremotos; por lo tanto, es necesario que los ingenieros de puentes se mantengan en continua actualización. En el presente trabajo se trata de recopilar la normativa actual
para
el
diseño
de
subestructuras
de
puentes
como
también los casos de falla en terremotos recientes y los estudios realizados para identificar dichas fallas.
1
1.2 OBJETIVOS
1.2.1 Objetivo general
Investigar las consideraciones de diseño, requisitos y recomendaciones
más
recientes
para
el
diseño
de
subestructuras de puentes carreteros en zonas sísmicas.
1.2.2 Objetivos específicos
Presentar puentes
los
casos
debidos
a
de
fallas
terremotos
en
subestructuras
recientes
en
de
diferentes
partes del mundo.
Investigar los estudios realizados en distintos países para identificar las causas que originaron las fallas en las subestructuras de puentes carreteros.
Dar
a
conocer
los
requisitos
y
recomendaciones
actualizadas de las normas internacionales de diseño de subestructuras realizados
de
sobre
puentes, fallas
posteriores debidas
a
a
estudios
solicitaciones
sísmicas.
Mostrar las investigaciones que se están desarrollando para el diseño de subestructuras de puentes en zonas sísmicas.
2
1.3 LÍMITES Y ALCANCES
Se tomará como punto de partida la recopilación de los casos de fallas en subestructuras de puentes carreteros originados por
terremotos
recientes
en
varios
países
del
mundo,
presentando las condiciones generales de los sitios donde se generaron los eventos sísmicos, entre ellos, la ubicación epicentral del evento con respecto a los puentes dañados, la actividad sísmica de la zona y tipo de suelo en el lugar de emplazamiento de los puentes.
Se indicarán las características de los puentes dañados, el nivel de daño, los tipos de fallas y las consecuencias que éstas provocaron en el desempeño de los puentes, mostrando la ubicación de éstos con respecto a las zonas de desarrollo.
Las
fallas
focalizadas
consideradas
en
en
relacionadas
aquellas
el
presente al
trabajo análisis
están y
la
aplicación de las normas de diseño, y no en aquellas que involucran
la
calidad
de
los
materiales,
procesos
constructivos u otro tipo de causas.
Teniendo un conocimiento general de los casos de fallas en subestructuras de puentes debido a sismos, se darán a conocer los últimos estudios que diferentes instituciones alrededor del
mundo
ocasionados
han
realizado
por
subestructuras
los
de
los
sobre
los
terremotos, mismos.
daños
haciendo
Además,
se
en
los
énfasis
puentes en
las
presentarán
los
requisitos mínimos y recomendaciones que contienen las normas internacionales
sobre
el
diseño
puentes. 3
de
la
subestructura
de
El tipo de puentes que se van a considerar son del tipo losa y tipo viga (vigas cajón, vigas T, vigas I, etc.); ya que muchos de los puentes carreteros que se construyen en el país pertenecen a estas tipologías.
Finalmente, se mostrarán las recomendaciones novedosas de las últimas
investigaciones
en
relación
al
diseño
de
subestructuras de puentes.
1.4 ANTECEDENTES
En años recientes se han presentando eventos sísmicos, como el de Kobe, Japón (1995), el de Northridge, Estados Unidos de América (1994), entre otros, en donde se han hecho notorias las deficiencias en el diseño de la subestructura de puentes. Los
daños
ocasionados
han
propiciado
que
los
centros
de
investigación estructural de algunos países realicen estudios sobre
sus
orígenes,
comportamiento
que
con las
el
objetivo
estructuras
de han
identificar mostrado
el ante
solicitaciones sísmicas y con ello revisar y actualizar las normas de diseño sísmico de puentes.
En El Salvador la norma que se utiliza para el diseño de puentes es la norma AASHTO, por lo que se presentaran las actualizaciones más recientes que de ella se han hecho.
En
el
país
relación entre
al
los
se
han
tema
que
de
realizado
trabajos
diseño
subestructuras
podemos
de
mencionar
de
“Análisis
graduación de
en
puentes,
estructural
de
superestructuras de puentes de un claro según normas AASHTO” y “Análisis estructural de subestructuras de puentes según 4
normas
AASHTO”
desarrolladas
en
la
Universidad
Centroamericana “José Simeón Cañas” en los años 1990 y 1992, respectivamente.
Entre
los
trabajos
desarrollados
en
la
Universidad de El Salvador, están “Vulnerabilidad sísmica y diseño
estructural
de
puentes:
Una
revisión
sistemática
utilizando registros de los sismos ocurridos en 1986 y 2001 en
El
Salvador”
(2003)
y
“Análisis
sísmico
de
puentes
diseñados con estribos integrales” (2000). Cabe indicar que las normativas tomadas de referencia para la realización de dichos trabajos pertenecen a ediciones anteriores, por lo que algunos
requerimientos
presentados
en
los
mismos
se
encuentran desactualizados.
1.5 LIMITANTES
En el país no existe un centro de investigación estructural para desarrollar normativas acordes a la situación local, por lo que se depende de las normas internacionales; además, no se
cuenta
con
suficientes
investigaciones
nacionales
actualizadas.
Muchos
de
los
resultados
de
últimas
investigaciones,
se
encuentran en artículos científicos en venta o es necesario tener membrecía del centro de investigación para obtener la información.
5
CAPITULO 2 FALLAS EN SUBESTRUCTURAS DE PUENTES EN ZONAS SÍSMICAS. 2.1 GENERALIDADES
Un
puente
es
una
estructura
que
forma
parte
de
caminos,
carreteras y líneas férreas, construido para atravesar una depresión, río u obstáculo cualquiera. Los puentes constan fundamentalmente de dos partes:
La superestructura: comprende todos los elementos de un puente que están ubicados sobre los apoyos. Cada tramo de la superestructura consta de un tablero o cubierta, una
o
varias
vigas
de
apoyo
y
elementos
secundarios
(diafragmas, arriostramientos y juntas). La subestructura (apoyos o soportes): formada por los apoyos, estribos, pilas y fundaciones. Los estribos van situados
en
los
extremos
del
puente
y
sostienen
los
terraplenes que conducen a él. Las pilas son los apoyos intermedios de los puentes de dos o más tramos. En el Anexo
A
de
este
estructuración
y
documento en
el
se
presentan
Anexo
B
los
criterios
elementos
de
de la
subestructura un poco más desarrollados.
Como cualquier otra estructura los puentes están sometidos a fuerzas
sísmicas,
que
en
muchas
ocasiones
han
provocado
colapso y daños severos en muchos puentes. Aunque se pueda definir
la
causa
particular
del
colapso,
es
difícil
generalizar las causas que originan los daños en puentes. En los terremotos pasados, la naturaleza y la dimensión de daño 7
que cada puente ha sufrido depende de las características del sitio donde se encuentra y de los detalles de construcción de cada uno de ellos. Ningún sismo, ningún puente son idénticos; el diseño y las prácticas de construcción varían alrededor del mundo.
A
pesar
de
todas
las
incertezas
y
variaciones,
se
puede
aprender de las experiencias de terremotos anteriores, ya que muchos
tipos
vulnerables
de
daño
es
se
posible
repiten.
Conociendo
establecer
el
los
puntos
comportamiento
estructural e identificar las posibles debilidades en puentes ya existentes y en nuevos diseños.
Cheng y Duan [2003a:p.2-2] distinguen el daño en dos clases
Daño primario: Es el daño causado por el movimiento del terreno debido al sismo o por una deformación que fue la principal causa del daño del puente y que pudo haber provocado mayores daños o el colapso del mismo.
Daño secundario: Es el causado por el movimiento del terreno debido al sismo o por una deformación que fueron el resultado de fallas estructurales en otra parte del puente, que originaron una re-distribución de esfuerzos provocando acciones para las cuales la estructura no estaba diseñada.
En muchos casos no se puede distinguir entre el daño primario y el secundario porque la geometría del puente es compleja, o en
el
caso
que
exista
colapso
es
difícil
reconstruir
la
secuencia de falla.
El cierre de un puente, aunque sea temporalmente, puede traer grandes consecuencias, ya que éstos son de vital importancia 8
para el sistema de transporte. El cierre de un puente después de un terremoto puede también impedir realizar acciones de emergencia.
Además,
las
consecuencias
económicas
que
el
cierre
de
un
puente genera se incrementan proporcionalmente al tiempo en que permanece cerrado. Por ejemplo, el cambio de ruta para los que utilizaban la vía, genera congestionamiento en rutas alternas,
y
la
reparación
o
reconstrucción
del
puente
requiere de grandes inversiones.
2.2 TERREMOTOS RECIENTES
Los
sismos
tienen
la
característica
de
revelar
las
debilidades de las estructuras concentrando los daños en esas zonas. Entre los últimos sismos que han provocado daños a estructuras de puentes y que han originado cambios en los códigos de diseño, se pueden mencionar:
a. Terremoto de Northridge, Estados Unidos. Ocurrió a las 4:30 de la mañana (hora local) del día 17 de enero de 1994 en la sección de Northridge en el Valle de San Fernando, California. El evento con una duración aproximada de 20 segundos y una magnitud de 6.7 en la escala de Richter causó el colapso parcial o total de cinco
puentes
y
doscientos. [EERI, los
puentes
con
daños
severos
en
aproximadamente
1995] En la tabla 2.1 se mencionan mayores
daños
y
algunas
de
sus
características. Los daños estructurales a puentes de concreto incluyen fallas de cortante en columnas, pérdida de apoyo de la 9
superestructura, agrietamiento de columnas y daños en los estribos.
Tabla 2.1 Puentes con mayores daños, terremoto de Northrigde. [Adaptado de Chen y Duan, 2003a:p.2-6] Año de Nombre del puente
Ruta
Daño prominente construcción Colapso
La Cienaga-Venice
I-10
1964
Fallas en columnas
Gavin Canyon
I-5
1967
Pérdida de apoyo
Ruta 14/5
I-5/SR14
1971/1974
Falla en columna
Conector Norte
I-5/SR14
1975
Falla en columna
Mission-Gothic
SR118
1976
Fallas en columnas
Daños Severos Fairfax-Washington
I-10
1964
Fallas en columnas
Conector Sur
I-5/SR14
1971/1972
Choque de juntas
Ruta 14/5
I-5/SR14
1971/1974
Choque de juntas
Bull Creek
SR118
1976
Fallas en columnas
b. Terremoto de Kobe, Japón. Llamado también Hyogo-ken Nambu, ocurrió el 17 de enero de 1995, a las 5:46 de la mañana (hora local) con una magnitud de 7.2 en la escala de Richter. El hipocentro con una profundidad de 14 km, en el extremo norte de la isla
de
Awaji,
fue
debido
a
subducción
de
la
placa
Filipina por debajo de la Euroasiática. Produjo el colapso de nueve puentes y aproximadamente tres mil más fueron dañados [Sugimoto, 2006]
c. Terremoto de Costa Rica Ocurrió el 22 de abril de 1991 a las 15:57 (hora local) con una magnitud de 7.5 en la escala de Richter, en la provincia de Limón. El epicentro fue determinado en la 10
base de la cordillera de Talamanca, con una profundidad focal de 17 km.
El sismo provocó licuefacción, fenómeno que ocurre en planicies aluviales cerca del océano, siendo la causa principal del colapso de puentes. Otro evento importante fue
que
la
costa
en
Puerto
Limón
se
elevó
1.50
m
disminuyendo al sureste de la costa. [Méndez, 1991:p.2]
d. Terremoto de Chi Chi, Taiwan. Ocurrido el 21 de septiembre de 1999, a la 1:47 de la mañana (hora local) con una magnitud de 7.6 en la escala de
Richter.
Debido
a
las
fallas
de
Chelongpu
y
carreteras,
al
Shuangtung. De
acuerdo
a
la
oficina
Taiwanesa
de
menos nueve puentes fueron severamente dañados, de los cuales
tres
colapsaron
y
estaban siete
en mas
construcción. con
daños
Cinco
moderados.
puentes [Yen
y
otros, 2000:p.3]
e. Terremoto de Kocaeli y Duzce, Turquía. El de Kocaeli ocurrió el 17 de agosto, con una magnitud 7.4 y el de Duzce el 22 de noviembre, con una magnitud 7.2, ambos en 1999. Fueron originados por el movimiento de una cuña de corteza continental llamada Bloque de Anatolia, que se encuentra entre la Placa Arábiga y la Euroasiática. Los tipos de daños más comunes en puentes fueron pérdida de apoyo de vigas, fallas en bloques sísmico y pérdida de recubrimiento en la zona del apoyo de vigas sobre estribos. 11
Existen
más
sismos
de
los
mencionados
aquí,
se
sugiere
revisar las referencias para ampliar los conocimientos de éstos y de otros terremotos. Los
daños
ocasionados
en
los
sismos
ocurridos
serán
de
beneficio, si estas experiencias son tomadas en cuenta en la creación, actualización, mejoramiento y principalmente en la aplicación de códigos de diseño sismoresistentes; ya que se dice
que
todo
aquel
que
ignora
las
lecciones
que
da
la
historia, está propenso a cometer los mismos errores.
2.3
DAÑOS OBSERVADOS EN SUBESTRUCTURAS DE PUENTES
En los terremotos mencionados y en otros, se han observado daños
a
subestructuras
de
puentes
teniendo
como
causas
principales la filosofía de diseño elástico y la falta de un adecuado detallado. En la filosofía de diseño los esfuerzos en
los
elementos
admisibles elástica
de
estructurales
calculados la
como
estructura.
una Es
están
limitados
fracción decir,
se
de
la
a
valores
respuesta
pretende
brindar
resistencia mediante el establecimiento de esfuerzos máximos esperados ante un evento sísmico.
Los resultados negativos que pueden esperarse al utilizar esta filosofía de diseño son:
a) Deflexiones sísmicas no tomadas en cuenta. En el cálculo de la rigidez se toma el área gruesa de la sección en lugar de tomar la sección agrietada del miembro; con esta rigidez incorrecta se determina el desplazamiento, que resulta ser muy bajo en comparación a los desplazamientos reales esperados. 12
b) Niveles de fuerzas sísmicas muy bajos y razón de carga gravitacional a fuerza sísmica incorrecta. Esto lleva a diagramas de momentos ante la combinación de carga gravitacional y fuerza sísmica no solamente bajos,
sino
que
también
a
diagramas
equivocados
haciendo que en el diseño los puntos y magnitudes de momentos
en
secciones
críticas
sean
incorrectos
causando una posible falla por detallado insuficiente e inadecuado.
c) Desestimación del comportamiento inelástico ante ataque sísmico severo. Ante
un
sismo
estructurales evitar
el
severo
la
inelásticas
colapso
de
la
ductilidad
y
resultan
las
acciones
cruciales
estructura.
En
el
para diseño
elástico estos conceptos no son tomados en cuenta por lo que ante eventos sísmicos los puntos críticos en los elementos
estructurales
capaces
de
no
son
desarrollar
diseñados
grandes
para
ser
deformaciones
inelásticas sin degradar su resistencia, además si la resistencia a cortante fuera mayor que la resistencia a flexión, se podría evitar fallas frágiles a cortante.
La
otra
causa
principal
de
los
daños
es
la
falta
de
un
adecuado detallado que conduce a niveles bajos de ductilidad, disposición
y
cantidad
de
refuerzo
insuficientes.
En
los
apartados siguientes se muestran algunas fallas originadas por la falta de detallado sísmico lo cual muestra que no basta
sólo
con
emplear
una
filosofía
de
diseño
por
resistencia que toma en cuenta el comportamiento inelástico, sino
que
también
es
necesario
tomar
en
detallado de los elementos estructurales. 13
consideración
el
2.3.1
Daños en apoyos
La falla de los apoyos ante los sismos puede ser causada por la redistribución de fuerzas internas debido a sobrecarga, movimientos grandes en la superestructura o subestructura y/o licuefacción
en
el
suelo.
El
colapso
de
un
puente
puede
ocurrir cuando se pierde capacidad de soporte en el apoyo.
La Figura 2.1 muestra un ejemplo de daño en los apoyos del puente Nishinomiya-ko en el terremoto de Kobe; este puente consta de un claro principal sostenido por un arco, y claros secundarios
simplemente
secundarios,
estaba
apoyados.
soportado
por
Uno dos
de
apoyos
los fijos
claros en
un
extremo y dos apoyos de expansión en el otro. Los apoyos fijos fallaron durante el sismo llevando a la pérdida de capacidad de soporte y por consiguiente al colapso del claro como se aprecia en la Figura 2.2.
Figura 2.1 Daño en apoyo de puente Nishinomiya-ko debido al sismo de Kobe, Japón en 1995 [Chen y Duan, 2003a:p.2-17]
14
Figura 2.2 Claro colapsado en puente Nishinomiya-ko debido a pérdida de apoyo, Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-4]
Figura 2.3 Colapso de puente Arifiye por pérdida de apoyo, Kocaeli Turquía. [Erdik, 2000:p.24]
Como resultado de grandes desplazamientos de las pilas y los estribos, se produjo el colapso del puente Arifiye durante el terremoto de Kocaeli (Figura 2.3), y la pérdida de apoyo de las
vigas
del
puente
Bolu
durante
el
terremoto
de
Duzce
(Figura 2.4)
En marzo de 2007 ocurrió un terremoto en la parte Este de Sumatra, que produjo algunos daños en la subestructura de 15
puentes. En la figura 2.5 se muestran los daños ocurridos en los
apoyos
de
un
puente
de
armadura
de
acero;
la
superestructura no presentó daños en ninguno de sus miembros, sin embargo el puente tenía una inadecuada llave de cortante (figura 2.5 a) y durante el sismo el puente deslizó de los apoyos
en
los
estribos,
debido
a
que
éstos
carecían
de
adecuada longitud y/o sujetadores para resistir o permitir movimiento sísmico (figura 2.5 b).
Figura 2.4 Viga fuera de su apoyo, puente Bolu, Duzce Turquía. [Kawashima, 2000:p.3-19]
(a
(b
Figura 2.5 Daño en apoyo de puente en el terremoto de Sumatra, Indonesia en 2007 [Miyamoto, 2007:p.15]
16
2.3.2 Daños en pilas
Las pilas tienden a ser mucho más débiles que la unión vigadiafragma-losa, por lo que se encuentran sujetas a grandes demandas
inelásticas
durante
sismos
de
gran
magnitud.
La
falla de una pila puede dar como resultado pérdida de la capacidad
de
carga
vertical;
siendo
una
de
las
causas
principales del colapso de un puente.
Muchos daños en pilas pueden ser atribuidos a un inadecuado detallado,
que
limita
la
habilidad
de
las
mismas
para
deformarse inelásticamente ante una excitación sísmica. En pilas de concreto reforzado, el insuficiente detallado puede originar fallas por flexión, cortante y anclaje o, como en la mayoría de los casos, una falla causada por la combinación de varios mecanismos. En el caso de las pilas de acero, las fallas locales llevan progresivamente al colapso.
La incorporación de refuerzo transversal poco espaciado es una forma de brindar un mejor detallado con lo cual se puede alcanzar
un
nivel
satisfactorio
de
confinamiento
en
el
concreto y por ende, mayor ductilidad.
En el terremoto de San Fernando en 1971 se observaron fallas por falta de confinamiento en el núcleo de concreto como la mostrada en la Figura 2.6 en donde la pila falló por la falta de ductilidad a flexión. Otra falla de la misma naturaleza se muestra en la Figura 2.7 en una pila circular de concreto reforzado debido al terremoto de Kobe en 1995.
17
Figura 2.6 Falla por falta de ductilidad en pila en puente elevado debido al terremoto de San Fernando, EUA (1971)[Chen y Duan, 2003a:p2-18]
Figura 2.7 Falla por falta de ductilidad en la vía expresa Hanshin debido al sismo de Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-19]
18
Cuando la longitud de desarrollo del refuerzo principal es insuficiente; es decir, una terminación prematura de este refuerzo, pueden ocurrir agrietamientos en zonas a lo largo de
las
barras
o
la
generación
de
grandes
demandas
de
esfuerzos de flexión y/o cortante cerca de los puntos de corte. En la Figura 2.8 se puede apreciar la falla de una pila con barras terminando cerca de la mitad de la altura de la columna.
Figura 2.8 Falla en pila por longitud de desarrollo insuficiente debido al sismo de 1995 en Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-20]
Durante el terremoto de Kobe en 1995, muchas pilas de puentes desarrollaron fallas a flexión y cortante teniendo como causa principal la terminación prematura del refuerzo longitudinal como lo muestran las Figuras 2.9 y 2.10 en donde 18 pilas de la
autopista
desarrollo
Hanshin
del
33%
fallaron del
por
refuerzo
falta
de
longitudinal
longitud en
de
puntos
ubicados a un 20% de la altura de la pila, además estas fueron soldadas en la misma sección transversal. La autopista 19
fue diseñada de acuerdo a las especificaciones de 1964 basado en la filosofía de diseño por esfuerzos permisibles.
Tipos similares de falla ocurrieron en muchos puentes, siendo esta la razón principal por la que se produjeron tantos daños en
puentes
durante
el
terremoto
de
Kobe,
La
figura
2.11
muestra el colapso del puente Takashio.
Figura 2.9 Falla en pilas por falta de longitud de desarrollo, debido al sismo de 1995 en Kobe, Japón. [Kawashima, 2000:p.3-4]
20
Figura 2.10 Daño en la autopista Hanshin, 18 pilas fallaron. Kobe, Japón. [Kawashima, 2000:p.3-4]
Figura 2.11 Colapso de puente Takashio por falla prematura de cortante. Kobe, Japón. [Kawashima, 2000:p.3-4]
21
Las
fallas
a
cortante
en
pilas
de
concreto
reforzado
de
puentes han ocurrido en muchos terremotos por la falta de un adecuado detallado y la filosofía de diseño adoptada.
La figura 2.12 presenta la falla a cortante de varias pilas que tienen poco refuerzo transversal, condición típica de puentes construidos en los Estados Unidos previo a 1970. Esta falla
muestra
grietas
diagonales
muy
inclinadas
y
la
desintegración del núcleo de concreto.
Ante constantes ciclos de deformación combinados con cargas axiales
y
progresiva
falta
de
pérdida
confinamiento, de
su
las
capacidad
pilas
para
muestran
soportar
una
carga
llegando incluso a ser nula como se muestra en la figura 2.13.
Figura 2.12 Falla en pila en la Ruta 5/210 por falta de refuerzo transversal, en el sismo de San Fernando en 1971, EUA. [Chen y Duan, 2003a:p.2-21] 22
Figura 2.13 Falla en pila por falta de refuerzo transversal en puente la Cienaga-Venice debido al sismo de Northridge. [Chen y Duan, 2003a:p.2-22]
Cuando se modifica la estructuración del puente, durante la construcción o durante su vida útil, se puede interferir en el comportamiento sísmico. Por ejemplo, en la figura 2.14 se muestra como un muro de concreto para canal, modificó el comportamiento del puente durante el sismo de Northridge, disminuyendo la longitud efectiva e incrementando la demanda a fuerza cortante de la pila,
moviendo la respuesta no
lineal de una zona de alto confinamiento a una con poco refuerzo
transversal.
Fallas
de
este
tipo
ilustran
la
importancia de constante supervisión durante la construcción y la vida útil de la estructura.
Las
fallas
por
cortante
pueden
ser
inducidas
por
la
interacción con los elementos no estructurales, en la figura 2.15 se muestra un caso en el cual, la forma arquitectónica de la pila fortalece la parte superior, obligando a que la falla ocurriese en un punto donde no había sido considerada.
23
Figura 2.14 Falla en pila por interacción con elemento no estructural en el puente Creek Canyon durante el sismo de Northridge, EUA. [Chen y Duan, 2003a:p.2-7]
En ambos casos, un elemento que no ha sido considerado en el diseño estructural de la pila obliga a que la falla ocurra en una porción ligeramente confinada de la pila que es incapaz de resistir las demandas de fuerza y deformación.
En octubre de 2004 ocurrió un terremoto de 6.9 en la escala de Richter en la región central de Japón (Chetsu). Los daños en
puentes
no
fueron
catastróficos
como
los
ocurridos
Kobe, una de las principales razones es que los puentes encuentran
en
zonas
con
bajas
aceleraciones
en
el
en se
suelo.
Además se estableció un programa de reforzamiento, después de la experiencia obtenida en Kobe, de los puentes diseñados con las normas establecidas antes de 1980.
24
En
la
figura
2.16
se
presenta
una
falla
por
flexión
y
cortante en una pila corta. El recubrimiento del concreto se ha fragmentado y el refuerzo longitudinal se ha flexionado en la falla. Esta columna fue reparada temporalmente con fibras de carbón FRP (Fiber-Reinforced Polymer, polímeros reforzados con
fibras)
para
cubrir
la
emergencia
y
evitar
congestionamiento. (Figura 2.17)
Figura 2.15 Falla en pila de puente Mission-Gothic en el sismo de Northridge, EUA. [Chen y Duan, 2003a:p.2-23]
Figura 2.16 Falla en pila en puente Ojiya durante el sismo de Chetsu, Japón. 2004. [Shanmuganathan, 2005:p.6] 25
Figura 2.17 Reparación temporal de pila en puente Ojiya. [Shanmuganathan, 2005:p.7]
Durante el sismo de Chi Chi, en Taiwan, se produjo el colapso del puente Wu-shi, la falla geológica se encuentra entre las pilas
del
puente,
lo
que
originó
grandes
desplazamientos
verticales y horizontales provocando fallas de cortante en pilas (figura 2.18 y 2.19). Debido a estos desplazamientos se produjeron
severos
daños
a
los
bloques
sísmicos
como
muestra la figura 2.20.
Figura 2.18 Movimiento lateral de pilas en el puente Wu-Shi, Chi-Chi, Taiwan. [Kawashima, 2000:p.3-23]
26
lo
1.50 m
Figura 2.19 Movimiento vertical de pilas en el puente Wu-Shi. Chi-Chi, Taiwan. [Hsu y Fu, 2000:p.11]
Figura 2.20 Daños de bloques sísmicos del puente Wu-Shi. Chi-Chi, Taiwan. [Hsu y Fu, 2000:p.11]
Las pilas de concreto pueden fallar ante un sismo si el anclaje
es
inadecuado.
Conocido
el
comportamiento
de
las
pilas durante un sismo, se sabe que los puntos más débiles son en la conexión de la pila con la viga cabezal (parte superior) o en la unión de la pila con la fundación. La figura 2.21 muestra pilas que fallaron en el anclaje con la 27
fundación durante el sismo de San Fernando en 1971. Este tipo de daño es mayor cuando se trata de una pila y no de una pila tipo marco, ya que la resistencia a la fuerza lateral depende del comportamiento a flexión de la base.
Figura 2.21 Falla de pilas por falta de anclaje debido al terremoto de San Fernando en 1971, EUA. [Chen y Duan, 2003a:p.2-24]
El registro de fallas de pilas de acero es escaso debido a que pocos puentes de pilas de acero están sujetos a fuertes sismos. En pilas con secciones transversales fallas
locales
algunas
sección
transversal
muestra
la
sección
transversal
formación
veces
cambia de
ocurren de
una
puntos
espesor.
falla
circular
en
local
acompañada
circulares, las donde
La
figura
en
una
por
una
la
2.22
pila
de
visible
deformación plástica.
En pilas rectangulares de acero, las fallas locales de la cubierta
y
de
la
restringidas por
placa la
de
refuerzo
de
la
pila
son
poco
cubierta que tiene escasa rigidez. La
figura 2.23 (a) ilustra el colapso de la superestructura y la figura 2.23 (b) un acercamiento de la pila rectangular de acero colapsada durante el sismo de Kobe. 28
Figura 2.22 Falla local de pila circular de acero durante el sismo de Kobe, Japón. [Chen y Duan, 2003a:p.2-25]
Figura 2.23 Colapso de pila rectangular de acero debido al terremoto de Kobe. [Chen y Duan, 2003a:p.2-26] 29
2.3.3
Daños en estribos
Existen muchos factores que incrementan el riesgo a que los estribos presenten daños ante sismos, entre los que se pueden mencionar:
las
particularmente
propiedades si
el
del
suelo
suelo es
cercano
al
estribo
a
sufrir
susceptible
licuefacción durante un sismo, (este fenómeno está definido en la sección 3.3.1e de este documento), la interacción de los elementos que conforman el estribo con el suelo y las propiedades y tipos de fundaciones.
En el terremoto de Costa Rica en 1991 se registraron muchos daños
en
subestructuras
de
puentes
asociados
con
la
licuefacción del suelo circundante. Las figuras 2.24 y 2.25 muestran un estribo del puente Río Banano que rotó debido a la
licuefacción
y
a
la
presión
lateral,
y
los
daños
ocasionados en los pilotes. En la figura 2.26 se observa el colapso del puente Viscaya debido a la misma condición.
