Puentes

PUENTES “EL RESUMEN QUE CONMOCIONÓ A STEVEN SPIELBERG”

El documento en PDF está formado de tal manera que lo puedas imprimir por las dos caras. Esta hoja puedes eliminarla para poner una portada más bonita, no obstante pensábamos que era menester seguir con la tradición del profesor y sacar el resumen con la portada en WordArt. Un Saludo compañero Fdo.: Melchor, Gaspar y Baltasar 6 de Enero de 2014

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Prólogo del autor

[Sin ánimo de sustituir a los libros… Ejem Ejem] Buenos días compañero, si estás leyendo esto es porque los valores de algunas personas no son todo lo que a veces se espera de eso mismo, una persona, alguien que entiende y comprende al resto. Nosotros no entendemos ni comprendemos como puede venderse un libro a 70€ (la opción más barata) cuando la asignatura sobre la que trata cuesta 99€ (33€ el crédito 2013/2014) es decir que el libro supone un coste adicional del 70%. Parece como si su objetivo fuese aprovecharse de los alumnos, basando la asignatura en un único y maravilloso libro. Como si no estuviésemos ya sometidos a pagos de carreras infinitas. Por estas razones unos amables alumnos hemos decidido hacer un breve resumen (o eso pretendíamos al principio, que fuese breve) del libro de Puentes, quitando lo que entendíamos como paja y resumiendo los capítulos con nuestras propias ideas y explicaciones en los casos más sencillos, y copiando textualmente en otros debido a la densidad de los textos. En ningún momento queremos trasmitir que estos apuntes sean la panacea, los que haya que seguir a rajatabla para aprobar la asignatura, pero sí entendemos que el dinero no puede ser un obstáculo para aprender. Si podéis acceder al libro y tenerlo físicamente mejor, es un buen libro en la mayoría de los aspectos, pero si económicamente no podéis o lo preferís resumido esto os puede ayudar. Aconsejamos la lectura en papel de este archivo pero siguiéndolo en formato digital, ya que las imágenes en caso de imprimirse en blanco y negro pueden no mostrar nada, y en alguna ocasión hay vínculos (escritos en color azul) dentro del mismo texto redireccionando a capítulos anteriores, e incluso a videos en la red, que aconsejamos que veáis. Es el caso del tema 1, el cual se puede ver en internet en una conferencia de un profesor de la UPM, os dejo el link más abajo. Solo pedimos una cosa a cambio. Debido al gran esfuerzo que ha supuesto leerse, resumirse, explicar, buscar las mejores fotos en internet para que el lector pueda comprender el texto etc… por favor no quites esta página al imprimirlo, deja constancia de lo que estamos reivindicando, los alumnos ya pagamos las clases. Reitero lo dicho, si este libro hubiera tenido un precio razonable no habría sido necesario difundir un resumen para la gente que no se pueda permitir un libro de 70€. Después de todo el trabajo solo queda añadir una cosa, la asignatura de puentes sería preciosa si estuviese bien dada y tuviese un libro cuyo objetivo fuese enseñar, no lucrarse. Por último solo queríamos pediros que le deis la mayor difusión posible pero con la máxima discreción, como llevarlo a clase etc… todos sabemos cómo se las gastan cuando ven algo que no les has comprado. Se despiden atentamente Unos simples servidores vuestros PD: No somos autores profesionales, ni nos dedicamos a dar clase ni a hacer libros, por lo que sentimos que pueda haber fallos, sacaremos un CD corrigiéndolos.

CAPITULO 1: EVOLUCIÓN HISTÓRICA DE LOS PUENTES Video recomendado para seguir el primer tema (La Evolución Histórica de los Puentes subido por la cuenta de la UPM en Youtube)

1.1. INTRODUCCIÓN El termino puente se utiliza para describir la estructura vial que permite dar continuidad al trazado de la carretera o vía ferroviaria venciendo obstáculos tales como ríos, canales, quebradas... El puente es por tanto un cruce a distintos niveles de dos corrientes de tráfico, sirviendo de soporte estructural a una de las dos. El inicio de los puentes se dio en la prehistoria, lo más probable es que el primer puente fuese un árbol caído en un rio, facilitando el paso de un lado al otro. Una vez descubierto esto, el hombre prehistórico adosó varios troncos paralelos para crear el primer tablero de vigas simplemente apoyadas. Como es lógico al principio era el puente el que determinaba los caminos, primero se buscaba la mejor zona de cruce del rio donde hacer el puente y esto era lo que marcaba el trazado del camino. Hoy en día es el puente el que se adapta a las condiciones geométricas del trazado. Los puentes se consideran un gran avance tecnológico, por eso se puede considerar como reflejo del desarrollo de las civilizaciones pasadas.

1.2. PUENTES PRIMITIVOS Los principales puentes primitivos construidos por el hombre fueron los puentes y las pasarelas catenarias.

1.2.1. PUENTES CATENARIA INCAS En la evolución de los puentes el siguiente paso fue la creación de puentes catenaria. Utilizando materiales naturales como lianas y fibras vegetales trenzadas. Se disponían dos cables de la longitud a salvar que iban de un extremo a otro y en los que se colocaban tablas de madera a modo de tablero, y otras dos cuerdas superiores a modo de pasa manos que a su vez iban entrelazadas con las de abajo. Este tipo de pasarela adoptaba la forma de un cable sometido a su propio peso, es decir, la catenaria. Lo materiales empleados vinieron marcados por los recursos naturales disponibles. Los cables, formados por lianas trenzadas eran amarrados a arboles u objetos fijos en las orillas y se tensionaban de modo que se redujera la flecha. El tablero normalmente estaba formado por dos capas de madera y entre medias ponían algodón para mejorar la pisada, finalmente lo fijaban a los cables inferiores. Los puentes catenaria en el imperio Inca fueron un gran avance debido a lo abrupto del terreno, permitieron conectar casi la totalidad del imperio, llegando a medir en algunos casos hasta 45m. 1

Estas estructuras eran ideales para cubrir grandes luces; el cable resiste muy bien a tracción, al ser delgados pueden darle flexibilidad al puente, y al estar formados hilo a hilo se pueden montar hasta conseguir cables de gran diámetro para salvar grandes distancias.

1.2.2. PUENTES CATENARIA EN CHINA Y EN EL TÍBET En el Himalaya, Nepal y China (alrededor de 75m) aún hay pasarelas que están en servicio. Son muy parecidas a las de los Incas, salvo porque en este caso utilizaron cadenas de hierro forjado y el tablero era recto y estaba suspendido por cadenas, por lo que el puente no adoptaba la forma de catenaria, además para salvar grandes distancias era necesario que la pasarela estuviese elevada lo suficiente.

1.2.3. PUENTES COLGANTES EN EL RENACIMIENTO En Occidente el único precedente que existe de esta época son dibujos de Fausto Veranzio.

1.2.4. PUENTES DE BARCAS Fueron construidos mediante tramos isostáticos apoyados en pilas de piedra. Estos puentes eran de carácter momentaneo, muchas veces usados con el unico fin de que pudieran avanzar los ejercitos.

1.2.5. PUENTES EN VOLADIZO O CANTILÉVER Estos puentes se utilizaban para salvar vanos en los que la longitud era tan grande que los troncos disponibles no podían resistilo. Se disponían los troncos empotrados en la orilla o debajo de un gran contrapeso y se iban añadiendo troncos a partir del final de los voladizos, lo que reducía el vano del puente.

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1.2.6. PUENTES BÓVEDA NATURALES O ARTIFICIALES Este tipo de puente lo constituyo la propia naturaleza debido a la erosión de la roca, bien por la acción del agua o bien por la acción del viento, favorecida en muchas ocasiones por la composición de la propia roca. Tambien el ser humano pudo haber dispuesto artificialmente losas en forma de puentes cantiléver para lograr salvar distancias, que de otro modo no hubiera podido.

1.3. PUENTES DE PIEDRA Los puentes de piedra dominan la mayor parte de la historia desde los romanos hasta aproximadamente 1950, cuando fueron sustituidos paulatinamente por puentes metálicos. Hoy día solamente se construyen con fines ornamentales. Relación flecha/Luz= ,

1.3.1. PERIODO ROMANO La edificación de puentes romanos vino motivada por la necesidad de mantener una red de comunicación en todo el imperio, de modo que el movimiento de personas, mercancías y tropas fuese lo más fácil posible, requisito necesario para mantener el control. Dicha red llegó a tener 90.000Km. El tipo de bóveda utilizada por los romanos fue la bóveda de medio punto (no trasmite empujes horizontales) con arranques verticales. Esta tipología de trazado sencillo permite mantener el empuje de las pilas dentro de su tercio central. El puente de piedra romano se caracteriza por: • • • •

Arco constituido por dovelas. Calzada que permite el paso de peatones y caballerías. Relleno con material entre el arco y la calzada, que sirve como elemente transmisor de cargas. Los tímpanos laterales realizan la contención del relleno. Las gruesas pilas tenían sus pros y sus contras, por un lado eran lo suficientemente grandes como para permitir construir los puente de vano a vano, pero por otro lado eran tan grandes que reducían el paso del agua entre ellas, por lo que aumentaba la velocidad del agua y por tanto la erosión, debido a esto se vieron obligados a disponer tajamares con formas hidrodinámicas.

Los romanos siempre buscaban cimentar en roca sana, lo que a veces provocaba una distribución irregular de las luces. La alternativa que llevaron a cabo en suelos malos fue la de pilotar, hincaban pilotes de madera en el terreno hasta cierta profundidad y construían encepados de hormigón de cal hidráulica en la superficie. Se puede admitir como valor del espesor del arco h=L/10 3

1.3.2. PERIODO MEDIEVAL Después de la caída del imperio romano la mayoría de los puentes se dejaron de mantener y la creación de nuevos puentes era exclusivamente de madera, a veces tablero de madera y pilas de piedra. Pero esto producía vibraciones incomodas al paso de los carruajes, así que en muchos casos se sustituyeron por puentes de piedra de arcos ojivales, a veces incómodos y poco optimizado. En este periodo era normal que los puentes estuviesen fortificados para evitar ataques enemigos o tuviesen viviendas comercios sobre ellos, lo que introducía en ellos cargas extras. Un claro ejemplo es el puente sobre el rio Támesis.

1.3.3. PERIODO RENACENTISTA Durante el periodo Renacentista que se inició en Italia en el siglo XV no hubo grandes avances en cuanto a construcción de puentes, pero sí que hubo alguno significativo fruto de la recuperación de conocimientos y estilo clásicos olvidados durante la edad media. Los más singulares son; el puente Rialto (Venecia) con 28m de luz y el de La Santa Trinita (Florencia) con una asombrosa relación f/L= y una luz de 90m. Además durante esta época se construyó el primer puente con cajones abiertos cuyas paredes sobresalían del agua en París, el Pont Royal de L=232m.

Como puede apreciarse, fue durante el renacimiento cuando empezó a cuestionarse el arco de medio punto, introduciendo arcos más rebajados y elípticos.

1.3.4. EL SIGLO XVIII En el siglo XVIII se produjo un gran salto en la ingeniería de puentes. Se creó en Francia el primer grupo de encargados de aprobar los proyectos de puentes y como consecuencia, en 1747 se funda l´Escole Nationale des Ponts el Chaussées (ENPC) dirigido por Jean Perronet, a quien se le considera el “padre de la moderna construcción de puentes.” Perronet fue el primero en observar que los empujes horizontales de los arcos adyacentes idénticos se autoequilibran en la pila común, y que era por este motivo por el que solo resistían fuerzas verticales.

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Debido a lo anterior se pudo reducir notablemente el grosor de las pilas y la flecha de los arcos, pero a cambio obligó a abandonar la técnica de cimbrado vano a vano, para proceder al cimbrado completo del puente, construcción de los arcos y finalmente al descimbrado unísono de todos los arcos. Esto suponía que la cimbra no ya no sería la misma para todos los arcos, pero este gasto era menor comparado con el ahorro en material y mano de obra al estrechar las pilas. Consiguió: •

Gran aligeramiento de las pilas, que pasaron a tener

•

Arcos muy rebajados con relación f/L=

•

Utilizó arcos más rebajados para aumentar la luz y dejar paso amplio al agua bajo los arcos. Inventó un tipo de pila en la que las columnas de dos arcos adyacentes coincidían en ella. El cambio hacia pilas más esbeltas producía una menor socavación y aumentaba la seguridad al vuelvo.

• •

de la luz libre.

o incluso

Además Perronet fue el primero en recurrir a ensayos en modelos reducidos para definir las directrices más adecuadas de los arcos. Entre los más de 20 puentes que hizo destaca el St. Maxence con una f/l= y una esbeltez de pilas inaudita de

1.3.5. LOS ÚLTIMOS PUENTES DE PIEDRA Durante los siglos XIX y XX se produjo el fin de los puentes de piedra, se utilizaron todas las novedades introducidas por Perronet e hicieron su aparición los morteros de cemento como unión de elementos gracias a Vicat, también se mejoraron los métodos de anclaje de la bóveda debido al desarrollo de la resistencia de materiales. A lo largo del siglo XIX se desarrollaron los puentes metálicos, en un principio asociados al ferrocarril, pero más tarde sustituirían a los de piedra. Ya en esta época se empezó a introducir el hormigón armado en los tableros. A partir del siglo XX los puentes de fábrica sufrirían un gran declive frente a los de hormigón armado. Según Séjourné había que trazar la curva de presiones debidas al peso propio de la estructura y a la sobrecarga y comprobar que siempre quedaba dentro del núcleo central de todas las secciones. Los puentes de fábrica siempre cumplían.

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1.4. PUENTES DE MADERA La madera es el primer material que se utilizó para construir los puentes y es que si comparamos las madera y la piedra, son muchas las razones por las que la madera es preferible. La madera permite construir obras lineales enlazándose y creando elementos de mayor longitud. Los materiales pétreos necesitarían grapas o mortero, que crearían debilidad en las juntas. Por ese motivo cuando hay que salvar una gran distancia se recurre al arco. Generalmente se les ha considerado como una obra de carácter provisional hasta construir un puente de piedra, y es que también tiene sus contras: • • • •

La madera se deteriora con el tiempo, debido a los agentes atmosféricos. Las riadas y crecidas descartaron de primera instancia las pilas de madera. El fuego. La acción del hombre.

En la época Romana a parte de los ya vistos puentes de piedra eran utilizados también los puentes de madera, principalmente con carácter provisional para fines bélicos. De la Edad Media se conserva muy poca documentación, el más famoso es el puente Old Bridge en Londres con toda la superestructura cubierta por casa. Pero fue en el siglo XIX, en la época de la revolución industrial cuando hubo una importante evolución en los puentes, al desarrollarse métodos nuevos de resistencia de materiales y cálculo de estructuras. Al mismo tiempo se generaron nuevos herrajes metálicos y otras uniones para solapar la madera y poder llegar a luces de más de 60m utilizando pernos de hierro. En EE.UU. tuvo una gran importancia los puentes de madera como nexo de unión de la costa este y oeste a través del ferrocarril. Hechos con conexiones palizadas muy tupidas con conexiones simples, que facilitaban su montaje, salvando en ocasiones alturas de 50m. Durante el siglo XX los aspectos más importantes en el uso de la madera como elemente estructural son: • • •

Aparición de los protectores de la madera, como el creosotado. Nuevos adhesivos para el encolado de maderas. La mejora de los herrajes ha permitido el diseño de uniones más sofisticadas.

Por ultimo cabe destacar las grandes estructuras de madera que se han construido para cimbrar arcos de hormigón que muchas veces podrían haber constituido un puente. En muchos casos el proceso de cimbra puede resultar más caro que el propio puente, por eso se ha ido evolucionando hacia otros métodos.

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1.5. PUENTES METALICOS 1.5.1. PUENTES DE FUNDICIÓN ç La primera utilización del hierro fundido como material estructural para la construcción de un puente tuvo lugar en 1779, con el puente Coalbrookdale, diseño muy influenciado por la tipología de los puentes arco de piedra de media punta, más tarde irían evolucionando hacia arcos más rebajados y más elípticos. El puente constituyo un éxito pues se comportó bien y el único problema lo dieron los estribos que no eran lo suficientemente pesados para resistir el empuje del terreno. El empleo del hierro supuso un gran avance en la construcción en general y en los puentes en particular. Las posibilidades eran mucho mayores, lo que produjo un desarrollo muy rápido de las estructuras, pero el mayor problema de la fundición era su baja resistencia a la tracción, lo que motivaba el uso de celosías y piezas de madera.