Figura 2.24 Daños en estribo en el terremoto de Costa Rica en 1991 [Chen y Duan, 2003a:p.2-30]
30
Figura 2.25 Pilotes de estribo dañados durante el terremoto de Costa Rica. [Chen y Duan, 2003a:p.2-31]
Figura 2.26 Colapso de puente Viscaya, terremoto de Costa Rica en 1991. [Youd, 1993:p.4]
Otro factor que puede causar daños en los estribos es el movimiento
de
tierra
en
la
dirección
longitudinal
de
un
puente; estos daños han sido observados después del terremoto de Chuetsu, en Japón en 2004, como lo muestra la figura 2.27 (puente Wanazu). 31
Durante
el
sismo
desplazamientos
de
Chi
provocando
Chi
daños
en
ocurrieron la
grandes
subestructura
de
puentes. El puente Bei-Fong era de 13 claros con vigas I simplemente
apoyadas,
la
figura
2.28
muestra
el
desplazamiento de la pila (3.5 m) y del estribo (4.0 m) respecto al eje.
Figura 2.27 Daños en estribo de puente Wanazu en el sismo de Chetsu, Japón, en 2004 [Shanmuganathan, 2005:p.5]
Figura 2.28 Daños en puente Bei-Fong, Terremoto de Chi Chi, Taiwan. [Kawashima, 2000:p 3-21] 32
2.4
ANÁLISIS
COMPARATIVO
DE
LAS
FUENTES
DE
LAS
FALLAS
OBSERVADAS EN PUENTES, A PARTIR DE ANÁLISIS DE TERREMOTOS OCURRIDOS EN EL SALVADOR.
La
normativa
mayoría
sísmica
de
los
principalmente
en
salvadoreña,
países normas
al
igual
que
latinoamericanos, norteamericanas
o
la
está
gran
basada
europeas
y
la
experiencia sísmica que estos países tienen con sus factores locales. Estas normativas, en términos generales, se crearon a
partir
de
los
procedimientos
años
de
50,
diseño
anterior
a
esta
sismorresistente
fecha no
los
estaban
establecidos en códigos, sino más bien en el conocimiento de algunas personas.
El
primer
reglamento
de
diseño
sismorresistente
de
construcciones de El Salvador fue publicado en 1966 después del terremoto de 1965. En noviembre de 1986 la Asociación Salvadoreña de Ingenieros y Arquitectos (ASIA), publicó el Reglamento de Emergencia de Diseño Sísmico de la República de El Salvador este de carácter transitorio y con vigencia de 1 año.
La norma vigente de diseño sísmico es de 1994, está basado principalmente en el Uniform Building Code (UBC) de 1991 y presenta
la
demanda
y
requerimientos
de
análisis
para
estructuras y elementos no estructurales. Para El Salvador este zonas
código
establece
sísmicas,
describen
al
país
las
la
demanda
cuales
como
de
en alta
de
términos sismicidad
efectiva de 0.4 y 0.3 respectivamente).
33
diseño
indicando
dos
comparativos, (aceleración
Entre los últimos terremotos de mayor magnitud ocurridos en El Salvador se encuentran:
Terremoto de 10 octubre de 1986. Ha
sido
uno
de
los
sismos
más
destructivos
de
la
historia de la capital. Ocurrió a las 11:49 am, con una
magnitud
de
5.4
en
la
escala
de
Richter
e
intensidad VIII-IX en San Salvador. El epicentro se localizó
en
San
Salvador
(Latitud
Norte
13º
40'
y
Longitud Oeste 8º 11.5') con una profundidad de 5.4 km. (Falla local)
Terremotos de 13 de enero y 13 de febrero de 2001. El primero ocurrió a las 11:35 am con una magnitud de 7.8 en la escala de Richter e intensidad VIII en San Salvador. Producido por subducción, (placa de Cocos por debajo de la placa Caribe). El segundo ocurrió a las 8:22 am, con una magnitud de 6.6 en la escala Richter e intensidad VIII en San Salvador y el epicentro ubicado a 30 km al sureste de San Salvador y con una profundidad de 13 km.
No
se
tiene
información
oficial
de
los
daños
que
estos
terremotos provocaron a puentes. En la tabla 2.2 se muestra información de puentes dañados debido al terremoto de enero de 2001, información presentada por las Naciones Unidas, a través de la Comisión Económica para América Latina y el Caribe (CEPAL) en el documento “El Terremoto del 13 de Enero de 2001 en El Salvador. Impacto Socioeconómico y Ambiental” En el documento “El Salvador: Evaluación del Terremoto del Martes 13 de Febrero de 2001” presentado por las Naciones 34
Unidas, Rafael
menciona Cedros
e
que
“en
Ilobasco
el (km
tramo 42),
comprendido se
entre
presentan
San
grietas
transversales y el colapso de la bóveda.” Ésta es la única información
obtenida,
en
relación
a
daños
en
puentes
ocurridos durante los terremotos del 2001.
En
la
figura
2.29
superestructura
en
se
observa
puente
la
pérdida
ferroviario
de
San
apoyo
Marcos
de
la
Lempa,
durante el terremoto del 13 de enero de 2001.
Figura 2.29 Pérdida de apoyo en puente ferroviario San Marcos Lempa y efectos de licuefacción. [Fuente: www.ineter.gob.ni, 2001]
Revisar
Anexo
C
de
este
documento,
ahí
se
presenta
una
comparación de los espectros de respuesta de los sismos de Northridge, Kobe y El Salvador.
35
Tabla 2.2 Información obtenida por medio de CEPAL. [www.eclac.cl/publicaciones/]
36
CAPITULO 3 ESTUDIOS SOBRE FALLAS DE SUBESTRUCTURAS 3.1
ANTECEDENTES
Los
terremotos
provocan
innumerables
pérdidas
en
vidas
humanas y daños en las estructuras en diferentes partes del mundo. Esto ha provocado que el ser humano busque disminuir estos efectos, creando y actualizando normas para diseñar estructuras resistentes a sismos.
El diseño sísmico de puentes ha ido mejorando y avanzando, basado en los resultados de las investigaciones y de las experiencias
adquiridas
en
los
terremotos
pasados.
A
continuación, se muestra como han avanzado los códigos de diseño sísmico en Estados Unidos de Norteamérica y en Japón, países con alta sismicidad y desarrollo.
a. Diseño sísmico de puentes en Estados Unidos.
Previo al terremoto de San Fernando en 1971 el diseño sísmico
de
puentes
era
basado
en
la
fuerza
lateral
requerida para edificios, considerada entre el 2-6% de la
carga
California
muerta.
El
(CALTRANS)
Departamento en
1973
de
Transporte
desarrollo
un
de
nuevo
criterio de diseño que dependía de la respuesta sísmica de
los
suelos
en
el
lugar
y
de
las
características
dinámicas propias de cada puente.
En
1981
el
Consejo
Aplicado
de
Tecnología
(ATC)
desarrolló una guía (ATC-6) para el diseño sísmico de 37
puentes. El ATC-6 presenta una metodología basada en la determinación
de
fuerzas
sísmicas
elásticas
y
las
correspondientes a la formación de rotulas plásticas que deben
usarse
corresponda. Carreteras
para La
el
diseño
Asociación
Estatales
y
de
elementos,
Americana
Transporte
de
según
Oficiales
(AASHTO)
de
adoptó
el
ATC-6 como guía para las especificaciones en 1983 y más adelante,
en
1991,
Especificaciones (Standar
fue
Estándares
Specifications
for
incorporada para
Puentes
Highway
en
las
Carreteros.
Bridges)
[Chen
y
Scawthorn, 2003:p.18-4]
Desde el terremoto de 1989 en Loma Prieta, extensivas investigaciones
se
han
realizado
para
mejorar
los
diseños y reforzamiento de puentes en zonas sísmicas; hasta
llegar
al
último
reglamento
publicado:
“AASHTO
LRFD Bridge Design Specifications”
b. Diseño sísmico en Japón.
Las
primeras
ideas
para
el
diseño
sísmico
fueron
formuladas en 1926 después del terremoto de Kanto en 1923 que ocasionó muchos daños. Desde estas primeras estipulaciones,
las
regulaciones
sísmicas
han
sido
revisadas y modificadas muchas veces.
En 1971, fueron publicadas las primeras guías para el diseño, a la que se les llamo “Guía de Especificaciones para el Diseño Sísmico de Puentes Carreteros”. Éstas guías debía
de
diseño
ser
especificaban
determinada
que
la
dependiendo
fuerza de
la
lateral zona,
importancia del puente y condiciones del terreno para lo 38
cual se usaba el método del coeficiente sísmico y la respuesta de la estructura debía ser considerada usando el
método
de
coeficiente
sísmico
modificado.
La
evaluación de la licuefacción fue incorporada al ver los daños ocasionados en el terremoto de Niigata en 1964, además
se
introdujeron
dispositivos
para
prevenir
la
métodos
de
pérdida de apoyo de la superestructura.
Entre
1964
diseño
y
1971,
que
se
unificaron
habían
subestructuras,
al
sido que
muchos
desarrollados
le
llamaron
para
“Guía
de
Especificaciones para Subestructuras”. El año de 1971 fue importante, no sólo en Estados Unidos, sino también en Japón ya que significó un nuevo punto de vista para el
diseño
sísmico
de
puentes,
ya
que
las
especificaciones fueron revisadas y llamadas “Parte IV Subestructuras” y “Parte V Diseño Sísmico”. [Kawashima, 2000:p.1-6]
Debido
que
durante
comportamiento
de
el
sismo
puentes
no
de fue
Kobe
en
1995
satisfactorio,
el las
Especificaciones de Diseño fueron revisadas y se publicó las
nuevas
Carreteros”
“Especificaciones publicado
por
la
de
Diseño
Asociación
para
puentes
Japonesa
de
Caminos (Japan Road Association) en 1996. En éstas, el procedimiento
de
diseño
fue
cambiado
de
coeficiente
sísmico tradicional al método de diseño dúctil.
3.2
COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE SUBESTRUCTURAS
Los
puentes
presentan
al
una
ser
sometidos
respuesta
en 39
a
una
excitación
términos
de
dinámica
fuerzas
y
desplazamientos en sus miembros; esta respuesta se determina mediante
la
idealización
de
la
estructura
del
puente
con
modelos que reflejan las características más significativas y la aplicación de métodos de análisis.
Dependiendo de la actividad sísmica del lugar, geometría e importancia del puente, los métodos de análisis que pueden ser utilizados en el diseño sísmico según la norma AASHTO LRFD 2005 son:
a) Método de modo simple Es un método espectral y asume que la carga sísmica puede
ser
estática
considerada aplicada
como
equivalente
horizontalmente
a
en
una
la
fuerza
dirección
longitudinal o transversal del puente como se muestra en la figura. El método se basa en el período natural de un sistema de un solo grado de libertad y por lo tanto se debe aplicar a estructuras muy regulares con rigideces distribuidas de manera uniforme.
Para determinar la carga sísmica resultante se combina el desplazamiento obtenido con: el peso muerto de la superestructura, más un porcentaje de la carga viva si se
considera
necesario,
y
parte
del
peso
de
la
subestructura.
PROCEDIMIENTO: Calcular el desplazamiento inicial del modelo (us). Este valor
depende
del
tipo
de
pila
que
se
utilice.
El
desplazamiento se calcula asumiendo una carga arbitraria unitaria
en
unidades
de
Determinar la rigidez. 40
fuerza/unidad
de
longitud.
PoL K
us
(Ec. 3.1)
Calcular el valor de la carga muerta wx y el porcentaje de carga viva a utilizar. Teniendo los valores del desplazamiento y las cargas se calculan los factores: L
u dx s
usL
(Ec. 3.2)
0 L
w x *
(Ec. 3.3)
dx us *
(Ec. 3.4)
w u dx x s
0 L
w u
2
x s
0
Calcular período del puente. T 2
pog
(Ec. 3.5)
Calcular el coeficiente sísmico de respuesta elástica. (Anexo C) Calcular carga estática equivalente. Pe(x)
Cs W(x)us(x)
Aplicar
Pe(x)
(Ec. 3.6)
para
calcular
cortantes,
desplazamiento debidos a sismos. Fs
Pe(x)L R pared
R: Factor de respuesta sísmica
Donde: Po :
carga arbitraria
wx :
carga muerta
T:
período del puente
Cs:
Coeficiente sísmico de respuesta elástica
α, β, γ: Factores de desplazamiento y cargas
41
momentos
y
Figura 3.1 Método de análisis unimodal. (a) Carga Transversal. (b) Carga longitudinal [Adaptada de Chen y Duan, 2003a:p.3-25]
b) Análisis espectral multimodal. Este
método
es
apropiado
para
estructuras
con
irregularidad en masa, rigidez o geometría. En puentes, estas irregularidades inducen acoplamiento en las tres direcciones ortogonales, en cada modo de vibración por lo
que
la
respuesta
total
se
originará
por
la
contribución de varios modos de vibración. Para realizar este análisis se debe usar un modelo tridimensional de la estructura conteniendo masas puntuales ubicadas en varios puntos para representar los modos de vibración. Con el modelo se realiza un análisis dinámico lineal para determinar los modos de vibración siendo el número de modos como mínimo, tres veces el número de claros del modelo; además, debe utilizarse un espectro de respuesta sísmico
elástico
realización
de
en este
cada
modo
de
vibración.
En
la
análisis,
se
debe
emplear
un
software de análisis dinámico ya que se realizan muchos cálculos. Las fuerzas y desplazamientos debidos a la carga sísmica se determinan a través de la combinación de la respuesta 42
individual de los modos utilizando herramientas como el método de la combinación cuadrática completa y el método de la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados.
c) Método de espectro de respuesta de múltiples apoyos. En
terremotos
recientes
se
ha
observado
que
el
movimiento sísmico del terreno puede ser distinto en diferentes
puntos
de
un
terreno
que
soporta
una
estructura grande. Por lo tanto, es necesario determinar la
respuesta
total
mediante
la
superposición
de
la
respuesta individual de cada soporte.
Con este método, la respuesta de un sistema estructural lineal puede ser calculada directamente en términos de la respuesta espectral convencional de los soportes que contienen
los
grados
de
libertad
y
espacial
del
describe
la
variabilidad
terreno.
Es
más
variabilidad
de
preciso las
ya
que
condiciones
una
toma del
función
que
movimiento
del
en
cuenta
movimiento
la del
terreno, tren de ondas sísmicas y variabilidad en la respuesta
del
sitio.
Este
método
es
adecuado
para
puentes de gran longitud y de múltiples soportes.
d) Método de historia-tiempo. Es un método numérico que consiste en la integración paso a paso de la ecuación de movimiento. Usualmente es requerido
para
puentes
importantes
o
con
geometría
compleja. El análisis puede ser elástico e inelástico y brinda
un
resultado
más
realista
de
la
estructural comparado con un análisis elástico.
43
respuesta
e) Análisis estático no lineal de estructuras de puentes En los últimos años, el análisis no lineal de puentes se ha incrementado debido a la necesidad de determinar el comportamiento
estructural
inelástico
bajo
cargas
sísmicas ya que la filosofía de diseño sísmico actual, permite cierto grado de daño sin el colapso del puente. Es
decir,
se
incursionar esperan
diseña
en
daños
el
para
rango
menores.
que
la
estructura
inelástico, Este
con
análisis
lo
es
pueda
cual
se
complejo
e
involucra muchas asunciones que simplifican el problema, por lo que el diseñador de puentes debe comprender sus limitaciones y alcances.
En
lugar
de
un
análisis
historia-tiempo
dinámico
no
lineal, los diseñadores de puentes en años recientes han usado
el
análisis
push-over
estático
como
una
alternativa efectiva y simple con la cual se evalúa el desempeño de estructuras de puentes existentes y nuevos bajo cargas sísmicas.
En
este
análisis,
un
elemento
de
la
estructura
del
puente es aislada y analizada estáticamente, por ejemplo una
pila
con
considerado necesario.
una
o
cualquier En
el
caso
varias
columnas,
comportamiento de
un
modelo
en
que
donde se
es
estime
analítico
de
un
marco, éste primero es sujeto a una carga gravitatoria tributaria
y
luego
se
empuja
lateralmente
con
incrementos de carga o desplazamientos hasta desarrollar un
mecanismo
de
colapso
o
hasta
que
se
criterio de falla previamente establecido.
44
alcance
un
Debido a la complejidad de los cálculos en el análisis push-over, se debe usar un software de análisis y diseño estructural para su realización.
Para
más
información
sobre
éste
tipo
de
análisis
al
análisis
referirse a: Salazar,
W.
[2001]
Introducción
estático no lineal y su aplicación en la revisión de estructuras de concreto armado. ATC-40 [1996] Seismic evaluation and retrofit of concrete building, volumen 1.
Es necesario tener un modelo analítico lo más real posible, del comportamiento sísmico de las pilas o soportes, ya que éstos
son
elementos
trascendentales
en
el
diseño
porque
transmiten las cargas gravitacionales y sísmicas al suelo.
El comportamiento dinámico de la subestructura de un puente ante un sismo puede ser modelado como un sistema de un solo grado
de
geométrica
libertad y
(SSGL)
rigideces
si
el
puente
equivalentes
tiene
entre
sus
regularidad elementos.
Según la norma AASHTO LRFD 2005, éste modelo se puede aplicar a puentes regulares no críticos, ni esenciales. La figura 3.2 muestra un ejemplo de un puente en donde la pila puede ser modelada como un SSGL.
En este modelo, la masa de la superestructura es la masa del sistema dinámico, la rigidez de dicho sistema es brindada por la pila y el amortiguamiento viscoso es la energía interna absorbida
por
la
estructura
del
modelo. 45
puente
considerada
en
el
Figura 3.2 Ejemplo de un SSGL en puente de dos claros soportados por una pila. [Chen y Duan, 2003a:p.3-14]
Ecuación de movimiento para un SSGL
La respuesta dinámica de una estructura ante una alteración externa
depende de la masa, la rigidez, el amortiguamiento y
la carga aplicada o el desplazamiento. La alteración externa puede ser una fuerza externa sobre la masa o el movimiento del terreno. En la figura 3.3 se presenta un modelo de un SSGL (que puede representar una pila) con un desplazamiento en la base.
Figura 3.3 Modelo de SSGL con movimiento en la base. [Chen y Duan, 2003a:p.3-5]
De la figura 3.3, los desplazamientos de la base, el total de la masa y el desplazamiento relativo entre la masa y el terreno se relacionan con la siguiente expresión. Ut = U + Ug
(Ec. 3.7)
46
En donde: Ut: Desplazamiento total U: Desplazamiento relativo entre la estructura y el suelo Ug: Desplazamiento del suelo.
Aplicando
la
segunda
ley
de
Newton
y
el
principio
de
D`Alembert de equilibrio dinámico se obtiene la siguiente ecuación: FI + FD + FS = 0
(Ec. 3.8)
En donde FI es la fuerza inercial de la masa relativa a su aceleración absoluta por la expresión FI = müt; FD es la fuerza de amortiguamiento viscoso sobre la masa expresada como FD= ců; FS es la fuerza elástica de la estructura y relacionada con el desplazamiento relativo entre la masa y el terreno por la expresión FS = ku en donde m es la masa, c la constante de amortiguamiento y k es la constante del resorte del sistema dinámico.
Sustituyendo las expresiones anteriores en la ecuación 3.8 se obtiene: müt + ců + ku = 0
(Ec.
3.9)
La ecuación de movimiento del SSGL sujeto al movimiento de la base se determina sustituyendo la ecuación 3.7 en 3.9 con lo que se obtiene: mü + ců + ku = -müg
(Ec. 3.10)
En donde üg es la aceleración del terreno obtenida de un acelerograma. La determinación de la respuesta u, del SSGL, y la ecuación de movimiento debe resolverse utilizando métodos analíticos o numéricos. 47
Ecuación de movimiento para un SMGL
Cuando
la
estructura
del
puente
es
compleja,
con
varios
soportes, el modelo de un SSGL deja de ser aplicable y en este
caso
la
respuesta
estructural
se
determina
con
la
discretización de los elementos por medio de masas puntuales. Esta metodología incrementa el número de masas puntuales y por lo tanto el número de grados de libertad obteniéndose un Sistema de Múltiples de Grados de Libertad (SMGL). Según la norma AASHTO LRFD 2005, este modelo es aplicable en puentes esenciales y críticos ya sean regulares o irregulares.
Para un SMGL la ecuación de movimiento es similar al de un SSGL,
pero
la
masa,
la
rigidez
y
el
amortiguamiento
son
matrices. La ecuación de movimiento de un SMGL con movimiento del terreno es la siguiente:
[M]{ü} + [C] {ů} + [K]{ u}
= -[M]{ B}üg
(Ec. 3.11)
En la matriz de masas se ignoran los efectos de acoplamiento y se expresan en forma de masas puntuales obtenidas de los elementos libertad
tributarios resultando
en
y
correspondientes una
matriz
a
diagonal.
los
grados
de
La
matriz
de
amortiguamiento representa todos los mecanismos disipadores de energía de la estructura, como pueden ser los apoyos, y puede tener los términos de la diagonal principal iguales a cero. La matriz de rigidez se obtiene de modelos de análisis de desplazamientos y los valores de la diagonal principal pueden ser iguales a cero. B es un vector de transformación que toma valores de 0 y 1 para definir los grados de libertad cuando las cargas sísmicas son aplicadas. 48
3.3
ESTUDIOS SOBRE DESEMPEÑO SÍSMICO DE PILAS
Cuando ocurre un evento sísmico, los centros de investigación efectúan
en
campo
la
recolección
de
información
sobre
el
efecto que ha tenido el sismo en las estructuras. Es decir, inician
la
obtención
reconocimiento
de
de
los
datos
daños
sobre
el
ocasionados,
sismo
lo
cual
y
el
permite
cuantificar la magnitud de estos daños mediante el análisis de las fallas con el uso de información técnica y/o pruebas de laboratorio sobre modelos estructurales.
En
el
caso
mostrado fallas
de
por
en
los
las
puentes,
pilas
estos
es
elementos
de
la
evaluación
vital
del
importancia
generalmente
ha
sido
desempeño pues la
las
causa
principal que ha llevado al colapso a muchos puentes. Esta evaluación
conduce
reforzamiento cambios
en
que
las
a
la
deben
determinación aplicarse
normativas
de
y
diseño
de
a
la
con
las
medidas
de
realización
de
el
objetivo
de
disminuir la posibilidad que fallas similares se presenten en futuros terremotos.
El
Pacific
Earthquake
Engineering
Research
desarrolló
un
estudio sobre el comportamiento sísmico de un puente elevado en California, titulado “Comportamiento y Análisis de Fallas de un Puente de Múltiples Apoyos Durante el Terremoto de Northridge en 1994”. En este estudio se investiga las causas de las fallas comparando las capacidades estimadas con las demandas en los componentes principales del puente, para lo cual, el estudio inicia con la descripción del puente y del sismo, seguidamente presenta los modelos utilizados para el análisis
estático
y
dinámico;
luego,
emplea
un
estático no lineal para determinar las capacidades. 49
análisis
Este estudio concluye que los daños en las pilas de este puente
se
deben
a
fallas
por
cortante,
con
una
pila
completamente fallada y otra con significativas grietas de cortante, lo anterior debido a una deficiente capacidad a cortante comparada con la demanda estimada en el terremoto de Northridge en 1994.
Debe mencionarse que este puente fue
diseñado y construido antes de 1971.
3.3.1
Las
Análisis de las fallas
fallas
de
las
pilas
de
los
puentes
ante
terremotos
recientes, se han originado por una serie de deficiencias relacionadas con los principios de la filosofía de diseño elástico utilizada a principios de 1970 y actualmente en uso en algunos países.
Como
se
mencionó
en
el
capítulo
anterior,
el
diseño
de
puentes con esta filosofía considera la respuesta elástica de los elementos ante cargas de servicio; lo cual ha provocado la desestimación de desplazamientos sísmicos (que en algunas ocasiones
ha
llevado
superestructura), sísmicas
en
a
la
aplicación
el
diseño
pérdida de
y
de
bajos
poca
soporte
niveles
atención
de
de
la
fuerzas
en
aspectos
relacionados con el no colapso de la estructura ante sismos de gran magnitud.
De los estudios realizados, se observa que los daños en las pilas
se
han
deficiencias cortante,
y,
originado en
éstas
el se
por
caso
la
combinación
particular
encuentran
de
las
asociadas
de
varias
fallas con
por la
sobreestimación de los esfuerzos cortantes admisibles y/o la inadecuada longitud de desarrollo del refuerzo longitudinal o 50
de flexión en la mitad de la altura de las pilas, que son una de
las
causas
principales
de
daños
en
pilas
de
concreto
reforzado.
En los siguientes literales se presentan las deficiencias mostradas por las pilas ante sismos recientes.
a) Inadecuada resistencia a flexión En el diseño de pilas se han fuerzas
laterales
esperada,
siendo
para
utilizado bajos niveles de
cuantificar
incluso
muy
la
inferiores
acción a
los
sísmica
niveles
de
respuesta elásticos. Como ejemplo de lo anterior se puede mencionar el diseño de puentes en California en donde se utilizaban
fuerzas
laterales
equivalentes
al
6%
del
peso
gravitatorio; sin embargo, los niveles de respuesta elásticos observados en estas estructuras han superado en más del 100% del
peso
gravitatorio.
solicitaciones sufrir
daños
Es
sísmicas ante
decir,
se
obteniendo
diseñaba
puentes
solicitaciones
para
bajas
susceptibles
sísmicas
iguales
de o
superiores a la respuesta elástica.
De lo anteriormente expuesto puede decirse que la resistencia brindada a las pilas ha sido insuficiente ante las grandes demandas de resistencia que los sismos recientes han impuesto a estos elementos estructurales por lo que las fallas por falta
de
resistencia
a
flexión
son
comunes
en
puentes
diseñados con la filosofía de diseño elástico.
Otra
manera
resistencia
con a
la
flexión
cual ha
se sido
ha el
brindado inadecuado
insuficiente empalme
del
refuerzo longitudinal que con frecuencia se ha ubicado por encima de la fundación y en la misma sección transversal, con 51
una
longitud
refuerzo
de
longitudinal;
inadecuado puentes
incapaz
detallado
diseñados
a
desarrollar
es de
decir, los
se
la
de
del
proporcionado
un
estructurales.
En
en
se
ha
elementos
principios
resistencia
1971
California
colocaban longitudes de empalmes tan cortas como 20 veces el diámetro de las barras; las pruebas realizadas por Priestley y otros, a principios de los años noventas demuestran que estas
longitudes
de
empalmes
son
insuficientes
para
desarrollar la resistencia a flexión de las pilas circulares de concreto reforzado.
La soldadura a tope del refuerzo longitudinal cerca de puntos de máximo momento también puede llevar a tener una inadecuada resistencia a flexión y por consiguiente a daños como los mostrados en las Figuras 2.9 y 2.10 en donde la pila de la autopista Hanshin falló cerca de la base debido a un gran número de soldaduras a tope ubicadas en la misma sección transversal prematura
y
acompañada
del
refuerzo
de
una
falla
longitudinal.
por
terminación
Adicionalmente,
los
efectos de los esfuerzos generaron una deformación máxima en el refuerzo casi constante a una altura ubicada sobre la base de la pila y equivalente a la mitad del diámetro de la pila.
b) Falta de ductilidad a flexión Cuando las estructuras están sometidas a sismos severos la probabilidad de evitar misma
grandes daños o el colapso de la
se
ve
incrementada
adecuados
de
ductilidad.
Entendiendo
sufrir
deformaciones
capacidad
de
desplazamientos
más
con
grandes
fluencia sin una degradación
la
que
incorporación
los
esta
de
última
ante
niveles como
ciclos
desplazamientos
la de de
significativa de la resistencia 52
Como se mencionó en el literal anterior, en muchos puentes existentes que han sido diseñados con la filosofía de diseño elástico, se ha observado que las pilas de concreto reforzado poseen
resistencia
requerida
por
una
a
flexión
generalmente
respuesta
elástica
inferior
ante
a
la
intensidades
sísmicas esperadas. Esta condición ha llevado al desarrollo de fallas como las mostradas en las figuras 2.6 y 2.7 en donde la resistencia requerida a flexión en las pilas ante el sismo era superior a la proporcionada en el diseño.
Ante la falta de refuerzo transversal muy cercano entre sí, como estribos o espirales que pudiera brindar confinamiento al
núcleo
del
concreto
y
al
refuerzo
longitudinal,
el
agrietamiento diagonal en las pilas se extiende rápidamente hasta llegar al núcleo del concreto, el refuerzo longitudinal se pandea
por la falta de sujeción y la resistencia puede
llegar a disminuirse significativamente llegando incluso a perderse la capacidad de soportar carga gravitacional como se puede observar en las figuras 2.12 y 2.13.
El confinamiento en el concreto, produce un incremento en la resistencia a compresión y la deformación última. Es decir, incrementa la ductilidad del elemento. La figura 3.4 presenta una gráfica esfuerzo-deformación, en la que se puede observar como la resistencia a compresión del elemento se incrementa con el confinamiento. En la figura antes citada, f’cc es la resistencia a compresión del concreto confinado; f’c es la resistencia a compresión del concreto sin confinamiento; f’t es la resistencia a tensión del concreto; Ec es el modulo de elasticidad secante;
εt
de es
concreto; la
Esec es
deformación
el
modulo
unitaria
de en
elasticidad tensión;
εco
deformación unitaria máxima para concreto sin confinamiento; 53
εsp
deformación
unitaria
última
para
concreto
sin
confinamiento; εcc deformación unitaria última para concreto confinado.