1.5.2. PUENTES DE HIERRO FORJADO El hierro forjado se obtiene trabajando el hierro mediante golpeo para aumentar su resistencia y homogeneidad, este tratamiento era el que se le daba a los elementos del puente de hierro forjado. Fue a partir del siglo XIX cuando surgió el hierro forjado, que tenía una resistencia similar a tracción y compresión a diferencia de la fundición, y a partir de este momento se pudieron hacer celosías, aunque tuviesen elementos en tracción. Esto supuso un aumento en las luces. En esta época destaca Stephenson, constructor de muchos puentes de hierro forjado y el primero en introducir una viga en cajón, llegando a 122m de luz para el ferrocarril, lo cual daba problemas a los pasajeros por el humo de la locomotora se quedaba en el túnel. En el puente de Britannia la primera idea era sustentar el tablero por cables, de ahí que las pilas sobrepasaran el tablero y tuviesen hechos los agujeros para los cables. Otra innovación fue que los cajones se construyeron en tierra y fueron transportados por flotación hasta su posición definitiva, y una vez allí izados.

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1.5.3. PUENTES DE ACERO El acero es una aleación de hierro y carbono, es un material dúctil que tiene la ventaja de que avisa antes del colapso de la estructura con grandes deformaciones. Además este nuevo material propició la elaboración de vigas rectas de alma llena y posteriormente el redescubrimiento de la celosía, que permitía salvar grandes vano. Todo este desarrollo permitió también la construcción de arcos por voladizos sucesivos, atirantando provisionalmente los arcos hasta cerrar la clave, de esta forma se evita cimbrar. (Puente de St. Luis) El éxito de los puentes de acero consagra definitivamente la tipología de puente Cantiléver creando el puente de Firth of Forrth, construido en 867 con 130m de luz.

El problema principal de los puentes metálicos lo constituyen las uniones, debiendo indicar que en el comienzo de estas se utilizaban pernos o tornillos. Debido a esto años más tarde se produjo el colapso del puente Quebec en 1916 fruto del pandeo, a partir de este momento se utilizaría la soldadura con aporte de material fundente, sin llegar a abandonar del todo las uniones atornilladas. A partir de la segunda guerra mundial los tableros de puentes se dirigieron hacia tableros que colaborasen en la admisión de cargas, creándose la losa ortópoda, constituida por una chapa metálica, y la losa mixta, formada por hormigón y nervios metálicos.

1.5.4. ARCOS DE ACERO Despues de los avances que se introducieron en el puente de St. Luis como las campanas de aire comprimido para las excavaciones de los cimientos, construcción por voladizos sucesivos. Se comenzó a extender las creación de grandes arcos metálicos en Estados Unidos, Europa y África. Una vez controlado el funcionamiento de los puentes y arcos de acero, los proyectistas dejaron volar su imaginación, iniciando un periodo de tipos de puentes muy diversos. El Hell Gate es un puente de arco superior que sustenta el tablero mediante péndolas metálicas. El actual record del mundo de puentes arco es el Chaotianmen en China, construido en 2009, la altura del arco es de 142m, tiene una luz de552m y una longitud total de 1741m. 8

1.6. PUENTES DE HORMIGÓN ARMADO A inicios del siglo XX un nuevo material entra en escena, el hormigón que se podría definir como piedra artificial creada por el hombre y sus ventajas eran infinitas. Si ya habíamos hablado del cambio que supuso la entrada en escena del acero, con el hormigón sucederá algo parecido. Es un material que se crea in situ en la obra y puede adoptar la forma que se desee, lo que es una gran ventaja si se tienen en cuenta las distintas formas de puentes que ya se venían construyendo. Otra ventaja que se le atribuyen al hormigón frente al acero es su inalterabilidad, supone mayor durabilidad frente a estructuras de acero que se van deteriorando por corrosión, lo que obliga a un pintado permanente. El único problema es que el hormigón por sí solo no era capaz de resistir las tracciones, hasta que a un jardinero francés Joseph Monier se le ocurrió embeber el hormigón en una malla de acero. Esto abrió un horizonte de posibilidades, que unido al crecimiento del uso del automóvil hicieron de los puentes de hormigón armado un recurso necesario. En los inicios del siglo XX el armado del hormigón eran simples barras lisas pero más tarde se comprobó que el acero corrugado con resaltos proporcionaba mejor adherencia, reduciendo el grosor de las fisuras y dándole mayor durabilidad. Tuvieron que pasar algunos años hasta que se dominasen las estructuras de hormigón armado, incluso las construcciones de hormigón se forraban de piedra para no parecer novedosas, pero una vez se tuvo el conocimiento suficiente, el mundo se llenó de hormigón. El primer puente fue el Memorial de Arlington. Al principio las tipologías se basaban en los tipos y formas de los puentes anteriores, de piedra y metálicos. Finalmente se dirigieron a sus dos soluciones clásicas • •

Vigas de alma llena en T con losa superior para luces medias o vigas cajón para luces grandes. Los arcos de hormigón, solución idónea para este material que se comporta excelentemente a compresión. Actualmente la investigación en el hormigón armado se centra en aumentar la resistencia y disminuir el peso específico. La primera tendencia conduce a hormigones de alta resistencia (500 Kp/ ) la segunda conduce a hormigones aligerados. Las luces que se pueden llegar a alcanzar hoy día con losa de hormigón son de 20m.

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1.7. PUENTES DE HORMIGÓN PRETENSADO

El hormigón pretensado es una evolución del hormigón armado, en el que las armaduras pasivas se sustituyen por una armaduras activas que comprimen el hormigón antes de entrar en servicio, de modo que cuando la estructura entra en servicio las fisuras que aparecen son muy pequeñas o no suelen aparecer. La estructura entra en tensión (compresión) antes de entrar en servicio. Dependiendo del momento en el que se tensan las armaduras reciben el nombre de prestezas o postesas. Para este proceso se utilizan gatos, anclajes, armaduras de alta resistencia, cuñas… El creador del hormigón pretensado fue Freyssinet quien lo introdujo en los tendidos eléctricos por primera vez, lo cual fue un fracaso. Pero en el año 1934 en la reparación de una estación marítima que se estaba hundiendo se dio a conocer mundialmente. A partir de ese momento casi todos los puentes se empezaron a hacer con esta técnica. Una gran ventaja es que permite solidarizar partes ya construidas con anterioridad, lo que constituye el principio de la prefabricación, pudiendo aplicar todos los procedimientos constructivos puestos a punto por la construcción metálica. El primer puente pretensado fue el Puente de Oelde. Biapoyado con 31m de luz constituido por 4 vigas de doble T. Tuvo su mayor auge después de la II Guerra Mundial, cuando fue necesario construir múltiples puentes destruidos. Se ahorraba en acero (70%) y en hormigón (30%-40%) Los puentes in situ pretensados han permitido resolver problemas de nudos de comunicación, teniendo posibilidades casi infinitas. Finalmente cabe indicar que el puente prefabricado pretensado construido por dovelas en avance en voladizo, fue utilizado por primera vez en la Unión Soviética. Las posibilidades de montaje son variadas, entre ellas vigas en doble T (hasta 50m de luz), las vigas artesa (120m de luz) o el puente empujado mediante empuje hidráulico.

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1.8. PUENTES MIXTOS El siguiente paso en la evolución de puentes de acero y hormigón es el puente mixto, la estructura está constituida por una cabeza inferior y alma metálicas conectadas con una losa superior de hormigón, trabajando solidariamente gracias a elementos conectores llamados “conectadores”. Uno de los problemas en los puentes metálicos fue la materialización de la capa de rodadura, en un principio se hacían de madera, más delante de rejilla metálica, ambas soluciones eran bastante incomodas para los peatones y tráfico rodado. Es con la introducción de las losas ortótropas cuando el tablero forma parte de la sección resistente del puente. Sin embargo su coste era caro por eso se ha preferido la estructura mixta con tablero de hormigón para luces medias. Hay que indicar que la plataforma de rodadura metálica colabora resistentemente con la estructura en la losa ortótropa. En tableros mixtos, las jácenas pueden ser vigas doble T o vigas cajón, resultando más económicas las primaras, excepto cuando el vano a salvar es grande, entonces se prefiere la viga cajón por una mejor distribución de las tensiones longitudinales, en el caso de cargas excéntricas. El hecho de que la cabeza inferior metálica resista bien las tracciones y la cabeza superior las compresiones, hace que la solución mixta está perfectamente justificada en tramos simplemente apoyados, sin embargo en tramos continuos es necesario armar la losa ya que en los apoyos surgen tracciones en la cabeza superior y compresiones en la cabeza inferior, en este caso es necesario armar la losa. Las principales ventajas de los puentes mixtos frente a los pretensados son: • • • •

Mayor ligereza. Mayor rapidez de construcción. Menor interferencia con el tráfico. Prefabricación en taller, lo que supone mayor calidad.

El mayor problema de las estructuras mixtas es lograr que el hormigón y el acero trabajen conjuntamente, para garantizar la trasmisión de esfuerzos. Para garantizar esta conexión se utilizan los conectadores, que van soldados al acero y embebidos en el hormigón. Según la forma de trabajo se dividen en: • • •

Conectadores rígidos: trasmiten el esfuerzo rasante sin que haya deslizamiento entre los dos materiales. Conectadores flexibles: se producen pequeños deslizamientos entre ambos materiales en situación de servicio. Se utiliza el perno tipo stud, colocación con pistola y soldándose automáticamente al ala superior del perfil metálico. Conectadores deslizantes: en estos se producen desplazamientos apreciables entre el hormigón y el acero, no siendo utilizados en puentes. Los tableros mixtos se han utilizado en muchas tipologías diferentes. En España en el río Ebro, sin embargo el más largo es el de Wilde Gera en Alemania con 827m de luz. 11

1.9. PUENTES COLGANTES La evolución histórica de este tipo de puentes es de lo más rica y amplia, llegando hasta nuestros días y evolucionando en el futuro. Pese a esto cabe destacar que en algunos países se llegase a prohibir su construcción.

1.9.1. ETAPA PRIMITIVA A esta etapa pertenecen los puentes colgantes estudiados en los apartados 1.2.1. Puentes catenaria Incas, 1.2.2. Puentes catenaria en China y en el Tíbet 1.2.3. Puentes colgantes en el Renacimiento Puentes muy variados, desde formado por fibras vegetales trenzadas hasta puentes formados por cadenas y tableros de madera.

1.9.2. ETAPA DE REDESCUBRIMIENTO Quitando los casos primitivos, los puentes colgantes se iniciaron en Occidente a principios del siglo XIX, debido al americano James Finley, que construyó una serie de puentes colgantes con cadenas análogos a los chinos, independizando el tablero de los cables principales. El primer puente construido fue el Jacob´s Creek con 21m de luz.

Su estructura está formada por dos cadenas de hierro parabólico, de la que colgaban las péndolas que sostienen un tablero rigidizado. Los puentes de James Finley se conocieron muy pronto en Estados Unidos y Europa, y produjeron un rápido desarrollo de los puentes colgantes, no solo para grandes luces, sino también para pequeñas y medias por ser económicos. Se considera como el comienzo de los puentes modernos. A partir de ese auge se empezaron a construir puentes colgantes por ambos continentes, de 79m como el Dryburgh, 137m del Union Bridge ambos en Escocia. Algunos fueron destruidos y es que este tipo de puentes presentaban problemas de inestabilidad y deformabilidad, mala resistencia a flexión y torsión. El siguiente paso en la evolución lo dieron los franceses quienes sustituyeron las cadenas por cables de alambres paralelos, aunque era más caro. Ambos métodos se utilizaban contemporáneamente. La construcción de este tipo de puentes en toda Europa fue masiva, siendo el más largo el de Joshep Chaley en 1834 con 265m. La mayoría acabaron sucumbiendo a puentes de hormigón. 12

En Estado Unidos más de lo mismo, se construyeron puentes de hasta 318m de luz del puente sobre el rio Allegheny, pero antes o después acababan cayéndose. El puente que logró tener el record de luz en 1855 fue el Puente colgante sobre el río Niagara, tenía dos plataformas, una para automóviles y otra para ferrocarril. Además estaban unidas entre sí para formar una viga de mayor rigidez, lo que evito las grandes deformaciones que solían tener este tipo de puentes al paso del ferrocarril. Además su constructor, Roebling añadió tirantes en sus extremos por lo que aumentaba la rigidez del tablero. En 1866 se sustituyeron las torres de piedra por torres metálicas, debido al deterioro provocado por las vibraciones del ferrocarril. Más tarde se tuvieron que reforzar los cables para permitir el paso de trenes más pesados. Finalmente se sustituyó por un puente arco capaz de resistir los nuevos incrementos de carga.

1.9.3. ETAPA DE ESPLENDOR DE LOS PUENTES COLGANTES AMERICANOS Esta etapa va desde la construcción del puente de Brooklyn hasta el puente de Tacoma. La obra cumbre de Roebling fue el puente de Brooklyn, donde introdujo numerosas innovaciones, en el montaje de cables, ejecución o la utilización de acero para el tablero. Las obras duraron 14 años y no llegó a verlo terminado, al poco de empezar las obras murió y fue su hijo quien se encargó de terminarlo en 1883 con una luz de 486m. Pero el record le fue arrebatado por el puente Firth of Forth, que lo supero en 35m. En Europa motivados por la luz que pudo salvar el puente de Broolyn y por las novedosas técnicas empezaron a construir de nuevo puentes colgantes. El máximo representante europeo fue Arnodin, con su puente sobre el Ródano de 274m de luz, también se dedicó a hacer puentes transbordadores, en España tenemos el de Vizcaya. En la década de los 20 y 30 del siglo XX la proliferación fue asombrosa, con vanos cada vez más grandes, desplazando a los puentes Cantiléver y dominando el espacio de las grandes luces. Un ejemplo claro es el Puente de Benjamin Franklin en Philadelphia con una luz de 533m y una luz total de 2918, un record que aún ostenta. En 1929 en el Puente de Mount Hope se introduce un cambio revolucionario. Hasta el momento los cables principales estaban constituidos por alambres paralelos que iban sujetos en los extremos (lo cual producía problemas tensionales) y a partir de esta fecha aparecen los cables de cordones pretensados prefabricados, en los que los cables se enrollan en espiral formando cordones que se envuelven en neopreno y se fijan con gatos. Uno de los puentes más característicos, el Golden Gate, diseñado por Joseph Baerman Strauss tiene una longitud total de 2737m y un vano central de 1280m, con unas torres de 227m. Sus cables principales tienen un diámetro de 92cm. 13

Esta época termina con el puente de Tacoma Narrows, proyecto en el que se redujo al máximo el canto de las vigas alcanzando una esbeltez de L/355, ya que la evolución tendía a hacer los puentes más largos y delgados, dejando de lado la rigidez del tablero. Los efectos de la gran esbeltez y la inestabilidad aerodinámica debida a las vigas de alma llena provocaron movimiento de ondulación desde el día de su inauguración. Hasta que se cayó. El desastre del puente de Tacoma cambió la metodología de cálculo de los puentes colgantes frente a acciones de viento, siendo obligatorio ensayos en túnel de viento tras este incidente.

1.9.4. ETAPA DESDE EL PUENTE DE TACOMA HASTA LOS ACTUALES PUENTES EUROPEOS Y ASIATICOS Como consecuencia del incidente de Tacoma, se formó una comisión para investigar las causas, y que concluyó en que muchos de los puentes en uso no tenían suficiente seguridad, por lo que hubo un gran periodo en el que se invirtió en hacer determinados puentes más anchos con el fin de evitar el colapso. En otros casos se sobredimensionaron de manera exagerada los puentes. El puente de Verrazano tenía una esbeltez de 1/100, los cimientos se llevaron hasta los 60m de profundidad, y se proyectó el puente para vientos de 1000 a 1500 Km/h. Los estudios de aeroestabilidad comenzados en Estados Unidos llevaron a la división en dos escuelas en referencia a la forma de proyectar los puentes colgantes: • •

La escuela americana: consiste en seguir utilizando vigas trianguladas que permitan pasar el viento, pero con gran rigidez a torsión y flexión. Puente Verrazano y de Lisboa (1013m). La escuela europea: consiste en utilizar secciones cajón de forma aerodinámica, que impide la formación de remolinos de Von Karman, reduciendo los problemas de inestabilidad, por lo que el canto se reduce notablemente. Puente del Serven (987m) y sobre el estuario Humber (1410m)

La construcción de este tipo de puentes ha seguido produciéndose hasta nuestros tiempos, y el record de luz está en 1990m de Akashi-Kaiyo. Es de la escuela europea, con cajón aerodinámico. Actualmente está en proceso el puente del general Yi Sun-Sin, con una luz entre torres de 1545, con una longitud total de 2260m. Estará constituido por dos vigas cajón aerodinámicas unidas trasversalmente, dejando un hueco entre ellas que reduce el peso. 14

1.9.5. GRANDES PUENTES COLGANTES FUTUROS Actualmente dejando al margen la crisis económica, hay grandes proyectos de puentes colgantes. El primero de ellos es el Puente sobre el estrecho de Mesina (L=3300m LT=3700) que tendrá cuatro calzadas para automóviles, dos para ferrocarril y estará constituido por tres secciones en cajón aerodinámicas. Finalmente el estudio de la construcción de un gran puente colgante sobre el estrecho de Gibraltar obligaría a cimentar a más de 300m de profundidad, y supondría una longitud total de 14 kilómetros, con dos vanos centrales de 5000m. Las torres requerirían más de un kilómetro de altura. De hacerse sería un puente híbrido colgante-atirantado.