En la figura 3.5 se muestran varias secciones transversales con diferentes configuraciones de refuerzo transversal, en ella se puede observar la restricción lateral que generan el refuerzo longitudinal y transversal juntos, manteniéndose la integridad del núcleo del concreto, aumentando la resistencia a compresión, la capacidad de sufrir mayores deformaciones y por lo tanto, incrementa la ductilidad del elemento.
c) Terminación prematura del refuerzo longitudinal de las pilas En el terremoto de Kobe de 1995 en Japón un gran número de puentes concreto
sufrieron reforzado
daños debido
considerables a
la
en
terminación
las
pilas
prematura
de del
refuerzo longitudinal.
Figura 3.4 Gráfica esfuerzo-deformación para concreto en compresión. [Adaptada de Priestley y otros, 1996:p.270]
54
Figura 3.5 Secciones de columnas confinadas por refuerzo transversal y longitudinal. [Adaptada de Priestley y otros, 1996:p.269]
Esta
disposición
del
refuerzo
permitió
el
desarrollo
de
fallas por cortante como la mostrada en la figura 2.8 donde la falla a cortante y flexión parece corresponder al punto de terminación de las barras ubicado a la mitad de la pila. Este punto
de
terminación
del
refuerzo
longitudinal
fue
determinado en base a la envolvente de momentos sin tomar en consideración los efectos de reversibilidad de esfuerzos y el subsiguiente caso
en
agrietamiento
particular,
los
diagonal
efectos
de
del la
elemento. inercia
En
este
rotacional
pudieron haber sido significativos como para incrementar los momentos en la mitad de la pila.
Un
caso
dramático
de
falla
por
prematura
terminación
del
refuerzo longitudinal es la autopista Hanshin mostrada en la 55
figura
2.9
en
la
cual
dieciocho
pilas
colapsaron
en
el
terremoto de Kobe debido a varias causas y entre ellas la mencionada refuerzo
en
este
literal.
transversal
Adicionalmente,
llevó
plásticas por encima de la
a
la
la
formación
de
falta
de
rotulas
base de las pilas. En la figura
2.8 se muestra otro caso de falla en pila ocurrido en el terremoto
de
Kobe
debido
a
la
terminación
prematura
del
refuerzo longitudinal.
d) Fallas a cortante en pilas La
resistencia
resulta
de
a
la
cortante
en
combinación
pilas
de
de
varios
concreto
mecanismos
reforzado como:
la
resistencia de la interacción entre los agregados, el efecto de dovela del refuerzo longitudinal, la resistencia brindada por la sección no fisurada del concreto y la fuerza axial resistida por la pila. La incorporación de acero de refuerzo transversal en forma de estribos o espirales incrementa la resistencia a cortante en los elementos de concreto reforzado disminuyendo la posibilidad de la formación de un mecanismo de falla por cortante; además, brinda confinamiento al núcleo del
concreto
y
al
refuerzo
longitudinal
e
incrementa
la
ductilidad al elemento.
Cuando
el
refuerzo
transversal
fluye
o
está
muy
separado
entre sí, el ancho de las grietas por cortante y flexión se incrementa rápidamente reduciendo la habilidad del concreto de utilizar el mecanismo de interacción entre los agregados para
resistir
el
cortante
teniendo
como
consecuencia
una
falla a cortante que por naturaleza es frágil e involucra una degradación
rápida
de
la
resistencia.
Adicionalmente,
las
deformaciones por cortante inelásticas son inadecuadas para obtener una respuesta sísmica dúctil. 56
Las pilas cortas son particularmente susceptibles de sufrir fallas
por
cortante
cortante/momento
y
al
debido estilo
a
la
alta
conservador
en
relación
el
diseño
a
flexión en viejos puentes pues se brindaba mayor resistencia a flexión que a cortante. También debe mencionarse que las ecuaciones empleadas para el diseño por cortante han sido menos conservadoras que las ecuaciones para flexión, algunos ejemplos son los puentes de California diseñados en la década de
1970,
en
transversal disposición
los
cuales
es
espaciado que
ha
posible
encontrar
verticalmente
sido
aplicada
sin
a
el
refuerzo
12
tomar
pulgadas;
en
cuenta
tamaño de la sección transversal o la fuerza cortante,
el lo
cual denota la poca atención brindada al diseño por cortante.
Muchas fallas por cortante en pilas de puentes ocurrieron durante los terremotos de San Fernando en 1971, Northridge en 1994 y Kobe en 1995. En la figura 2.12 puede observarse una falla por cortante frágil típica en donde la resistencia por flexión excedía la resistencia por cortante. Además, la falla por cortante en pilas resulta en una pérdida de integridad estructural
con
la
subsecuente
falla
bajo
cargas
gravitacionales.
Actualmente se busca proveer de mayor resistencia a cortante que a flexión; es decir, se busca evitar la falla a cortante debido a la naturaleza frágil de éstas, pues se desarrollan rápidamente
llevando
a
los
elementos
a
la
pérdida
de
capacidad de soportar carga y al colapso de las estructuras.
e) Efectos de la licuefacción En
el
terremoto
ocasionó
de
Costa
significativos
Rica
daños 57
en en
1991
la
carreteras
licuefacción y
puentes,
llevando
incluso
al
colapso
de
éstos
puentes.
Otros
terremotos con el de Niigata, Japón en 1964 y el de Alaska en el mismo año causaron muchos daños en estructuras de puentes.
La
licuefacción
es
un
fenómeno
en
donde
el
suelo
pierde
temporalmente su capacidad para soportar fuerzas debido al efecto corte,
que
causan
cuando
las
ondas
atraviesan
sísmicas,
capas
de
principalmente suelos
de
granulares
saturados. El fenómeno se desarrolla con el incremento rápido de la presión de poros acompañado con la desaparición de los esfuerzos efectivos de las partículas del suelo llevando a este a comportarse como un líquido viscoso.
Este
fenómeno
induce
desplazamientos
laterales
que
pueden
generar fuerzas significativas entre elementos estructurales; además, la pérdida de capacidad de soporte en el suelo lleva al colapso de pilas y/o estribos, y por lo tanto al colapso del puente.
3.3.2
Mecanismos de fallas observadas en pilas
En la figura 3.6 se muestra el mecanismo de falla del puente de la autopista Hanshin (Fig. 2.9) durante el terremoto de Kobe. Las columnas sujetas a grandes movimientos, sufrieron extensas grietas de flexión y diagonales, a 2.50 m sobre la fundación, donde 1/3 del refuerzo contaba con insuficiente longitud de desarrollo. La insuficiente cantidad de refuerzo principal
ocasionó
la
falla
prematura
de
cortante
en
las
columnas.
En el puente Takashio, ubicado en la ciudad de Kobe en Japón, ocurrió lo mismo que el de Hanshin, debido al poco refuerzo 58
principal. La figura 3.7 muestra el mecanismo estimado de falla.
El mecanismo de falla del puente Tateishi, ubicado en la ciudad de Kobe en Japón, (figura 2.24) es mostrado en la figura 3.8. Bajo una excitación, el pandeo local del alma y de los patines, produjeron la ruptura en la parte inferior de la columna. Esta disminución de la capacidad de carga de la columna en dirección lateral y vertical, causó el pandeo en las vigas y el colapso en la estructura.
3.4
ESTUDIOS SOBRE DESEMPEÑO SÍSMICO DE ESTRIBOS
La cantidad de fallas en los estribos han sido menores en comparación con las pilas debido a que la máxima capacidad sísmica
de
estos
elementos
no
se
ha
alcanzado
como
consecuencia de la falla prematura de las pilas por flexión y/o cortante.
En el año de 2008, el Pacific Earthquake Engineering Research Center desarrolló el estudio “Ingeniería sísmica basada en el desempeño. Procedimiento para la evaluación del diseño de fundaciones de puentes sometidas a licuefacción que induce desplazamientos del terreno”. En dicho estudio se presentan las principales asunciones involucradas en la evaluación del efecto
pilote-pin
y
un
procedimiento
simplificado
probabilista es propuesto para determinar los efectos de los desplazamientos
inducidos
por
la
pilotes en estructuras de puentes.
59
licuefacción
sobre
los
Figura 3.6 Mecanismo de falla puente Hanshin. Esquema sin escala. [Adaptado de Kawashima, 2000:p.3-5] 60
Figura 3.7 Mecanismo de falla puente Takashio. Esquema sin escala. [Adaptado de Kawashima, 2000:p.3-6]
61
Figura 3.8 Mecanismo de falla puente Tateishi. Esquema sin escala. [Adaptado de Kawashima, 2000:p.3-8] 62
El
efecto
pilote-pin
se
presenta
en
pilotes
que
pasan
a
través de capas de suelo potencialmente licuable con capas de suelo firme o resistente arriba y abajo de la capa licuable.
El procedimiento propuesto está basado en la premisa que la evaluación del desempeño de todo el puente puede dividirse en una serie de pasos discretos que, aunque están relacionados, pueden
ser
analizados
de
forma
separada.
En
términos
generales, los pasos son los siguientes:
Definir el riesgo sísmico en términos de movimiento del terreno Evaluar la respuesta dinámica del sistema en cada nivel de intensidad Estimar el daño producido por cada respuesta dinámica calculada Estimar las consecuencias de los daños.
Con
este
procedimiento,
se
asume
que
la
magnitud
de
los
desplazamientos laterales residuales en los estribos de un puente define el desempeño del puente.
3.4.1
En
Análisis de las fallas
terremotos
estribos
recientes
relacionados
con
se
han
la
observado
respuesta
daños
sísmica
de
en
los
suelos
blandos y rellenos inadecuadamente consolidados. Los daños han sido hundimiento del relleno del estribo y rotación de éste último.
63
Bajo la respuesta longitudinal del puente, la presión lateral de
tierra
sobre
el
estribo
se
incrementa
debido
a
las
aceleraciones sísmicas del terreno. Además, el choque de la superestructura con el estribo puede generar altas presiones pasivas que inducen el incremento de la presión lateral en puntos cercanos a la losa. En la figura 2.27 se muestran daños en el estribo del puente Wanazu debido al sismo de Chetsu,
Japón
en
2004
en
donde
la
respuesta
longitudinal
causó los daños mostrados.
La inadecuada compactación del terreno natural o del relleno tiende a hundirlo hacia el puente, empujando la parte baja interior del estribo con el movimiento del suelo. El contacto entre
la
parte
superior
del
estribo
y
la
superestructura
limita el desplazamiento en este punto, lo cual resulta en una
rotación
del
estribo.
Las
consecuencias
de
este
comportamiento son daños en la zona de contacto entre la superestructura y el estribo y daños en el sistema de pilotes de la cimentación si las rotaciones son grandes.
La
licuefacción
puede
llevar
a
la
pérdida
temporal
de
capacidad de carga de suelo cercano a las pilas y estribos y, por consiguiente a la falla en estos elementos de apoyo de la superestructura del puente. La figura 2.24 muestra un estribo que rotó debido a la licuefacción y a la presión lateral en el terremoto de Costa Rica.
64
CAPÍTULO 4 REQUISITOS Y RECOMENDACIONES PARA EL DISEÑO SÍSMICO DE SUBESTRUCTURAS DE PUENTES. 4.1 FILOSOFÍA DE DISEÑO LRFD.
Los requisitos que se muestran en este capítulo son tomados de
la
norma
AASHTO
LRFD
2005
(Interim),
a
menos
que
se
indique lo contrario.
La norma en la sección 1.3 muestra la filosofía de diseño LRFD
indicando
Estados
que
Límites
los
puentes
específicos,
deben
con
el
ser fin
diseñados de
para
alcanzar
los
objetivos de constructibilidad, seguridad y serviciabilidad. Además,
se
proceso
deben
considerar
de
inspección,
Independientemente satisfacer
la
aspectos
del
tipo
expresión
relacionados
economía de
básica
análisis de
diseño
y
con
el
estética.
usado,
se
mostrada
debe en
la
ecuación 4.1.
Q
i i i
Rn =Rr
(Ec. 4.1)
En donde: γi: Factor de carga. Multiplicador de base estadística que se aplica a la fuerzas Qi: Efectos de las fuerzas φ: Factor de resistencia. Multiplicador de base estadística que se aplica a la resistencia nominal. Rr: Resistencia factorizada o φRn Rn: Resistencia nominal ηi :
Factor
de
ductilidad,
modificación redundancia
de e
cargas.
Relacionado
importancia
determinado como se muestra en la tabla 4.1 65
del
con
la
puente,
Tabla 4.1 Valores factor de modificación de cargas. [Adaptado de AASHTO LRFD 2005:p.1-3] Para cargas en las cuales un valor MÁXIMO de γi es apropiado
i =DRI 0.95
Para cargas en las cuales un valor MÍNIMO de γi es apropiado
i =
1 1.0 DRI
Donde: ηD: Factor relacionado con la ductilidad. ηR: Factor relacionado con la redundancia. ηI: Factor relacionado con la importancia operativa.
La ductilidad, la redundancia y la importancia operativa son aspectos muy importantes que afectan el margen de seguridad de los puentes. Las dos primeras se relacionan directamente con la resistencia física y la última tiene que ver con las consecuencias que implicaría que el puente quede fuera de servicio. Por lo tanto, la agrupación de estos aspectos del lado
izquierdo
de
la
ecuación
4.1
es
arbitraria.
Estos
valores dependen del estado límite que se esté analizando, un resumen se muestra en la tabla 4.2.
ESTADOS LÍMITES. Los estados límites se encuentran en la sección 1.3.2 de la norma, indicando que para todos los elementos y conexiones se debe cumplir con la ecuación 4.1, para todos los estados.
Estados Límites de Servicio. En
estos
esfuerzos,
Estados
Límites
deformaciones
se y
imponen anchos
condiciones de servicio regulares. 66
restricciones de
grietas
a
bajo
Servicio
I:
Combinación
de
cargas
que
representa
la
operación normal del puente con un viento de 90 km/h, tomando
todas
las
cargas
a
sus
valores
nominales.
También se relaciona con el control de deflexiones de las estructuras enterradas, revestimientos de túneles y tuberías termoplásticas y, con el control del ancho de grietas en estructuras de concreto reforzado. Se debe utilizar para investigar la estabilidad de taludes.
Servicio II: Combinación de cargas cuya intención es controlar
la
fluencia
de
estructuras
de
acero
y
el
deslizamiento que provoca la carga viva vehicular en las conexiones críticas.
Servicio
III:
exclusivamente concreto
Combinación con
la
presforzado,
de
tensión cuyo
cargas
en
relacionada
superestructuras
objetivo
es
controlar
de la
fisuración.
Servicio IV: Combinación de cargas relacionada con la tensión en subestructuras de concreto presforzado, cuyo objetivo es controlar la fisuración.
Estado Límite de Fatiga y Fractura. En el Estado Límite de Fatiga se imponen restricciones al rango de esfuerzos que vienen como resultado de un solo camión de diseño. El Estado Límite de Fractura se considera
como
un
conjunto
de
requisitos
sobre
resistencia de materiales de las especificaciones sobre materiales fatiga
y
vehicular
de
la
fractura
norma.
La
combinación
se
relacionan
con
gravitatoria
repetitiva
y
67
de la
con
cargas carga
la
de
viva
respuesta
dinámica
bajo
refleja
un
un
sólo
nivel
camión
de
de
carga
diseño. que
Este
se
factor
toma
como
representativo del universo de camiones, relacionado con la
variación
de
ciclos
de
esfuerzos
y
sus
efectos
acumulados sobre los elementos, componentes y conexiones de acero.
Estados Límites de Resistencia. Se debe considerar este estado para garantizar que se provee resistencia y estabilidad local y global, para resistir las combinaciones de cargas que se anticipan que el puente experimentará durante su vida de diseño.
Resistencia
I:
Combinación
de
carga
básica
que
representa el uso normal del puente, sin viento. Resistencia II: Combinación de cargas que representa el uso del puente por parte de vehículos de diseño especial especificados
por
el
Propietario,
vehículos
de
circulación restringida o ambos, sin viento. Resistencia III: Combinación de cargas que representa el puente expuesto a vientos con velocidades superiores a 90 km/h. Resistencia
IV:
Combinación
de
cargas
que
representa
relaciones muy elevadas entre cargas muertas y cargas vivas. Resistencia V: Combinación de cargas que representa el uso
del
puente
por
parte
de
vehículos
normales
con
viento teniendo una velocidad de 90 km/h.
Estados Límites Correspondientes a Eventos Extremos. Se
considera
supervivencia
estos
estados
estructural 68
de
para un
garantizar
puente
durante
la una
inundación
o
un
sismo
significativo,
choque
con
embarcaciones o vehículos y condiciones que lleven a una posible socavación.
Evento
extremo
I:
Combinación
de
cargas
que
incluye
sismos. Evento extremo II: Combinación de cargas que incluye cargas de hielo, colisión con embarcaciones y vehículos, ciertos eventos hidráulicos con una carga viva reducida diferente a la que forma parte de la carga de colisión de vehículos.
Factor relacionado con la ductilidad. En la sección 1.3.3 de la norma, se indica como considerar este factor y los requerimientos. El sistema estructural de un puente debe ser dimensionado y detallado de tal forma que pueda asegurar el desarrollo de deformaciones visibles en los Estados Límites de Resistencia y Correspondientes a Eventos Extremos
antes
de
la
falla.
Se
puede
asumir
que
los
requisitos de ductilidad se satisfacen para una estructura de concreto en la cual la resistencia de una conexión es mayor o igual a 1.3 veces la máxima fuerza impuesta en la conexión por la acción inelástica de los elementos adyacentes.
El
comportamiento
ocurrencia
de
una
dúctil falla
advierte estructural
sobre a
la
través
inminente de
grandes
deformaciones inelásticas. Además, bajo cargas sísmicas se producen grandes ciclos invertidos de deformación inelástica que
disipan
energía
y,
por
lo
tanto,
tiene
un
efecto
beneficioso para la supervivencia de la estructura. En la tabla 4.2 se muestran los valores del factor relacionado con la ductilidad para los Estados Límites. 69
Factor relacionado con la redundancia. La
sección
1.3.4
indicando que múltiples
de
norma
presenta
estos
factores,
se deben usar estructuras continuas y con
recorridos
debidamente
la
de
cargas,
justificados.
Los
excepto
en
principales
los
casos
elementos
y
componentes cuya falla provocará el colapso del puente deben diseñarse
como
estructural
elementos
asociado
de
falla
debe
crítica
diseñarse
y
como
el
sistema
sistema
no
redundante. Alternativamente, los elementos de falla crítica tensionados pueden ser diseñados como fractura crítica.
Los
elementos y componentes cuya falla no implica el colapso del puente se deben diseñar como elementos de falla no crítica y el sistema estructural asociado debe diseñarse como sistema redundante.
La clasificación del elemento, según su redundancia, se debe basar en la contribución del elemento a la seguridad del puente. Se presenta en la tabla 4.2 el factor relacionado con la redundancia para todos los Estados Límites.
Factor relacionado con la importancia operativa. La norma muestra en la sección 1.3.5 los requisitos respecto a la importancia operativa. Se debe aplicar exclusivamente a los Estados Límites de Resistencia y los correspondientes a Eventos extremos. El propietario puede declarar cuál es la importancia operativa de un puente, del elemento o cualquier conexión.
El
factor
relacionado
con
la
importancia
operativa
de
un
puente debe tomarse a partir del estado límite en análisis y la importancia del mismo, los valores se muestran en tabla 4.2. 70
La selección de la importancia operativa se debe basar en requisitos sociales, de supervivencia y/o defensa.
Tabla 4.2 Factores de ductilidad, redundancia e importancia operativa. [Adaptada de AASHTO LRFD 2005:p.1-5,1-7]
Factores Para estado límite de resistencia.
Factor redundancia ηR
Factor de ductilidad ηD ≥1.05 1.00
≥0.95
Para elementos y conexiones no dúctiles Para diseños y detalles convencionales que cumplen con la especificación. Para elementos y conexiones para los que se han especificado medidas adicionales para mejorar la ductilidad más allá de lo requerido por estas especificaciones
Factor importancia operativa ηI
Para elementos no redundantes Para niveles convencionales de redundancia
Para puente importantes
Para niveles excepcionales de redundancia
Para puentes menos importantes
Para puentes típicos
Para los otros estados límite.
Factor redundancia ηR
Factor de ductilidad ηD 1.00
1.00
Factor importancia operativa ηI 1.00
Combinaciones de carga y factores de carga En la sección 3.4.1 de la norma se indica que la fuerza efectiva total factorizada debe tomarse como:
Q = i iQi
(Ec. 4.2)
En donde: ηi: Factor modificador de carga γi: Factor de carga Qi: Fuerzas efectivas de las cargas 71
Los componentes y conexiones de un puente deben cumplir con la
ecuación
4.2
para
todas
las
combinaciones
de
fuerzas
extremas factorizadas para cada uno de los estados límites aplicables.
En la tabla 4.3, se especifican los factores de carga que deben aplicarse a las cargas que forman una combinación de diseño. Se debe analizar todos los subconjuntos relevantes de combinaciones. Para cada combinación tomada en el diseño de un componente, se debe multiplicar por el factor de cargas correspondiente
y
el
factor
de
presencia
múltiple
especificado en el artículo 3.6.1.1.2 de la norma, cuando aplica. Seguidamente, estos productos deben sumarse de la forma
especificada
resultado
en
la
ecuación
4.2
y
multiplicar
el
por los factores modificadores de cargas según se
indica en ecuación 4.1. Los factores deben seleccionarse de tal
manera
que
se
obtenga
la
fuerza
total
extrema
factorizada. Para cada combinación, se debe investigar los valores extremos positivos y negativos.
En las combinaciones de cargas en donde una fuerza reduzca a otra, a la fuerza reductora debe aplicársele el valor mínimo del factor de carga. Para las fuerzas resultantes debidas a cargas permanentes, el factor de carga debe ser aquel que produzca
la
combinación
más
crítica.
En
la
tabla
4.4
se
presentan estos factores de cargas para cargas permanentes. Si
la
carga
permanente
incrementa
la
estabilidad
o
resistencia de un componente, se debe investigar el valor mínimo del factor de carga. Para la combinación de carga TU, CR
y
SH,
el
mayor
valor
de
los
factores
de
carga
especificados debe usarse para las deformaciones y, el menor valor para todas las demás cargas. 72
Para la evaluación de la estabilidad global de rellenos y taludes con o sin unidad de fundación, poco o muy profunda, se debe utilizar la combinación de cargas correspondiente al Estado
Límite
adecuado
según
de lo
Servicio
I
y
especificado
un en
factor los
de
resistencia
artículos
10.5.2
y
11.5.6 de la norma, que tratan el Estado Límite de Servicio para fundaciones y los factores de resistencia en el diseño geotécnico de fundaciones, respectivamente.
Para estructuras tipo caja, formadas por placas estructurales que cumplen con los requisitos del artículo 12.9, que trata las
estructuras
tipo
cajón
construidas
con
placas
estructurales, para las cargas vehiculares LL e IM, el factor de carga viva se debe tomar igual a 2.0.
El
factor
de
carga
para
carga
viva
en
la
combinación
correspondiente a Evento Extremo I γEQ, se debe determinar en base a las características especificas de cada proyecto. En ediciones anteriores de las Especificaciones Estándares se usaba γEQ = 0, pero se
debería considerar la posibilidad de
sobrecarga parcial, es decir, γEQ < 1,0 con sismos. En el Anexo D se muestran las cargas que actúan sobre la subestructura.
73
Tabla 4.3 Combinaciones de carga y factores de carga. [Adaptada de tabla 3.4.1-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-12] Combinación de cargas
Estado límite Resistencia I Resistencia II Resistencia III Resistencia IV-Sólo EH, EV, ES, DW y DC. Resistencia V Evento extremo I Evento extremo II Servicio I Servicio II Servicio III Servicio IV Fatiga – Sólo LL, IM y CE
Usar sólo uno por vez
DC DD DW EH EV ES EL
LL IM CE BR PL LS
WA
γp
1.75
1.0
-
-
γp
1.35
1.0
-
γp
-
1.0
γp 1.5
-
γp
TU CR SH
TG
1.0
0.5/1.2
γTG
-
1.0
0.5/1.2
1.4
-
1.0
1.0
-
-
1.35
1.0
0.4
γp
γEQ
1.0
γp
0.5
1.0 1.0 1.0 1.0 -
WS
WL
FR
SE EQ
IC
CT
CV
γSE
-
-
-
-
γTG
γSE
-
-
-
-
0.5/1.2
γTG
γSE
-
-
-
-
1.0
0.5/1.2
-
-
-
-
-
-
1.0
1.0
0.5/1.2
γTG
γSE
-
-
-
-
-
-
1.0
-
-
-
1.0
-
-
-
1.0
-
-
1.0
-
-
-
-
1.0
1.0
1.0
1.0 1.3 0.8 -
1.0 1.0 1.0 1.0
0.3 0.7
1.0 -
1.0 1.0 1.0 1.0
1.0/1.2 1.0/1.2 1.0/1.2 1.0/1.2
γTG γTG -
γSE γSE 1.0
-
-
-
-
0.75
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
74
Tabla 4.4 Factores de carga para cargas permanentes. [Adaptada de tabla 3.4.1-2 AASHTO LRFD 2005:p.3-12] Factor de carga
Tipo de carga
Máximo
Mínimo
DC: Componentes y accesorios DD: Fricción negativa DW: Superficie de rodamiento e instalaciones para servicios públicos EH: Empuje horizontal de suelo Activo En reposo
1.25 1.80
0.90 0.45
1.50
0.65
1.50 1.35
0.90 0.90
EL: Esfuerzos residuales de montaje
1.00
1.00
1.00 1.35 1.30 1.35 1.95
N/A 1.00 0.90 0.90 0.90
1.50
0.90
1.50
0.75
EV: Empuje vertical de suelo • Estabilidad global • Muros de retención y estribos • Estructura rígida enterrada • Marcos rígidos • Estructuras flexibles enterradas, excepto o alcantarillas metálicas rectangulares • Alcantarillas metálicas rectangulares flexibles. ES: Carga de suelo
4.2 REQUISITOS PARA EL DISEÑO DE PILAS.
La
norma,
en
el
artículo
5.10.11
presenta
requisitos
que
deben aplicarse al diseño sísmico de los puentes de concreto ubicados en las zonas sísmicas 3 y 4 definidas en la misma norma.
Estos
requisitos
deben
aplicarse
al
Estado
Límite
correspondiente al Evento Extremo I, en donde se toma en cuenta el efecto que puede llegar a alcanzar un sismo sobre un puente.
Para
el
diseño
de
columnas
a
seguir los siguientes pasos:
75
flexo-compresión,
se
deben
Determinar
las
fuerzas
de
diseño
especificadas
en
el
artículo 3.10.9.4.3.d de la norma. Además, se debe revisar los requisitos del Artículo 5.10.11.4.1.b de resistencia a flexión en zonas de alta actividad sísmica especificados en la misma norma y mencionados a continuación:
Las columnas deben analizarse para ambas combinaciones de fuerzas sísmicas especificadas en la sección 3.10.8 de
la
norma,
en
el
Estado
Límite
Correspondiente
al
Evento Extremo I. Para columnas con refuerzo transversal en
espirales
o
estribos
cerrados,
los
factores
de
resistencia deberán tomarse como 0.5 si la carga axial extrema factorizada es superior a 0.20fc'Ag. Si la carga axial
extrema
0.20fc'Ag
y
factorizada
0.0,
el
está
factor
de
comprendida
resistencia
entre
se
puede
incrementar linealmente desde 0.5 hasta 0.9.
Calcular
los
desplazamientos
mínimos
para
el
diseño,
especificados en el artículo 4.7.4.4 de la norma. Este artículo es presentado a continuación:
Las
dimensiones
soportadas
por
del
asiento
apoyos
de
de
expansión,
superestructuras cuando
éstos
no
posean sujetadores, unidades de transmisión de impacto ni
amortiguadores,
deberán
permitir
el
máximo
desplazamiento calculado con los requisitos del artículo 4.7.4.3 de la norma, excepto para la zona sísmica 1, o bien
un
porcentaje
de
la
longitud
de
apoyo
N,
especificada en la ecuación 4.3, el que sea mayor. En caso
contrario,
longitudinales
que
se
debe
cumplan
con
proveer los
sujetadores
requisitos
del
artículo 3.10.9.5 de la norma. Los apoyos restringidos 76
contra el movimiento longitudinal deben ser diseñados de conformidad con la sección 3.10.9 de la norma.
N=(200+0.0017L+0.0067H)(1+0.000125S2)
(Ec. 4.3)
En donde: N: Mínima longitud de apoyo medida perpendicular al eje del apoyo (mm). L: Longitud de la losa del puente hasta la junta de expansión adyacente
o
hasta
el
extremo
de
la
losa;
si
hay
articulaciones dentro de un claro L, se debe sumar las distancias
de
cada
lado
de
la
articulación;
para
los
puentes de un solo claro, L es igual a la longitud de la losa (mm). H: Para los estribos, altura promedio de las columnas
que
soportan la losa hasta la siguiente junta de expansión (mm);
para
pilas,
si
hay
articulaciones
dentro
de
un
claro, la altura promedio de las columnas adyacentes (mm). Para puentes de un solo claro, H = 0. S: Oblicuidad del apoyo medida a partir de una línea normal al claro (º).