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1.10. PUENTES ATIRANTADOS 1.10.1. PRIMEROS PUENTES ATIRANTADOS El primer dato conocido de utilización de cables atirantados en puentes data de la época primitiva, situado en el continente asiático. Solían ser puentes hechos de bambú atirantados por lianas. Ya en la edad moderna existen varias representaciones gráficas de puentes atirantados, pero no es hasta el año 1817cuando los ingenieros Redpath y Brown construyeron el primer puente en Inglaterra, constaba de dos torres de donde salían los cables que atirantaban los 34m de puente. La idea de utilizar atirantamientos para soportar la viga de rigidez de un puente fue desarrollada por Navier en 1823. En 1824 en Alemania se construyó un puente atirantado el río Saale de 78 metros de luz donde a parte de los típicos tirantes torre-firme aparecían unos tirantes ortogonales que los unían, sin embargo debido a la falta de atirantamiento el puente tenía excesivas deformaciones por sobrecarga, por lo que terminó colapsando. Poco más tarde un complicado diseño, mezcla entre puente colgante y atirantado fue el que se construyó en Praga con 142m de luz. Se usaban barras inclinadas que iban desde los puntos de anclaje del tablero hasta lo alto de las torres y para evitar que se combaran bajo la acción del peso propio, los cables se colgaban mediante péndolas mediante péndolas verticales de unos cables principales que adoptaban la forma de catenaria. También se utilizó en el puente Albert (Foto) de 122m de luz sobre el Támesis. Mientras tanto en EE.UU. Roebling introdujo cables de atirantamiento en arpa junto a los sistemas de suspensión, que resultaron de gran efectividad para rigidizar los tableros y evitar los fenómenos de inestabilidad debidos al viento. Por un lado los tirantes colaboran en el soporte de la carga y por otro rigidizaban el tablero evitando fenómenos vibratorios. El primer gran puente construido por este método fue el puente de Roebling sobre el río Niágara, con un doble sistema de circulación con ferrocarril por la parte inferior. La utilización del atirantamiento de los cables inclinado proporciona rigidez frente a cargas móviles del ferrocarril. El resultado fue tan exitoso que se mantuvo el sistema de tirantes inclinados en los siguientes puentes que proyectó. Pese al éxito de estos puentes en EE.UU. al otro lado del charco se abandonó su construcción a partir de la segunda mitad del siglos XIX, fomentado por el desconocimiento teórico de los cables, los colapsos y las críticas realizadas por Navier. 16

No obstante a finales de dicho siglo en Francia, el ingeniero Arnodin dispuso un sistema parecido a de Roebling, pero los tirantes era en abanico desde los puntos altos de las torres, reduciendo las flexiones de la viga de rigidez en la zona de influencia. Como causa de los fracasos de los primeros puentes atirantados cabe destacar los defectos estructurales de los elementos de suspensión, bien por el desconocimiento de su funcionamiento o bien por la falta de atirantamiento de los cables durante su construcción. Esto genero la duda de si eran seguros. La primera solución radical de puente atirantado que satisfacía la necesidad de rigidez y economía fue propuesta por Gisclard, utilizando cables inclinados y verticales. Este sistema estaba particularmente adoptado por el tráfico ferroviario ya que resistía grandes cargas. En este sistema los tirantes inclinados se extienden a todo el vano. Como muestra de esta tipología en España tenemos el Acueducto de Tempul, construido por Torroja en el año 1926. Los cables que atirantan el tablero fueron hormigonados una vez entraron en carga para evitar la corrosión.

1.10.2. PUENTES ATIRANTADOS METÁLICOS Dischinger iniciador de los puentes atirantados en el siglo XX detectó los problemas que presentaban los puentes colgantes para resistir las cargas dinámicas producidas por los ferrocarriles, llegando a la conclusión de utilizar cables atirantados. Además con la necesidad de construir puentes de coste lo más reducido posible después de la II guerra mundial, los puentes atirantados volvieron a escena. El puente de Strömsund en Suecia proyectado por Dischinger tenía unas torres de estructura trapezoidal articuladas en la base que permitía giros en la dirección longitudinal del puente producidos por las tensiones de los cables, 182m de luz. A partir de la década de 1950 la evolución de los puentes atirantados ha sido muy intensa, pudiendo considerar dos etapas claramente diferenciadas. 1.10.2.1. PRIMERA ETAPA DE LOS PUENTES ATIRANTADOS METÁLICOS Corresponde a los puentes construidos en Alemania después de la II guerra mundial, y se distingue porque los puentes tienen pocos anclajes y muy separados. La viga de rigidez funciona como una viga continua sobre apoyos aislados. Las luces de estos puentes son de tipo medio, inferiores a 400m y las vigas son metálicas de alma llena y el tablero es una losa ortótropa.

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De este periodo cabe destacar Bonn Norte de un vano central de atirantamiento con 20 cables por haz. El tablero se resuelve mediante viga cajón rigidizada mediante triangulación y los grandes voladizos laterales tienen puntales apoyados en la losa inferior del cajón. En el caso del puente del Ress, con tipología similar, las torres llegan a alcanzar una altura de 46m, y tiene una disposición de 10 cables a casa lado de la torre. En el puente de Duisburg-Neuenkapm cada torre de 49m soporta dos haces de 3 cables cada uno y está conectada con una articulación en la pila, pasando por un agujero en el tablero. Dicho tablero está soportado por una viga rectangular de 36,30 metros de ancho por 3,50m de canto, rigidizada mediante triangulación. Los voladizos están soportados por puntales que arrancan del ala inferior de la viga cajón. 1.10.2.2. SEGUNDA ETAPA DE LOS PUENTES ATIRANTADOS METÁLICOS A partir de ahora desaparece el dominio alemán de puentes atirantados y su utilización se universaliza. Corresponde a los puentes con muchos tirantes y con anclajes en el tablero situados a corta distancia, reduciendo de forma apreciable la flexión sobre el tablero y permitiendo esbelteces del orden de L/200. El primer puente de este periodo se sitúa entre Saint Nazaire y Saint Brevin con 404m de luz. El tramo atirantado tiene dos pilas de 61m de altura sobre las que se disponen dos torres metálicas en forma de A. Los tirantes se disponen en los vértices superiores de las torres y la separación de los anclajes al tablero es de 16m. A partir de este momento la construcción de puentes atirantados metálicos se extiende por todo el mundo, con distancias entre vanos mayores, mayores cables y mayor distancia entre anclajes. Las formas de las torres va cambiando pasando por formas en H, V e Y invertidas… Es menester destacar el puente de Stonnecuters en Hong Kong con un vano central de 1018m, unas torres de 298m de altura en forma troncocónica, de la que salen los cables que atirantan el tablero.

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1.10.3. PUENTES ATIRANTADOS DE HORMIGÓN También ha habido numerosas construcciones de puentes atirantados con tablero de hormigón. Este tipo de tablero presenta además una importante rigidez, menores flechas que en los metálicos, y un coeficiente de amortiguamiento que conduce a pequeñas oscilaciones cuando está sometido a cargas dinámicas de viento o tráfico. Es muy adecuado para la construcción de voladizos sucesivos prefabricados, en un principio armados y después pretensados. 1. Las componentes horizontales de los tirantes inclinados causan una compresión, que combinada con la flexión, es favorable en un tablero de hormigón. 2. El canto de las jácenas principales suele ser bajo. 3. La cantidad de acero en cables es relativamente más baja. 4. La construcción de los cables y tablero de hormigón es más sencilla. 5. Las flechas son pequeñas y el sistema puede utilizarse para cargas ferroviarias. Un claro ejemplo de esta tipología de construcción es el puente del ingeniero Ricardo Morandi, llamado puente de Maracaibo, tiene 8,85Km de longitud y comprende cinco vanos atirantados de 235m. Está sujeto por tirantes inclinados que parten de lo alto de 6 torres en forma de A de 95m de altura. En algunos de estos puentes la parte más débil son los tirantes, por eso en algunos casos se encierran en tubos de polietileno y se inyecta mortero de cemento, para protegerlos de la corrosión. Es el caso del puente de PascoKennewick, vano principal de 299m, el tablero tiene un canto de 2,15m y las torres de 69m de altura unidas mediante vigas de hormigón armado en su coronación, tienen doble plano de atirantamiento con 36 cables por haz. En España destaca el puente sobre el embalse de Barrios de Luna. Como consecuencia de la orografía fue necesario disponer contrapesos en los vanos laterales para poder compensar los vanos tan cortos que requería. A partir de los años 80 la construcción de puentes atirantados en el mundo creció de forma espectacular. Se fueron ensanchando los tableros, recortando esbelteces, alargando luces y las torres en consecuencia fueron adquiriendo mayor altura, aunque siempre limitadas por las propiedades del hormigón.

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1.10.4. PUENTES ATIRANTADOS SINGULARES En este apartado se incluyen una selección de puentes singulares por su diseño. En España destaca el Puente del Tercer Milenio en Zaragoza.

Puente arco Dubái

Puente Octavio Frías de Oliveira en Brasil

1.11. PUENTES EXTRADOSADOS El concepto de pretensado extradorsal en puente fue presentado por Jaques Mathivat en 1988 y es una solución en la que los tendones se sitúan fuera del canto del tablero, por encima o por debajo de este, es una situación intermedia entre el pretensado exterior de una viga cajón y el producido en un puente atirantado. En el pretensado extradorsal los cables se salen fuera del canto del tablero por encima o por debajo de este, por lo que produce compresiones longitudinales en el tablero, mientras que en un puente atirantado producen reacciones verticales. Esto conduce a que las torres sean más bajas, lo que facilita su uso en determinados lugares, como aeropuertos. El primer puente extradorsal conocido internacionalmente es el de Odawara Blueway, con una luz de 122m. Desde entonces se han construido más de 120 puentes, la mayoría en Asia.

En España existe el Viaducto de Osomort, que tiene 11 vanos de 40 metros y tablero de viga de hormigón continua. Fue el primer puente europeo de esta tipología. El record lo ostenta el puente Wuhu en China es el puente extradosado de mayor luz, consta de una viga de rigidez metálica en celosía y dos tableros, el superior para tráfico carretero y el inferior para ferroviario.

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1.12. PUENTES DE BANDA TENSADA La última tipología planteada en las últimas décadas es el puente de banda tensada, o también conocido como bandatesa. Consiste en reunir en un solo elemento estructural la viga de rigidez, el tablero y el cable portante de un puente colgado. La banda tensada utiliza dos condiciones principales: 1. Una relación flecha/luz más pequeña que los puente catenaria, fijada en 1/100 para tráfico viario y en 1/50 para peatones. 2. Unos espesores pequeños que no suelen superar los 30cm. La primera condición es necesaria por: • •

Diseñar una plataforma de tráfico lo más plana posible. Generar una gran rigidez al puente frente a las sobrecargas de uso. Cuanto más tensa esté la banda menores flechas.

Para conseguir una relación flecha/luz pequeña es necesario un gran número de cables internos. Por otro lado el pequeño espesor de la losa tiene como misión reducir el peso propio y alterar lo menos posible la flexibilidad de los cables. Por eso su utilización se ha dirigido principalmente a pasarelas. Un Puente Barra Maldonado, Uruguay

En España podemos encontrar la pasarela sobre el río Pisuerga, en Valladolid.

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CAPITULO 2: TIPOLOGÍA Y CÁLCULO DE PUENTES Los puentes pueden clasificarse atendiendo a la forma de trabajo, al material utilizado, a su geometría en planta o al tipo de tráfico que soportan.

2.1. CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES POR LA FORMA DE TRABAJO CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES POR LA FORMA DE TRABAJO 1. Puentes catenaria 2. Puentes viga 3. Puentes Cantiléver 4. Puentes Losa 5. Puentes Arco 6. Puentes Pórtico 7. Puentes en Celosía 8. Puentes Colgantes 9. Puentes Atirantados 10. Puentes Extradosados 11. Puentes de Banda Tensada. CLACIFICACIÓN DE LOS PUENTES POR EL MATERIAL UTILIZADO 1. 2. 3. 4. 5.

Puentes de piedra Puentes de madera Puentes metálicos Puentes de hormigón Puentes mixtos

CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES POR SU GEOMETRÍA EN PLANTA 1. Puentes rectos 2. Puentes esvíados 3. Puentes curvos CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES SEGÚN SU TRÁFICO 1. 2. 3. 4.

Puentes de carretera Puentes de ferrocarril Acueductos Pasarelas

2.2. PUENTE CATENARIA Constan de los elementos portantes fabricados por lianas trenzadas, cuerdas o cables de acero, así como de una plataforma más o menos rudimentaria que puede estar construida con tablas o cuerdas trenzadas. La plataforma está soportada por los dos cables principales y encima de estos se sitúan otros dos cables unidos a ellos por cuerdas o cables, constituyendo las barandillas de la pasarela. A ambos lados del puente se situaban grandes bloques de piedra que servían de anclaje a los cables trenzados. Se llegaron a alcanzar 45 m de luz, situándose hasta unos 36 m sobre la superficie del río.

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2.3. PUENTES DE VIGAS, PUENTES LOSA Y PUENTES CANTILÉVER 2.3.1. PUENTES VIGA Una viga es una pieza lineal que suele disponerse recta, apoyada en dos puntos resistiendo las cargas que actúan sobre ella por flexión. La capacidad resistente de una viga a flexión es función del momento de inercia de su sección transversal, que depende fundamentalmente del canto, razón por la que en vigas metálicas y de hormigón se tiende a disponer la mayor cantidad de área en las fibras más alejadas del centro de gravedad. La disposición de varias vigas paralelas unidas por la losa superior nos conduce al tablero de vigas. La magnitud de los momentos flectores que solicitan a una viga es función de las cargas actuantes y de la luz o distancia entre apoyos de la misma, por lo que a igualdad de cargas, la luz es el factor decisivo. Para cargas uniformes el momento flector crece con el cuadrado de la luz. Por tanto, a medida que se incrementa la luz de la viga hay que incrementar la inercia de la misma o lo que es lo mismo, su canto, lo que implica una mayor sección y consecuentemente un incremento de peso o de carga permanente repartida, por lo que el momento flector máximo aumenta en mayor proporción que la luz, al ser proporcional al cuadrado de la luz. Por otro lado, como hemos indicado, para aumentar la inercia incrementando lo menos posible el área, conviene situar la mayor cantidad de masa lo más alejada posible de la fibra neutra, lo que conduce a las secciones en doble T y en cajón.

2.3.2. PUENTES LOSA Está constituido por una losa maciza de hormigón armado o pretensado, al que en un intento de reducción del peso propio se le introducen una serie de aligeramientos cilíndricos, conduciendo a la losa aligerada son que se produzca una reducción apreciable de su momento de inercia. Con la idea del aligeramiento, se llega al tablero de vigas de alma llena, que pueden ser metálicas o de hormigón.

El tablero está formado por una serie de vigas longitudinales, que están unidas a la losa que constituye el tablero del puente. Esta unión se realiza en caso de losa de hormigón por medio de esperas en la cabeza superior de las vigas, en caso de vigas metálicas se dejan una serie de conectadores metálicos soldados al ala superior de la viga.

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En el caso de que se disponga sobre las vigas longitudinales metálicas un tablero metálico constituido por vigas metálicas transversales, se llega a lo que se denomina losa ortótropa. Para conferirle mayor resistencia, antiguamente se usaban riostras (vigas transversales), que hacían trabajar conjuntamente a las vigas longitudinales. Actualmente dada la complejidad de su ejecución y que no se compensa por la mayor eficacia del reparto de la flexión entre vigas, está en desuso y en cambio se aumenta la capacidad resistente de las vigas longitudinales. Las cargas más usuales son el peso propio, la carga muerta (pavimento, barreras de seguridad, etc.) y la sobrecarga de tráfico. La distribución en el tablero depende del tipo de sobrecarga. En el caso de puente de carretera se disponen las dos vigas extremas de tablero y el resto se distribuye uniformemente en el ancho de este. En el caso de puente de ferrocarril, es recomendable que la distribución de las vigas inferiores sea de manera que existan vigas bajo los carriles de la vía, para que la transmisión de las cargas del material móvil sea los más directo a estas. Los tipos de vigas utilizar son, vigas en doble T, cuando las cargas son muy importantes o las luces aumentan se utilizan vigas artesa, presentan la ventaja de suministrar una mayor rigidez a torsión al tablero. También se usan vigas cajón de una o varias células cuando las luces aumentan y se necesita una sección más resistente.

2.3.3. PUENTES CANTILEVER Son aquellos que tienen doble tablero, superior e inferior, con dos tipos de circulación. La viga que se suele usar es la viga en celosía, que son exclusivamente metálicas. La denominación cantiléver supone dos tramos de puente en voladizo y un tramo central apoyado simplemente en sus extremos. La viga cantiléver, también denominada Gerber presenta las siguientes ventajas, respecto a la viga continua: -

-

Se pueden dejar fijos los apoyos principales y hacer móviles las articulaciones, acumulando en ellas las deformaciones por fluencia, retracción y temperatura. El cálculo de las leyes de momentos flectores y esfuerzos cortantes es mucho más fácil que en el caso de una viga continua, pues se trata de estructuras isostáticas.

Sin embargo presenta como desventaja la dificultad de construir las articulaciones que hay que crear y realizar un diseño cuidadoso que evite la entrada de agua a la articulación. 25

2.3.4. CALCULO DE LOS PUENTES VIGA La forma de trabajo de los puentes viga es flexión. Los métodos matriciales y los elementos finitos los que se han impuesto como consecuencia del desarrollo de la potencia de los ordenadores y la adecuación de estos métodos para su programación. El cálculo de un puente viga puede realizarse con diferentes grados de aproximación: 1. Modelizando el tablero como una viga continua apoyada en las pilas y estribos, definida por su área e inercias, lo que conduce exclusivamente al cálculo longitudinal, obviando el cálculo transversal del puente, que deberá realizarse mediante otros modelos parciales. 2. Modelizando el tablero como un elemento superficial mediante elementos finitos tipo SHELL, manteniendo las condiciones de apoyo, que normalmente serán puntuales en los neoprenos, de mayor complejidad que el anterior, pero que permite obtener de forma simultánea el cálculo longitudinal y el transversal del tablero del puente. 3. Es bastante usual modelizar el tablero mediante un emparrillado conservando las condiciones de apoyo y utilizando elementos muy rígidos, para compatibilizar la excentricidad entre el plano de la celosía y los puntos de apoyo del tablero. Es un modelo más sencillo que el anterior, pero suficientemente.

2.3.5. METODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES VIGA La construcción de puentes viga se realiza por diferentes procedimientos que dependen fundamentalmente de la luz del puente, distinguiéndose de forma general dos procedimientos: -

Construcción in situ La construcción in situ es un procedimiento que se utiliza en los puentes de hormigón, pues los puentes metálicos son todos prefabricados. Dentro de los puentes de hormigón cabe la posibilidad de prefabricar algunos elementos del puente como las vigas y hormigonar in situ otros como el tablero, dando lugar a una especie de construcción mixta de prefabricación-in situ. Así se construyen la mayoría de los puentes, como son los puentes de vigas (en doble T y en artesa) para luces pequeñas y medias, hasta 45 m en vigas doble T y superando los 60 m con vigas artesa.

-

Construcción mediante prefabricación. Normalmente, la estructura de un puente es lo suficientemente grande para que sea necesario subdividirlo en elementos más pequeños, hasta llegar a construir la estructura final. o

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Subdivisión longitudinal. Da lugar a los tableros de vigas con sección en T, en doble T o en vigas artesas. Este tipo de construcción se utiliza para vigas simplemente apoyadas, a las que se les da uniformidad a través de la losa compresión superior.

o

Subdivisión transversal. Da lugar a la construcción mediante dovelas sucesivas, bien de sección completa o bien de sección en cajón central, para posteriormente para construir las alas laterales.

2.3.5.1. MÉTODOS DE CONSTRUCCIÓN IN SITU O MEDIANTE PREFABRICACIÓN. Una división general de los procedimientos constructivos de los puentes vigas a tendiendo al sistema de construcción del tablero es: 1. Construcción sobre cimbras apoyadas en el suelo. Un puente viga de hormigón pretensado puede construirse sobre una cimbra hormigonado in situ. Pueden ser de luces pequeñas y medias. El material usado es elementos metálicos reutilizables. En el caso de cimbras altas se emplean apoyos de gran capacidad y vigas trianguladas de gran canto. Las cimbras pueden apoyarse en el suelo o ser cimbras autoportantes. Las luces cubiertas por la construcción oscilan entre 20 y 50 m.

2.

Construcción sobre cimbras autoportantes. Cuando el tablero está muy elevado las cimbras constituyen estructuras metálicas revelantes, lo que encarece el coste del hormigonado. Si la longitud del viaducto lo permite, pueden utilizarse cimbras autoportantes que permiten una automatización de los procesos de montaje y desmontaje de las mismas. Las cimbras autoportantes suelen emplearse en puentes con muchos vanos de luces moderadas. Se trata de una viga metálica que se apoya en las pilas del puente y que permite la construcción completa de uno o varios vanos. Posteriormente la cimbra se traslada horizontalmente apoyándose en las cimbras del puente hasta el vano siguiente, este procedimiento permite un ritmo elevado de construcción, sin mirar al de las vigas prefabricadas. La secuencia de las operaciones requiere que la parte trasera del pórtico de avance este apoyada sobre el tablero construido previamente, estando el otro apoyo en la pila siguiente. La principal ventaja de este sistema frente al de avance por voladizo sucesivos consiste en el ahorro de pretensado, ya que no se crean en la estructura esfuerzos de voladizo durante las fases constructivas.

3. Construcción por voladizos sucesivos. La construcción por dovelas prefabricadas o ejecutadas in situ, que avanzan en voladizo sobre las ya elegidas es un procedimiento muy adecuado para las grandes luces, o bien cuando las pilas son muy altas. 27

Las dovelas prefabricadas se izan con medios de elevación potentes y se unen a las anteriores. Si se ejecuta in situ, se construye mediante un carro de avance que se apoya en las dovelas anteriores. En ambos casos la estabilidad de cada etapa se asegura con el pretensado de cables. En la construcción con dovelas prefabricadas se pueden distinguir tres etapas a lo largo de los años: o Primera etapa, las dovelas llevaban juntas de mortero de cemento, llave única a cortante y cables anclados en la propia junta. o Segunda etapa, se caracteriza por la prefabricación conjugada, el empleo de resinas epoxi en las juntas, las llaves multiples para el cortante y el anclaje de los cables en el interior en la dovela en unos bloques dispuestos a defecto. o Tercera etapa, emplea el pretensado exterior y en las de celosía. La construcción por voladizo sucesivos puede realizarse con una única dirección de avance, la denominada construcción evolutiva, o bien con crecimiento simétrico del tablero a ambos lados de las pilas, voladizos compensados. 4. Construcción por traslación horizontal. En muchos casos resulta conveniente construir el puente total o parcialmente, fuera de su posición definitiva y después trasladarlo a ella. Dentro de este sistema puede distinguirse los siguientes. o

Puentes empujados. En este caso, el puente se construye, en un parque fijo en uno de los dos extremos del mismo y mediante traslación longitudinal, el puente se va desplazando por fases sucesivas hasta llevarlo a su posición definitiva mediante empuje, razón por lo que se denomina puente empujado. El puente va avanzando en voladizo desde una pila a la siguiente. El lanzamiento se realiza por medio de una estructura metálica denominada “nariz” que dispone de un sistema hidráulico de elevación en la punta, en el caso de que la flecha de peso propio haga que llegue a la pila siguiente ligeramente por debajo de la superficie de apoyo.

Durante el proceso de lanzamiento el tablero está sometido continuamente a cambios de la ley de momentos flectores, de forma que cualquier sección transversal está sometida a los máximos momentos flectores de peso propio, desplazándose de zonas de momentos positivos a zonas de momentos negativos, lo que hace que las tracciones y las compresiones vayan pasando de la zona inferior a la 28

superior y viceversa. Esto obliga a disponer armadura activa recta en las fibras superiores y en las inferiores de la sección, de forma que sea capaz de resistir la gran amplitud de momentos de peso propio y carga permanente definida por la envolvente al moverse el tablero de apoyo a apoyo. A esta armadura se le llama armadura central. Una vez terminado el empuje del puente, se añaden otras familias de armaduras de continuidad, que tienen por objeto resistir los incrementos de momentos que aparecerán como consecuencia de la sobrecarga de tráfico. o

Puentes ripados. En este caso se construye todo el puente paralelo a su posición definitiva y después se ripa lateralmente mediante gatos y apoyos deslizantes a la posición final. Este procedimiento suele utilizarse en la sustitución de tableros existentes por aumento de la sobrecarga y presenta la ventaja de que se puede mantener en servicio el puente existente mientras se construye el nuevo.

5. Construcción por giro horizontal El giro horizontal se utiliza cuando el puente se construye paralelamente a la orilla del rio y después mediante giro sobre una rotula constituida a tal efecto, se realiza el giro del puente para llevarlo a su posición definitiva. Un variante de este procedimiento es construir dos semipuentes en una orilla del rio y luego girarlo sobre las pilas y unirlos en el centro del rio. 6. Construcción mediante traslación por flotación. El traslado de puentes por flotación se ha empleado con frecuencia en zonas marítimas y grandes ríos. Este procedimiento requiere utilizar grandes grúas flotantes para el montaje del puente o sistemas de elevación del mismo mediante gatos.

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2.4. PUENTES ARCO EL arco es una estructura cuya forma ideal de trabajo es la compresión, lo que lleva que su forma geométrica sea la del antifunicular de las cargas a las que está sometido. En el caso del arco de medio punto, es el antifunicular de carga radial repartida por unidad de longitud de arco. Sin embargo, para otro tipo de cargas repartidas o puntuales el arco de medio punto deja de ser el antifunicular. En los puentes arco, el terreno de cimentación debe ser bueno ya que el arco ejerce unos empujes horizontales en los estribos que deben ser aguantados por el terreno de cimentación, lo que siempre ha condicionado el emplazamiento del arco. En el caso de los puentes de varios arcos el problema es la compensación de los empujes horizontales que se produce en las pilas, por ello se planteó la construcción de todos los arcos de forma simultánea, con lo que los empujes de las pilas estaban equilibrados, por tanto las pilas solo resistían compresiones verticales y la anchura de ellas se podía reducir de manera importante siempre que el descimbramiento se realizara de forma simultánea, lo que se denomina compensación de empujes de vanos adyacentes.

2.4.1. TIPOLOGÍA DE PUENTES ARCO Según sea la disposición del tablero con respecto al arco, se distinguen tres tipologías: -

Puente arco con tablero superior El tablero se apoya sobre el arco por intermedio de pilares o diafragmas verticales. La directriz del arco sigue la curva del antifunicular de cargas permanentes del conjunto del puente tablero-pilares-arco, lo que conduce a curvas de tipo parábola de 2º grado. La flecha del arco se sitúa entre:

En el caso de L/4 se obtienen arcos muy satisfactorios, mientras que el caso de L/10 da lugar a arcos muy rebajados con fuertes empujes laterales. La sección del arco es de tipo cajón de una o dos células que pueden realizarse en hormigón o incluso secciones tubulares de acero rellenas de hormigón. El arco puede ser único o pueden disponerse dos arcos paralelos. Cuando el arco es único con la anchura del tablero, la sección cajón de este suele ser multicelular, mientras que en el caso de arcos paralelos suele acudirse a secciones unicelulares. -

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Puentes arco con tablero intermedio. Tiene dispuesto el tablero entre los arranques y la clave del arco. EL arco para no invadir la plataforma del puente tiene que estar situado en la mediana o desdoblarse en dos arcos laterales. El tablero está suspendido del arco por tirantes o barras en tracción. En este caso la relación flecha/luz suele estar alrededor de 1/6. En un arco con tablero intermedio si el arco se sitúa en el centro del puente, la dimensión horizontal del arco debe reducirse al mínimo

para no aumentar la anchura del tablero. Las esbelteces oscilan entre L/40 y L/60, que son mayores que en los arcos con tablero superior.

La mayoría de los puentes arcos de tablero intermedio se realizan en acero, aunque hay realizaciones importantes en hormigón. El arriostramiento transversal se logra por la inercia del tablero, por lo que el arco puede adoptar valores muy bajos de rigidez. El pandeo fuera del plano del arco se resiste mediante arriostramiento transversal colocado entre arco y tablero. Las juntas de dilatación se disponen a cuartos de luz, donde los movimientos son menores y las péndolas más largas, por lo que se ven menos afectadas. Se disponen llaves transversales para que los empujes del viento, se transmitan correctamente al arco y a los estribos. -

Puentes arco con tablero inferior. Se suele denominar también puente arco superior. Tiene el tablero dispuesto en los arranques del arco, lo que reduce de forma importante la transmisión de los componentes horizontales, de las reacciones del arco al terreno, para lo que se solidarizan arco y tablero, convirtiéndose este en un tirante. En este tipo de puentes las reacciones transmitidas a pilas y estribos son como los de una viga simplemente apoyada. Al trabajar el tablero a tracción, la solución más adecuada para él es metálica. Esta disposición de arco es independiente de las características del terreno. La solución más utilizada es la de 2 arcos laterales muy delgados metálicos y de alma llena arriostrados, con relaciones canto/luz del orden de L/100, o incluso menores, con dinteles gruesos encargados de resistir las cargas no funiculares. Las relaciones flecha/luz se encuentran entre 1/5 y 1/8, con valor usual de 1/6. Existen diferentes configuraciones, como es la triangulación de los tirantes, el arco lenticular (dos arcos con curvaturas opuestas en el mismo plano) o resolviendo el dintel con dos vigas longitudinales en doble T.

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2.4.2. CÁLCULO DE LOS PUENTES ARCOS. Determinación del centro elástico de un arco El cálculo del centro elástico de un arco simétrico biempotrado, solicitado por una carga simétrica, puede obtenerse: Debido a las condiciones de simetría, el esfuerzo cortante en la clave c del arco es nulo y además la sección tiene desplazamiento horizontal y giro nulo. Considerando la mitad del arco por simetría y aplicando el segundo teorema de castigliano, obtenemos que el centro elástico del arco en el punto 0 es:

El método del centro elástico ha sido muy utilizado en el pasado para el cálculo de arcos, sin embrago, con las posibilidades de los métodos matriciales y las capacidades de los ordenadores actuales, el cálculo de arcos hoy en dia se realiza de forma numérica. Cálculo numérico de arcos El cálculo de las incógnitas hiperestáticas de un arco, exige la integración de las ecuaciones obtenidas por aplicación del segundo teorema de Castigliano, Fórmulas de Navier-Bresse, etc. Al aplicar estos métodos numéricos o de integración aproximada para el cálculo del arco, surge el problema de conocer cuántas divisiones deben realizarse para obtener una determinada precisión en los resultados. Si el arco se divide en 8 partes se obtienen resultados con un error de aproximadamente del 0.2%. Si el arco se divide en 16 partes los resultados coinciden hasta la cuarta cifra significativa, obteniéndose una gran aproximación. Determinación de la directriz. La directriz de un arco se debe aproximar lo máximo posible a la curva antifunicular de cargas permanentes que actúan sobre la estructura, ya que las sobrecargas debido a su carácter variable darían lugar a infinitas curvas antifuniculares. Para ello el procedimiento más adecuado es determinar la ley de momentos flectores de todas las cargas permanentes que actúan sobre el arco (las debidas a su peso propio y las que provienen del dintel) y a continuación se calcula la curva homotética de esta ley de momentos flectores multiplicándola por 1/H, donde H es el empuje horizontal en los apoyos. Utilizando la directriz definida por esta ecuación, la ley de momentos flectores debida a cargas permanentes es nula a lo largo de todo el arco. Sin embargo, esta directriz no es totalmente exacta pues no se ha tenido en cuenta la deformación de la estructura, ya que la carga permanente produce un acortamiento por axil de la directriz del arco. Enlaces externos. Los arcos pueden estar biempotrados, biarticulados o triarticulados cuando se añade una tercera articulación normalmente en la clave. 32

Para el caso de carga permanente en arcos antifuniculares, las deformaciones por acortamiento del hormigón producen esfuerzos axiles similares, cualesquiera que sean los enlaces externos. Sin embargo, los momentos flectores son muy diferentes, aumentando a medida que aumenta la hiperestaticidad del arco. El mismo tipo de comportamiento se produce para deformaciones impuestas de los apoyos del arco. En el caso de actuaciones de cargas puntuales, el comportamiento es muy diferente según el tipo de enlaces externos que se disponga. Relación flecha/luz en arcos El comportamiento de los arcos está muy influenciado por la relación flecha/luz. La flecha usual en arcos suele ser de L/5 a L/6. Si se disminuye la relación f/L hasta 1/16 se obtienen esfuerzos 16 veces mayores, por lo que no resulta recomendable utilizar arcos tan rebajados. Deformación impuesta Los efectos de las deformaciones impuestas como una variación térmica usual, producen en el arco biempotrado incrementos de esfuerzos y deformaciones relativamente pequeños, del orden del 10% de los existentes. Pandeo del arco Una de las comprobaciones que hay que hacer en un arco es verificar el pandeo tanto en el plano del arco como en el transversal a éste, pues como en todo elemento sometido a compresión se puede generar el fenómeno de pandeo y en base a los resultados modificar la sección del arco, la conexión con el tablero o las condiciones de contorno.