Determinar con la ecuación 4.4, la resistencia a flexión factorizada Mr de las columnas. Mr = φMn
(Ec. 4.4)
En donde: Mn: Resistencia nominal (N*mm) φ: Factor de resistencia especificado en el artículo 5.5.4.2 de la norma.
77
Determinar la resistencia nominal a carga axial de las columnas usando las ecuaciones 4.5, 4.6 y 4.7, según el tipo de refuerzo transversal propuesto. En el artículo 5.7.4.4 de la norma se especifica la resistencia axial factorizada.
La resistencia axial factorizada de elementos a compresión de concreto reforzado, simétricos con respecto a ambos ejes principales debe tomarse como: Pr = φPn
(Ec. 4.5)
En donde:
Para elementos con refuerzo transversal en forma de espirales
Pn =0.85 0.85fc' Ag -Ast +fy Ast
(Ec. 4.6)
Para elementos con refuerzo transversal en forma de estribos
Pn =0.80 0.85fc' A g -Ast +fy Ast
(Ec. 4.7)
En donde: Pr :
Resistencia
axial
factorizada,
con
o
sin
flexión (N) Pn: Resistencia axial nominal, con o sin flexión(N) fc': Resistencia especificada del concreto a los 28 días (MPa) Ag: Área bruta de la sección transversal (mm2) Ast: Área total del refuerzo longitudinal (mm2) fy: Resistencia a la fluencia del refuerzo (MPa) φ:
Factor
de
resistencia
especificado
artículo 5.5.4.2 de la norma. 78
en
el
En la figura 4.1 se muestran algunas opciones de detalles de secciones transversales sólidas, para pilas, reforzadas transversalmente con estribos cerrados y espirales.
Figura 4.1 Detalles de opciones para secciones transversales sólidas de pilas de concreto. [Adaptada de figura 3.17 de Priestley y otros, 1996:p.145]
En las figuras 4.2 y 4.3 se muestran detalles de secciones transversales, rectangular y circular huecas para pilas. Éste tipo de sección transversal, por ser huecas, reducen la masa de la pila que puede contribuir a la respuesta sísmica del puente. 79
Figura 4.2 Detalle de sección transversal hueca. [Adaptada de figura C-10.6.7 de Specifications for Highway Bridges, part IV Seismic desing, 2002:p.209]
Figura 4.3 Detalle de sección transversal circular. [Adaptada de figura 3.18 de Priestley y otros, 1996:p.147]
Revisar que las acciones de diseño (Md y Pd) son menores o iguales que las acciones factorizadas (Mr y Pr) y construir los diagramas de interacción para cada tipo de acciones y superponer ambos diagramas.
Con
las
dimensiones
recubrimiento
del
propuestas
concreto
y
de
las
acciones
columnas, de
diseño,
determinar la cuantía de refuerzo longitudinal utilizando gráficas de interacción para el diseño de columnas.
80
Revisar
las
cantidades
máximas
y
mínimas
de
refuerzo
longitudinal especificadas en el artículo 5.10.11.4.1.a de la norma, estas son especificaciones de diseño sísmico.
El área del refuerzo longitudinal no deberá ser menor que 0.01 ni mayor que 0.06 veces el área transversal bruta Ag, de la columna.
Revisar separación del refuerzo longitudinal especificado en el artículo 5.10.3.1 de la norma.
Concreto colado en el sitio La distancia libre, dl entre barras paralelas ubicadas en una capa no debe ser menor que:
1.5 veces el diámetro nominal de las barras.
1.5 veces el tamaño máximo del agregado grueso.
38 mm.
En la figura 4.4 se muestra un detalle de la distancia libre en
una
sección
transversal
cuadrada
reforzada,
en
la
dirección longitudinal del elemento, con barras perimetrales y en la dirección transversal con estribos cerrados.
Figura 4.4 Detalles de distancia libre en sección transversal cuadrada. [Adaptado de figura C-10.6.6 de Specifications for Highway Bridges, part IV Seismic desing, 2002:p.208]
81
Múltiples capas de refuerzo Excepto en losas, las barras de las capas superiores se deben
ubicar
directamente
encima
de
las
capas
inferiores con una distancia libre mayor o igual que 25 mm o el diámetro nominal de las barras.
Empalmes Las
limitaciones
especificadas
sobre
para
distancia
concreto
libre
colado
en
entre el
barras
sitio
son
aplicables a los empalmes traslapados en contacto con empalmes o barras adyacentes.
Paquetes de barras El número de barras en un paquete no debe ser mayor que cuatro,
excepto
en
elementos
en
flexión,
en
ningún
paquete el número de barras mayores que No. 36 debe ser mayor que dos. Los paquetes deben estar encerrados por estribos. Cada barra de un paquete que termina en un claro debe terminar en secciones distintas separadas como mínimo 40db. Revisar los requisitos para empalmes en zonas sísmicas, especificados en el artículo 5.10.11.4.1.f de la norma.
Para
el
diseño
de
los
empalmes,
debe
aplicarse
los
requisitos del artículo 5.11.5 de la norma, que trata del empalme
de
longitudinal,
las
barras
únicamente
de se
refuerzo. podrán
En
el
refuerzo
utilizar
empalmes
traslapados dentro de la mitad central de la altura de la columna, y la longitud de empalme no deberá ser menor que 400 mm o 60 veces el diámetro de la barra longitudinal. En 82
la
figura
4.5
se
muestra
un
detalle
de
empalmes
del
refuerzo longitudinal.
Figura 4.5 Detalle de empalme del refuerzo longitudinal.
En donde: Le: Longitud de empalme
La separación del refuerzo transversal en la longitud de empalme no debe ser mayor que 100 mm o un cuarto de la mínima dimensión del elemento.
Se
pueden
utilizar
empalmes
totalmente
soldados
o
totalmente mecánicos que cumplen con el artículo 5.11.5 de la norma, siempre que en la misma sección no se empalmen más barras que las alternadas en cada capa del refuerzo longitudinal, y que la distancia entre empalmes sea mayor que 600 mm medidos a lo largo del eje longitudinal de la columna.
83
Revisar la conexión de la columna con la viga cabezal, superestructura o zapata.
La fuerza de diseño para la conexión entre la columna y la superestructura, cabezal o zapata corrida será como se especifica trata
la
en
el
artículo
determinación
de
3.10.9.4.3 las
de
la
fuerzas
de
norma,
que
rotulación
plástica. La longitud de desarrollo para todo el acero de refuerzo
longitudinal
debe
ser
1.25
veces
la
longitud
requerida por la resistencia total de fluencia como se especifica en el artículo 5.11 de la norma, que trata el anclaje y el empalme del refuerzo.
En la figura 4.6 se muestra una conexión resistente a momento utilizada en puentes integrales. En el diseño de este tipo de conexión se debe proveer suficiente capacidad a
cortante
mediante
la
incorporación
de
refuerzo
adicional; además, el análisis estructural debe mostrar condiciones desfavorables, tales como el caso en que los momentos sísmicos se oponen y exceden a los momentos por carga gravitacional.
El
refuerzo
según
el
transversal
Artículo
de
la
pila
5.10.11.4.3
de
en la
las
conexiones,
norma,
se
debe
prolongar una distancia no menor a la mitad de la máxima dimensión de la columna ó 380 mm a partir de la cara de la columna hacia el interior del elemento adyacente tal como puede observarse en la figura 4.6.
84
Figura 4.6 Conexión monolítica entre columna-superestructura. [Adaptada de figura 3.10 de Priestley y otros, 1996:p.130]
En donde: Lr:
Distancia
en
la
cual
debe
prolongarse
el
refuerzo
transversal dentro de las conexiones.
La resistencia nominal al cortante Vn, provista por el concreto
en
la
unión
de
un
marco
en
la
dirección
considerada debe satisfacer:
Para concreto con agregados de densidad normal Vn 1.0bd fc'
(Ec. 4.8)
Para concreto con agregados de densidad baja Vn 0.75bd fc'
(Ec. 4.9)
Realizar el diseño por cortante de la pila iniciando con la determinación de la resistencia a cortante factorizada mediante la ecuación 4.10.
Vr = Vn
(Ec. 4.10)
En donde: Vr: Resistencia a cortante factorizada. 85
Vn :
Resistencia
a
cortante
nominal
especificada
en
el
artículo 5.8.3.3 de la norma (N). φ:
Factor
de
resistencia
especificado
en
el
artículo
5.5.4.2 de la norma.
Determinar
la
resistencia
nominal
al
cortante
con
lo
especificado en el artículo 5.6.3.3 de la norma, que se presenta a continuación:
Cuando
se
utilice
especificado resistencia
en
el
nominal
el
modelo
artículo al
de
diseño
5.8.3
cortante
V n,
de se
por la debe
secciones norma,
la
determinar
como el menor valor entre cuando:
Vn =Vc +Vs +Vp
(Ec. 4.11)
Vn =0.25fc'bvdv +Vp
(Ec. 4.12)
En donde: Vc =0.083β fc'bvd v
Vs =
(Ec. 4.13)
A vfyd v(cot cot )sin
(Ec. 4.14)
s
En donde: bv: Ancho efectivo del alma tomado como el mínimo dentro de la altura dv, como se determina en el artículo 5.8.2.9 de la norma (mm) dv :
Altura
efectiva
de
cortante
determinada
según
el
artículo 5.8.2.9 de la norma (mm) s: Separación de los estribos (mm) β:
Factor
que
indica
diagonalmente
de
la
capacidad transmitir
del
concreto
tensión
según
especificado en el artículo 5.8.3.4 de la norma. 86
fisurado lo
θ:
Ángulo
de
diagonal
inclinación determinados
de
los
con
el
esfuerzos artículo
de
compresión
5.8.3.4
de
la
norma (°) Ángulo
α:
de
inclinación
del
refuerzo
transversal
con
respecto al eje longitudinal (°) Av: Área del refuerzo a cortante en una distancia (mm2) Vp: Componente de la fuerza efectiva de presfuerzo en la dirección del cortante aplicado positiva si se opone al cortante aplicado (N). f’c: Resistencia a compresión del concreto especificada(MPa) fy: Resistencia a la fluencia del acero de refuerzo (MPa)
Si α = 90º, la ecuación 4.14 se reduce a
Vs =
A vfvd v(cot ) s
(Ec. 4.15)
Revisar si se requiere refuerzo por cortante especificado en
el
artículo
5.8.2.4
de
la
norma
presentado
a
continuación.
Excepto en losas, zapatas y alcantarillas, se debe proveer de refuerzo transversal si:
Vu > 0.5φ(Vc+Vp)
Si
se
(Ec. 4.16)
considera
los
efectos
por
torsión
especificados en la sección 5.8.2.1 de la norma.
En donde: Vu: Fuerza cortante factorizada (N) Vc: Resistencia nominal a cortante del concreto (N) Vp :
Componente
de
la
fuerza
de
dirección de la fuerza cortante (N) 87
presfuerzo
en
la
φ: Factor de resistencia especificado en el artículo 5.5.4.2 de la norma.
En
el
caso
de
las
pilas,
Vp =
0
pues
estos
elementos
actualmente no se presfuerzan.
En el Artículo 5.10.11.4.1c de la norma se especifica que la fuerza cortante factorizada Vu en cada eje principal de cada columna debe ser como se especifica en el artículo 3.10.9.4 de la norma, que se refiere a fuerzas de diseño, mencionadas
al
inicio
de
éste
apartado.
La
cantidad
de
refuerzo transversal no debe ser menor a lo especificado en el artículo 5.8.3 de la norma,
que trata el método de
diseño por secciones, en donde se propone la cantidad de refuerzo
transversal
para
cada
zona,
dependiendo
de
la
demanda de resistencia a cortante.
Los
siguientes
requisitos
se
aplican
para
las
regiones
extremas de los puntos superior e inferior de las columnas y los pilotes.
En
las
regiones
extremas,
Vu
se
debe
tomar
como
se
especifica en el artículo 5.8.3 de la norma, método de diseño por secciones, siempre que la mínima fuerza axial factorizada sea mayor que 0.10fc'Ag. En el caso de fuerzas axiales
menores
que
0.10fc'Ag,
Vu
deberá
disminuirse
linealmente a partir del valor indicado en el artículo 5.8.3 de la norma hasta llegar a 0.0 para fuerza axial nula.
88
La región extrema debe asumirse que se extiende desde la entrada de las vigas en la parte superior de la columna o,
a
partir
de
la
parte
superior
de
las
fundaciones
ubicada en el fondo de la columna, a una distancia que se deberá tomar como la mayor de:
La máxima dimensión de la sección transversal de la columna.
Un sexto de la altura libre de la columna.
450 mm.
En la figura 4.7 se presenta un esquema de la extensión de la región extrema antes mencionada.
Figura 4.7 Esquema de la longitud mínima donde debe colocarse refuerzo transversal poco separado entre sí. [Adaptada de Priestley y otros, 1996:p.318]
En donde: Le: Longitud de la región extrema. 89
Revisar el refuerzo transversal por confinamiento de las rótulas plásticas
La norma en el artículo 5.10.11.4.1.d especifica: Los núcleos de las columnas se deben confinar por medio de refuerzo transversal en las regiones donde se espera la formación de rótulas plásticas. El refuerzo transversal de confinamiento debe tener una resistencia a la fluencia no mayor a la del refuerzo longitudinal y, la separación se deberá
tomar
como
la
especificada
en
el
artículo
5.10.11.4.1e de la norma.
En la figura 4.8 se muestran detalles de dos secciones transversales circulares reforzadas.
Figura 4.8 Detalles de disposición del refuerzo transversal dentro de una columna circular. [Adaptada Specifications for Highways, 2002: P.208]
Si
para
confinar
el
núcleo
de
una
columna
de
sección
transversal alargada se utiliza más de un espiral, estos deben
conectarse
entre
sí
por
medio
de
longitudinales como se muestran en la figura 4.9.
90
barras
Figura 4.9 Detalles de espirales interconectados. [Adaptada de figura C5.10.11.4.1d-3 de AASHTO LRFD Fig. 2005: P.5-129]
La principal función del refuerzo transversal, especificada en este artículo, es asegurar que la carga axial soportada por la columna, luego de la pérdida de recubrimiento del concreto, sea al menos igual a la carga que soportaba antes de la pérdida de recubrimiento y evitar que se
pandee el
refuerzo longitudinal.
Para
una
refuerzo
columna
circular,
transversal
en
la
espiral
cuantía ρs,
debe
volumétrica cumplir
con
del la
especificada en el artículo 5.7.4.6 de la norma, o con la siguiente expresión: ρs 0.12
fc' fy
(Ec. 4.17)
En donde: fc': Resistencia a la compresión especificada del concreto a 28 días (MPa) fy: Resistencia a la fluencia de las barras del refuerzo longitudinal (MPa)
La figura 4.10 muestra un detalle de una sección transversal circular con refuerzo transversal en forma de espirales, para
91
la
cual
se
debe
cumplir
con
el
requerimiento
de
cuantía
volumétrica del refuerzo transversal.
Figura 4.10 Detalles de refuerzo transversal. [Adaptada de figura C5.10.11.4.1d-1 de AASHTO LRFD Fig. 2005: P.5-129]
Dentro de las zonas de formación de rótulas plásticas, los empalmes
del
refuerzo
en
espiral
deben
ser
empalmes
totalmente soldados o conexiones totalmente mecánicas.
La norma en el artículo 5.7.4.6 presenta una expresión con la cual es posible calcular la cuantía volumétrica para refuerzo transversal en forma de espirales o estribos; esta expresión puede ser utilizada cuando el área del refuerzo transversal no está determinada por requisitos de diseño sismorresistente, para
refuerzo
cortante,
torsión
transversal
de
y
requisitos
elementos
mínimos
sometidos
a
compresión establecidos en el artículo 5.10.6 de la norma. Por lo tanto, en El Salvador se debe emplear la ecuación 4.17
para
calcular
la
cuantía
volumétrica
de
refuerzo
transversal.
Para una columna rectangular, el área bruta Ash, de refuerzo transversal
en
forma
de
estribos
calcularse con:
92
rectangulares
deberá
Ash
fc' 0.30Shc fy
Ag -1 Ac
(Ec. 4.18)
O con: Ash 0.12Shc
fc' fy
(Ec. 4.19)
En donde: S: Separación vertical de los estribos, siendo no mayor a 100 mm. Ac: Área del núcleo de la columna (mm2) Ag: Área bruta de la columna (mm2) Ash: Área total de estribos, incluyendo los demás o suplementarios, con separación vertical s que atraviesa una sección con dimensiones del núcleo hc (mm2) fy: Resistencia a la fluencia del refuerzo transversal hc: dimensión del núcleo de la columna en la dirección considerada (mm) f’c: Resistencia a compresión del concreto (MPa)
En el caso de columnas rectangulares, Ash se debe calcular para
ambos
ejes
principales.
Los
estribos
de
columnas
pueden ser simples o traslapados. Se pueden usar estribos suplementarios
del
mismo
tamaño
que
los
estribos
principales. Ambos extremos de los estribos suplementarios, deben ser anclados en barras longitudinales periféricas. En las
figuras
4.11
y
4.12
se
presentan
detalles
de
dos
secciones transversales reforzadas con estribos, en donde se muestran los estribos suplementarios. En ambos casos se debe cumplir con el área total de estribo determinada con cualquiera de las ecuaciones 4.18 y 4.19.
93
Figura 4.11 Detalles de estribos en una columna rectangular. [Adaptada de figura C5.10.11.4.1d-4 de AASHTO LRFD, 2005:P.5-129]
Figura 4.12 Detalles del refuerzo transversal en una columna [Adaptada de figura C5.10.11.4.1d-2 de AASHTO LRFD Fig., 2005:P.5-129]
Todos
los
estribos
suplementarios
deben
tener
ganchos
sismorresistentes según se lo especificado en el Artículo 5.10.2.2 ganchos
de
la
tienen
norma que
en
tener
donde un
se
establece
doblado
de
135°
que
estos
más
una
extensión no menor que seis veces el diámetro de la barra o 75 mm en su extremo libre, cualquiera que sea el mayor valor. Además, en este artículo, la norma establece que deben colocarse ganchos sismorresistentes en zonas donde se 94
anticipa la formación de rótulas plásticas. La figura 4.13 muestra un detalle de gancho sismorresistente.
Figura 4.13 Detalle de gancho sismorresistente [Adaptada de Details and Detailing of concrete reinforcement, ACI 315-99, 1999:p.315-44]
En donde: db: Diámetro de barra a doblar D: Diámetro de barra a enganchar
El
refuerzo
requisitos
transversal se
puede
que
cumple
considerar
con
los
como
un
siguientes estribo
suplementario:
La barra debe ser continua con un gancho no menor de 135° y una extensión mínima de seis diámetros pero nunca menor que 75 mm en uno de sus extremos, además, de un gancho de no menos de 90° y una prolongación mínima de seis diámetros en el otro extremo. En la figura 4.14 se muestra un detalle de estribo suplementario.
Los
ganchos
deben
anclarse
en
barras
longitudinales
periféricas como se muestra en la figura 4.11. 95
Los
ganchos
a
90°
de
dos
estribos
suplementarios
sucesivos anclados en las mismas barras longitudinales se deberán alternar en los extremos.
Figura 4.14 Detalle de estribo suplementario [Adaptada de figura 6 de Details and Detailing of concrete reinforcement, ACI 315-99, 1999:p.315-25]
El
refuerzo
transversal
que
cumpla
con
los
siguientes
requisitos se puede considerar como estribo de columna:
La barra debe ser un estribo cerrado o espiral continua.
Un
estribo
elementos
cerrado
con
puede
ganchos
de
estar 135°
y
formado
por
extensiones
varios de
seis
diámetros en ambos extremos, pero no menores a 75 mm.
Una
espiral
continua
debe
tener
en
cada
extremo
un
gancho de 135° y una extensión de seis diámetros, pero no
menor
a
75
mm,
que
se
ancla
en
el
refuerzo
longitudinal.
Revisar la separación del refuerzo transversal
La norma en el artículo 5.10.11.4.1.e especifica sobre la separación del refuerzo transversal lo siguiente: 96
Se debe proveer refuerzo transversal en todo el elemento y, en especial, en las zonas extremas mostradas en la figura 4.7.
El
refuerzo
transversal
debe
prolongarse
hacia
las
conexiones superior e inferior como se especifica la norma en el artículo 5.10.11.4.3. En la figura 4.6 se muestra
un
detalle
de
la
distancia
en
la
cual
debe
prologarse el refuerzo transversal.
La
separación
transversal,
no
mínima dimensión
entre debe
los
ser
centros
mayor
que
un
del
refuerzo
cuarto
de
la
del elemento ni mayor que 100 mm. En
la figura 4.15 se muestra un detalle para la separación del refuerzo transversal antes mencionada.
Figura 4.15 Detalles de refuerzo transversal. [Adaptada de figura 5.39 de Priestley y otros, 1996:p.334]
En el Anexo E se encuentran los requerimientos de diseño para fundaciones. 97
4.3 REQUISITOS PARA EL DISEÑO DE ESTRIBOS. 4.3.1 Requisitos generales.
Sección 11.6.1.1 Los estribos y muros de retención rígidos de gravedad y en voladizo se pueden utilizar para subestructuras de puente o retención
de
aplicaciones
taludes
y
generalmente
permanentes.
No
se
se
construyen
deberán
utilizar
para muros
rígidos de gravedad o semigravedad sin fundaciones profundas si
el
suelo/roca
de
apoyo
tiene
tendencia
a
sufrir
asentamientos totales o diferenciales excesivos.
4.3.2 Predimensionamiento.
ALTURA LIBRE. La norma AASHTO LRFD en la sección 2.3.2.2.3 indica que el diseño geométrico de puentes debe satisfacer los requisitos de “A Policy on Geometric Design of Highways and Streets” (Normativas
para
el
Diseño
Geométrico
de
Carreteras
y
Caminos). En el capítulo de carreteras locales (p.389) indica que
la
altura
libre
mínima
debe
ser
4.30
m,
y
deben
considerarse el futuro recarpeteo.
El Manual Centroamericano de Normas para el Diseño Geométrico de Carreteras Regionales en la sección 6.4.5 indica que si la mayor altura del vehículo de diseño es 4.10 m, y si se toma en cuenta que debe haber una altura libre entre el vehículo cargado y la cara inferior de la estructura de soporte del puente de por lo menos 0.3 metros, al adicionar a los datos anteriores
la
revestimiento
pérdida periódico
de de
altura la 98
por
carretera,
los se
trabajos tiene
que
de la
altura libre deseable del nivel de la rasante a la cara inferior de la estructura es de 5.0 metros y de 4.4 metros el mínimo recomendable bajo ciertas condiciones.
LONGITUD DE ASIENTO MÍNIMA. La
longitud
de
asiento
mínima
de
la
superestructura,
se
encuentra en la sección 4.7.4.4, se calcula un valor de N empírico: N 200 0.0017L 0.0067H * 1 0.000125S 2
(Ec. 4.20)
N = mínima longitud de apoyo medida en forma normal al eje del apoyo (mm)
L = longitud del tablero del puente hasta la junta de expansión adyacente, o hasta el extremo del tablero; si hay articulaciones dentro de un tramo L deberá ser la sumatoria
de
las
distancias
a
cada
lado
de
la
articulación; para los puentes de un solo tramo L es igual a la longitud del tablero (mm)
H = para los estribos, altura promedio de las columnas que soportan el tablero del puente hasta la siguiente junta de expansión (mm) Para las columnas y/o pilares, altura de la columna o altura del pilar (mm) Si
hay
articulaciones
dentro
de
un
tramo,
altura
promedio de las dos columnas o pilares adyacentes (mm) 0.0 para puentes de un solo tramo (mm)
S = oblicuidad del apoyo medida a partir de una recta normal al tramo (º) 99
El
valor
de
disminuirse
N
de
debe
incrementarse,
acuerdo
a
la
zona
mantenerse
sísmica
en
o
la
puede que
se
encuentra y del coeficiente de aceleración, según se indica en la tabla 4.5.
Tabla 4.5 Porcentaje N de acuerdo a la zona sísmica y el coeficiente de aceleración. [Adaptada de tabla 4.7.4.4-1 AASHTO LRFD, 2005:p.4-75] Zona Sísmica 1 1 1 2 3 4
Coeficiente de aceleración B/6, σvmin bajará a cero, y a medida que la excentricidad (e)
aumenta,
también
aumenta
la
porción
del
talón
de
la
zapata con tensión vertical nula. Al realizar sumatoria de momentos respecto al punto C, para ambos casos “e” se calcula:
e
FT
cos h3 FTsen B 2 V1X v 1 V2X v 2 W1X w 1 V1 V2 W1 W2 FTsen
(Ec. 4.26)
Figura 4.17 Criterios para determinar la presión de contacto para el caso de estribo con fundaciones en roca. [Adaptada de figura 11.6.3.2-2 AASHTO LRFD, 2005:p.11-16] 103
Volteo. 11.6.3.3 En las fundaciones en suelo la ubicación de la resultante de las fuerzas de reacción deberá estar dentro del medio central del ancho de la base.
En las fundaciones en roca la ubicación de la resultante de las
fuerzas
de
reacción
deberá
estar
dentro
de
los
tres
cuartos centrales del ancho de la base.
Deslizamiento. 11.6.3.6 Las
fallas
por
10.6.3.3
deslizamiento
ocurren
cuando
las
solicitaciones debidas a las cargas con componente horizontal superan el valor más crítico entre la resistencia al corte mayorada de los suelos en la interfaz entre el suelo y la fundación.
La resistencia mayorada contra la falla por deslizamiento se puede tomar como:
QR Qn Q epQep
(Ec. 4.27)
donde: φτ
=
factor
de
resistencia
para
la
resistencia
al
corte entre el suelo y la fundación especificado en la tabla 10.5.5-1 de la norma (Tabla 4.6) Qτ = resistencia nominal al corte entre el suelo y la fundación (N) φep = factor de resistencia para la resistencia pasiva especificado en la tabla 10.5.5-1 de la norma (Tabla 4.6) Qep =
resistencia
durante
la
pasiva
totalidad
nominal
de
estructura (N) 104
la
del
vida
suelo de
disponible
diseño
de
la
Tabla 4.6 Factores de resistencia en estado Límite de Resistencia. [Adaptada de tabla 10.5.5-1 AASHTO LRFD, 2005.p:10-13] METODO/SUELO/CONDICIÓN Deslizamiento
Factor de resistencia
Concreto prefabricado colocado sobre arena Usando φf a partir de datos de ensayo de SPT
Usando φf a partir de datos de ensayo de CPT
Concreto colado en obra sobre arena Usando φf a partir de datos de ensayo de SPT Usando φf a partir de datos de ensayo de CPT Arcilla (cuando la resistencia al corte es menor que 0.5 veces la presión normal) Usando resistencia al corte medida en ensayos en laboratorio Usando resistencia al corte medida en ensayos in situ Usando la resistencia al corte estimada a partir de ensayos de CPT Arcilla(cuando la resistencia es mayor que 0.5 veces la presión normal)
φτ
φep
0.90 0.90
0.80 0.80
0.85 0.85 0.80
0.85
Suelo sobre suelo
1.00
Componente de empuje pasivo del suelo de la resistencia al deslizamiento
0.50
Si el suelo debajo de la zapata es no cohesivo:
Q V tan
(Ec. 4.28)
Para lo cual: tan δ
= tan φf para concreto colado contra suelo = 0,8 tan φf para zapatas de concreto prefabricado φf
= ángulo de fricción interna del suelo (º)
V
= esfuerzo vertical total (N)
105
Para
zapatas
apoyadas
sobre
arcilla,
la
resistencia
al
deslizamiento se puede tomar como el menor valor entre:
• La cohesión de la arcilla, o • Si las zapatas están apoyadas sobre al menos 150 mm de material granular compactado, un medio de la tensión normal en la interfaz entre la zapata y el suelo, como se ilustra en la figura 4.18 para el caso de muros de sostenimiento.
Figura 4.18 Procedimiento para estimar la resistencia a deslizamiento sobre arcilla. [Adaptada de figura 10.6.3.3-1 AASHTO LRFD, 2005.p:10.51]
En donde: qs
= resistencia al corte unitaria, igual a Su o 0.5σ'v,
utilizar el valor que resulte menor Qτ
= área debajo del diagrama de qs (área sombreada)
Su
= resistencia al corte no drenada (MPa)
σ'v
= tensión vertical efectiva (MPa)
CARGAS DE DISEÑO.