2.4.3. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES ARCO Dado que el arco es una estructura que resiste fundamentalmente por forma y esta no existe hasta que no está terminado, es necesario disponer de una serie de estructuras auxiliares o procedimientos constructivos, que presentan la mayor dificultad durante la construcción del mismo. Entre los diferentes métodos utilizados están: 1. Construcción sobre cimbra. Es el único método posible en el caso de los puentes de piedra, aunque también se ha usado para puentes de hormigón. El método consiste, en el caso de los puentes de piedra, en construir una estructura auxiliar de madera que soporte las dovelas del arco durante su construcción, hasta que una vez colocada la dovela de la clave del arco, estuviera construido, momento en el cual se puede retirar la cimbra. 2. Construcción con autocimbra. Para la construcción de arcos de hormigón, consistente en montar primero un arco metálico o autocimbra, que soporta el hormigonado del arco y que sirve después de armadura de éste. La idea consiste en construir un arco más ligero y por tanto más fácil de montar, pero presenta el inconveniente de que el acero que necesita el 33

arco inicial es mucho mayor que la armadura que necesita el arco de hormigón definitivo. Es por tanto, un método caro y hoy en día se utiliza en raras ocasiones. 3. Construcción por voladizos sucesivos Este procedimiento consiste en ir construyendo los arcos mediante un atirantamiento provisional que se retira al cerrar la clave. Existen dos métodos de construcción por avance, mediante voladizos sucesivos: • El avance por voladizos compensados simétricos en las pilas • El avance con voladizo único en los extremos, anclando los cables al terreno. 4. Construcción por abatimiento de los semiarcos. La construcción por abatimiento de los semiarcos en la que se precisan importantes retenidas y rótulas de giro es la solución competitiva en grandes luces, tanto en soluciones ligeras, en el caso de los arcos metálicos, como en soluciones de hormigón. El procedimiento consiste en la construcción vertical de los semiarcos, y una vez terminados, abatirlos mediante un giro alrededor de su extremo inferior o salmer. Posteriormente y una vez situados en su posición, se procede al cierre en clave. Para la realización de esta giro es necesario desplazar inicialmente el conjunto mediante cilindros hidráulicos dispuestos horizontalmente, hasta que el peso del semiarco actúa a favor, creando un efecto de desequilibrio que facilita el proceso, momento a partir del cual resulta preciso el empleo de cables de retenida para lograr un descenso controlado del conjunto.

5. Construcción mediante cables colgados y péndolas. Consiste en construir dos torres provisionales metálicas sobre las que se pasaban dos cables similares a los de un puente colgado, anclados en sus extremos al terreno. Después de que los cables se monten, se suspenden dovelas de los dos arcos, que se van soldando a las ya montadas. Una vez empotrados los arcos en los arranques, en su cimentación se desmontan los cables y se continúa con la construcción de pilares y del dintel. 6. Construcción por traslación vertical y horizontal. En los puentes arco con tablero inferior la estructura del arco y del tablero es autorresistente, por lo que se puede proceder a su construcción en campa y posteriormente traslado por flotación o traslación a su posición definitiva.

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2.5. PUENTES PÓRTICO El puente pórtico puede considerarse un caso intermedio entre el puente viga y el puente arco. Al igual que en el caso de los puentes viga, tienen tablero y pilas, estando también solicitado el primero a flexión. Por otro lado, de la misma forma que en los puentes arcos, las pilas ejercen unos empujes horizontales en cimentación lo que exige un buen terreno. Su concepción es empotrando la viga del dintel en las pilas, con objeto de reducir el momento flector positivo en éste, lo que hace que aparezcan momentos negativos en el empotramiento pilas-dintel. Por otro lado, al reducirse los máximos momentos flectores positivos en el dintel pueden acometerse luces mayores. Como consecuencia de esto el dintel está sometido a compresión, este efecto se denomina efecto pórtico, ligeramente diferente al efecto arco, en donde todo el puente está sometido a compresión. Si al puente pórtico se le inclinan las pilas, la respuesta del puente es muy similar a la de un puente arco con tablero solidario al arco sin montantes intermedios. Por otro lado, si el puente pórtico tiene pilas muy altas y esbeltas, el empotramiento que le suministran al dintel las pilas es muy reducido y el tablero funciona como una viga continúa apoyada en las pilas.

2.5.1. TIPOLOGÍA DE PUENTES PÓRTICO La tipología de los puentes pórtico es similar a la de los puentes arco, pudiendo distinguirse inicialmente: •

Puentes pórticos triarticulados (isostático)

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Puentes pórticos biarticulados

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•

Puentes pórtico biempotrados

•

Pueden considerarse dentro de esta tipología otras posibilidades: Pórticos triarticulados con pilar tipo péndulo

•

Pórticos cerrados(marco)

Otra solución muy utilizada en autopistas consiste en disponer tramos de compensación adyacentes •

Pórticos provistos de tramos adyacentes apoyados

Un puente pórtico muy utilizado es usando células triangulares en los extremos

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•

Pórticos biarticulados, con montantes concurrentes (células triangulares)

Finalmente también pueden considerarse los puentes pórticos de varios vanos. •

Pórticos de varios vanos

El tipo de material fue evolucionando a lo largo de los años, en un primer momento el material utilizado era la madera que aprovechaba la disposición de jabalcones para aumentar la luz. Más tarde los puentes pórticos fueron metálicos, cuya sección del tablero era un cajón rectangular arriostrado en su interior con cruces de San Andres y jabalcones exteriores que soportan los voladizos laterales de la losa ortótropa. Con la introducción del hormigón armado como nuevo material a comienzos del siglo XX, se utilizó en la construcción de puentes pórticos, en los que las pilas estaban empotradas con el dintel, pero en su afán de evitar el efecto pórtico se reducía al mínimo su rigidez, con lo que el dintel se comportaba como una viga continua. Pórticos de pilas inclinadas Pronto comenzaron a aparecer los puentes pórticos de hormigón con pilas inclinadas con un doble objetivo: 1) Reducir la luz central del dintel. 2) Conseguir un mejor empotramiento del dintel, a lo que ayudan los vanos de compensación a uno y otro lado del vano central. El principal problema que presentaba era el proceso constructivo, aunque con las técnicas modernas se ha resuelto atirantando las pilas inclinadas durante su construcción. Las características principales de los puentes pórticos de pilas inclinadas son -

Hay trasmisión de momentos flectores entre tablero y pilas. Las reacciones horizontales son elevadas. Los movimientos impuestos (retracción y térmicos) producen flexiones altas en pilares. Importancia de la relación altura-vano. Permite una reducción en el canto del tablero (en general pequeña) Son más difíciles de construir. Mejoran la estética. 37

Pórticos de células triangulares Los pórticos de células triangulares pueden considerarse como un pórtico de pilas inclinadas, al que se le han añadido otras pilas inclinadas, arrancando de la cimentación y dirigidas hacia los vanos de compensación que funcionan como tirantes. Otra forma de considerarlos es como un pórtico típico en el que la pila se ha dividido en dos, con un cordón en compensación y el otro en tracción. La ventaja de este puente con respecto al pórtico de pilas inclinadas es que puede reducirse al máximo e incluso suprimirse la cimentación de los extremos de los vanos de cimentación, que pasan a apoyarse en los tirantes de la célula triangular.

2.5.2. CÁLCULO DE LOS PUENTES PÓRTICO Aunque el cálculo actual se realiza por ordenador, hay dos tipos de solicitaciones ante las cuales la respuesta del puente pórtico es esencial: •

Cargas exteriores La ley de momentos flectores del dintel se reduce por las reacciones horizontales H, suministradas por el terreno en el arranque de los pilares. Para una rígidez del suelo constante, se tiene que el momento flector máximo es función de las rigideces de los pilares y de la viga :

En caso de terreno infinitamente rígido como sería una roca, se simplifica:

Como vemos en la formula anterior, para terreno infinitamente rígido a medida que las pilas son más altas el momento de empotramiento dintelpilares se va reduciendo y por tanto va disminuyendo el efecto pórtico, aproximándose la ley de momentos flectores a la de la viga biapoyada. Además en este caso, conforme se va disminuyendo la relación h/l, más pequeño se va haciendo de forma que para alturas de pilas pequeñas el efecto del terreno es importante, mientras que para alturas grandes el efecto pórtico desaparece. 38

•

Deformaciones impuestas Se consideran deformaciones impuestas a las acciones cinemáticas sobre la estructura, correspondientes a la variación de temperatura, la retracción y la fluencia del hormigón. Estas acciones provocan variación de longitud en los elementos del puente y como consecuencia del empotramiento entre el dintel y las pilas aparecen momentos de empotramiento. IMAGEN Para el acortamiento en el pórtico de la figura, el momento generado, vale:

Y en caso de que la rigidez horizontal del terreno sea infinita:

De donde se deduce que el acortamiento y la retracción del hormigón, asi como el descenso uniforme de la temperatura, reducen el efecto pórtico. Por el contrario el incremento de temperatura tiende a aumentar este efecto. De la formula se deduce lo siguiente: Una deformación impuesta produce efectos más pequeños cuando se reduce la rigidez del suelo. Por otro lado si la altura de las pilas aumenta, el efecto pórtico se reduce. Si la altura del pórtico disminuye el valor del momento flector aumenta, pudiendo indicar igual que en el caso anterior, que a medida que la relación h/l va aumentando el efecto pórtico va disminuyendo y el dintel se aproxima al caso de viga biapoyada.

2.5.3. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES PÓRTICO. En los puentes pórtico grandes, que son de pilas inclinadas, tanto en el caso de acero como de hormigón se han utilizado los siguientes métodos constructivos: 1. 2. 3. 4. 5. 6.

Construcción in situ sobre cimbra. Construcción del tablero por voladizos sucesivos alineados. Construcción mediante el giro de la pila Construcción de las pilas inclinadas y los vanos laterales sobre cimbra Construcción de las pilas inclinadas mediante atirantamiento Construcción del tablero mediante anclajes provisionales al terreno que se liberan una vez cerrada la clave.

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2.6. PUENTES EN CELOSÍA La celosía es un intento de sustituir el alma llena de los puentes viga y arco tradicionales por unos elementos más pequeños que canalizan los esfuerzos de tracción y compensación hacia los apoyos y que goza de las siguientes ventajas: 1. Al estar construida por pequeños elementos manejables su montaje es más sencillo. 2. El peso de la celosía es más pequeño que el de la viga de alma llena del mismo canto, por lo que pueden alcanzarse luces de cálculo mayores.

2.6.1. TIPOLOGÍA DE LOS PUENTES EN CELOSÍA Esta tipología se realizó en un primer momento en madera con carácter provisional a la espera de construir un puente arco de piedra de mayor duración. Estaban normalmente asociados al jabalcón o tornapunta inclinado, lo que permitía ampliar la luz del vano libre. Con el desarrollo del ferrocarril, la construcción de puentes sufrió un impulso importante. Al mismo tiempo, con la aparición de la fundición, hierro forjado y el acero, se sustituyó la celosía de madera por la celosía metálica alcanzándose luces muy importantes. En hormigón esta tipología de puentes en celosía ha sido mucho menos utilizada pues el hormigón es un material poco apto para reproducir los nudos articulados de una celosía.

2.6.2. CÁLCULO DE PUENTES EN CELOSÍA La utilización de las vigas en celosía correspondiente a los puentes de ferrocarril, con diferentes soluciones: Warren, Prat, Hoce, etc., incluso soluciones en cruz de San Andrés, que aunque consume más material presenta la ventaja de una menor deformación por cortante. En puentes pequeños, las barras son perfiles laminados. En puentes grandes son vigas con sección en doble T o cajón, o bien tubos. La condición fundamental para su cálculo y construcción es que los ejes de las barras que unan en un nudo, converjan en un punto. De esta forma los posibles momentos secundarios desaparecen o se minimizan de forma importante y pueden considerarse en el cálculo las barras como articuladas en el nudo. En el caso del cordón inferior y si se utilizan perfiles laminados de doble T, es necesario disponer rigidizadores verticales en los puntos donde las alas de las diagonales se conectan con el cordón inferior. En el caso de cordón superior, si se supone que la losa de hormigón está en el mismo, caben dos posibilidades, dependiendo de que las diagonales se unan directamente a la losa de compresión o por intermedio de un cordón metálico longitudinal.

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2.6.3. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES VIGA EN CELOSÍA. En el caso de puentes viga en celosía, los procedimientos son similares a los que los puentes de alma llena, con la mayor ventaja de tener subdividida la viga en celosía en elementos más pequeños y de menor peso, lo que requiere medios auxiliares menos potentes. Se han utilizado diferentes procesos constructivos: •

•

Construcción in situ. Construcción sobre cimbras apoyadas en el suelo Construcción sobre cimbras autoportantes Construcción por voladizos sucesivos Construcción por traslado horizontal Construcción por giro horizontal Construcción mediante traslado por flotación Construcción prefabricando la viga en celosía

2.6.4. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES ARCO EN CELOSÍA • • • • •

Construcción sobre cimbra Construcción con autocimbra Construcción por voladizos sucesivos Construcción por abatimiento de los semiarcos Construcción mediante cables colgados y péndolas.

2.7. PUENTES COLGANTES Las estructuras de cables son idóneas para las grandes luces por las siguientes razones: 1. El cable es un elemento que trabaja exclusivamente a tracción, que es la forma ideal de resistir, pues en compresión aparece el fenómeno indeseable del pandeo y en flexión, dentro de la teoría elástica, el material de la sección se desaprovecha. 2. El cable se compone de elementos delgados que le confieres flexibilidad, permitiendo que se deforme transversalmente sin que aparezcan esfuerzos de flexión. Además con tratamientos especiales se consiguen resistencias cada vez mayores para elementos delgados. 3. Al estar formado por hilos delgados que se montan uno a uno, permite hacer cables de gran diámetro para los puentes de grande luces. En los puentes de luces pequeñas o medias, el tablero no necesita aportar rigidez, para puentes colgantes de gran luz, en cambio, si es necesario para conferirle al puente estabilidad aerolástica. El puente es una estructura de poca rigidez que necesita medidas especiales para proporcionarle resistencia suficiente a las cargas que más le afectan: el viento transversal y el ferrocarril. Para ello el cable debe ser reforzado con grandes vigas metálicas en celosía o en sección cajón aerodinámicas. Estas soluciones metálicas proporcionan la tablero la máxima rigidez con el mínimo peso. 41

2.7.1. TIPOLOGÍA Y CACTERÍSTICAS DE LOS PUENTES COLGANTES La característica fundamental de los puentes colgantes es que el tablero esta soportado a intervalos relativamente cortos, mediante péndolas que cuelgan de los cables principales. Dado que la carga de peso propio es uniforme y las péndolas son equidistantes, la forma de los cables principales. Los puentes colgantes son muy adecuados para vanos por encima de los 300 m de luz. La característica básica de su idoneidad para las grandes luces reside en la utilización de materiales de alta resistencia a la tracción y poco peso. Pero esta ausencia de peso y la baja rigidez que pueden tener las vigas principales, al estar sustentadas en muchos puntos, los penaliza al ser muy sensibles a grandes cargas, como el ferrocarril que pueden producir flechas importantes y a los efectos aeroelásticos. Para evitar estos efectos se han utilizado importantes vigas de rigidez en celosía, que además presentan la posibilidad de doble tráfico (inferior y superior) o de vigas cajón importantes.

Los elementos de un puente colgante son:

Dependiendo de la sustentación del vano principal y los laterales por los cables principales hay varias disposiciones de puentes colgantes, según se indica en la figura siguiente, donde los cables principales son continuos de anclaje a anclaje:

a) Los cables principales solo soportan el vano principal y los vanos laterales se soportan de forma independiente. b) Los cables principales soportan el vano central y los laterales, pero son tres vigas independientes. c) Las vigas de rigidez son continuas en vano central y laterales, no están conectadas con las torres y los cables principales sustentan los tres vanos. 42

d) En este caso se trata de un puente colgante de varias luces. Es una solución poco diferente porque la flexibilidad de la torre distribuye una parte no deseada de la carga a la viga de rigidez, apareciendo cargas horizontales en las cabezas de las torres, por lo que puede ser necesario disponer atirantamiento horizontal en la parte alta de las torres. e) Los cables y las vigas de rigidez son continuos de anclaje a anclaje. Las vigas de rigidez están empotradas en las torres y los cables principales soportan los tres vanos. Los puentes colgantes también pueden clasificarse según que el tipo de anclaje de los cables sea externo o interno. La mayoría de los puentes colgantes tienen anclajes externos a un gran macizo de hormigón. Sin embargo, en algunos puentes los extremos de los cables principales se anclan a las vigas de rigidez del tablero, convirtiéndose en estructuras autoancladas. En este caso es necesario reforzar las vigas de rigidez para resistir la enorme compresión, por lo que junto con la flexión debida a las péndolas, hace que su trabajo sea de flexión compuesta. Esta conexión de los cables a las vigas de rigidez se realiza sobre un apoyo, que debe resistir la componente vertical ascendente de la tensión del cable. Dicha componente puede reducir o incluso superar a la reacción descendente por carga muerta del apoyo. Si la resultante de ambas es una fuerza neta ascendente, debe anclarse convenientemente el apoyo. Los puentes colgantes autoanclados son adecuados para luces cortas o medias, si las condiciones de cimentación no permiten la disposición de anclajes externos: es decir, en los casos de terrenos de baja capacidad portante o si los anclajes están sumergidos y presentan reducción de peso por el empuje ascendente del agua. Otro tipo de puente colgante es aquel que los cables principales no son continuos entre torre y torre, sino que se anclan al tablero en una zona intermedia del vano principal, provocando que en la zona entre anclajes las vigas de rigidez estén sometidas a esfuerzos de tracción, funcionando como una biela o una brida en tracción. En este tipo de puente, en el vano principal, los cables son curvos pero no continuos. Cada cable va desde la torre al tablero como en los puentes atirantados. Por otro lado el vano central esta soportado por péndolas muy cortas dispuestas a intervalos regulares como en los puentes colgantes. Otro tipo de puente colgante es aquel con péndolas inclinadas en dos direcciones consigue una triangulación entre el cable y el tablero, lo que le da al conjunto una mayor rigidez y por tanto un mejor comportamiento frente a las cargas de tráfico. La inclinación debe ser muy pequeña para evitar que aparezcan compresiones en las péndolas, lo que las dejarías sin carga.

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2.7.2. LOS CABLES Pueden ser: •

Cables de cadena. Dentro de los cables de cadenas en los puentes colgantes se han utilizado dos tipos: 1. Cadenas de eslabones. 2. Cadenas de orejetas (“eyebars”) Son barras que tienen en los extremos unas orejetas con agujeros, que permiten articular cada barra con la siguiente. De estas articulaciones colgaban las péndolas, de madera que el cable adoptaba la forma del funicular de cargas verticales transmitidas por las péndolas. La unión entre las barras de orejetas se podía hacer de dos formas diferentes: • Por unión directa. Las dos orejetas de dos barras contiguas se superponen y se ensartan con un pasador. • Por unión indirecta En este caso se disponía una pieza con dos agujeros entre cada dos barras contiguas, ensartando cada orejeta con un agujero mediante un pasador.

•

Cables de alambres paralelos El problema más difícil de resolver con este tipo de cables, era que todos los alambres trabajasen a la misma tensión, por lo que a igualdad de longitud tenían que tener el mismo alargamiento, sin embargo la curvatura de los cables principales, tanto en el vano central como al pasar por las sillas de las torres, hace que los cables del lado convexo tengan más alargamiento que los del lado cóncavo y por tanto están sometidos a mayor tensión.

•

Cables centrados en espiral El problema de la uniformidad de tensiones que existe en los cables de alambres paralelos quedó resuelto con la fabricación de los cables con alambres trenzados en espiral. El sistema dio lugar a los cables cerrados y a los cables excelsior. El cable cerrado tiene alambres con sección trapecial en una o varias de las capas exteriores, de forma que se aprietan entre ellos cerrando herméticamente el interior del cable y dándoles la forma cilíndrica necesaria. En el cable excelsior la capa o capas exteriores tienen alambres con sección en Z, que se imbrican unos con otros, asegurando un mejor cierre hermético. Los cables de alambres paralelos se han dejado de utilizar debido a la falta de uniformidad de tensión, sobre todo al pasar por las sillas de las torres.

Uno de los problemas de los cables es la fatiga del material, al estar sometido por el tráfico a cargas intermitentes, lo que provoca la aparición temprana de la rotura del cable. La protección del cable contra la corrosión se realiza cubriendo los cables con galvanizado, con un espesor de sacrificio de zinc contra la corrosión. El galvanizado presenta algunas desventajas, dependiendo de las condiciones medioambientales que pueden reducir de forma importantes su duración. 44

2.7.2. LAS TORRES O PILONOS Las torres deben tener un mínimo ancho en la dirección del vano, con la condición de cumplir estabilidad y tener suficiente ancho en coronación para alojar las sillas desviadoras de los cables. Muchos puentes colgantes tienen los cables fijos en la coronación de las torres. Con esta disposición las flexiones de cabeza no producen grandes tensiones, pudiendo usar torres articuladas en la base.

2.7.3. LAS PENDOLAS En los puentes americanos y en los japoneses las péndolas están formadas por cables de cordones de alambres muy finos que rodean la abrazadera y cada péndola tiene dos ramas que se anclan al tablero. En los puentes europeos modernos, las péndolas están formadas por un solo cable cerrado, terminado en mazarotas que se unen al cable por abrazaderas y al tablero mediante orejetas y bulones.

2.7.4. EL TABLERO La escuela americana, tras el colapso del puente de Tacoma, la escuela americana se dirigió hacia tableros constituidos por vigas trianguladas en celosía, que dejaban pasar a su través el viento, sin oponer casi resistencia. La escuela europea por el contrario, se ha dirigido hacia secciones de alma llena más esbeltas, con perfiles aerodinámicos para reducir el efecto del viento, ganando de esta forma mucha más rigidez a torsión.

2.7.5. LAS SILLAS Las sillas para el paso de los cables son grandes piezas metálicas que se sitúan en la cabeza de las torres, cuyos tamaños condicionan el ancho de las mismas. El tamaño de las sillas está determinado por las presiones admisibles transversales de los cables.

2.7.6. LOS MACIZOS DE ANCLAJE Los macizos de anclaje de los puentes colgantes son bloques masivos de hormigón, diseñados para resistir por rozamiento, los efectos de deslizamiento y vuelco producidos por la tensión de los cables principales. En la mayoría de los casos son enormes bloques de hormigón que penalizan económicamente la obra. Los anclajes contienen embebidos en ellos los eyebar que terminan en el exterior en los zapatos por donde pasan los alambres de los cables principales.

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2.7.7. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES COLGANTES El sistema de construcción de los puentes colgantes condiciona la estructura de los mismos. SI los cables están anclados externamente, son necesarios los contrapesos que resultan un elemento fundamental y de primera construcción de la estructura. En el caso de puentes colgantes autoanclado, los cables principales se anclan al tablero y entonces no son necesarios los contrapesos, por lo que será el tablero el primer elemento a construir, lo que elimina una de las mayores ventajas en la construcción de puentes colgantes, que es la construcción por etapas del tablero, independientemente del lugar donde se sitúe el puente. En este caso tradicional, primero se construyen los anclajes y las torres. Los primero requieren grandes trabajos de movimientos de tierra, fácilmente realizables. Las segundas solo presentan el problema de la construcción en altura, que está resuelto en hormigón con encofrados trepadores o deslizantes y en acero están perfectamente desarrollados los medios de unión: soldadura, tornillos de alta resistencia, etc. Solo hay que tener en cuenta a medios de elevación en altura de pesos más o menos importantes. Las grúas pueden ir creciendo a medida que van subiendo las torres, atadas a ellas. Una vez construidas torres y contrapesos, debe montarse el cable principal, que es el elemento básico de la estructura resistente del puente colgante. Su montaje debe salvar el vano entre las dos torres, para lo que hay que tenderlo en el vacío. Esta fase es la más complicada de la construcción de puentes colgantes. Inicialmente se montan unos cables auxiliares, que son los primeros que deben salvar la luz del puente y llegar de anclaje a anclaje. La mayoría de los puentes colgantes están en zonas navegables y ello permite pasar los cables iniciales mediante remolcador, pero esto no es siempre posible. A partir del cable inicial se montan las pasarelas que sirven para devanar los alambres del cable, El problema más grave en esta fase es el viento que puede provocar grandes movimientos laterales en la olea móvil y en ocasiones ha hecho parar el montaje del puente. Una vez montados los cables principales, con la curva catenaria correspondiente a su propio peso, se procede al montaje del tablero. El montaje se realiza según dos tipos de secuencias, en el caso de tableros en celosía, se avanza en ménsulas simétricas desde la torre hacia el vano central y los laterales. En los puentes de sección en cajón puede subdividirse el puente en dovelas estancas que se llevan flotando hasta su posición y se elevan mediante trácteles o grúas.

2.8. PUENTES ATIRANTADOS Era necesario desarrollar una tipología que presentase una mayor rigidez frente a los fenómenos aeroelásticos. En los primeros puentes atirantados, las soluciones consistían en cables muy separados y tablero metálico que resistiera bien la flexión longitudinal, aportando poco peso al sistema general del puente. El tablero debía resistir la flexión transversal, lo que condujo inicialmente a la solución de losa ortótropa.

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2.8.1. ELEMENTOS ESTRUCTURALES DE LOS PUENTES ATIRANTADOS. Los elementos estructurales fundamentales de un puente atirantado son:

Bajo la acción de las cargas de peso propio y sobrecarga, los tirantes trabajan a tracción, cuya componente horizontal comprime el tablero y las pilas por efecto de las componentes verticales de los tirantes delanteros y traseros, trabajan a compresión.

LOS TIRANTES Los tirantes son los elementos flexibles sin rigidez a flexión y que por tanto ni resisten momentos flectores ni esfuerzos cortantes. Solo trabajan a esfuerzos de tracción que como ya hemos indicado es la forma de trabajo más económica. Los diseños actuales disponen gran número de cables muy juntos de 5-15 m, si el tablero es de hormigón y de 10 a 20 m, si el tablero es metálico, con lo que las flexiones longitudinales en el tablero se reducen de manera importante. LAS TORRES Son los elementos normalmente verticales, aunque se han construido casos inclinados, sometidos a compresión por efecto de las componentes verticales de los cables del vano principal y secundarios, que transmiten a la cimentación. Lo ideal es que trabajen a compresión, para lo cual se suelen montar los cables lo más simétricamente posible, aunque la existencia de sobrecargas desequilibradas hace que siempre aparezcan momentos flectores. Pueden ser de hormigón o metálicas. Las de hormigón se construyen con encofrados trepadores o deslizantes. Las metálicas, mediante grúas trepadoras ancladas a ellas que se van elevando a medida que suben las torres. La altura de las torres debe situarse entre 0.2L y 0.25L, siendo L la luz del vano principal, con objeto de que el ángulo de los tirantes con el tablero no sea menor de 25o, pues en caso contrario las flexiones del tablero serán muy grandes. EL TABLERO O VIGA DE RIGIDEZ Es el elemento por el que discurre el tráfico del puente que equilibra las componentes horizontales de la tensión de los tirantes, trabajando a compresión. Los tableros pueden ser de hormigón, metálicos o mixtos y el montaje se realiza por montaje de dovelas desde las torres hacia el centro de los vanos, mediante atirantamiento, 47

con los propios cables en su posición definitiva, variando únicamente como construcción evolutiva, la tensión del tirante en cada fase. VENTAJAS DE LOS PUENTES ATIRANTADOS 1. Los puentes atirantados al igual que los colgantes, gozan de la estética de los puentes de cables, marcada por la ligereza de sus soluciones, vinculada a salvar grandes luces. 2. La gran reducción de los momentos flectores en el tablero debido a la proximidad de los tirantes, lo que hace que la viga de rigidez funcione como una viga sobre fundación elástica, con unos momentos flectores muy reducidos.

3.

4. 5.

6. 7. 8.

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Esta reducción de momentos flectores permite hacer puentes ligeros con tableros reducidos. A diferencia de los puentes colgantes y de los arcos superiores atirantados, los puentes atirantados permiten variaciones significativas en la disposición de las torres y de los tirantes. • Puede haber dos torres simétricas o una sola que puede ser simétrica o no. • Pueden tener un plano de atirantamiento o dos. • Pueden tener pocos tirantes muy separados o muchos tirantes muy próximos. A igualdad de luz y ancho, necesitan menos cantidad de acero en los cables. La viga de rigidez de un puente colgante puede llegar a ser unas 10 veces mayor que la de un puente atirantado. Esto es debido al trabajo de la viga, de los tirantes y las torres en un puente atirantado, lo que hace que el sistema sea más rígido frente a los efectos aeroelásticos y para las cargas variables de tráfico, por lo que su deformabilidad es mucho menor que en los puentes colgantes. Los puentes atirantados pueden adaptarse a trazados curvos en plantas imposibles con puentes colgantes. Facilidad de construcción La mayor rigidez de un puente atirantado hace que • Sean más adecuados que los puentes colgantes para cargas de ferrocarril, cuyas deformaciones en estos últimos pueden ser muy grandes. • La frecuencia fundamental de un puente atirantado es mucho mayor que la de un puente colgante, por lo que la velocidad crítica del viento para generar problemas aeroelásticos, es mucho mayor en los puentes atirantados que en los puentes colgantes o suspendidos.

9. Otra ventaja fundamental de los puentes atirantados frente a los colgantes, es que generalmente, no necesitan los costosos contrapesos, ya que las componentes horizontales de los tirantes se equilibran en el tablero, por lo que los apoyos del puente solo tienen que soportar acciones verticales y las únicas horizontales trasmitidas al terreno son debidas a las acciones exteriores. 10. Las luces de compensación son menores. 11. La cantidad de acero en los cables disminuye con la altura de las torres sobre el tablero tanto con atirantamiento en arpa como atirantamiento en abanico, conduciendo al óptimo valor comprendido entre 0.20L y 0.25L. 12. Para la rigidización longitudinal de las torres es conveniente que la relación entre el vano de compensación y el principal (L1/L) adopte valores de 0.4 en puentes de carretera y 0.36 en puentes de ferrocarril.

2.8.2. TIPOLOGÍA DE LOS PUENTES ATIRANTADOS Varios son los criterios que pueden utilizarse para hacer una división tipológica de los puentes atirantados •

Según de la disposición de los tirantes

o Tirantes en abanico En este sistema todos los tirantes pasan por la cabeza de las torres. Estructuralmente es el sistema más eficaz ya que al pasar todos los cables por la coronación de las torres, tienen su máxima inclinación y por tanto la cantidad de acero necesaria en los cables es la menos. Los cables toman la máxima componente vertical de peso propio y sobrecarga y la componente horizontal trasmitida al tablero y a las pilas es mínima. Es decir: Menor peso de acero en los tirantes Menores axiles en el tablero. Menor flexión en las pilas principales. Sin embargo, presenta el inconveniente de pasar todos los cables por la cabeza de las torres, por lo que la silla de acoplamiento presenta problemas de congestión. o Tirantes en arpa. En este sistema los cables se van anclando en la torre a diferentes alturas, de forma que se sitúen paralelos unos a otros. Este sistema presenta un mejor aspecto estético que el anterior. Sin embargo da lugar a momentos flectores importantes en la torre por lo que su buen funcionamiento queda garantizado si la pila es fija o si el vano de compensación está anclado al terreno.

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o Tirantes en semiabanico. Se trata de una solución intermedia entre la disposición en arpa y la disposición en abanico. Los tirantes se van anclando a la menor altura posible de la cabeza. Es una disposición que goza de los dos sistemas y se está imponiendo actualmente. o Tirantes en estrella Esta disposición es estéticamente atractiva pero contradice el principio de que los tirantes deben anclarse lo más distribuidos posibles en el tablero, por lo que no se utiliza. •

Según la disposición de los planos de atirantamiento o Dos planos verticales de atirantamiento En este sistema se pueden adoptar dos opciones • Que los sistemas se anclen fuera de la estructura del tablero, lo que exige la disposición de pequeñas ménsulas o anclajes adosados lateralmente a las jácenas de rigidez. • Que los cables se anclen en la estructura del tablero encima de las jacenas de rigidez.

o Dos planos inclinados de atirantamiento Los cables van desde los bordes del tablero a la cabeza de la torre, que debe adoptar forma de A para contrarrestar el efecto de las cargas desequilibradas en el puente. Esta disposición produce un incremento de la rigidez torsional del puente, muy interesante para la estabilidad a efectos del viento. Es una disposición muy recomendada para vanos grandes con torres altas en A, que al utilizar esta disposición de cables en la cabeza de A, ayuda a evitar los peligrosos movimientos torsionales del tablero por efecto del viento.