El
diseño
se
deberá
investigar
considerando
cualquier
combinación de esfuerzos que pudiera producir la condición de 106
carga más desfavorable, la que genere mayor excentricidad. Determinar las fuerzas axiales, cortantes y momentos en el estribo. Revisar Anexo D. 4.3.4 Diseño. Con las dimensiones propuestas del estribo, recubrimiento del concreto
y
acciones
de
diseño
determinar
la
cuantía
de
refuerzo longitudinal utilizando gráficas de interacción. Los estribos se diseñan como elementos a flexo-compresión. Revisar si se requieren refuerzo por cortante especificado en el artículo 5.8.2.4 de la norma presentado a continuación. Se debe proveer de refuerzo transversal si: Vu > 0.5φ(Vc+Vp)
(Ec. 4.29)
Vc =0.083β fc'bvd v
(Ec. 4.30)
En donde: Vu: Fuerza cortante factorizada (N) Vc: Resistencia a cortante del concreto. bv :
Ancho
efectivo
del
dentro de la altura
alma
tomado
dv, como
como
el
mínimo
se determina en el
artículo 5.8.2.9 (mm) dv :
Altura
efectiva
de
cortante
determinada
según
el
artículo 5.8.2.9 (mm) β: Factor que indica la capacidad del concreto fisurado diagonalmente
de
transmitir
tensión
según
lo
especificado en el artículo 5.8.3.4. Vp: Componente de la fuerza efectiva de presfuerzo en la dirección
del
cortante
aplicado
opone al cortante aplicado (N) 107
positiva
si
se
f’c: Resistencia a compresión del concreto (MPa) φ: Factor de resistencia. En la figura 4.19 se muestra un detalle típico de estribo.
Figura 4.19 Detalle típico de estribo. [Adaptada de Bridge Design Manual, 2008:p.7.5-10]
La norma presenta en la sección 11.6.1.5 el refuerzo por temperatura y contracción. (5.10.8)
Para componentes de menos de 1.2 m de espesor As 0.11
Ag fy
(Ec. 4.31)
donde: As = área de acero (mm²) Ag = área bruta de la sección (mm2) fy
=
tensión
de
fluencia
especificada
de
las
barras
de
armadura (MPa)
El acero se deberá distribuir uniformemente en ambas caras; sin embargo, en los elementos de 150 mm de espesor o menos, el acero se puede colocar en una sola capa (figura 4.20a). La separación de la armadura de contracción y temperatura no 108
deberá ser mayor que 3,0 veces el espesor del componente ó 450 mm. (figura 4.20b)
Figura 4.20 Separación y distribución de refuerzo por temperatura para secciones de espesor (a) menor que 150 mm (b) entre 150 y 1200 mm.
Donde:
e: espesor de estribo.
Para componentes de más de 1.2 m de espesor
Para
los
elementos
de
concreto
estructural
cuya
menor
dimensión es mayor que 1200 mm, el tamaño mínimo de barra será el correspondiente a una barra No. 19, y la separación de las barras no deberá ser mayor que 450 mm (figura 4.21). En
cada
dirección,
la
armadura
mínima
de
temperatura
y
contracción, igualmente distribuida en ambas caras, deberá satisfacer:
A
b
s 2dc d b 100
(Ec. 4.32)
109
donde: Ab = mínima área de las barras (mm2) s = separación de las barras (mm) dc = profundidad del recubrimiento de concreto medida desde la fibra extrema hasta el centro de la barra o alambre más próximo a la misma (mm) db = diámetro de la barra o alambre (mm) El término (2dc + db) no debe tomarse mayor que 75 mm.
En el Anexo G, se desarrolla un ejemplo de diseño de estribo con la norma AASHTO LRFD 2005 (Interim)
Figura 4.21 Separación y distribución de refuerzo por temperatura para secciones con espesor mayor que 1200 mm.
Juntas de Expansión y Contracción. Sección 11.6.1.6 En
los
estribos
y
muros
de
retención
se
deberán
proveer
juntas de contracción a intervalos no mayores que 9000 mm y juntas de expansión a intervalos no mayores que 27000 mm. Todas las juntas se deberán llenar con un material aprobado 110
que asegure que las juntas trabajen de forma apropiada. En los
estribos
aproximadamente
las a
juntas
la
deberán
mitad
de
la
estar
ubicadas
distancia
entre
los
elementos longitudinales que apoyan sobre los estribos.
Alas del estribo. Sección 11.6.1.4 Las alas del estribo se pueden diseñar de forma monolítica con los estribos o bien se pueden separar de la pared del estribo mediante una junta de expansión y diseñar para que trabajen de forma independiente.
Las
longitudes
calcular
de
las
utilizando
alas
las
de
los
estribos
pendientes
se
requeridas
deberán para
la
carretera. El ala de los estribos deberán tener una longitud suficiente
para
retener
el
terraplén
de
la
carretera
y
proveer protección contra la corrosión. Generalmente éstos se construyen
utilizando
mecánicamente,
ver
muros
sección
de
11.10
tierra de
la
estabilizada
norma
para
ver
detalles. Drenaje. Sección 11.6.6. Se deberá proveer drenaje para los rellenos detrás de los estribos
y
muros
de
sostenimiento.
Si
no
fuera
posible
proveer drenaje, el estribo o muro se deberá diseñar para las cargas
debidas
al
empuje
del
suelo
más
la
presión
hidrostática total debida al agua en el relleno.
4.3.5 Estribos integrales.
Para
los
estribos
integrales,
los
efectos
de
las
deformaciones de la superestructura deben de ser consideradas 111
en el diseño. La norma en el artículo 11.6.1.3 indica que: “Los estribos integrales se deberán diseñar de manera que resistan y/o absorban las deformaciones por fluencia lenta, contracción y efectos térmicos de la superestructura.
Las
máximas
longitudes
de
tramo
de
diseño,
las
consideraciones de diseño y los detalles de armado deberán satisfacer las recomendaciones indicadas en el documento FHWA Technical
Advisory
T
5140.13
(1980),
excepto
en
aquellos
casos en los cuales exista experiencia local suficiente que justifique lo contrario.
Para evitar que ingrese agua detrás del estribo la losa de acceso deberá estar conectada directamente al estribo (no a los muros del ala), y se deberán tomar previsiones adecuadas para
permitir
el
drenaje
del
agua
que
pudiera
quedar
Anexo
F
para
ver
algunas
atrapada.”
Se
recomienda
revisar
consideraciones de diseño para estribos integrales.
112
CAPÍTULO 5 INVESTIGACIONES RECIENTES PARA EL MEJORAMIENTO DEL DESEMPEÑO DE PUENTES EN ZONAS SÍSMICAS. 5.1
CENTROS DE INVESTIGACIÓN
La complejidad de los terremotos y los efectos que éstos causan
han
provocado
en
el
ser
humano
la
necesidad
de
conocerlos para evitar las pérdidas humanas y económicas que éstos traen. Esta necesidad de investigarlos ha producido avances significativos en el diseño sísmico de puentes y el reforzamiento de aquellos que fueron diseñados con normas pasadas.
Entre los centros de investigación que han aportado cambios en
los
códigos
de
diseño
de
puentes
y
que
siguen
desarrollando nuevas técnicas se pueden mencionar:
PEER:
Pacific
(Centro
de
Pacífico).
Earthquake
investigación
Engineering de
Research
Ingeniería
Center
Sísmica
del
Es un centro de investigación y educación
multidisciplinaria,
tiene
su
oficina
central
en
la
Universidad de Berkeley, California. Fue creado en 1997 bajo la Fundación Nacional de Ciencias (NSF). El PEER enfoca sísmico
su de
investigación las
al
comportamiento
estructuras,
suministrando
y
diseño a
los
profesionales las necesidades de diseño.
En la tabla 5.1 se muestran las publicaciones que este centro tiene en relación a puentes en su base de datos en internet. 113
Tabla 5.1 Investigaciones realizadas por el PEER. [Base de datos en peer.berkeley.edu] Año de publicación
Investigaciones realizadas en relación a puentes. Behavior and Failure Analysis of a Multiple-Frame Highway Bridge in the 1994 Northridge Earthquake. G. Fenves, M. Ellery
1998
Seismic Performance Columns. D. Lehman, J. Moehle
1998
of
Well-Confined
Concrete
Performance Evaluation Database for Concrete Componentsand Systems under Simulated Seismic Loads Y. Hose, F. Seible
Bridge
Bridge 1999
Structural Engineering Reconnaissance of the August 17, 1999 Earthquake: Kocaeli (Izmit), Turkey H. Kenneth, J. Elwood, A. Whittaker, K. Mosalam, J. Wallace, J. Stanton
2000
Behavior of Reinforced Concrete Bridge Columns Having Varying Aspect Ratios and Varying Lengths of Confinement A. Calderone, D. Lehman, J. Moehle
2000
Damage to Bridges during the 2001 Nisqually Earthquake R. Ranf, M. Eberhard, M. Berry
2001
Experimental and Computational Evaluation of Reinforced Concrete Bridge Beam-Column Connections for Seismic Performance C. Naito, J. Moehle, K. Mosalam
2001
Seismic Response Analysis of Highway Including Soil-Structure Interaction J. Zhang and N. Makris
2001
Overcrossings
Performance of Beam to Column Bridge Joints Subjected to a Large Velocity Pulse N. Gibson, A. Filiatrault, S. Ashford Effects of Large Velocity Pulses on Reinforced Concrete Bridge Columns G. Orozco, S. Ashford Structural Characterization and Seismic Response Analysis of a Highway Overcrossing Equipped with Elastomeric Bearings and Fluid Dampers: A Case Study N. Makris, J. Zhang Seismic Behavior of Bridge Columns Subjected to Various Loading Patterns A. Esmaeily-Gh., Y. Xiao 114
2002
2002
2002
2002
Inelastic Seismic Response of Extended Pile Supported Bridge Structures T. Hutchison, R. Boulanger, Y. Chai, I. Idriss
Shaft 2002
Probabilistic Models and Fragility Estimates for Bridge Components and Systems P. Gardoni, A. Der Kiureghian, K. Mosalam
2002
Seismic Demands for Performance-Based Design of Bridges K. Mackie , B. Stojadinovic
2003
Performance of Circular Reinforced Concrete Bridge Columns Under Bidirectional Earthquake Loading M. Hachem, S. Mahin, J. Moehle
2003
Analytical Investigations of New Methods for Reducing Residual Displacements of Reinforced Concrete Bridge Columns J. Sakai and S. Mahin Fragility Basis for California Highway Overpass Bridge Seismic Decision Making K. Mackie and B. Stojadinovic Bar Buckling in Reinforced Concrete Bridge Columns Wayne A. Brown, Dawn E. Lehman, John F. Stanton Integrated Probabilistic Performance-Based Evaluation of Benchmark Reinforced Concrete Bridges Kevin R. Mackie, John-Michael Wong, Bozidar Stojadinovic Performance Modeling Strategies for Modern Reinforced Concrete Bridge Columns Michael P. Berry, Marc O. Eberhard Experimental and Computational Evaluation of Current and Innovative In-Span Hinge Details in Reinforced Concrete Box-Girder Bridges - Part 1: Experimental Findings and Pre-Test Analysis Matias A. Hube, Khalid M. Mosalam Using OpenSees for Performance-Based Evaluation of Bridges on Liquefiable Soils Steven L. Kramer, Pedro Arduino, HyungSuk Shin
2004
2005
2007
2007
2007
2008
2008
Shaking Table Tests and Numerical Investigation of SelfCentering Reinforced Concrete Bridge Columns Hyung IL Jeong, Junichi Sakai, Stephen A. Mahin
2008
Performance-Based Earthquake Engineering Design Evaluation Procedure for Bridge Foundations Undergoing LiquefactionInduced Lateral Ground Displacement Christian A. Ledezma, Jonathan D. Bray
2008
Guidelines for Nonlinear Analysis of Bridge Structures in California Ady Aviram, Kevin R. Mackie, Bozidar Stojadinovic
2008
115
EERC: Earthquake Engineering Research Center (Centro de Investigación
de
Ingeniería
Sísmica,
Universidad
de
Berkeley) Su objetivo es conducir la investigación y programas de servicio público con el fin de proteger a la población y sus
propiedades
de
los
efectos
ocasionados
por
terremotos. Tiene
como
énfasis
intensidades
de
procedimientos
determinar
los
las
movimientos
analíticos
características
fuertes;
para
estimar
e
desarrollar el
daño
a
sistemas estructurales y mecánicos, mejorar el diseño sismo
resistente
y
desarrollar
procedimientos
de
rehabilitación de estructuras dañadas por sismos.
En
la
tabla
5.2
se
muestran
las
investigaciones
realizadas por el EERC, desde 1994 hasta la actualidad, que se encuentran en la página de internet.
MCEER:
Multidisciplinary
Engineering
Research.
Center
(Centro
for
Earthquake
multidisciplinario
de
Investigación en Ingeniería Sísmica) Es
un
centro
descubrir
nacional
y
por
desarrollar
excelencia nuevos
dedicado
a
conocimientos,
herramientas y tecnologías para que las comunidades sean más
resistentes
extremos.
Con
a
su
los sede
terremotos en
la
y
a
otros
Universidad
de
eventos Buffalo,
Nueva York, fue establecida por la Fundación Nacional de Ciencias (NSF) en 1986 como el primer Centro Nacional de Investigación para la Ingeniería Sísmica. (NCEER). En
la
tabla
5.3
se
muestran
las
investigaciones
realizadas por este centro en relación a puentes. 116
Tabla 5.2 Investigaciones realizadas por el EERC. [Base de datos en eerc.berkeley.edu] Año de publicación
Investigaciones realizadas en relación a puentes Earthquake analysis and response of two-level viaducts. Singh, Satinder P.; Fenves, Gregory L. Response of the Northwest Connector in the Landers and Big Bear earthquakes. Fenves, Gregory L.; DesRoches, Reginald Seismic behavior and retrofit of older reinforced concrete bridge T-joints. Lowes, Laura N.; Moehle, Jack P. Experimental and analytical evaluation of a retrofit double-deck viaduct structure. Zayati, Foued; Mahin, Stephen A.; Moehle, Jack P. Design and evaluation of reinforced concrete bridges for seismic resistance. Aschheim, Mark A.; Moehle, Jack P.; Mahin, Stephen A New design and analysis procedures for intermediate hinges in multiple-frame bridges. DesRoches, Reginald; Fenves, Gregory L. Experimental and analytical studies of the friction pendulum system for the seismic protection of simple bridges. Mosqueda, Gilberto; Whittaker, Andrew S.; Fenves, Gregory L.; Mahin, Stephen A. Estimating seismic demands for 'ordinary' bridges crossing fault-rupture zones. Goel, Rakesh K.; Chopra, Anil K.
EERI:
Earthquake
Engineering
Research
1994 1994
1995
1996
1997
1997
2004
2008
Institute.
(Instituto de Investigación de Ingeniería Sísmica) Tiene como objetivo principal reducir el riesgo sísmico mediante
avances
de
la
ciencia
y
la
práctica
de
la
ingeniería sísmica, conocer el impacto que tienen los sismos político
en y
el
ambiente
cultural,
y
físico, obtener
social, medidas
económico, fáciles
de
comprender y realizar para reducir los efectos de los terremotos.
117
Tabla 5.3 Investigaciones realizadas por el MCEER en relación a puentes. [Base de datos en mceer.buffalo.edu] Investigaciones realizadas en relación a puentes The Northridge, California Earthquake of January 17, 1994: Performance of Highway Bridges. G.Buckle, B.Douglas, R.Mayes, R.Nutt, S.Thoman Seismic Evaluation of a 30-Year Old Non-ductile Highway Bridge Pier and Its Retrofit. J.Mander, B.Mahmoodzadegan, S.Bhadra, S.Chen Seismic Performance of a Model Reinforced Concrete Bridge Pier Before and After Retrofit. J.Mander, J.Kim, C.Ligozio Seismic Analysis for Design or Retrofit of Gravity Bridge Abutments. K.L.Fishman, R.Richards, Jr., R.C.Divito Seismic Design Criteria for Bridges and Other Highway Structures. C.Rojahn, R.Mayes, D.Anderson, J.Clark, J.Hom, R.Nutt, M.O'Rourke Seismic Design of Bridge Columns Based on Control and Repairability of Damage. C-T. Cheng, J.B.Mander Centrifuge Modeling of Cyclic Lateral Response of Pile-Cap Systems and Seat-Type Abutments in Dry Sands. A.D.Gadre, R.Dobry Extraction of Nonlinear Hysteretic Properties of Seismically Isolated Bridges from Quick-Release Field Tests. Q.Chen, B.M.Douglas, E.M.Maragakis, I.G.Buckle Evaluation of Bridge Damage Data from the Loma Prieta and Northridge, California Earthquakes. N.Basoz, A.Kiremidjian Guide to Remedial Measures for Liqufaction Mitigation at Existing Highway Bridge Sites. H.G. Cooke and J. K. Mitchell Effect of Vertical Ground Motions on the Structural Response of Highway Bridges. M.R. Button, C.J. Cronin and R.L. Mayes Experimental Study of Bridge Elastomeric and Other Isolation and Energy Dissipation Systems with Emphasis on Uplift Prevention and High Velocity Near-Source Seismic Excitation A. Kasalanati, M.C. Constantinou Restrainer Design Procedures for Multi-Span Simply-Supported Bridges. M.Randall, M.Saiidi, E.Maragakis and T.Isakovic Effect of Spatial Variation of Ground Motion on Highway Structures. M. Shinozuka, V. Saxena, G. Deodatis 118
Año de publicación 1994
1996
1996
1997
1997
1997
1998
1998
1998
1999
1999
1999
1999
2000
Seismic Retrofit of End-Sway Frames of Deck-Truss Bridges with a Supplemental Tendon System: Experimental and Analyical Investigation. G.Pekcan, J.Mander, S.Chen Experimental Evaluation of Seismic Performance of Bridge Restrainers. A.G. Vlassis, E.M. Maragakis, M. Saiid Saiidi Assessment of Performance of Bolu Viaduct in the 1999 Duzce Earthquake in Turkey. P.C.Roussis, M.C.Constantinou, M.Erdik, E.Durukal, M.Dicleli Recommended LRFD Guidelines for the Seismic Design of Highway Bridges MCEER/ATC Joint Venture, NCHRP 12-49 Project Team Second PRC-US Workshop on Seismic Analysis and Design of Special Bridges. Edited by George C. Lee and Lichu Fan Built-up Shear Links as Energy Dissipators for Seismic Protection of Bridges. P. Dusicka, A.M. Itani and I.G. Buckle Experimental Investigation of Blast Performance of Seismically Resistant Concrete-Filled Steel Tube Bridge Piers. S. Fujikura, M. Bruneau and D. Lopez-Garcia Performance of Seismic Isolation Hardware Under Service and Seismic Loading. M.C. Constantinou, A.S. Whittaker, Y.Kalpakidis, D.M. Fenz and G.P. Warn Design of Highway Bridges Against Extreme Hazard Events: Issues, Principles and Approaches Edited by G.C. Lee, M. Tong and W. Phillip Yen
2000
2000
2002
2003
2004
2006
2007
2007
2008
TRAC: Washington State Transportation Research Center. (Centro de Investigación de Transporte del Estado de Washington) Es un centro de investigación formado por la Universidad del Estado de Washington en Pullman(WSU), la Universidad de
Washington
en
Seattle(UW)
y
el
Departamento
Transporte del Estado de Washington (WSDOT).
de
La mayoría
de los programas de investigación son financiados por este último. 119
NEES
George
Engineering
E.
Brown,
Simulation.
Jr. (Red
Network para
for
Earthquake
simulación
de
la
Ingeniería Sísmica)
En internet, se pueden encontrar muchas publicaciones de las investigaciones realizadas. La ASCE (Asociación Americana de Ingeniero
Civiles)
posee
en
su
base
de
datos
muchas
publicaciones con relación a puentes, pero todas ellas tienen un costo. También, las Universidades de Tsukuba y de Tokio, en Japón, tienen sus centros de investigación en Ingeniería Sísmica.
5.2 COLUMNAS AUTO-CENTRABLES.
Esta es una propuesta de mejorar el diseño de subestructuras de puentes en zonas sísmicas, que no se encuentra en ninguna normativa, ya que se están realizando las pruebas necesarias para conocer su comportamiento.
En
el
año
2005,
la
Universidad
de
Washington
publicó
un
estudio titulado “Sistemas de pilas de concreto presforzado para la rápida construcción de puentes en regiones sísmicas” en donde se expone la comparación entre dos sistemas de pilas de
concreto
presforzado,
uno
es
el
sistema
de
concreto
reforzado, en el cual se conectan elementos presforzados con acero de refuerzo tradicional y, en el otro llamado sistema híbrido que utiliza cables de alta resistencia postensados y acero de refuerzo para hacer las conexiones.
Los sistemas presforzados tienen el potencial de minimizar la obstrucción del tráfico durante la etapa de construcción, 120
brindar una zona de seguridad para el personal, incrementar la
calidad
de
la
obra,
reducir
el
impacto
ambiental
y
disminuir costos; por los que se convierten en objetivo de estudio.
Sistema de concreto reforzado: Este sistema consiste en columnas de concreto presforzado y una viga cabezal presforzada conectada con acero de refuerzo. A este sistema se le llama así, porque la unión entre las columnas y viga cabezal es de concreto reforzado y además el comportamiento
estructural
es
igual
al
de
un
sistema
de
concreto reforzado (colado in-situ). La resistencia a flexión es brindada por el acero de refuerzo y la compresión por el concreto.
Este
sistema
puede
ser
aplicable
a
una
gran
variedad de fundaciones coladas en el sitio. En la figura 5.1 se
muestra
el
detalle
de
la
pila
soportada
por
colados in-situ.
Figura 5.1 Elevación sistema pila de concreto reforzado. [Adaptada de Hieber y otros, 2005:p.19]
121
pilotes
Las
columnas
presforzadas
en
este
sistema
imitan
las
tradicionales columnas de concreto reforzado coladas in-situ. Si las conexiones realizadas entre los componentes son de alta calidad, se espera un comportamiento sísmico igual al de una pila de concreto colada en el sitio.
Sistema híbrido: En
este
sistema,
las
conexiones
entre
las
columnas
de
concreto presforzado y la viga cabezal son hechas con el acero de refuerzo y el acero de presfuerzo. Este último es anclado
dentro
de
la
cimentación
a
través
de
un
ducto
localizado en el centro de la columna y luego anclado en un diafragma colado en el sitio.
Las pilas se balancean durante un sismo, la rotación causada por
el
movimiento
entre
la
pila
y
la
viga
cabezal
son
absorbidos por la pila concentrándose en la parte superior e inferior. Los tendones no disipan la energía durante el ciclo de carga como el acero de refuerzo, ellos tienen la habilidad de re-centrar la pila. Esta habilidad permite que las pilas híbridas tengan poco desplazamiento residual después de un sismo.
En estas columnas no se esperan grietas, porque la tensión esperada
se
distribuye
a
lo
largo
del
postensado.
En
la
figura 5.2 se muestra la elevación de este sistema.
Los resultados presentados en este estudio sugieren que estos sistemas
presentan
embargo,
recomiendan
un
buen
comportamiento
realizar
investigaciones
sísmico.
Sin
analíticas
y
experimentales adicionales sobre la constructibilidad y el 122
desempeño sísmico de las conexiones antes de aplicarlos en el diseño de puentes.
Figura 5.2 Elevación de sistema híbrido. [Adaptada de Hieber y otros, 2005:p.35]
Los
puentes
localizados
de
columnas
de
concreto
en
regiones
de
alta
reforzado
actividad
que
están
sísmica
son
diseñados con gran capacidad a ductilidad para obtener una protección adecuada contra el colapso. Este tipo de diseño tiende
a
incrementar
los
desplazamientos
residuales.
Para
maximizar la operabilidad del puente después de un sismo y minimizar
los
costos
de
reparación,
es
necesario
nuevas
estrategias para reducir estos desplazamientos.
El
PEER
presentó
en
el
2004
un
estudio
llamado
“Investigaciones Analíticas de Nuevos Métodos para Reducir los
Desplazamientos
Residuales
en
Columnas
de
Concreto
Reforzado de Puentes”. En donde se aborda el comportamiento y diseño sísmico de columnas de concreto reforzado; además, se realizan análisis pseudo estáticos y dinámicos de columnas de concreto
presforzadas
para
determinar 123
la
efectividad
en
cuanto
a
figuras
reducir
5.3
y
los
5.4,
desplazamientos
se
muestran
residuales.
varias
En
las
configuraciones
de
columnas presforzadas.
Los resultados del análisis pseudo estático para más de 250 columnas
con
varias
configuraciones
de
tendones
que
demuestran: La incorporación de un solo conjunto de tendones en el centro
de
reducción
la
sección
del
85%
transversal
de
los
resulta
en
desplazamientos
una
pseudo
estáticos. La rigidez postfluencia puede ser controlada variando la cantidad de refuerzo incorporado dentro de las columnas. Pequeñas
cantidades
preferibles
para
residuales;
sin
de
tendones
resistir embargo,
longitudinales
los esto
son
desplazamientos resulta
en
poca
resistencia a flexión y bajos niveles de disipación de energía.
En
el
documento,
se
recomienda
realizar
investigaciones
adicionales antes de aplicar esta tecnología en el diseño de puentes, en las siguientes áreas:
Deben
hacerse
investigaciones
desarrollar
modelos
suficiente
precisión,
analíticos los
experimentales para
predecir,
desplazamientos
para con
residuales
después que un sismo ha excitado a las columnas con tendones de presfuerzo. El
efecto
de
cargas
en
varias
direcciones
debe
ser
determinado por pruebas dinámicas mediante un estudio analítico. 124
Deben
realizarse
análisis
dinámicos
de
puentes
con
múltiples claros soportados por columnas con tendones de presfuerzo para investigar la respuesta del sistema.
Figura 5.3 Secciones transversales de columnas evaluadas con acero de presfuerzo. [Sakai y Mahin, 2004:p.65]
Figura 5.4 Elevación de columna. [Sakai y Mahin, 2004:p.65]
125
Se recomienda al lector revisar estas referencias ya que ahí se presentan todas las pruebas y resultados obtenidos. www.wsdot.wa.gov/research/reports/fullreports/611.1.pdf peer.berkeley.edu/publications/peer_reports_complete.html
Los centros de investigación presentan anualmente un reporte de
los
resultados
obtenidos
en
los
proyectos
de
investigación. La mayoría de estos reportes no son gratuitos, y se pueden encontrar a la venta en las páginas web de cada centro. A continuación se muestran los sumarios de algunos reportes.
Caracterización experimental y optimización de sistemas de superestructuras híbridas de puentes de FRP/RC. (Fibra de vidrio reforzada/Concreto reforzado).
A principios del año 2009,
ASCE (Asociación Americana de
Ingenieros Civiles) publicó un documento elaborado por Yizhuo Chen y otros en donde se presentan los resultados de una investigación
experimental
realizada
para
determinar
el
funcionamiento de un sistema de puente de concreto reforzado con fibras de polímeros. Se ensayó un espécimen de losa de 32 pulgadas. estática. acústicas
Inicialmente El
el
espécimen
desplazamiento,
fueron
registradas.
fue
sujeto
deformación La
carga
fue
y
a
carga
emisiones
aplicada
con
varios incrementos hasta llegar a la falla excediendo en 18 veces la carga de diseño calculada. Los resultados de las pruebas estáticas indican que el diseño original del puente híbrido era muy conservador.
126
Cimentaciones para estribos integrales.
En 2007, la ASCE publicó un documento titulado “Cimentaciones para estribos integrales” en donde se aborda los conceptos de diseño de estas estructuras. Este tipo de estribos eliminan el uso de juntas de expansión en la superestructura de los puentes. pilotes
Algunos colados
tipos
de
in-situ,
cimentaciones
pilotes
analizadas
prefabricados
y
son
pilotes
confinados por acero. La cimentación típica para soportar estribos
integrales
dependiendo
de
la
condiciones
del
fundaciones
como
son
los
longitud
sitio,
se
pilotes
pilotes
del
puente,
pueden de
H
de el
utilizar
concreto
acero,
esviaje otros
pero y
tipos
presforzado,
las de
pilotes
envueltos en metal, entre otros. Se revisan varios métodos de diseño y límites propuestos para estribos integrales típicos.
Acumulación
de
daños
en
columnas
de
concreto
reforzado
ligeramente confinadas.
El
PEER,
en
“Acumulación
el de
año
2006
daños
en
presentó columnas
un de
documento concreto
llamado
reforzado
ligeramente confinadas” en donde se presentan los resultados de
las
pruebas
realizadas
a
seis
columnas
de
concreto
reforzado para evaluar los efectos de cargas cíclicas sobre el
daño
progresivo
en
columnas
circulares
de
concreto
reforzado ligeramente confinadas. Las seis columnas ensayadas fueron
diseñadas
con
las
especificaciones
de
diseño
del
Departamento de Transporte del Estado de Washington usado a principios de 1970.
Las
columnas
obteniéndose
fueron la
sujetas
relación
carga 127
a
una
serie
de
cargas
lateral-deformación.