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o Un plano vertical de atirantamiento con una o dos torres En este caso el plano de atirantamiento se sitúa en el centro del tablero. Las torres y los cables ocupan una parte de la superficie de tráfico por otro lado la torsión de las acciones descentradas debidas a la sobrecarga y la acción del viento, deben ser resistidas exclusivamente por el tablero, por lo que es necesario disponer una sección en cajón con suficiente rigidez. Esta disposición requiere una mediana importante de separación de tráfico donde alojar la torre y una protección especial de los cables frente al impacto de vehículos.

o Varios planos de atirantamiento En algunos casos de tableros muy anchos se han planteado tres vanos principales de atirantamiento. •

Según la geometría de las torres. o Vanos laterales descompensados. Si la relación entre el vano de compensación L1 y el principal L supera el valor de 0.4, este sistema no es capaz de controlar la cuantía de los momentos flectores del tablero, producidos de la actuación de la sobrecarga en el vano de compensación. La falta de rigidez del vano principal impide contrarrestar adecuadamente las cargas de los tirantes traseros. En este caso es necesario rigidizar las torres en el sentido longitudinal, para que sean capaces de absorber la flexión y el cortante, producida por la componente horizontal de los tirantes en cabeza. Las componentes horizontales se equilibran con la compresión en el dintel, pero el momento que produce el par de fuerzas debe ser resistido por la cimentación de la pila, lo que puede conseguirse con el par de fuerzas verticales bajo el tablero, mediante la disposición de dos paredes verticales. o Subdivisión de las pilas. Si el puente tiene un solo plano de cables, puede adoptarse la solución de pila longitudinal maciza o en A

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Estas pilas presentan el inconveniente de que no tienen mucha rigidez a los esfuerzos transversales de viento, por lo que suelen ser más recomendables disposiciones, como las indicadas en la figura:

La pila en A se utiliza para disposiciones de cables en abanico, mientras que la pila en Y invertida, se usa para disposiciones en semiabanico. En ocasiones, para reducir las dimensiones de la cimentación, se adoptan soluciones en rombo

Estas soluciones se suelen adoptar cuando el tablero está a mucha altura y la abertura de las patas en A daría lugar a un encarecimiento innecesario de la cimentación. Si el puente tiene dos planos de cables puede haber torres con mástil único y planos de arriostramiento convergentes o dos mástiles aislados y planos de arriostramiento paralelo.

Si en lugar de mástiles se disponen pórticos pueden ser con arriostramiento fuera del tablero o arriostramiento dentro del tablero.

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En el caso de dos planos de arriostramiento también pueden utilizarse las torres en A, en Y invertida y en rombo.

En casos especiales, para garantizar la estabilidad longitudinal y transversal, pueden utilizarse torres espaciales. Por último, en cuanto a la vinculación del tablero y la torre, puede distinguirse entre tablero vinculado y tablero independiente.

•

Según el material y morfología del tablero La primera subdivisión de los tableros puede hacerse en función del material utilizado, lo que conduce a tableros metálicos, de hormigón y mixtos. La solución de hormigón es ventajosa por el efecto favorecedor de la compresión del tablero en el trabajo a flexión compuesta. Las restricciones al pandeo de la solución metálica comprimida desaparecen en los tableros de hormigón. El mayor peso y amortiguamiento que tiene la solución de hormigón frente a la metálica, es ventajosa para resistir los empujes aerodinámicos debidos al viento. La sección transversal de tableros de hormigón dispone además de las dos tipologías comunes con los otros materiales: tablero bijácena y tablero cajón unicelular o multicelular. El diseño de losas delgadas de hormigón ha dado resultados excelentes para el caso de puentes con cuatro carriles. Si el número de carriles aumenta, la flexión transversal puede conducir a cantos de hormigón excesivos, que podría reducirse con vigas transversales, encareciendo la solución. Los tableros metálicos solo son adecuados en las grandes luces, donde el peso es factor determinante.

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Los tableros mixtos son interesantes por los siguientes aspectos: 1. Se reduce el problema de la inestabilidad aerolástica como consecuencia de la mayor masa y amortiguamiento que la sección metálica. 2. El menor ratio de sobrecarga/peso propio que en la solución metálica hace que los problemas de fatiga de los cables se vean disminuidos. 3. Por el contrario la solución mixta, los fenómenos de fluencia y retracción conducen a una pérdida de eficacia del sistema, que puede obviarse mediante la utilización de losas de hormigón prefabricadas con suficiente tiempo antes de conectarlas a la sección metálica, para que un aparte importante de la retracción se haya producido antes de la conexión y la fluencia actúe sobre hormigones de mayor edad. •

Puentes atirantados continuos En el caso de puentes continuo, para tratar de cumplir esta condición los vanos deben tener luces iguales, salvo los extremos en donde los cables se anclan convenientemente.

2.8.3. CONEXIÓN Y ANCLAJES Anclajes en la pila Las principales consideraciones del anclaje de los tirantes a la pila, provienen de la necesidad de mantenimiento de los tirantes y de evitar transmitir a la pila esfuerzos que obliguen a un esfuerzo especial a la misma Para pilas de hormigón, un primer procedimiento utilizado conlleva la imposibilidad de sustitución de tirantes, suprimir el anclaje, pasando el tirante por encima de la torre de un lado a otro a través de una vaina curva metálica embebida en el hormigón. La variación de carga que puede existir entre uno y otro lado de la pila se recoge por rozamiento. El segundo procedimiento evita el problema de la sustitución de tirantes, consiste en anclar de forma independiente los cables de un lado de la torre y loa de otro. EL anclaje debe hacerse de forma que se evite la trasmisión de esfuerzos anómalos a la pila. Para evitar problemas de torsión y momento en la pila, puede adoptarse el sistema de anclar interiormente dos tirantes centrados en cada nivel. Requiere una mayor dimensión de la pila por necesidad de espacio para mantenimiento. Anclaje en el dintel La solución puede diferir si el tablero es de hormigón pretensado, metálico o mixto. El anclaje puede ser rígido si se empotra en el tablero y no tiene posibilidad de giro o articulado si la tiene. Para el caso de tableros de hormigón, puede utilizarse el anclaje rígido, con la tecnología del hormigón pretensado, en donde el tubo dentro del que va el tirante está embebido en la losa del tablero. El caso de anclajes articulados puede realizarse mediante orejetas y elementos articulados. 54

2.8.4 CÁLCULO DE PUENTES ATIRANTADOS Para el cálculo de los tirantes se usa un modelo de elasticidad modificado por un serie de parámetro, debido al incremento de longitud debido a la deformación. Este módulo se llama módulo de Ernst:

Siendo como:

, el peso propio del cable y

la longitud horizontal y

y

vienen definidos

CÁLCULO NUMÉRICO Es importante tener en cuenta que los tirantes al tener una forma de catenaria, tienen un módulo de elasticidad variable con la forma de la misma, que depende a su vez de la luz, del peso y de las tensiones externas de los mismos sobre todo si los cables son muy largos, pues su deformidad es mayor. Para calcularlo se usan métodos matriciales o elementos finitos. En el caso de grandes puentes se usan cálculos de segundo orden y no lineales, es un cálculo más complejo. Siendo un modelo espacial de 6 grados de libertad por cada barra, tenemos dos posibilidades a considerar: -

Cimientos infinitamente rígidos. Terreno nuevamente definido.

Para realizar el cálculo de las reacciones, cálculo preliminar, consideramos el tablero como un viga continua, apoyada en los puntos de anclajes y en los apoyos de los pilares, bajo las acciones de peso propio del dintel más el peso propio del tirante. Únicamente quedaría ver la respuesta del tirante para las cargas puntuales del carro. Lo que se realiza es sobredimensionar los cables para que converja rápidamente. Para dimensionar las pilas, lo ideal es que estén sometidas únicamente a compresiones, de forma que los componentes horizontales de los tirantes del vano principal se equilibren con las de los tirantes del vano secundario, lo que conduciría a disposiciones simétricas. Como normalmente la luz del vano de compensación L1 es menor o igual que 0.4 de la luz del vano principal L, los cables que no se equilibran con sus simétricos, porque no existen, lo hacen con el tirante anclado al punto fijo.

2.8.5. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES ATIRANTADOS Dada su tipología, el método más adecuado y económico es el de avance en voladizo de anclaje a anclaje. No obstante, en la construcción de este tipo de puentes se han utilizado otros procedimientos.

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1. Construcción por voladizos sucesivos. Similar a la de los puentes colgantes, con la consideración de que ahora hay que ir poniendo los anclajes cada vez que se van poniendo dovelas y avanzando desde un anclaje al siguiente. Antes de proceder a la disposición y tensado de cada tirante, las últimas dovelas deben resistir en voladizo las cargas de construcción y el resto de acciones correspondientes a esa fase, pudiendo suceder que los esfuerzos generados en esta situación sean superiores a los que corresponderán en la fase de servicio. La solución más usada es la de reducir la separación de los tirantes. 2. Construcción mediante apeos provisionales. Si el terreno lo permite puede construirse todo el tablero apoyándolo sobre cimbra o sobre apoyos puntuales. Una vez construido el tablero, se procede a su atirantamiento para retirar finalmente los apoyos provisionales. EL tensado de los tirantes puede realizarse mediante gatos o bien construir el tablero ligeramente más alto que su posición final, fijando a continuación los tirantes sin tesar. Después se retiran los apoyos del tablero y el peso del mismo tensa los cables. 3. Construcción mediante empuje Construir el puente en la campa de premontaje junto a él y una vez premontado, empujarlo hasta su posición definitiva, igual que en los puentes viga. En la operación de empuje normalmente se utiliza la típica nariz de empuje. Puede hacerse con los tirantes ya tensados o sin ellos.

4. Construcción mediante giro. Otro procedimiento de construcción de puentes atirantados consiste en construir cada semipuente si tiene dos torres o el puente entero si tiene sólo una torre, paralelo al rio sobre tierra firme, apoyando el tablero sobre cimbra. Una vez construido el tablero, se montan los tirantes con lo que se puede retirar la cimbra y entonces se giran, pivotando sobre las torres hasta situarlos en su posición definitiva. 5. Construcción mediante ripado. Con este procedimiento el puente se construye paralelo a su situación definitiva y posteriormente se desplaza transversamente (ripado) hasta llevarlo a su posición.

2.9. PUENTES ESVIADOS Fue con la aparición del ferrocarril, con exigencias estrictas de trazado, cuando aparecieron los puentes esviados. Puede definirse el ángulo de esviaje como el ángulo que forma el eje longitudinal del tablero con el eje de apoyos. Ángulos de esviaje menores de 20o afectan de forma significativa a los momentos flectores y esfuerzos cortantes del tablero. Actualmente se realiza con dos tipologías específicas: puente pérgola y puentes de semitableros desplazados. El estudio del comportamiento resistente de los tableros de puentes esviados implica una deformación a torsión con eje de torsión en la dirección de los ángulos agudos que perturba de manera sustancial su respuesta.

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Viga esviada apoyada. La viga oblicua o esviada es una abstracción correspondiente a un tablero con una anchura muy pequeña apoyada con un ángulo de esviaje , que consideramos inicialmente como biapoyada. El comportamiento de la viga esviada biapoyada a efectos de flexión es domo si tuviera un empotramiento elástico dependiente de la relación de rigideces a flexión y torsión del tablero K=GJ/EI, así como del ángulo de esviaje Para valores pequeños de la relación de rigideces K, lo que corresponde a vigas doble T, el momento torsor resistido por la viga es muy pequeño y la respuesta de momentos flectores y esfuerzos cortantes es igual que la de las vigas rectas. En el otro extremo, para valores de K muy grandes, lo que corresponde a las vigas cajón, el momento torsor resistido es importante y la ley de momentos flectores negativos alcanza grandes valores. El análisis de los momentos torsores y flectores que solicitan a la viga real de anchura finita, manteniendo el comportamiento elástico de la viga, conduce a las siguientes conclusiones: a) La torsión descarga los apoyos situados en los ángulos (B y C) y carga los situados en los ángulos obtusos (A y D) b) La combinación de la flexión y la torsión inclina hacia los ángulos obtusos la dirección de los momentos flectores principales. c) La descarga de los apoyos B y C, puede convertir en tracciones la resultante de las reacciones en dichos apoyos, apareciendo momentos flectores negativos a lo largo de BA y CD. Viga esviada continua En el caso de que la viga esviada sea continua, con una relación de rigideces K=1, si se varía el ángulo de esviaje se obtienen las siguientes conclusiones: a) Los momentos flectores que aparecen en los apoyos intermedios de la viga continua, con muy parecidos a los de la viga recta equivalente, cualquiera que sea el ángulo de esviaje . b) Los momentos torsores de las vigas centrales son mucho más pequeños que los de las extremas, debido a que la continuidad reduce mucho el efecto de ángulo de esviaje . c) Sin embargo en los vanos extremos los momentos torsores y flectores son importantes, aunque menos que en la viga biapoyada, lo que indica que la viga continua se comporta como oblicua solo en los vanos extremos. d) En el caso de que el parámetro K=GJ/EI sea muy pequeño, como corresponde a las vigas doble T, el efecto de la oblicuidad desaparece. Tablero losa esviado biapoyado. El efecto del esviaje se refleja también en el caso de losa biapoyada esviada. Esta respuesta depende ahora no solo de la oblicuidad de los apoyos, sino de la relación ancho luz (a/l).

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Tablero losa esviado continuo El comportamiento de los tableros losa esviado continuo depende del ángulo de esviaje. Como se sabe, en tableros rectos continuos la carga de uno equilibra el momento flector del vano contiguo cargado. Este efecto de compensación se va reduciendo a medida que va disminuyendo el ángulo de esviaje. Tablero esviado de vigas. La oblicuidad en un tablero esviado equivale a un giro torsional impuesto que le obliga a acoplarse a la geometría de los apoyos. Un tablero esviado de vigas doble T, se comporta como un tablero recto con luz igual a la oblicua. Para las cargas repartidas, la disposición de vigas riostras en un tablero esviado de vigas no presenta ninguna ventaja, no traspasando cargas en el sentido transversa del tablero. Si las vigas tienen rigidez torsional importante, como en el caso de las vigas artesa, pueden repartir mejor transversalmente las cargas y el efecto de la oblicuidad como en las losas esviadas. Las flexiones longitudinales disminuyen apreciablemente y las torsiones aumentan. Viga cajón esviada biapoyada. 1) En el caso de la viga cajón esviada se aprecia el efecto de la oblicuidad, trasladando el estado tensional hacia los ángulos obtusos. 2) En el caso de la viga cajón esviada, los esfuerzos cortantes se concentran en la zona del alma correspondiente al ángulo obtuso. 3) La reducción en la flexión que se consigue en el tablero cajón esviado, introduce una torsión muy grande. Viga cajón esviada continua 1) La influencia de la deformación impuesta que supone la presencia de apoyos esviados, se reduce al pasar de viga cajón esviada biapoyada a continua. 2) Aparecen flexiones transversales en el cajón de tipo altimétrico extendidas a toda su longitud. 3) En los vanos centrales el efecto del esviaje es mínimo. 4) El efecto debido al esviaje es más importante en los vanos externos.

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2.9.1. PUENTES PÉRGOLA Las vigas se disponen perpendicularmente al eje del tráfico inferior, lo que produce una superficie ocupada por las vigas del puente, mucho mayor que la estrictamente necesaria por el tráfico superior. Lo que se hace es hormigonar la losa en la zona estrictamente necesaria, quedando unas áreas triangulares en donde se ven las vigas, razón por la que recibe el nombre de puente pérgola. Si el esviaje no es muy fuerte puede adoptarse una solución losa extendiéndose este algo más de lo necesario para dirigir las flexiones en dirección normal. Una tercera solución consiste en mantener la longitudinalidad del cruce pero disponiendo unos apoyos intermedios que se traducen en pórticos que puentean el tráfico inferior.

2.9.2 PUENTES CON SEMITABLEROS DESPLAZADOS Consiste en construir dos viaductos de vía única adosados longitudinalmente, con lo que se evitan los problemas resistentes derivados del esviaje y en los que disponiendo en ocasiones pilas intermedias puede obtenerse el gálibo necesario. En algunos casis la junta longitudinal entre los dos semiatableros, se dispone a lo largo de toda la longitud del viaducto. En otros casos se disponen los dos semitableros en el centro del vano únicamente.

2.10. PUENTES CURVOS Al igual que los puentes esviados, los puentes curvos nacieron como consecuencia del desarrollo del ferrocarril. Los primeros puentes curvos se construían mediante dos líneas poligonales dentro de las que quedaba inscrito el tablero curvo, de forma que el tablero construido era mayor del estrictamente necesario. Actualmente se sigue usando esta tecnología, aunque el tablero se construye mediante la utilización de vigas prefabricadas.