Los
resultados
de
las
pruebas
muestran
que
al
incrementar
el
número de ciclos de 1 a 15 en cada nivel de deformación, se obtiene
una
deformación estados
reducción máxima
finales
de
de
de la
aproximadamente columna
daños:
de
y,
20%
en a
el
los
50%
30%
de
últimos
en
la tres
pérdida
de
capacidad a carga lateral y la pérdida de capacidad a carga axial. Se utilizaron tres modelos para evaluar el efecto de los
ciclos
de
carga
sobre
la
128
acumulación
de
los
daños.
CONCLUSIONES. • Muchos
de
puentes
los
daños
durante
los
ocasionados terremotos
en
de
estructuras
Northridge,
de
EUA
y
Kobe, Japón; ocurrieron porque se excedieron los límites elásticos. Lo anterior, debido a que la filosofía con la que fueron diseñados no contemplaba este comportamiento.
• La
filosofía
de
diseño
LRFD
tiene
como
objetivo
primordial el no colapso de las estructuras ante las solicitaciones a las que esté sometida durante su vida útil.
Al
utilizar
esta
filosofía
en
zonas
con
alta
actividad sísmica se espera que: durante un sismo de pequeña
a
mediana
intensidad
la
estructura
resista
dentro del rango elástico sin mostrar daños y durante un sismo severo presente cierto daño, pero sin llegar al colapso.
• Los puentes diseñados con la filosofía de diseño LRFD han mostrado menores daños, porque se considera en el diseño
un
análisis
y
comportamiento
más
real
ante
con
alta
solicitaciones sísmicas.
• El
Salvador
se
encuentra
en
una
región
actividad sísmica, por lo que la norma AASHTO LRFD puede ser
utilizada
consideraciones
en para
el
país
la
debido
determinación
a
que de
los
contiene efectos
sísmicos, pero el cálculo de las cargas deben realizarse utilizando factores locales.
129
• En zonas de alta actividad sísmica, es imprescindible la aplicación de un correcto detallado de los elementos estructurales
para
alcanzar
un
comportamiento
satisfactorio. Muestra de ello es la incorporación de refuerzo transversal como estribos cerrados o espirales poco
espaciados
que
incrementan
la
resistencia
a
cortante y la ductilidad.
• Las zonas críticas en pilas son los extremos, en donde se espera la formación de rótulas plásticas causadas por fuerzas sísmicas. Los requisitos de la norma AASHTO LRFD 2005
especifican
máximo
y
restricciones
cantidad
de
sobre
refuerzo
el
espaciamiento
transversal
en
estos
puntos; además, prohíbe la realización de empalmes en estas zonas y la longitud de desarrollo es incrementada en un 25% de la calculada en zonas no críticas.
• Colocar empalmes en las zonas críticas de la estructura no
es
conveniente
pues
en
éstas
los
esfuerzos
son
máximos. Por lo que la norma AASHTO LRFD 2005 limita la realización de empalmes, ya sean traslapados o soldados, únicamente en la mitad de la altura de las columnas y de forma escalonada; es decir, no permite empalmar todo el refuerzo longitudinal en la misma sección transversal e impone longitud mínima de empalme.
• El refuerzo longitudinal o de flexión es limitado, en la norma AASHTO LRFD 2005, a cantidades máximas y mínimas en función del área bruta de la sección transversal de la columna.
130
• Los
requerimientos
que
las
normas
presentan
son
requisitos mínimos, el diseñador puede incrementarlos o considerar condiciones más desfavorables de acuerdo a los requerimientos del puente en particular.
• Para
los
estribos
integrales
no
se
encuentran
especificaciones de diseño en la norma AASHTO LRFD, aun así éstos han sido construidos en zonas sísmicas, lo que hace
necesario
realizar
más
investigaciones
para
verificar su buen comportamiento durante un sismo.
• Las
columnas
auto-centrables
tienen
las
ventajas
que
aceleran el proceso constructivo del puente y reducen los desplazamientos residuales después de un sismo, no se encuentran normados porque aun es necesario continuar su investigación para aplicarlos en zonas sísmicas.
131
RECOMENDACIONES. • Los
diseñadores
deben
mantenerse
en
continua
actualización respecto a los cambios que se realizan a las
normativas
ingeniería
técnicas
sísmica
investigación,
utilizadas
es
gracias
un a
en
área
esto
las
el en
país.
La
constante
normativas
van
mejorando y modificándose de una edición a otra.
• se recomienda implementar un programa de evaluación y reforzamiento de puentes para que el comportamiento de éstos en sismos futuros sea satisfactorio. Debido a que en
El
Salvador
la
mayoría
de
los
puentes
que
se
encuentran en uso fueron diseñados con la filosofía de diseño elástico, la cual ha mostrado ser poco eficiente en zonas sísmicas.
• Se recomienda que al diseñar con la norma AASHTO LRFD se apliquen
parámetros
que
reflejen
las
características
locales del país. Esta norma está basada en condiciones propias
de
Estados
Unidos
y
sus
parámetros
reflejan
condiciones propias del lugar.
• Recolectar
toda
puentes,
como
diseño,
planos,
mantenimiento,
la
por
información ejemplo
bitácoras,
relacionada
memorias
de
a
los
cálculo
del
especificaciones
reparaciones,
los
daños
técnicas, y
el
comportamiento que estos han tenido durante sismos y otros eventos, etc. Esto permitirá conocer y comprender las características propias de El Salvador.
133
• Se
recomienda
que
en
el
diseño
de
puentes
en
El
Salvador, se considere los efectos provocados por la licuefacción,
sobre
todo
si
se
encuentran
cimentados
sobres suelos sueltos y/o arenosos.
• En el proceso de diseño se recomienda poner especial atención
en
los
requisitos
relacionados
con
el
alcanzar cuando
detallado
comportamientos no
se
de
la ya
sísmicos
utilicen
norma que
AASHTO
estos
permiten
satisfactorios
herramientas
de
LRFD
aun,
análisis
refinadas, tal como el análisis por push-over.
• Aunque
se
pueda
utilizar
la
norma
AASHTO
LRFD,
es
necesario desarrollar una norma propia del país, ya que en ella se contemplarían las características que tiene El Salvador.
134
GLOSARIO Aceleración: La razón de cambio de la velocidad con respecto al tiempo. Acelerograma:
Registro
de
las
aceleraciones
del
suelo
en
función del tiempo. Apoyos:
Dispositivos
subestructura
y
superestructura
estructurales
sirven
para
hacia
la
ubicados
transmitir
las
subestructura
sobre
fuerzas
y
la
de
acomodar
la los
desplazamientos relativos entre ellas. Cimentaciones: Parte de la subestructura que se encarga de transmitir las fuerzas al suelo. Claro:
Espacio
entre
los
elementos
principales
de
la
subestructura de los puentes. Colapso: Cambio de la geometría del puente que hace que éste ya no sea apto para su uso. Cortante: Fuerza aplicada en dirección paralela a la sección transversal de un elemento. Daño: Disminución o pérdida de las propiedades mecánicas de los elementos causada por acciones externas. Deformación
inelástica:
Cambio
de
longitud
de
manera
permanente de un elemento estructural. Diseño:
Dimensionamiento
y
detallado
de
los
elementos
y
conexiones de un puente. Ductilidad:
Capacidad
de
sufrir
grandes
deformaciones
sin
disminuir significativamente la resistencia. Empalme: Punto donde una barra el acero de refuerzo se une a otra mediante la prolongación de una de las barras. Epicentro:
Punto
sobre
la
superficie
directamente por encima del foco de un sismo.
135
de
la
tierra,
Escala Mercalli: escala utilizada para evaluar y comparar la intensidad
de
los
sismos
medida
de
forma
cualitativa.
Se
asignan intensidades entre I y XII basándose en los daños producidos,
en
la
violencia
con
que
es
sentido
por
las
personas y en cambios producidos sobre la superficie. Escala
Richter:
Medida
de
la
magnitud
de
los
sismos
y
describe la cantidad de energía liberada. Esfuerzo: Fuerza sobre área unitaria Espectro de respuesta: Representación de la máxima respuesta, en términos de aceleración, velocidad o desplazamiento, de un sistema
elástico
con
un
solo
grado
de
libertada
a
un
movimiento fuerte en función de la frecuencia natural o el periodo natural. Espirales:
Barra
o
alambre
torcido
en
forma
de
hélice
cilíndrica. Estados límites: Condición más allá de la cual el puente o un elemento deja de satisfacer los requisitos para los cuales fue diseñado. Estribos: Elementos estructurales de la subestructura de los puentes ubicados en los extremos del mismo Filosofía de diseño elástico: Especificaciones y criterios de diseño
basados
en
el
comportamiento
elástico
de
las
estructuras y los elementos individuales. Fundaciones: Sinónimo de cimentaciones. Grados de libertad: Número de desplazamientos requeridos para definir la posición desplazada de toda la masa relativa a la posición inicial. Licuefacción:
Fenómeno
temporalmente
capacidad
efecto corte,
que
causan
cuando
las
en
el
para
soportar
ondas
atraviesan
cual
sísmicas,
capas
saturados. 136
de
el
suelo
fuerzas
pierde
debido
al
principalmente
de
suelos
granulares
Longitud
de
desarrollo:
Longitud
de
las
barras
de
acero
requerida para desarrollar completamente la resistencia del refuerzo. Modos: Patrones o formas características en que vibrará un sistema mecánico. Período:
Tiempo
requerido
para
completar
un
ciclo
de
vibración. Período natural: Tiempo requerido para completar un ciclo de vibración libre. Pilas: Elementos de soporte de la superestructura ubicados en el interior de la longitud del puente. Pilote: Tipo de cimentación profunda que transmite las cargas a estratos profundos del suelo. Puente: Cualquier estructura que tiene una abertura no menor de 6.1 m y que forma parte de una carretera o está ubicada sobre o debajo de una carretera. Refuerzo
longitudinal:
Acero
de
refuerzo
colocado
en
dirección longitudinal del elemento cuya función es resistir los esfuerzos por flexión. Refuerzo transversal: Acero de refuerzo colocado en dirección perpendicular al eje longitudinal del elemento cuya función es resistir los esfuerzos por tensión diagonal. Refuerzo transversal en forma de estribos: Barras de acero dobladas que envuelven el acero de refuerzo longitudinal. Resistencia: Capacidad para soportar cargas Respuesta elástica: Aceleración, velocidad o desplazamiento de una estructura dentro del rango elástico. Riesgo
sísmico:
Probabilidad
de
ocurrencia,
dentro
de
un
plazo dado, de que un sismo cause, en un determinado lugar, cierto efecto definido como perdidas o daños. Rótula plástica: Estado en donde todo el acero de refuerzo, en una zona de un elemento, entre en fluencia. 137
Sismos: Movimiento repentino de parte de la corteza terrestre causado por el movimiento a lo largo de una falla geológica o actividad volcánica. Subducción: Proceso en el cual una placa tectónica de tipo oceánica desciende hacia el interior de la tierra por debajo de una placa continental. Tramo: Sinónimo de claro Subestructura:
Componentes
estructurales
del
puente
que
puente
que
soportan el tramo horizontal. Superestructura:
Componentes
estructurales
constituyen el tramo horizontal.
138
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ANEXO A CRITERIOS DE ESTRUCTURACIÓN
ANEXO A CRITERIOS DE ESTRUCTURACIÓN. La selección de un tipo de puente toma en cuenta muchos factores relacionados con la economía, seguridad y estética; algunos de los cuales son:
Geometría y condiciones del sitio. El tipo de puente a utilizar, generalmente depende del alineamiento vertical y horizontal de la ruta y de la altura.
El
tipo
de
suelo
determinará
el
tipo
de
fundación de las pilas y estribos. Si el estudio indica que el asentamiento va a ser un problema, el tipo de puente
seleccionado,
asentamientos
debe
ser
diferenciales
capaz
durante
de la
resistir vida
los
útil.
También se debe de conocer la sismicidad de la zona, ya que es determinante para el diseño del puente.
Funcionalidad. Un puente permite conectar dos puntos de una carretera, por lo que tiene la función de resistir los volúmenes de tráfico que se presenten. Y mantenerse en funcionamiento después de un evento extremo.
Estética. Un
puente
puntos
en
además una
de
cumplir
carretera,
la puede
función llegar
de a
unir
dos
ser
un
monumento, por lo que la impresión que éste deje a los usuarios es fundamental. Entre las características que deben considerarse en el diseño
estético
están:
función, A-1
proporción,
armonía,
orden, ritmo, contraste, textura y el uso de la luz y sombra.
Mantenimiento. El
costo
de
un
puente
incluye
también
el
costo
de
mantenimiento y éste último se ve afectado por una regla general, y es que si un puente tiene pocos claros y/o juntas es más sencillo realizar el mantenimiento, por lo tanto más económico.
Consideraciones constructivas. La
selección
del
tipo
de
puente
generalmente
está
gobernado por la construcción y el tiempo disponible. Esto influye también en el costo de la obra.
Entre
las
características
aplicarse
para
estructurales
obtener
un
ideales
que
comportamiento
deben
sísmico
satisfactorio son:
a) El puente preferentemente debe ser recto, los puentes curvos
muestran
una
respuesta
compleja
cuando
están
sometidos a cargas sísmicas. b) La losa debe ser continua, con ligeros movimientos en las
juntas.
Los
claros
simplemente
apoyados
son
susceptibles a perder apoyo con el movimiento de las juntas. c) Las
cimentaciones
firmes,
ya
que
desplazamientos
deben los
apoyarse
suelos
estructurales
blandos y
deslizamientos y a la licuefacción.
A-2
en
son
roca
o
suelos
amplifican propensos
los a
d) La altura de las pilas debe ser constante a lo largo del puente. La diferencia en las alturas de las pilas crea variaciones de rigidez y concentración de daños en las pilas más cortas, por ser más rígidas. e) La resistencia y rigidez de las pilas deben ser las mismas en todas las direcciones. Cuando la resistencia y rigidez son distintas en las direcciones longitudinal y
transversal
de
puente
implica
ineficiencia
en
el
diseño. f) La
diferencia
entre
la
longitud
de
los
claros
adyacentes debe ser la menor posible. g) Las rotulas plásticas deben desarrollarse en las pilas y evitarse la formación de rotulas plásticas en la viga cabezal o en la superestructura. h) Los
estribos
perpendicular soportes rotacional
y
pilas
al
eje
esviados
deben
longitudinal
tienden
alrededor
orientarse
de
a
un
del
causar eje
de
manera
puente.
una
Los
respuesta
perpendicular
a
la
superestructura con incremento de desplazamientos.
El puente ideal cumple con los requisitos estructurales y es elegante.
Debe
de
proveer
seguridad
y
un
impacto
visual
agradable para los conductores, los peatones y a los que viven o trabajan cerca. La sociedad encarga a los ingenieros la seguridad y calidad de su trabajo. Por esta razón los ingenieros no deben de construir un puente inseguro ni feo. El diseñador de puentes debe considerar la estética como un criterio
fundamental,
así
como
comportamiento, el costo y la seguridad.
A-3
se
considera
el
ANEXO B ELEMENTOS DE LA SUBESTRUCTURA
ANEXO B ELEMENTOS DE LA SUBESTRUCTURA. APOYOS Los apoyos son dispositivos estructurales que se encuentran entre
la
subestructura
y
la
superestructura.
Su
función
principal es transmitir las cargas de la superestructura a la subestructura y acomodar los desplazamientos relativos entre ellas.
Las cargas a las que se encuentran sometidos los apoyos son: el peso propio de la superestructura, cargas de tráfico, de viento y de sismo. La influencia que estas cargas puedan tener en los apoyos y en los elementos estructurales depende de la rigidez y de las tolerancias de cada elemento. El arrastre, el encogimiento y los cambios de temperatura es lo que generalmente causa movimiento de traslación en los apoyos, los cuales pueden ocurrir en dirección longitudinal y transversal.
Las
construcción
y
cargas los
de
tráfico,
asentamientos
las
tolerancias
diferenciales
de
de
las
fundaciones son las causas que producen rotaciones en los apoyos. Los
requerimientos
generales
para
el
diseño
de
apoyos
se
pueden encontrar en la sección 14.6 de la norma AASHTO LRFD.
Tipos de apoyos
Los apoyos pueden ser clasificados como apoyos fijos y apoyos de
expansión.
restringen
los
Los
primeros,
movimientos
de
B-1
permiten
rotaciones
traslación;
los
pero
segundos
permiten
rotaciones
y
traslaciones.
Se
presentan
a
continuación los tipos de apoyos que más se utilizan.
a) Apoyo deslizante. Los apoyos deslizantes utilizan una placa metálica plana para
deslizarse
contra
otra
logrando
acomodar
las
traslaciones. La superficie deslizante genera una fuerza de fricción que es aplicada a la superestructura, a la subestructura y al apoyo mismo. Para reducir esta fuerza generalmente
se
usa
un
politetrafluoruoestileno
material (PTFE),
o
lubricante teflón.
llamado
La
forma
común de este apoyo es una placa de acero cubierta con PTFE contra otra placa, que generalmente es de acero inoxidable.
Los apoyos deslizantes pueden ser usados solos o como parte de otros tipos de apoyos. Estos apoyos se utilizan únicamente deflexión
cuando de
los
las
rotaciones
soportes
son
causadas
por
insignificantes
la
y
su
aplicación está limitada a claros menores a 15 m. Los requerimientos especiales para el diseño de estos apoyos se encuentran en la sección 14.7.2 de la norma AASHTO.
b) Apoyos de arco y de pin. Un apoyo de arco es un tipo de apoyo de expansión que consiste de un pin en la parte superior para facilitar las
rotaciones
inferior
con
la
y
una cual
superficie se
acomodan
curva los
en
la
parte
movimientos
de
traslación. En la figura B.1 se muestra un típico apoyo de
pin-arco.
La
sección
14.7.1
requerimientos especiales de diseño. B-2
presenta
los
Un apoyo de pin es un tipo de apoyo fijo, que acomoda las rotaciones mediante el uso de un pin de acero. La configuración típica es la misma que el apoyo de arco con
la
diferencia
que
la
placa
curva
en
la
parte
inferior ahora es plana y se ancla directamente en la pila de concreto como se observa en la figura B.1.
Ambos tipos de apoyos son utilizados principalmente en puentes de acero. Su uso es únicamente apropiado cuando la dirección de los desplazamientos está bien definida ya
que
solamente
pueden
soportar
traslaciones
y/o
rotaciones en una dirección. Además, estos apoyos pueden diseñarse
para
cargas
relativamente
altas
pero
se
requiere mucho espacio vertical. Los apoyos metálicos son susceptibles a la corrosión y al deterioro por lo que requieren continuo mantenimiento.
c) Apoyo de rodillo. Están compuestos por uno o más rodillos entre dos placas de acero paralelas entre sí. Un único rodillo facilita rotaciones y traslaciones en la dirección longitudinal, mientras
que
un
grupo
de
rodillos
solamente
permite
traslaciones longitudinales. En la figura B.1 se muestra un apoyo de múltiples rodillos.
Este tipo de apoyo se puede utilizar en puentes de acero y de concreto. El apoyo de un solo rodillo es económico pero tiene una capacidad a carga vertical muy limitada, en
cambio
el
apoyo
con
múltiples
rodillos
soporta
grandes cargas verticales, pero es más costoso. En el artículo 14.7.1 de la norma AASTHO se encuentran los requisitos complementarios para el diseño. B-3
d) Apoyo elastomérico reforzado con acero. Es
fabricado
movimientos
de
caucho
natural
traslacionales
y
o
sintético.
rotacionales
Permite
mediante
la
deformación del elastómero que es flexible a cortante pero
muy
rígido
contra
el
cambio
volumétrico.
Para
sostener grandes cargas sin una excesiva deflexión se utiliza refuerzo para restringir el abultamiento lateral del elastómero. Lo anterior ha llevado al desarrollo de varios
tipos
de
apoyos
elastoméricos
de
almohadas
planas, fibra de vidrio reforzada, algodón reforzado y almohadas
elastoméricas
reforzadas
con
acero.
En
la
figura B.1 se muestra un apoyo de almohada elastomérica reforzadas con acero. Generalmente
los
apoyos
elastoméricos
son
el
tipo
preferido de apoyo debido a su bajo costo y casi libre de
mantenimiento.
Adicionalmente,
estos
apoyos
pueden
soportar cargas y movimientos que exceden los valores de diseño.
Los
requerimientos
especiales
que
la
norma
AASHTO indica para este tipo de apoyo se encuentran en la sección 14.7.5.
e) Apoyos curvos. Consiste contra
de la
dos
placas
otra
superficie
para
curva
curvas
con
acomodar
puede
ser
las
una
deslizándose
rotaciones.
cilíndrica
La
permitiendo
rotación en un eje o esférica permitiendo que el apoyo rote
en
cualquier
restringido
en
un
eje. apoyo
El
movimiento
curvo
puro
y
lateral una
es
limitada
resistencia puede desarrollarse con combinación de la geometría
curva
y
las
cargas
gravitacionales.
En
la
figura B.2 se muestra un apoyo curvo; la placa convexa superior contiene una superficie deslizante de PTFE que B-4
controla
las
rotaciones.
Los
requerimientos
se
encuentran en la sección 14.7.3 de la norma AASHTO.
f) Apoyo de caja. Está compuesto por un disco liso elastomérico confinado en un disco de acero poco profundo como se aprecia en la figura B.2. Las cargas verticales son transmitidas a través de un pistón de acero que se coloca cercano al disco.
Debido
confinada,
a
que
grandes
la
cargas
almohada pueden
elastomérica
ser
está
soportadas.
Los
movimientos de traslación son restringidos por un apoyo de caja puro y las cargas laterales son transmitidas a través del pistón de acero moviéndose contra las paredes de la caja. Los movimientos de traslación son permitidos con
una
sección
superficie 14.7.4
de
de la
TPFE
norma
como AASHTO
deslizante. se
En
encuentran
la las
consideraciones para el diseño.
g) Apoyos de disco. Utiliza un disco elastomérico duro de poliuretano para soportar las cargas verticales y una llave metálica en el
centro
del
apoyo
para
resistir
las
cargas
horizontales. Los movimientos de rotación y traslación son soportados a través de las deflexiones del disco elastomérico. Se requiere una superficie de PTFE como deslizante. En la figura B.2 se muestra un apoyo de disco
y
en
la
sección
14.7.8
se
encuentran
requerimientos para el diseño de este tipo de apoyo.
B-5
los
Figura B.1 Tipos de apoyos [Adaptada de Chen y Duan, 2003b:p.1-3]
B-6
Figura B.2 Apoyo curvo, de caja y de disco. [Adaptada de Chen y Duan, 2003b:p.1-5]
Selección del tipo de apoyo
Generalmente la selección de un apoyo tiene como objetivo cubrir
las
necesidades
con
el
menor
precio
posible.
El
siguiente procedimiento puede utilizarse para seleccionar un apoyo.
B-7
a) Determinación de los requerimientos de funcionalidad. Inicialmente
se
deben
calcular
todas
las
fuerzas
y
movimientos. La tabla B.1 puede usarse para registrar los valores.
b) Evaluación de los apoyos. Se debe determinar el tipo de apoyo adecuado con los requerimientos de funcionalidad y otros factores como espacio
disponible
mantenimiento, resume
para
costo
capacidades
y de
el
apoyo,
medio
disponibilidad. cargas,
La
movimientos
ambiente, tabla y
B.2
costos
relativos a cada tipo de apoyo.
c) Diseño preliminar del apoyo. El
diseño
preliminar
se
ejecuta
para
determinar
la
geometría aproximada y las propiedades de los materiales de acuerdo con las especificaciones de diseño. En el proceso algunas alternativas serán eliminadas y al final se obtendrán algunos tipos de apoyos factibles para el caso, entre los cuales se seleccionará el apoyo final.
B-8
Tabla B.1 Procedimiento típico para selección de apoyos. [Adaptado figura C.14.4.1-1 de AASHTO Bridge Design Manual, 2005:p.14-7] Nombre del puente Marca identificación apoyo Número de apoyos requeridos Material Parte superior Parte inferior Promedio presión de Parte Serviciabilidad contacto permisible. superior Resistencia (MPa) Parte Serviciabilidad inferior Resistencia Efectos Estado límite de Vertical Máximo cargas de servicio Permisible diseño. (N) mínimo Transversal Longitudinal Estado límite de Vertical resistencia Transversal Longitudinal Traslación Estado Irreversible Transversal límite de Longitudinal resistencia Reversible Transversal Longitudinal Estado Irreversible Transversal límite de Longitudinal servicio Reversible Transversal Longitudinal Rotación Estado Irreversible Transversal (rad) límite de Longitudinal resistencia Reversible Transversal Longitudinal Estado Irreversible Transversal límite de Longitudinal servicio Reversible Transversal Longitudinal Dimensiones Parte superior Transversal máximas del Longitudinal apoyo. (mm) Parte inferior Transversal Longitudinal Peso Movimiento del apoyo tolerable para cargas transitorias. (mm) Resistencia a traslación permitida en estado límite de servicio. (mm) Resistencia a rotación permitida en estado límite de servicio. (N/mm) Tipo de unión entre superestructura y subestructura.
B-9
Vertical Transversal Longitudinal Transversal Longitudinal Transversal Longitudinal Transversal Longitudinal
Tabla B.2 Resumen características principales de los apoyos. [Adaptado de Chen y Duan; 2003b:p.1-7] CARGA TIPO DE APOYO Elastomérico Simple Algodón reforzado Fibra de vidrio Acero ref. Apoyo deslizante Apoyo de disco Apoyo de caja Apoyo de pin Apoyo de arco Un rodillo Apoyo curvo PTFE Múltiples rodillos
TRASLACIÓN
ROTACIÓN
COSTOS
Min (KN)
Max (KN)
Min (mm)
Max (mm)
Max (rad)
Inicial
Mantenimiento
0 0 0 225 0 1200 1200 1200 0 0 1200 500
450 1400 600 3500 >10000 10000 10000 4500 1800 450 7000 10000
0 0 0 0 25 0 0 0 0 25 0 100
15 5 25 100 >100 0 0 0 100 >100 0 >100
0.01 0.003 0.015 0.04 0 0.02 0.02 >0.04 >0.04 >0.04 >0.04 >0.04
Bajo Bajo Bajo Bajo Bajo Moderado Moderado Moderado Moderado Moderado Alto Alto
Bajo Bajo Bajo Bajo Moderado Moderado Alto Alto Alto Alto Moderado Alto
Bloques sísmicos
En algunas ocasiones, la respuesta sísmica de un puente ha llevado a la falla de la superestructura teniendo como causa la pérdida de soporte originada por desplazamientos sísmicos excesivos de toda la estructura del puente.
Una manera de evitar el colapso de la superestructura ante la respuesta transversal del puente debido a un sismo es con la incorporación de bloques de concreto reforzado ubicados sobre los soportes (pilas y estribos), separados por las vigas. Estos
bloques
restringen
el
movimiento
transversal
de
la
superestructura cuando un puente es sometido a un sismo. En la norma AASHTO LRFD 2005 no se encuentra contemplado el diseño de estos elementos. En la figura B.3 se muestran los bloques sísmicos en una pila.
B-10
Bloques sísmicos
Figura B.3 Pila con bloques sísmicos.
Priestley diseño
y
para
otros los
[1996:p.421]
bloques
muestran
sísmicos
requerimientos
(figura
B.4).
Estos
de se
encuentran sometidos a una fuerza en su plano, por lo que es necesario diseñarlos para soportar un esfuerzo de corte que tratará de deslizar el bloque lateralmente. El valor que debe soportar el bloque se expresa en la ecuación B.1.
Vsk Asfy
(Ec. B.1)
Donde el coeficiente de fricción puede tomarse como µ = 1.4 para grietas por cortante que ocurren naturalmente, As es el área total de refuerzo que cruza la interface crítica, es un
factor
de
reducción
de
resistencia
a
cortante
que
se
tomará como 0.85.
Debe observarse que, la resistencia real puede ser menor que la esperada si la fuerza lateral P se transmite muy por encima del bloque sísmico, causando que este se comporte como una viga en voladizo, con un modo de falla a flexión. La
B-11
máxima carga lateral que puede ser transmitida por flexión debe ser: p f
0.9 y
AsfyLsk 2
(Ec. B.2)
De las ecuaciones B.1 y B.2, la máxima altura “y” a la cual la carga puede ser aplicada es:
y 0.45
f Lsk 0.3Lsk s
(Ec. B.3)
Figura B.4 Diseño de bloque sísmico. [Tomada de Priestley y otros, 1996:p.421]
Para asegurar esto, la longitud del bloque sísmico debe ser tres
veces
esta
altura
o
se
debe
incorporar
detalles
especiales a cada lado del elemento para asegurar que el punto de aplicación de la fuerza esté a una altura deseada. El Departamento de Transporte de California (Caltrans) en la sección 7.8.4 indica algunos requerimientos respecto a los bloques
sísmicos.
La
capacidad
del
bloque
estribos estará limitada por el menor de:
B-12
sísmico
en
los
0.75 V pila Fsk sup 0.30Pdl
(Ec. B.4)
Donde ∑Vpila = suma de la capacidad lateral de la pila y Pdl es la reacción vertical de la carga muerta sobre el estribo. Los puentes anchos pueden requerir bloques sísmicos internos para asegurar una adecuada resistencia lateral para cargas de servicio y de sismo.
PILAS
Las pilas proveen apoyo vertical en puntos intermedios del puente, y tienen como función principal transmitir las cargas de la superestructura a las fundaciones y resistir las cargas horizontales
(sismo)
a
las
que
se
encuentra
sometido
el
puente. Las pilas se construyen en su mayoría de concreto reforzado; y en una pequeña cantidad de acero.
Tipos de pilas
Existen varias maneras de definir los tipos de pilas. Por su conexión
estructural
a
la
superestructura:
en
voladizo
o
monolítica. Por la forma de la sección transversal: sólida, hueca, redonda, octagonal, hexagonal o rectangular. También pueden distinguirse por su configuración estructural: pila única o pilas múltiples, pila cabeza de martillo o pila de muro sólido.
B-13
Figura B.5 Tipos de pilas para puentes con superestructura de acero. [Chen y Duan 2003b:p.2-2]
Las
pilas
tipo
muro
sólido
regularmente empleadas para
(figura
B.5a
y
B.6b)
son
salvar cruces de agua y son
construidas en proporción a la esbeltez y línea de flujo de la corriente. Su forma permite el desarrollo de una mínima resistencia a flujo del agua.
Las
pilas
emplean espacio.
cabeza
en Se
áreas
de
martillo,
urbanas
utilizan
donde
para
(figuras se
B.5b
tienen
soportar
B.6a)
se
limitaciones
de
vigas
y
de
acero
o
superestructuras de concreto presforzado.
En las figuras B.5c y B.7 se muestran pilas unidas entre sí por una viga cabezal, lo cual permite un comportamiento de marco. Este tipo de pila, puede ser utilizada como soporte de superestructuras integral. La
de
vigas
de
acero
o
usadas
como
pila
sección transversal de las pilas individuales
suelen ser circulares o rectangulares.
B-14
Figura B.6 Tipos de pilas para cruces de ríos [Chen y Duan 2003b:p.2-3]
En
la
figura
B.8
se
muestran
las
secciones
transversales
comunes para viaductos y en la B.9 las comunes para el cruce de ríos. B-15
Figura B.7 Tipos de pilas para superestructuras de concreto. [Chen y Duan 2003b:p.2-4]
Figura B.8 Formas de secciones transversales típicas para viaductos [Chen y Duan 2003b:p.2-2]
Figura B.9 Formas de secciones transversales típicas para el cruce de ríos. [Chen y Duan 2003b:p.2-2]
B-16
La selección del tipo de pila para un puente debe basarse en la
funcionalidad,
los
requerimientos
estructurales
y
geométricos. Depende también del tipo de superestructura, si el puente cruza un cuerpo de agua o no, y finalmente, la altura de las pilas está controlada por el tipo seleccionado. Las
pilas
altas
regularmente
requieren
secciones
transversales huecas con el objetivo de reducir el peso de la subestructura y por ende, reducir las demandas de carga sobre las fundaciones y los costos. En la tabla B.3 se presenta un resumen de lineamientos generales para seleccionar el tipo de pila a utilizar en función del tipo de superestructura.
Tabla B.3 Guía general para selección del tipo de pila. [Adaptada de Chen y Duan 2003b:p.2-5] Tipos de pilas aplicables a: Superestructuras de acero Sobre agua
Pilas altas Pilas cortas
Sobre terreno
Pilas altas Pilas cortas
Pila tipo muro o cabeza de martillo; sección transversal sólida para muchos casos; en voladizo; puede combinarse con cabeza de martillo con pila tipo muro y escalonada. Pila tipo muro o cabeza de martillo; sección transversal sólida; en voladizo Cabeza de martillo y posiblemente marco rígido; sección transversal hueca para pilas individuales y sólida para marco rígido; en voladizo Cabeza de martillo y marco rígido; sección transversal sólida; en voladizo Superestructura de concreto presforzado
Sobre agua
Pilas altas Pilas cortas
Sobre terreno
Pilas altas Pilas cortas
Pilas tipo muro o cabeza de martillo; sección transversal hueca para muchos casos; en voladizo que puede combinarse con cabeza de martillo con pila tipo muro Pilas tipo muro o cabeza de martillo; sección transversal sólida; en voladizo Cabeza de martillo y posiblemente marco rígido; sección transversal hueca para pilas individuales y sólida para marcos rígidos, en voladizo Cabeza de martillo y marco rígido; sección transversal sólida; en voladizo Superestructura de concreto colado en el sitio
Sobre agua
Sobre terreno
Pilas altas Pilas cortas Pilas altas Pilas cortas
Pila individual; la superestructura deberá ser distribuida en forma transversal con el método de construcción en voladizo balanceado; sección transversal hueca; monolítico; fijo en el fondo. Pilas tipo muro; secciones transversales sólidas; monolítico; fijo en el fondo Columnas individuales o múltiples; secciones transversales sólidas para muchos casos; monolítico; fijo en el fondo Columnas individuales o múltiples; secciones transversales sólidas; monolítico; con pin en el fondo
B-17
ESTRIBOS.
Los estribos son un tipo especial de muro de retención que provee soporte vertical a los extremos de la superestructura de puentes. La seguridad del estribo está determinada por la capacidad de la fundación de resistir las cargas.
La norma AASHTO LRFD en el artículo 11.6.1.1 indica que los estribos no deberán utilizarse sin fundaciones profundas, si el
suelo
o
roca
tiene
tendencia
a
sufrir
asentamientos
totales o diferenciales excesivos.
Tipos de estribos
Los estribos pueden clasificarse de acuerdo a la vista del estribo en relación a la carretera o flujo de agua que el puente
cruza,
por
su
conexión
estructural
a
la
superestructura, o de acuerdo a la forma en que resisten las cargas, según se indica a continuación:
a) Estribo corto o estribo de profundidad total. Los estribos cortos están ubicados en o cerca de la parte superior de los rellenos como acceso al puente. En este tipo, existen taludes que proveen un área abierta entre el estribo y la carretera o flujo de agua que cruza. Este tipo tiene menor impacto ambiental.
Los
estribos
de
profundidad
total
están
ubicados
aproximadamente en el frente de la base del terraplén de acceso, restringiendo la altura de la estructura. En la figura B.10 se muestran estos tipos de estribos. B-18
b) Estribo integral o simplemente apoyado. El estribo integral es construido monolíticamente con la superestructura del puente. Tiene como ventaja que el costo inicial es menor, pero la presión pasiva inducida por
el
relleno
puede
resultar
en
un
diseño
más
complicado, provocando un costo de mantenimiento mayor. Este tipo es ideal para puentes con claro corto.
El
simplemente
apoyado
independiente
de
necesario
uso
permite
el
al
la
es
construido
superestructura,
de
apoyos
diseñador
entre
controlar
las
de
por
lo
forma que
ellas.
Este
cargas
que
es
tipo se
le
transmitirán de la superestructura. En la figura B.10 se muestran estos tipos de estribos.
c) Estribo de gravedad o en voladizo. En
los
estribos
de
gravedad,
la
estabilidad
depende
exclusivamente del peso de la mampostería de piedra o concreto y de cualquier suelo ubicado directamente sobre la mampostería. Apenas se coloca una cuantía nominal de acero
cerca
fisuración
de
las
caras
superficial
expuestas
provocada
por
para
evitar
la
los
cambios
de
temperatura.
Los
estribos
concreto elementos
y
en
una
voladizo losa
base
relativamente
consisten de
en
concreto,
esbeltos
y
un
alma
siendo
totalmente
de
ambos
armados
para resistir los momentos y cortes a los cuales están sujetos. En la figura B.11 se muestran estos tipos de estribos.
B-19
Figura B.10 Tipos de estribo. [Adaptado de Chen y Duan, 2003b:p.4-2]
B-20
Figura B.11 Muros típicos de gravedad y en voladizo. [Adaptada de AASHTO LRFD, 2005:p.11-11]
B-21
ANEXO C ANALISIS COMPARATIVO DE LOS ESPECTROS DE RESPUESTA DE LOS SISMOS DE NORTHRIDGE, KOBE Y EL SALVADOR
ANEXO C ANÁLISIS COMPARATIVO DE LOS ESPECTROS DE RESPUESTA DE LOS SISMOS DE NORTHRIDGE, KOBE Y EL SALVADOR. Se muestra una comparación de los acelerogramas y espectros de
respuesta
de
los
terremotos
de
Northridge,
Kobe
y
El
Salvador. Es importante hacer esta comparación, ya que así podremos conocer si los daños ocurridos en estos terremotos (mostrados
en
el
capítulo
2
de
este
documento),
pueden
ocurrirle a puentes construidos en El Salvador.
Un acelerograma es un registro de la aceleración del terreno en un sitio dado en función del tiempo. La aceleración se registra generalmente en tres direcciones: dos componentes horizontales, ortogonales entre sí, y una vertical.
El conocimiento de las fuerzas de los terremotos, el análisis de sus efectos sobre las estructuras, el desarrollo de normas de
construcción
sísmico
sobre
principales
y las
los
métodos
para
construcciones
motivaciones
para
determinar son
el
algunas estudio
el
riesgo de
de
las los
acelerogramas. En ellos, el parámetro de mayor interés es la aceleración
del
suelo,
pero
también
son
importantes,
la
velocidad y el desplazamiento.
Se muestra una comparación del terremoto de enero del 2001 en El Salvador con el terremoto de Northridge, EUA en 1994 y con el de Kobe, Japón en 1995, ya que estos han sido clave para el desarrollo de las normas de diseño.
C-1
ACELEROGRAMA NORTHRIDGE (SUN VALLEY) (DIRECCIÓN N-S) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.1 Acelerograma terremoto de Northridge en 1994. Estación Sun Valley. Dirección N-S. [Fuente: www.cosmos.com]
ACELEROGRAMA UNIVERSIDAD KOBE (DIRECCIÓN N-S) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.2 Acelerograma terremoto de Kobe en 1995. Estación Universidad de Kobe. Dirección N-S. [Fuente: www.cosmos.com] C-2
ACELEROGRAMA EL SALVADOR (RELACIONES EXTERIORES) (DIRECCIÓN N-S)
Aceleracion (cm/s^2)
500 400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20 Tiempo (s)
30
40
50
Figura C.3 Acelerograma terremoto de El Salvador del 13 de enero 2001. Estación Relaciones Exteriores. Dirección N-S. [Fuente: www.cosmos.com]
COMPARACIÓN DE ACELEROGRAMAS (DIRECCIÓN N-S) 500 400
Aceleracion (cm/s2)
300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20 30 40 Tiempo (s) El Salvador Kobe Northridge
50
Figura C.4 Comparación de acelerogramas de los terremotos de Northridge, Kobe y El Salvador. Dirección N-S. [Fuente: www.cosmos.com] C-3
ACELEROGRAMA NORTHRIDGE (SUN VALLEY) (DIRECCIÓN E-O) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.5 Acelerograma terremoto de Northridge en 1994. Estación Sun Valley. Dirección E-O. [Fuente: www.cosmos.com]
ACELEROGRAMA UNIVERSIDAD KOBE (DIRECCIÓN E-O)
Aceleracion (cm/s^2)
500 400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C. 6 Acelerograma terremoto de Kobe en 1995. Estación Universidad de Kobe. Dirección E-O.[Fuente: www.cosmos.com] C-4
ACELEROGRAMA EL SALVADOR (RELACIONES EXTERIORES) (DIRECCIÓN E-O) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.7 Acelerograma terremoto de El Salvador del 13 de enero 2001. Estación Relaciones Exteriores. Dirección E-O. [Fuente: www.cosmos.com]
COMPARACIÓN DE ACELEROGRAMAS (DIRECCIÓN E-O) 500
Aceleracion (cm/s2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20 30 Tiempo (s) El Salvador
Kobe
40
50
Northridge
Figura C.8 Comparación de acelerogramas de los terremotos de Northridge, Kobe y El Salvador. Dirección E-O. [Fuente: www.cosmos.com] C-5
ACELEROGRAMA NORTHRIDGE (SUN VALLEY) (DIRECCIÓN VERTICAL) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.9 Acelerograma terremoto de Northridge en 1994. Estación Sun Valley. Dirección vertical. [Fuente: www.cosmos.com]
ACELEROGRAMA UNIVERSIDAD KOBE (DIRECCIÓN VERTICAL) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20
30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.10 Acelerograma terremoto de Kobe en 1995. Estación Universidad de Kobe. Dirección vertical. [Fuente: www.cosmos.com]
C-6
ACELEROGRAMA EL SALVADOR (RELACIONES EXTERIORES) (DIRECCIÓN VERTICAL) 500
Aceleracion (cm/s^2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20 30 Tiempo (s)
40
50
Figura C.11 Acelerograma terremoto de El Salvador del 13 de enero 2001. Estación Relaciones Exteriores. Dirección vertical. [Fuente: www.cosmos.com]
COMPARACIÓN DE ACELEROGRAMAS (DIRECCIÓN VERTICAL) 500
Aceleracion (cm/s2)
400 300 200 100 0 -100 -200 -300 -400
0
10
20 30 Tiempo (s)
El Salvador
Kobe
40
50
Northridge
Figura C.12 Comparación de acelerogramas de los terremotos de Northridge, Kobe y El Salvador. Dirección vertical. [ Fuente: www.cosmos.com] C-7
ESPECTROS DE RESPUESTA.
En las figuras C.13, C.14 y C.15 se muestran los espectros de respuesta
de
aceleración
N-S,
E-O
y
vertical,
respectivamente, para los terremotos de El Salvador del 13 de enero de 2001, Kobe de 1995 y el de Northridge de 1994.
El método de análisis utilizado en la determinación de las coordenadas espectrales fue el método de Newmark en donde se utilizó una razón de amortiguamiento del 5%. Este método fue programado en FORTRAN. Cada gráfica muestra la superposición de los espectros de respuesta para cada dirección de los registros obtenidos de los acelerógrafos en las estaciones de Sun Valley (Northridge), Universidad de Kobe y Relaciones Exteriores (El Salvador).
En la figura C.13 puede observarse que en los terremotos de Northridge y Kobe, en la dirección N-S, las estructuras con períodos naturales de vibración entre 0.10 y 0.30 segundos fueron durante,
susceptibles con
de
desarrollar
aceleraciones
cercanas
algún a
800
tipo 2
cm/s .
de
daño
En
Kobe
además estuvieron propensas a sufrir daños las estructuras con períodos entre 0.40 y 0.50. Para el caso del terremoto de El
Salvador,
las
estructuras
con
períodos
naturales
de
vibración entre 0.30 y 0.60 segundos estuvieron propensas a sufrir daños, con aceleraciones cercanas a 600 cm/s2.
La figura C.14 muestra el espectro en la dirección E-O, puede observarse que en el terremoto de Kobe, las estructuras con períodos naturales de vibración entre 0.50 y 0.70 segundos estuvieron propensas a sufrir daños, con aceleraciones arriba de 900 cm/s2. En el terremoto de El Salvador, las estructuras C-8
con períodos naturales de vibración entre 0.10-0.20 y 0.400.60
segundos
aceleraciones Northridge,
fueron cerca
las
susceptibles de
de
cm/s2.
700
estructuras
con
sufrir
En
daños,
con
el
terremoto
de
períodos
naturales
de
vibración entre 0.10 y 0.20 segundos fueron susceptibles de alcanzar algún tipo de daño, con aceleraciones cercanas a 600 cm/s2.
La dirección vertical muchas veces es despreciada, pero se ha observado en últimos terremotos que es importante su análisis y que se considere en el diseño. La figura C.15 muestra la comparación de los espectros de respuesta en la dirección vertical; puede observarse que en Kobe y El Salvador las estructuras con períodos naturales entre 0.10-0.20 y 0.200.30
segundos
aceleraciones
respectivamente, cercanas
a
se
600
encontraron
cm/s2.
En
sometidas
Northridge
a
las
estructuras con períodos naturales de vibración entre 0.10 y 0.20 segundos fueron susceptibles de alcanzar algún tipo de daño, con aceleraciones de 300 cm/s2.
Puede notarse que en Kobe y El Salvador para cada dirección (N-S,
E-O
estructuras
y
vertical)
propensas
a
existe sufrir
un
rango
daños;
caso
diferente
de
contrario
en
Northridge en el cual las estructuras con períodos entre 0.10 y
0.20
segundos
fueron
las
más
solicitadas
en
las
tres
direcciones. Es importante conocer esto, ya que generalmente en el diseño solamente se considera el período fundamental de la estructura y no se analizan los otros períodos que pueden ser muy importantes.
C-9
COMPARACIÓN DE ESPECTROS Dirección N-S
ACELERACION (CM/S2)
1000
El Salvador
900
Kobe
800
Northridge
700 600 500 400 300 200 100 0
0.00
1.00
2.00
3.00
4.00
5.00
PERIODO (s) Figura C.13 Comparación espectros de Respuesta. Dirección N-S.
COMPARACIÓN DE ESPECTROS Dirección E-O El Salvador
ACELERACION (CM/S2)
1000 900
Kobe
800
Northridge
700 600 500 400 300 200 100 0
0.00
1.00
2.00 3.00 PERIODO (s)
4.00
5.00
Figura C.14 Comparación espectros de Respuesta. Dirección E-O. C-10
COMPARACIÓN DE ESPECTROS Dirección Vertical 1000
ACELERACION (CM/S2)
900
El Salvador
800
Kobe 700
Northridge
600 500 400 300 200 100 0
0.00
1.00
2.00 3.00 PERIODO (s)
4.00
5.00
Figura C.15 Comparación espectros de Respuesta. Dirección vertical.
C-11
ANEXO D CARGAS QUE ACTUAN SOBRE LA SUBESTRUCTURA
ANEXO D CARGAS QUE ACTÚAN SOBRE LA SUBESTRUCTURA. La norma AASHTO LRFD 2005 establece en el artículo 11.5.1 que en el diseño de los elementos de la subestructura, se deben satisfacer los criterios de los Estados Límites de Servicio, Resistencia y Evento Extremo. En el Estado Límite de Servicio se
debe
revisar
desplazamientos
laterales
excesivos
y
la
estabilidad total de la subestructura.
Las
pilas
comúnmente
provenientes
de
la
están
sujetas
superestructura
a y
fuerzas fuerzas
y
cargas
que
actúan
directamente sobre la subestructura como: Cargas sísmicas de acuerdo a la sección 3 de la norma. Presiones de flujo, Fuerza de impacto de barco, Fuerza debida al asentamiento de las fundaciones.
Los estribos y muros de retención se deberán investigar para las siguientes cargas: Los
empujes
laterales
hidrostáticas,
del
incluyendo
suelo
y
cualquier
las
presiones
sobrecarga
viva
sobre el relleno; El peso propio del estribo/muro de sostenimiento; Las cargas aplicadas por la superestructura del puente; Los efectos térmicos y la deformación por contracción; Las cargas sísmicas, de acuerdo con lo especificado en la Sección 3 de la norma ASSHTO LRFD 2005.
Los efectos de cambios de temperatura y contracción de la superestructura
deben
ser D-1
considerados
cuando
esta
rígidamente conectada a los soportes. Cuando se usan apoyos de expansión, las fuerzas causadas por cambios de temperatura son limitadas por la resistencia a fricción de los apoyos.
A continuación se muestran las cargas usadas en El Salvador, las mencionadas son tomadas de la norma AASHTO LRFD 2005 a menos que se especifique lo contrario.
CARGAS MUERTAS: DC, DW. Las cargas muertas sobre las pilas se deben calcular a partir de
la
determinación
del
área
de
influencia
de
la
superestructura sobre las pilas ya que, las cargas muertas que actúan en esta área se consideran que son resistidas por las pilas. Por lo tanto, en el área de influencia se deben evaluar
el
peso
superestructura, unidas
a
la
propio
accesorios misma,
de e
los
componentes
instalaciones
superficie
de
de
de
la
servicios
rodamiento,
futuras
sobrecapas y ampliaciones del puente. Adicionalmente, se debe incluir el peso propio de la pila que se está diseñando.
SOBRECARGAS VIVAS. Las cargas vivas que la norma considera en la sección 3.6, pueden subdividirse en las siguientes categorías: Cargas vehiculares y peatonales Cargas dinámicas (incremento por carga dinámica) Fuerzas centrífugas Fuerzas de frenado Fuerzas de colisión vehicular
D-2
CARGAS VEHICULARES: LL. En la evaluación de estas cargas, la norma AASHTO LRFD 2005 considera el tránsito de combinaciones de cargas sobre el puente que incluyen: carga de camión de diseño, carga de tándem y carga de carril.
El número de carriles que el puente va a acomodar es un criterio
muy
importante
de
diseño.
Dos
términos
sobre
carriles que son utilizados en la evaluación de las cargas vehiculares son:
Carril de tráfico Es
el
número
de
carriles
de
tráfico
que
se
han
planificado para el puente. Generalmente, el ancho del carril de tráfico es de 3.6 m. Carril de diseño. Es el carril asignado para ubicar las cargas vivas que el ingeniero diseñador ha tomado en cuenta en el diseño.
La norma en el artículo 3.6.1.1.1 establece que el número de carriles de diseño debe calcularse como la parte entera de la relación w/3600, siendo w el ancho libre de calzada entre cunetas
y/o
barreras
en
mm.
Se
deben
considerar
cambios
futuros del ancho de la calzada.
En aquellos casos en donde el carril de tráfico tiene menos de 3600 mm de ancho, el número de carriles de diseño debe ser igual al número de carriles de tráfico y, el ancho del carril de diseño debe tomarse igual al ancho del carril de tráfico. La dirección del tráfico en el presente y en el futuro debe
D-3
ser considerada y la dirección más crítica debe usarse en el diseño.
Carga de camión: En el artículo 3.6.1.2.2 de la norma presenta el de camión de diseño. Los pesos y las separaciones entre ejes y llantas del camión de diseño deben ser como se muestra en la figura D.1. Para
esta
carga,
se
considera
el
incremento
por
carga
dinámica especificado en el artículo 3.6.2.
El camión consta de 3 ejes, uno con carga de 35000N y dos de 145000
N.
La
separación
transversal
entre
llantas
es
de
1800mm, como se muestra en la figura D.1.
A excepción de lo especificado en los Artículos 3.6.1.3.1 y 3.6.1.4.1, la separación entre los dos ejes de 145,000 N se debe variar entre 4300 y 9000 mm para producir las máximas resultantes.
Figura D.1 Carga de camión de diseño. [AASHTO LRFD 2005:p.3-21]
D-4
Carga de tándem de diseño: Definida en el artículo 3.6.1.2.3 de la norma como un par de ejes
de
110,000
N
separados
a
1200
mm.
La
separación
transversal de las llantas se asume de 1800 mm. Para esta carga, se debe considerar el incremento por carga dinámica especificado en el artículo 3.6.2.
Carga de carril de diseño: Esta carga, la norma en el artículo 3.6.1.2.4 la define como una
carga
de
9.3
N/mm,
uniformemente
distribuida
en
la
dirección longitudinal del puente. Transversalmente se supone uniformemente
distribuida
en
un
ancho
de
3000
mm.
Estas
cargas no se incrementan por carga dinámica.
Aplicación de las cargas vivas vehiculares de diseño La norma AASHTO LRFD 2005 en el artículo 3.6.1.3 especifica que la carga viva a considerar para el diseño del puente debe ser la combinación que produzca los mayores efectos de las siguientes tres combinaciones (ver figura D.2):
La carga de tándem de diseño más la carga de carril de diseño. La carga de camión de diseño más la carga de carril de diseño. En puentes de claros continuos, para momento negativo y reacciones en pilas interiores se debe considerar el 90% del
efecto
de
dos
camiones
separados
una
distancia
mínima de 15 m entre el eje delantero de un camión y el eje trasero del otro camión con el 90% del efecto de la carga de carril. La distancia entre los ejes traseros de cada camión debe tomarse como 4.30 m. D-5
Figura D.2 Combinación de cargas vehiculares de diseño. [Barker y Puckett, 1997:p.144]
Factor de presencia múltiple, m. Artículo 3.6.1.1.2 Para tomar en cuenta la probabilidad de que los carriles estén ocupados simultáneamente por la totalidad de la carga viva de diseño del camión, se debe multiplicar por un factor de presencia múltiple cada una de las posibles combinaciones de número de carriles cargados. A falta de datos del lugar, los valores de la tabla D.1:
• Se deben usar para investigar el efecto de un carril cargado • Se podrán utilizar al investigar el efecto de tres o más carriles cargados.
D-6
Los requisitos de este artículo no se deben aplicar al Estado Límite de Fatiga para el cual se utiliza un camión de diseño, independientemente del número de carriles de diseño.
Tabla D.1 Factores de presencia múltiple. [Adaptada de tabla 3.6.1.1.2-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-15] Número de carriles cargados
Factor de presencia Múltiple, m
1 2 3
1.20 1.00 0.85
>3
0.65
CARGAS DINÁMICAS (INCREMENTO POR CARGA DINÁMICA): IM. La
norma
en
la
sección
3.6.2
establece
que
los
efectos
estáticos del camión o tándem de diseño, con excepción de las fuerzas
centrífugas
y
de
frenado,
se
deben
incrementar
aplicando los porcentajes indicados en la tabla D.2, este incremento se considera por carga dinámica.
Tabla D.2 Incremento por carga dinámica. [Adaptada de tabla 3.6.2.1-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-26] Componente Juntas del tablero-Todos los Estados Límites
IM 75%
Todos los demás componentes Estado límite de Fatiga y Fractura Todos los demás Estados Límites
15% 33%
Al valor de IM, en decimales, se le debe sumar 1.0; es decir, el factor que debe aplicarse es 1 + IM/100. Este incremento no se aplica a las cargas peatonales ni a la carga de carril de diseño.
D-7
No es necesario aplicar el incremento por carga dinámica a:
• Muros no solicitados por reacciones verticales de la superestructura • Componentes de las fundaciones que están por debajo del nivel del terreno.
FUERZAS CENTRÍFUGAS: CE. Se debe considerar en puentes con curvas horizontales. La carga centrífuga simula un vehículo que se mueve en la curva del puente. La norma en la sección 3.6.3 específica que la fuerza centrífuga debe tomarse como:
Fc CW
(Ec. D.1)
Para lo cual: C =
4 V2 3 Rg
(Ec. D.2)
En donde: Fc
: Fuerza centrifuga
W
: Peso
v2
: Velocidad de diseño del puente (m/s)
R
: Radio de curvatura del carril de circulación (m)
G
: Aceleración de la gravedad tomada como 9.807 m/s.
La fuerza centrifuga debe aplicarse horizontalmente a una distancia de 1.80 m sobre la superficie de rodamiento. Esta fuerza afecta a los elementos de la subestructura.
D-8
FUERZAS DE FRENADO: BR. Se
origina
cuando
un
camión
frena,
pues
en
esta
acción,
cierta carga del vehículo se transmite a la cubierta del puente.
Estas
fuerzas
pueden
ser
significativas
y
debe
considerarse en el diseño de la subestructura.
La norma en la sección 3.6.4 establece que la fuerza de frenado se debe tomar como el mayor valor de:
• El 25% del peso de los ejes del camión de diseño o del tándem de diseño colocado en todos los carriles que se consideran cargados. La carga de carril de diseño no se incluye, pues se asume que los otros camiones frenan fuera de fase. • El 5% del camión de diseño más la carga de carril de diseño o el 5% del tándem de diseño más la carga de carril de diseño.
Se asume que la fuerza de frenado actúa a 1.80 m sobre la superficie de rodamiento en cualquier dirección longitudinal del puente. Además; se aplicarán los factores de presencia múltiple especificados en el artículo 3.6.1.2.
FUERZAS DE COLISIÓN VEHICULAR: CT. Según la norma en el artículo 3.6.5.2, los estribos y las pilas (que no se encuentren protegidos por un terraplén o una barrera anti-choque estructuralmente independiente S.3.6.5.1) ubicados a 9000 mm o menos del borde de la calzada se deben diseñar para una fuerza estática equivalente de 1800,000 N la cual
se
asume
horizontal
a
actúa una
en
altura
cualquier de
1200 D-9
dirección mm
sobre
en el
un
plano
nivel
del
terreno.
Se
deben
aplicar
los
requisitos
del
artículo
2.3.2.2.1 relacionado con la seguridad del tráfico.
Para evaluar la colisión de los vehículos con las barreras se deben aplicar los requisitos de la sección 13 de la norma.
CARGAS DE HIDRÁULICAS: WA. Esta
carga
debe
considerarse
cuando
el
puente
se
ubicará
sobre cursos de agua tales como ríos; la norma en la sección 3.7
específica
que
debe
evaluarse
la
flotabilidad
de
la
estructura del puente, la presión debida al flujo de agua actuando en la dirección longitudinal de la subestructura, la presión lateral uniformemente distribuida actuando sobre la subestructura causada por el flujo de agua con un ángulo θ con respecto al eje longitudinal de la pila y la acción del oleaje si éste se considera significativo.
También, se debe considerar los cambios en las fundaciones debido a las inundaciones que puede provocar socavación en la subestructura.
Si
los
cambios
son
provocados
por
la
inundación de diseño, éstos deben ser considerados en los Estados Límites de Resistencia y Servicio. Para el caso de cambios provocados por la inundación de diseño y huracanes, éstos
deben
considerarse
en
los
Estados
Límites
correspondientes a Eventos Extremos.
CARGA SÍSMICA: EQ. Zonas sísmicas. La norma en la sección 3.10.4 divide a los Estados Unidos en cuatro zonas sísmicas dependiendo del riesgo sísmico. En la tabla
D.3
se
presentan
las
zonas D-10
sísmicas
junto
con
los
coeficientes
de
aceleración
esperados.
Para
el
diseño
de
puentes en El Salvador, se deben utilizar la zona sísmica 3 y 4 que la norma presenta.
Tabla D.3 Coeficientes de aceleración esperados según zona sísmica. [Adaptada de tabla 3.10.4-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-50] Coeficiente de aceleración A ≤ 0.09 0.09 < A ≤ 0.19 0.19 < A ≤ 0.29 A > 0.29
Zona sísmica 1 2 3 4
Categoría de importancia del puente.
La norma, en la sección 3.10.3, clasifica los puentes, de acuerdo
a
su
importancia,
en
tres
categorías.
Esta
clasificación debe realizarse antes de comenzar el análisis por efectos sísmicos, pues permite seleccionar, junto con la zona
sísmica,
el
método
de
análisis.
Al
realizar
la
clasificación se deberán considerar requisitos sociales y de supervivencia, además de requisitos de seguridad y defensa.
Puentes críticos Deben permanecer abiertos para el tránsito de todos los vehículos luego del sismo de diseño y deben poder ser utilizados por los vehículos de emergencia o para fines de seguridad y/o defensa inmediatamente después de un sismo importante.
Puentes esenciales Deben permanecer abiertos para el tránsito de vehículos de
emergencia
o
para
fines
de
seguridad
inmediatamente después del sismo de diseño. D-11
y/o
defensa
Otros puentes
Efectos sísmicos. Sección 3.10. Las fuerzas sísmicas elásticas Fes, se consideran como fuerzas horizontales (determinadas con la aplicación de los métodos de
análisis descritos en la sección 3.3 de este documento)
en base al coeficiente de respuesta elástica Csm y al peso equivalente
de
la
superestructura
Weq,
debiéndose
ajustar
mediante el factor de modificación de respuesta R. (Ecuación D.3)
Fes =
C sm Weq
(Ec. D.3)
R
La norma limita la aplicación de los requisitos especificados en
esta
sección
convencionales,
a
puentes
vigas
con
de
superestructuras
alma
llena,
de
vigas
losas
cajón
y
reticuladas cuyas longitudes no deben ser mayores que 150 m. Para otros tipos de construcciones y puentes de más de 150 m de
longitud,
requisitos requieren
el
propietario
adecuados. análisis
Los
sísmico;
debe
especificar
puentes en
de
cambio,
un a
y/o
solo los
aprobar
claro
no
puentes
de
múltiples claros se les debe realizar los análisis mínimos especificados en la tabla D.4, en la cual se utiliza la simbología:
*
= No se requiere análisis sísmico
UL
= Método elástico de carga uniforme
SM
= Método elástico de modo simple
MM
= Método elástico multimodal
TH
= Método de historia-tiempo
D-12
Tabla D.4 Requisitos de análisis mínimos para efectos sísmicos. [Adaptada de tabla 4.7.4.4.1-1 AASHTO LRFD 2005:p,4-69] Zona sísmica 1 2 3 4
La
Puentes de un solo claro No se requiere análisis sísmico
Puentes de múltiples claros Puentes Otros puentes Puentes críticos esenciales
regularidad
Regular
Irregular
Regular
Irregular
Regular
Irregular
* SM/UL SM/UL SM/UL
* SM MM MM
* SM/UL MM MM
* MM MM MM
* MM MM TH
* MM TH TH
depende
del
número
de
claros
y
de
la
distribución del peso y la rigidez. Los puentes regulares tienen menos de siete claros, ningún cambio abrupto de peso, rigidez o geometría y, ninguna variación importante de estos parámetros
entre
claro
y
claro,
ni
entre
apoyo
y
apoyo
excluyendo los estribos.
Los puentes que no cumplan con los requisitos de la tabla D.5 pueden ser considerados como puentes irregulares.
Tabla D.5 Requisitos para regularidad de los puentes. [Adaptada de tabla 4.7.4.4.1-2 AASHTO LRFD 2005:p.4-69] Parámetro Número de claros Máximo ángulo subtendido para un puente curvo Máxima relación de longitudes entre claro y claro Máxima relación de rigidez marco/pila entre claro y claro, excluyendo estribos
2 90º 3 --
Valor 3 4 5 90º 90º 90º 2 2 1.5 4
4
3
6 90º 1.5 2
Coeficiente de respuesta sísmica elástica. Sección 3.10.6 El coeficiente de respuesta sísmica elástica Csm, para el modo de vibración m se deberá determinar con la siguiente expresión.
Csm
1.2AS 2.5A Tm 2 / 3 D-13
(Ec. D.4)
En donde: Csm: Coeficiente de respuesta sísmica elástica. A:
Coeficiente de aceleración.
S:
Coeficiente de sitio.
Tm :
Período de vibración del modo m, en segundos.
Para determinar el periodo de vibración Tm, debe utilizarse los métodos de análisis descritos en la sección 3.3 de este documento
y
debe
usarse
la
masa
nominal
no
mayorada
del
componente o estructura.
Coeficiente de aceleración A. Los coeficientes de aceleración que emplea la norma AASHTO en la
sección
3.10.2,
coeficientes
de
se
determinan
aceleración
en
base
a
mapas
elaborados
para
los
de
Estados
Unidos. El Salvador se encuentra ubicado en una zona de alta actividad sísmica, por lo que se deben usar valores similares a los determinados en la costa oeste de los Estados Unidos (zonas
3
y
4).
Además,
un
profesional
capacitado
deberá
realizar estudios especiales para coeficientes de aceleración en el sitio de emplazamiento si se presentan las siguientes condiciones:
El
sitio
de
emplazamiento
se
encuentra
cerca
de
una
falla activa.
En la región se esperan sismos de larga duración,
La importancia del puente es tal que debe considerarse un mayor periodo de exposición.
Coeficiente de sitio S. Los efectos del sitio de emplazamiento sobre la respuesta estructural dependen de las condiciones del suelo por lo que la norma (sección 3.10.5) presenta cuatro perfiles de suelo D-14
para
definir
el
coeficiente
de
sitio
que
se
aplica
para
modificar el coeficiente de aceleración. En la tabla D.6 se muestran los valores presentados por la norma.
Tabla D.6 Coeficientes de sitio para los perfiles de suelo. [Tomada de tabla 3.10.5.1-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-51] Tipo de perfil de suelo I II III IV 1.0 1.2 1.5 2.0
Coeficiente de sitio S
Perfil de suelo tipo I: Compuesto por roca de cualquier tipo o suelos rígidos con profundidades menores a 60 m, con tipos de suelos que se encuentran sobre la roca base y compuestos de depósitos estables arenas, gravas o arcillas rígidas.
Perfil de suelo tipo II: Suelos
cohesivos
o
no
cohesivos
con
profundidades
mayores a 60 m y con tipos de suelos sobre la roca base compuestos por depósitos estables de arenas, gravas o arcillas rígidas.
Perfil de suelo tipo III: Arcillas
blandas
y
de
rigidez
media
y
arenas,
caracterizado por tener 9 m o más de arcillas blandas o de rigidez media con o sin capas intercaladas de arena u otro suelo no cohesivo.
Perfil de suelo tipo IV: Compuesto por arcillas blandas o limos de más de 12 m. de profundidad.
D-15
En ubicaciones en las cuales las propiedades del suelo no se conocen con un nivel de detalle suficiente como para poder determinar el tipo de perfil de suelo, o si el perfil no concuerda con ninguno de los cuatro tipos, se deberá usar el coeficiente de sitio correspondiente al perfil de suelo tipo II.
Excepciones
para
el
cálculo
del
coeficiente
de
respuesta
sísmica elástica. Sección 3.10.6.2.
Para puentes construidos sobre suelos tipo III y IV, en áreas donde el coeficiente “A” es mayor o igual que 0.30 no es necesario que Csm sea mayor que 2.0A. Para los suelos tipo III y IV, y para los modos de vibración diferentes al modo fundamental de vibración con
periodos
menores
que
0.3
segundos,
Csm
se
debe
calcular con la siguiente expresión:
Csm A(0.8 4.0Tm )
(Ec. D.5)
Si el periodo de vibración para cualquier modo es mayor que 4.0 segundos, el valor de Csm para dicho modo debe ser determinando con la siguiente expresión:
Csm
3AS Tm 4 / 3
(Ec. D.6)
Factores de modificación de respuesta. Sección 3.10.7. Para
la
respuesta
aplicación se
debe
de
los
cumplir
factores con
de
modificación
detalles
de
estructurales
especificados en sección 5.10 de la norma, pues se espera que las columnas se deformen inelásticamente cuando las fuerzas D-16
sísmicas
superan
su
nivel
de
diseño.
Este
comportamiento
permite cierto grado de daño con la posibilidad de evitar el colapso del puente ante un sismo severo.
Las fuerzas sísmicas de diseño para las subestructuras y las uniones
entre
dividiendo
partes
las
de
fuerzas
estructuras, obtenidas
se
pueden
mediante
conocer
un
análisis
elástico por el correspondiente factor de modificación de respuesta alternativa entre
R, especificado en las tablas D.7 y D.8. De manera al
uso
elementos
del
factor
estructurales
R,
las
y/o
uniones
monolíticas
estructuras,
se
pueden
diseñar para transmitir las máximas fuerzas que se pueden desarrollar por rotulación plástica de las pilas. Debido a que estas fuerzas son determinadas en base a la rotulación plástica, son menores que las obtenidas con el factor R, por lo que se espera un diseño con menor costo.
Si
se
utiliza
tiempo,
el
tomarse
igual
un
método
factor a
de
1.0,
de
análisis
modificación para
toda
inelástico
de
la
historia-
respuesta
R,
subestructura
y
debe las
uniones. Tabla D.7 Factores de modificación de respuesta para la subestructura. [Adaptada de tabla 3.10.7.1-1 AASHTO LRFD 2005:p.3.53] Subestructura Estribo tipo muro-dimensión mayor Marcos de concreto reforzado Solo pilotes verticales Con pilotes inclinados Columnas individuales Marco de acero o compuesto de acero y concreto Solo pilotes verticales Con pilotes inclinados Múltiples columnas D-17
Categoría de importancia Crítico Esencial Otro 1.5 1.5 2.0 1.5 1.5 1.5
2.0 1.5 2.0
3.0 2.0 3.0
1.5 1.5 1.5
3.5 2.0 3.5
5.0 3.0 5.0
Tabla D.8 Factores de modificación de respuesta para las conexiones. [Adaptada de tabla 3.10.7.1-2 AASHTO LRFD 2005:p.3-53] Conexión Conexiones superestructura a estribo Junta de expansión dentro de un claro de la superestructura Uniones entre columnas, pilas a viga cabezal o superestructura Conexiones entre columnas o pilas y las fundaciones
Todas las categorías de importancia 0.8 0.8 1.0 1.0
Combinación de fuerzas sísmicas elásticas. Sección 3.10.8. Las fuerzas sísmicas elásticas sobre cada uno de los ejes principales
de
realización
un
del
componente análisis
deben en
combinarse
las
dos
para
la
direcciones
perpendiculares del puente de la siguiente manera:
El
100%
del
valor
absoluto
de
las
fuerzas
sísmicas
elásticas en la primera dirección perpendicular más el 30% del valor absoluto de las fuerzas sísmicas elásticas en la segunda dirección perpendicular.
El
100%
del
valor
absoluto
de
las
fuerzas
sísmicas
elásticas en la segunda dirección perpendicular más el 30% del valor absoluto de las fuerzas sísmicas elásticas en la primera dirección perpendicular.
Si las fuerzas en las uniones de las fundaciones y/o pilas, se
determinan
a
partir
de
la
rotulación
plástica
de
las
pilas, la solicitaciones resultantes pueden determinarse sin considerar la combinación descrita anteriormente.
D-18
Cálculo de las fuerzas de diseño. Sección 3.10.9. Para puentes de un solo claro, sin importar su ubicación, la mínima fuerza de diseño en una unión de superestructura y subestructura en la dirección en la cual se tiene restricción al
desplazamiento
no
deberá
ser
menor
al
producto
del
coeficiente de sitio (S), el coeficiente de aceleración (A) y la carga permanente tributaria.
Zonas sísmicas 3 y 4. Artículo 3.10.9.4. Como se mencionó, las zonas 3 y 4 son de alta actividad sísmica por lo que se pueden aplicar los requerimientos de diseño de estas zonas en El Salvador.
Las fuerzas de diseño para cada componente se deberán tomar como las menores de las determinadas utilizando:
Los requisitos del artículo 3.10.9.4.2 de la norma. Las fuerzas de diseño se determinan a partir de las fuerzas
elásticas
modificadas
por
el
factor
de
respuesta. Fuerzas de diseño modificadas.
Los
requisitos
del
Artículo
3.10.9.4.2
de
la
norma
AASHTO. Las
fuerzas
de
diseño
se
determinan
del
análisis
de
rotulación plástica en las pilas. La norma las llama fuerzas de rotulación plástica.
Fuerzas de diseño modificadas. Artículo 3.10.9.4.2. Las fuerzas sísmicas de diseño para todos los componentes, incluyendo pilotes y muros de retención, con excepción de las fundaciones, se determinan dividiendo las fuerzas sísmicas elásticas obtenidas de la combinación de fuerzas sísmicas D-19
descrita en sección 3.10.8 (combinación se fuerzas sísmicas elásticas) de la norma entre el factor de modificación de respuesta R. Para el diseño de fundaciones el factor R debe tomarse igual a 1.0.
Fuerzas de rotulación plástica. Artículo 3.10.9.4.3. Finalizado
el
diseño
preliminar
se
deberán
calcular
las
fuerzas resultantes de la formación de rótulas plásticas en la parte superior y/o inferior de la pila utilizando las fuerzas de diseño modificadas como cargas sísmicas. Además, se debe revisar que se formen rótulas plásticas antes que se presenten otro tipos de fallas debidas a sobre esfuerzos o inestabilidad
de
la
estructura
y/o
las
fundaciones.
La
ubicación de las rótulas plásticas debe permitir una fácil inspección y/o reparación. Para cada configuración estructural se presenta la forma de calcular las fuerzas resultantes de la formación de rótulas plásticas que se emplean como fuerzas de diseño.
Pilas individuales Las fuerzas se deben determinar para los dos ejes principales de la pila y en la dirección débil de una columna mediante la aplicación de los pasos siguientes
Paso 1. Determinar el momento de sobreresistencia de la pila. Utilizar un factor de resistencia φ = 1.30 para pilas de concreto y φ = 1.25 para pilas de acero. Para ambos materiales, la carga axial aplicada en la columna se deberá
determinar
usando
la
combinación
de
cargas
correspondiente a Evento Extremo I, tomando EQ como la máxima carga axial elástica para la pila de las fuerzas D-20
sísmicas
determinadas
mediante
la
combinación
de
solicitaciones sísmicas.
Paso 2. Usando el momento de sobreresistencia de la pila, se calcula la fuerza cortante sobre la pila. En el caso de las pilas acampanadas, el cálculo deberá usar las sobre resistencias en la parte superior e inferior
de la
campana en combinación con la altura de la pila. Si la fundación
esta
significativamente
por
debajo
del
terreno, se deberá considerar la posibilidad de que la rótula plástica se forme encima de la fundación. Si es posible
que
esto
ocurra,
para
calcular
la
fuerza
cortante de la pila, se debe usar la longitud de la pila comprendida entre las rótulas plásticas.
Las fuerzas resultantes de la rotulación plástica deberán tomarse como:
Fuerzas
axiales:
las
determinadas
utilizando
la
combinación de cargas correspondientes a Evento Extremo I, tomando la carga axial sísmica máxima y mínima no reducida calculada por la combinación de solicitaciones sísmicas.
Momentos: los momentos calculados en el paso 1.
Fuerzas cortantes: las fuerzas cortantes calculadas en el paso 2.
Pilas con dos o más columnas. Las fuerzas sísmicas deben determinarse en los 2 ejes de las pilas,
en
la
dirección
en
que
el
soporte
tiene
un
comportamiento de marco y en la dirección perpendicular. En D-21
este último caso, las acciones deben calcularse considerando pilas individuales. En el plano donde las pilas se comportan como
marco,
las
fuerzas
se
deberán
determinar
con
los
sobreresistencia
de
las
siguientes pasos:
Paso 1. Determinar
el
momento
de
columnas. Usar un factor de resistencia φ = 1.3 para pilas de concreto y φ = 1.25 para pilas de acero. Para ambos
materiales,
determinar
la
usando
carga la
axial
inicial
combinación
se
de
deberá cargas
correspondiente a Evento Extremo I.
Paso 2. Usando
el
momento
de
sobreresistencia
calcular
las
fuerzas cortantes en las columnas. Sumar los cortantes de
las
columnas
para
determinar
la
máxima
fuerza
cortante en la pila. Si hay un muro de altura parcial entre las columnas, la altura efectiva de las columnas se deberá tomar a partir de la parte superior del muro. Para columnas acampanadas y fundaciones debajo del nivel del terreno se deben aplicar los requisitos para pilas individuales.
Paso 3. Aplicar la fuerza cortante total en el centro de masa de la
superestructura
encima
de
la
pila
y
calcular
las
fuerzas axiales debidas al volteo cuando se desarrollan los momentos de sobreresistencia.
D-22
Paso 4. Usando las fuerzas axiales de las columnas como EQ en la combinación de cargas correspondiente a Evento Extremo I, determinar el momento de sobreresistencia revisado. Con el momento de sobreresistencia revisado, calcular las fuerzas cortantes en las columnas y en la fuerza cortante
total.
Si
la
fuerza
cortante
total
no
está
dentro del 10% del valor calculado previamente, usar la fuerza cortante total y regresar al paso 3.
Las fuerzas en las columnas individuales en el plano en que el soporte se comporta como un marco, se deberán tomar como:
Fuerzas axiales: las cargas axiales máximas y mínimas determinadas
usando
la
combinación
de
cargas
correspondiente a Evento Extremo I, tomando EQ como la carga axial calculada usando la iteración final del Paso 3 y tratada como positiva y negativa.
Momentos: el momento de sobreresistencia de las columnas correspondiente
a
la
máxima
carga
de
compresión
mencionada anteriormente como fuerzas axiales.
Fuerzas cortantes: la fuerza cortante correspondiente al momento
de
sobreresistencia
mencionado
anteriormente
como momentos. Revisar los requisitos del Paso 2.
Fuerzas de diseño para pilas individuales y pilas formadas por varias columnas. Artículo 3.10.9.4.3.d Las
fuerzas
de
diseño
deberán
tomarse
como
las
menores
fuerzas determinadas de las dos maneras siguientes: fuerzas de diseño modificadas o fuerzas de rotulaciones plásticas, y deberán ser aplicadas como: D-23
Fuerzas axiales. Las fuerzas de diseño máximas y mínimas determinadas usando la combinación de cargas correspondiente a Evento Extremo I, ya sea tomando como EQ a los valores de diseño elástico calculados a través de la combinación de fuerzas sísmicas elásticas de la sección 3.10.8 de la norma, o tomando como EQ a los valores correspondientes a la rotulación plástica.
Momentos. Los momentos de diseño modificados calculados para la combinación de cargas correspondiente al Evento Extremo I.
Fuerza cortante. El menor de los siguientes: el valor de diseño elástico calculado para la combinación de cargas correspondiente al Estado Límite de Evento Extremo I con las cargas sísmicas combinadas como especifica la sección 3.10.8 de la norma AASHTO y usando un factor R igual a 1.0, o el valor correspondiente a la rotulación plástica de la columna. PRESIONES DE TIERRA: EH, ES, LS. El
empuje
del
suelo
se
deberá
considerar
función
de
los
siguientes factores: tipo y densidad del suelo, contenido de agua, características de fluencia lenta del suelo, grado de compactación,
ubicación
del
nivel
freático,
interacción
suelo-estructura, cantidad de sobrecarga, efectos sísmicos, pendiente del relleno e inclinación del muro. La norma AASHTO LRFD toca este punto en la sección 3.11.5 D-24
No se deberá utilizar limo ni arcilla magra como relleno, a menos que se empleen procedimientos de diseño adecuados y que en la documentación técnica se incluyan medidas de control que tomen en cuenta su presencia. En ningún caso de deberá utilizar arcilla altamente plástica como relleno.
PRESIÓN LATERAL DE SUELO: EH. Sección 3.11.5
La
presión
de
suelo
ejercida
en
un
estribo,
puede
ser
clasificada en reposo, en condición activa y pasiva. Cuando el muro se mueve alejándose del relleno, la presión del suelo disminuye (presión activa) y cuando se mueve acercándose al relleno, la presión del suelo se incrementa (presión pasiva).
Se
asume
que
el
empuje
lateral
del
suelo
es
linealmente
proporcional a la altura del suelo y que actúa a una altura igual a H/3 desde la base del muro, siendo H la altura total del
muro
medida
desde
la
superficie
del
terreno
en
el
respaldo del muro hasta la parte inferior de la zapata; y se deberá tomar como:
p k sgz x109
(Ec. D.7)
donde: p
= presión lateral del suelo (MPa)
γs
= densidad del suelo (kg/m3)
z
= profundidad del suelo debajo de la superficie (mm)
g
= aceleración de la gravedad (m/s2)
k
= coeficiente de empuje lateral tomado como: ko,
coeficiente
de
empuje
lateral
en
reposo,
especificado en el artículo 3.11.5.2, para muros que no se deforman ni mueven. D-25
Para suelos normalmente consolidados, muro vertical y terreno nivelado, el coeficiente de empuje lateral en reposo se puede tomar como:
ko 1 sen 'f
(Ec. D.8)
Para los suelos sobreconsolidados se puede asumir que el coeficiente de empuje lateral en reposo varía en función de
la
relación
de
sobreconsolidación
o
historial
de
solicitaciones, y se puede tomar como:
sen 'f
ko 1 sen 'f OCR
(Ec. D.9)
donde: φ'f
= ángulo efectivo de fricción del suelo
OCR = relación de sobreconsolidación
ka, coeficiente de empuje lateral activo, especificado en los Artículos 3.11.5.3 (estribos y muros de retención convencionales),
3.11.5.6
(muro
tipo
pantalla)
y
3.11.5.7 (muros anclados), para muros que se deforman o mueven lo suficiente para alcanzar la condición mínima activa. Se muestran los valores para estribos y muros de retención convencionales. ka
sen2 'f
(Ec. D.10)
sen2 * sen
Donde: 1
sen 'f sen 'f sen sen D-26
2
(Ec. D.11)
δ
= ángulo de fricción entre relleno y muro tomado
como se especifica en la tabla D.9 (º) β
=
ángulo
que
forma
la
superficie
del
relleno
respecto de la horizontal como se indica en la figura D.3 θ
= ángulo que forma el respaldo del muro respecto de
la horizontal como se indica en la figura D.3 (º) φ'f = ángulo efectivo de fricción interna (º)
Figura D.3 Simbología para empuje activo de Coulomb. [Adaptada de AASHTO LRFD, 2005:p.3-65]
D-27
Tabla D.9 Ángulo de fricción entre diferentes materiales. [Adaptada de tabla 3.11.5.3-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-65] Ángulo de fricción, δ(º)
Materiales en interfase Concreto sobre los siguientes materiales de fundación: • Roca sana y limpia • Grava limpia, mezclas de grava y arena, arena gruesa • Arena limpia fina a media, arena limosa media a gruesa, grava limosa o arcillosa • Arena fina limpia, arena limosa o arcillosa • Limo fino arenoso, limo no plástico • Arcilla residual o preconsolidada muy rígida y dura • Arcilla de rigidez media y rígida, arcilla limosa Sobre estos materiales de fundación la mampostería tiene los mismos factores de fricción. Tablestacas de acero contra los siguientes suelos: • Grava limpia, mezclas de grava y arena, relleno de roca bien graduada. • Arena limpia, mezclas de grava y arena limosa, relleno de roca dura de un solo tamaño. • Arena limosa, grava o arena mezclada con limo o arcilla •
35 29 a 31 24 a 29 19 17 22 17
a a a a
24 19 26 19
22 17 14
Limo fino arenoso, limo no plástico.
11
Concreto prefabricado o tablestacas de concreto contra los siguientes suelos: • Grava limpia, mezclas de grava y arena, relleno de roca bien graduada • Arena limpia, mezclas de grava y arena limos, relleno de roca dura de un solo tamaño • Arena limosa, grava o arena mezclada con limo o arcilla • Limo fino arenoso, limo no plástico
22 a 26 17 a 22 17 14
kp, coeficiente de empuje lateral pasivo, especificado en el Artículo 3.11.5.4, para muros que se deforman o mueven lo suficiente para alcanzar una condición pasiva. Para
los
suelos
no
cohesivos,
los
valores
de
kp
se
pueden tomar de la figura D.4, si el muro es inclinado o vertical con relleno de superficie horizontal, y de la D-28
figura
D.5,
si
el
muro
es
vertical
con
relleno
de
superficie inclinada. Para condiciones diferentes a las descritas, el empuje pasivo se puede calcular usando un método de tanteos basado en la teoría de la cuña (por ejemplo, ver Terzaghi et al. 1996). Si se utiliza la teoría de la cuña, el valor limitante del ángulo de fricción del muro no se deberá tomar mayor que la mitad del ángulo de fricción interna, φf.
Para los suelos cohesivos, los empujes pasivos se pueden estimar de la siguiente manera: Pp k p sgz 109 2c k p
(Ec. D.12)
Pp
= presión lateral pasiva del suelo (MPa)
γs
= densidad del suelo (kg/m3)
z
= profundidad debajo de la superficie del suelo
c
= cohesión del suelo (MPa)
kp
= coeficiente de empuje lateral pasivo del suelo
especificado en las gráficas mostradas en las figuras D.4 y D.5, según corresponda. g
= aceleración de la gravedad (m/s2)
D-29
Figura D.4 Gráfica para determinar kp para muros verticales e inclinados con relleno de superficie horizontal. [Adaptada de figura 3.11.5.4-1 AASHTO LRFD 2005:p.3-68]
D-30
Figura D.5 Gráfica para determinar kp para muros verticales con relleno de superficie inclinada. [Adaptada de figura 3.11.5.4-1 AASHTO LRFD 2005]
EMPUJE DE SUELO CONSIDERANDO SISMO.
El método más utilizado para calcular los esfuerzos sísmicos del suelo que actúan sobre un estribo de puente es un enfoque estático
desarrollado
en
la
década
de
1920
por
Mononobe
(1929) y Okabe (1926). El análisis de Mononobe-Okabe es una ampliación de la teoría de la cuña deslizante de Coulomb que
D-31
toma
en
cuenta
las
fuerzas
inerciales
horizontales
y
verticales que actúan sobre el suelo. A11.1.1.1. El enfoque adopta las siguientes hipótesis:
1. El
estribo
se
puede
desplazar
lo
suficiente
para
permitir la movilización de la resistencia total del suelo o permitir condiciones de empuje activo. Si el estribo está fijo y es incapaz de moverse las fuerzas del suelo serán mucho mayores que las anticipadas por el análisis de Mononobe-Okabe. 2. El relleno detrás del muro es no cohesivo y tiene un ángulo de fricción φ. 3. El
relleno
saturadas,
detrás de
del
modo
muro
que
está
no
en
surgirán
condiciones
no
problemas
de
licuefacción. Considerando el equilibrio de la cuña de suelo detrás del estribo ilustrado en la figura D.6, se puede obtener un valor EAE de la fuerza activa que ejerce el estribo sobre la masa de suelo y viceversa. Cuando el estribo está en el punto de falla EAE se puede calcular mediante la siguiente expresión:
E AE
K AE
1 g H 2 1 kv K AE 109 2
(Ec. D.13)
cos2 x 1 cos cos2 cos
sen sen i cos cos i
2
(Ec. D.14)
donde: g = aceleración de la gravedad (m/s2) γ = densidad del suelo (kg/m3) H = altura del suelo (mm) φ = ángulo de fricción del suelo (º) D-32
kh tan 1 (º) 1 kv
(Ec. D.15)
δ = ángulo de fricción entre el suelo y el estribo (º) kh = coeficiente de aceleración horizontal (adimensional) kv = coeficiente de aceleración vertical (adimensional) i = ángulo de inclinación de la superficie del relleno (º) β = inclinación del muro respecto de la vertical (sentido negativo como se ilustra) (º)
Figura D.6 Diagrama de fuerzas de la cuña activa, Mononobe-Okabe. [Adaptado figura A11.1.1.1-1 de AASHTO LRFD, 2005:p.11-82]
Coeficiente de aceleración vertical y horizontal Kh = 0.5A si no hay restricción al desplazamiento. Kh = 1.5A para estribos restringidos por anclajes o pilotes.
0.3 kh < Kv
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