2.10.1. VIGA CURVA En el caso de una viga curva isostática cargada verticalmente, se generan momentos flectores y torsores poco importantes. Las deformaciones comprenden corrimientos verticales y giros de torsión. En cuanto a la ley de momentos flectores de una viga curva es prácticamente la misma que la de una viga recta que tenga por longitud el desarrollo de la curva. Si se reduce el radio la ley crece ligeramente. Si se mantiene la rigidez a flexión (EI) y se reduce la rigidez a torsión (GI) se produce un incremento importante de las flechas y los giros de torsión. Por el contrario si la viga se empotra a flexión se produce una disminución importante de los momentos torsores que solicitan a la viga. Si la viga está apoyada a flexión, la ley de momentos torsores es importante, mientras que si la viga está biempotrada estos se reducen de manera significativa. Por tanto, en el caso 59

de una viga curva continua en los tramos centrales en los que los extremos funcionan como empotramientos a flexión, la ley de momentos torsores es poco importante. En cuanto a las flechas y giros de torsión de la viga, si se reduce la rigidez a torsión aunque se mantenga la rigidez a flexión, las flechas y los giros aumentan de forma importante.

2.10.2. TABLEROS LOSA CURVOS Mientras que en un tablero recto no existe redistribución transversal en planta de esfuerzos, llevándose prácticamente cada viga longitudinal imaginaria del mismo la carga que la solicita, en un tablero curvo, al igual que en uno esviado, existe una redistribución importante de esfuerzos, pudiendo decir que la geometría condiciona los esfuerzos de la sección. En un tablero curvo se producen dos mecanismos resistentes: la rigidez a flexión de las vigas imaginarias longitudinales y la rigidez a torsión de las mismas. Además hay que contar con la rigidez de los elementos transversales como las riostras, pudiendo indicarse lo siguiente: 1. La rigidez a torsión de los elementos transversales del tablero, tiende a igualas los giros de flexión de las vigas longitudinales, descargando las vigas exteriores y cargando las interiores. 2. La rigidez a flexión de los elementos transversales se excita por la diferencia de flechas entre las vigas longitudinales y por la diferencia entre los giros a torsión de las mismas. 3. La influencia de este mecanismo de resistencia depende de la relación de inercias a flexión y torsión K=EI/GJ de las vigas longitudinales. 4. En secciones con valores K grandes (vigas longitudinales de poca rigidez a torsión) se produce una descarga de las vigas interiores hacia las exteriores. 5. En secciones transversales de gran rigidez a torsión, como las secciones cajón, la solicitación de torsión se resuelve mediante tensiones tangenciales sin que haya incremento de la flexión del tablero. 6. En tableros curvos resulta inconveniente utilizar secciones con gran inercia a la torsión, lo que se puede conseguir utilizando: o Secciones macizas o aligeradas interiormente o Secciones cajón o Mediante arriostramientos transversales muy rígidos a torsión. 7. Bajo cargas puntuales, el reparto transversal está influenciado por la situación de la carga en el tablero y por el radio de curvatura de la losa. 8. En las losas curvas continuas se reduce mucho la influencia de la solicitación torsora en los vanos centrales.

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2.10.3. TABLERO CAJÓN CURVO La curvatura en planta produce una distorsión del cajón, tanto para cargas puntuales como para cargas repartidas, que tiende a carga la zona del cajón próxima al centro de curvatura y a descargar la opuesta. El efecto que genera la distorsión es como si la zona de la viga cajón más próxima al centro de curvatura fuese más rígida que la opuesta. Este efecto es mayor cuanto más pequeño es el radio de curvatura y cuanto mayor es la relación ancho/luz Para radios de curvatura pequeños, si la carga puntual está en el borde exterior el reparto es más adecuado que si la carga está en el borde interior.

2.10.4. MÉTODOS CONSTRUCTIVOS DE LOS PUENTES CURVOS 1. Construcción en cimbra 2. Construcción con cimbra autoportante 3. Construcción por empuje

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CAPITULO 3: ELEMENTOS DE UN PUENTE 3.1. DEFINICIONES El término puente se utiliza para describir estructuras con un trazado por encima de la superficie del terreno que permite salvar obstáculos naturales o artificiales. • • • • •

•

• • • • • • • • • • •

Viaducto: se refiere a este tipo de estructuras que soportan tráfico de automóviles o trenes. Acueducto: puente por el que circula agua. Pasarela: obra de este tipo reservada al paso de peatones. Pequeñas obras de paso: se denominan así a las tajeas, pontones y alcantarillas, destinadas al paso natural del agua o al de personas. Definición del Ministerio de Fomento de Puente de Carretera: De acuerdo con la IAP, en el concepto de puentes de carreteras se consideran incluidas las obras de paso que soportan cualquier tipo de vía definida en la Ley de Carreteras. Cuya función es la de salvar un discontinuidad en un trazado para permitir el paso del tráfico pesado. Superestructura de un puente. En este término de engloban todos los elementos estructurales de la obra de paso (tirantes, tablero…) y los funcionales que le son anexos (pavimento, impermeabilización…) Infraestructura de un puente: Constituida por la cimentación. Estructura isostática: Aquella en la que los extremos quedan definidos por las condiciones de equilibrio. Estructura hiperestática: Aquella en la que para la obtención de esfuerzos es necesario ecuaciones de equilibrio o compatibilidad. Luz libre de vano: Distancia horizontal entre paramentos contiguos de las y/o estribos que delimitan un vano. Luz de cálculo de vano: Distancia horizontal entre ejes de apoyo de un vano. Longitud de un puente: Distancia horizontal entre juntas de dilatación extremas de un tablero. Galibo Vertical: distancia vertical libre entre el tablero de la estructura y el obstáculo que salva. Gálibo horizontal: distancia horizontal entre los paramentos contiguos de las pilas y/o estribos que delimitan un vano. Esbeltez: relación entre el canto de un tablero y su luz. Vano: cada uno de los espacios de un puente, comprendido entre dos apoyos consecutivos. Tajamar: elemento extremo de la pila de un puente que adopta una forma de sección redondeada para conducir suavemente la corriente.

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3.2. ELEMENTOS DE UN PUENTE Se pueden dividir en tres niveles: Superestructura, la parte del puente donde actúa la carga móvil y está constituida por: −

− − − −

Tablero: soporta directamente los esfuerzos de las cargas dinámicas, y por medio de vigas trasmite sus reacciones a los estribos o pilas, a su vez estas lo hacen a la cimentación. Vigas longitudinales y transversales: son los elementos que permiten salvar el vano, pudiendo tener una gran variedad de formas. Aceras y barandillas Capa de rodadura Impostas

Subestructura, es la parte del puente que se encarga de transmitir solicitaciones a los cimientos y está constituida por: −

−

−

−

Estribos: están situados en los extremos del puente y sostienen los terraplenes de aproximación. A diferencia de las pilas, aparte de recibir las reacciones de la estructura también reciben las del terreno. Están compuestos por un muro frontal que soporta el tablero y muros laterales. Pilas: apoyos intermedios de los puentes de dos o más vanos. Deben soportar la carga permanente y la sobrecarga sin asientos y ser insensibles a la acción de los agentes naturales. Aparatos de apoyo: son elementos a través de los cuales e tablero transmite las acciones que le solicitan a las pilas y estribos. El más común de los apoyos es el neopreno zunchado, constituido por caucho sintético, que lleva intercaladas unas chapas de acero. Terraplenes

Infraestructura, es la parte del puente que se encarga de transmitir las solicitaciones al terreno y se denominan: − −

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Cimentación: de zapatas o pilotado. Tajamares

CAPITULO 4: ESTABLECIMIENTO DE ACCIONES EN PUENTES DE CARRETERA, SEGÚN IAP http://www.fomento.es/NR/rdonlyres/2E268DB6-87AC-41C9-A33132C63C25195C/111523/0820303.pdf

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CAPITULO 5: ESTABLECIMIENTO DE ACCIONES EN PUENTES DE FERROCARRIL SEGÚN LA IAPF http://www.fomento.gob.es/AZ.BBMF.Web/documentacion/pdf/RE1116.pdf

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CAPITULO 6: TIPOLOGÍA Y CÁLCULO DE TABLEROS RECTOS 6.1. EL TABLERO El tablero de acuerdo con la instrucción de carreteras, consta de la plataforma y las acera. Lo define como la superficie apta para el tráfico rodado, situada a nivel de la calzada, entre los bordillos de las aceras laterales. Según del material del que estén constituidos pueden dividirse en tableros de hormigón, metálico o mixto.

6.1.1. TABLEROS DE HORMIGÓN

6.1.1.1. TABLEROS DE VIGAS EN DOBLE T Este tipo de tablero de puentes es el más común hoy en día, por las ventajas que reporta la prefabricación de las vigas en plantas especializadas y el montaje del puente, ya que basta con una grúa y después se hormigón las losa mediante placas de encofrado. Un punto muy positivo es que la construcción del puente puede realizarse afectando mínimamente al tráfico inferior. Este tipo de tableros se realiza con vigas biapoyadas (de apoyo en apoyo) dando continuidad a la losa de compresión hormigonada in situ. La idea es la de resistir el peso propio, la carga muerta y la sobrecarga, distribuyendo la rigidez longitudinal a flexión en una serie de líneas paralelas al eje del puente materializadas por las vigas pretensadas. Las vigas pueden ser: − −

Hormigonadas in-situ (No se suele aplicar) Prefabricadas

Los tableros ejecutados in situ tienen la característica de tener mayor volumen de hormigón y peso propio del puente. La longitud máxima del vano en tablero de vigas doble T suele ser de 45m, dejando una separación entre vigas, pero dando continuidad a la losa. No obstante si se le da continuidad a las vigas en los cuartos de luz, el tablero puede llegar hasta los 60 70 metros.

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• •

Vigas: donde se concentra la rigidez longitudinal del puente, todas iguales. Losa de compresión: losa de hormigón armado a la que están solidariamente unidas las vigas mediante armadura saliente de las cabezas de éstas, y que tiene dos misiones: − Repartir las cargas actuantes. − Incrementar la inercia longitudinal de las vigas.

El proceso de ejecución puede ser: −

Se colocan las vigas apoyadas en los neoprenos y se hormigona la losa de compresión sobre ellas, con la ayuda de placas de encofrado perdido.

−

De losa adosada, ya en desuso.

6.1.1.2. TABLEROS DE VIGAS ARTESAS La más utilizada, debido al mejor reparto trasversal que supone respecto a las vigas en doble T. Permiten mayores luces de vano y son capaces de cerrar el ciclo de torsión.

La viga artesa una vez hormigonada se convierte en una viga en cajón, mejorando los mecanismos de reparto en el tablero, con mayor rigidez a torsión que la doble T. Se trata de una viga mucho más cara y pesada que la doble T, pero es más eficiente.

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6.1.1.3. TABLEROS DE VIGA CAJÓN Los tableros de viga cajón presentan una seria de ventajas respecto de los tableros de vigas:

• • • •

Son capaces de resistir grandes momentos flectores positivos y negativos gracias a que disponen de una gran cabeza inferior y superior, por lo que pueden alcanzar grandes luces. Además son indicadas para cargas descentradas. Tienen mayor rigidez a Torsión al tratarse de secciones cerradas. Al tener una mayor rigidez transversal pueden reducir al mínimo el espesor de sus paredes. Tienen un gran radio de giro, lo que le da una excelente capacidad de absorción del pretensado.

Este tipo de tableros se suelen utilizar en grandes luces, debido al gran coste económico que suponen, no obstante trabajan excelentemente. 6.1.14. TABLEROS LOSA En tablero losa puede estar conformada de hormigón armado, losa maciza, o aligerada, normalmente acabado con dos alas, que soporta las aceras del puente. El peso propio es un gran condicionante, que no resulta excesivo debido a los aligeramientos. Se suelen situar en el eje de la fibra neutra de modo que reducen el peso del tablero sin apenas variar la inercia del mismo. Se suelen construir mediante cimbra apoyada en el suelo y al no ser una forma prediseñada, puede adaptarse a trazados curvos, una ventaja con respecto a los puentes viga. Se pueden construir de canto variable, lo que permite acomodar el diseño a las solicitaciones previstas, lo que también permita una mayor libertad de forma y situación de las pilas.

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6.2. DISPOSICIÓN Y DIMENSIONAMIENTO DE LOS TABLEROS DE VIGAS La sección transversal del tablero comprende todas las características resistentes y constructivas del mismo. A la hora del cálculo es necesario tener en cuenta las fuerzas a las que se va a encontrar sometido; peso propio, carga permanente, sobrecarga… Las dos primeras actúan siempre y los esfuerzos generados crecen con el cuadrado de la distancia, por lo que convendría aligerar la sección a medida que aumenta la luz del tablero. En cuanto a la disposición de las vigas en la sección transversal dependerá del tipo de sobrecarga, en el caso del ferrocarril irán bajo los raíles. En el caso de puentes de carretera se distribuyen uniformemente a lo largo de la sección trasversal. La relación entre la carga y la sobrecarga determina la cuantía de la oscilación de los momentos flectores principales que actúan sobre las vigas. Si los momentos flectores a los que van a estar sometidas las vigas en estado de servicio son muy variables, deberán utilizarse secciones con gran radio de giro, vigas de almas delgadas con grandes cabezas. Las vigas pretensadas prefabricadas pueden ser de dos tipos: • •

Vigas en doble T Vigas artesa

La viga artesa es más cara y pesada que la doble T, pero su respuesta estructural es mucho mejor, pues una vez hormigonada se transforma en viga en cajón, con mayor rigidez a torsión y mejor reparto de cargas. Puede decirse que dos vigas artesa son equivalentes a cinco vigas doble T. La separación entre vigas viene ligada al tamaño de las mismas, espesor de la losa y la existencia o no de riostras. Las losas serán, en la medida de los posibles del mismo tipo y armadas de igual manera.

6.2.1. DIMENSIONAMIENTO DE TABLEROS DE VIGAS Las variables más importantes en el predimensionamiento de un tablero de vigas son: • • • •

Luz del tablero Tipo de arriostramiento transversal Clase de pretensado: total o parcial Vinculación entre tramos sucesivos 6.2.1.1. LUZ DEL TABLERO

Es la variable más importante, ya que determina la cuantía de la armadura de flexión. Luces máximas de 45m en vigas biapoyadas.

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6.2.1.2. RELACIÓN CANTO-LUZ Es el valor que define la esbeltez de un tablero, y que suele rondar entre L/30 y L/50. El área de la cabeza inferior influye de manera importante en la esbeltez del tablero. Si se desea aumentar la esbeltez manteniendo la separación de vigas, hay que aumentar el área de la cabeza.

Donde − − − −

h= canto de la viga, sin contar el espesor (25 cm) Canto total= h+25 b= ancho del tablero n= número de vigas L= luz de cálculo 6.2.1.3. ANCHURA DE LAS ALMAS DE LAS VIGAS

El espesor de una viga puede obtenerse mediante la expresión: e=3+0,161h-0,00042 Donde e es el espesor en cm y h el canto en cm. El espesor del alma de las vigas normalmente no viene determinado por condiciones resistentes, sino por problemas constructivos, para asegurar un correcto hormigonado. El espesor normal para puentes pequeños oscila entre 15 y 22 cm, en el caso de pretensados 20c, y para puentes de mayor luz oscila entre 30 y 45 cm. 6.2.1.4. ANCHURA

DE LA CABEZA DE COMPRESIÓN DE LA VIGA

La anchura de la cabeza de compresión de una viga depende de que el tablero se construya en prolongación de las alas o superpuesto a estas. En el primer caso inferior.

≈0,8h, mientras que en el segundo caso se asemeja al de la cabeza

6.2.1.5. SEPARACIÓN ENTRE VIGAS S Y ESPESOR DE LA LOSA H’ El espesor de la losa depende estrechamente de la separación de las vigas, ya que los esfuerzos transversales aumentan con s. Existe la tendencia de separar cada vez más las vigas debido a la economía que supone, no obstante existe un valor mínimo de h’ de 20cm por el que por debajo de este se complica la colocación de las armaduras y el cumplimiento de recubrimientos. Para el hormigonado de la losa de compresión se disponen “prelosas” de unos 5cm de espesor y sobre ellas se hormigona 20cm de losa.

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2.6.1.6. UTILIZACIÓN DE VIGAS ARTESAS Si se utilizan vigas artesas, la separación s será la distancia entre las almas de las vigas, no la distancias entre ejes. Las vigas artesa junto con la losa superior forman vigas cajón, pudiendo generar grandes anchos (26m) con solo dos vigas. −

−

Ventajas Mayor rigidez a torsión, lo que hace un reparto de cargas entre las vigas más eficaz. Por otro lado la losa superior tiene que resistir menos flexiones al tener una luz libre menor. Inconvenientes Mayor dificultad de fabricación y coste. Mayor peso para el transporte y el montaje. 6.2.1.7. TABLERO SUPERPUESTO VS TABLERO EN PROLONGACIÓN

Desde el punto de vista resistente es más adecuado el tablero adosado, ya que trabaja con todo su canto durante las fases de construcción. Por este motivo el tablero superpuesto requiere un 5%-10% más de canto. En el caso de querer dar continuidad a la losa de compresión, se hace indispensable el tablero superpuesto, lo que ha desplazado al tablero adosado. 6.2.1.8. VINCULACIONES ENTRE VANOS DE VIGAS PREFABRICADAS Las vinculaciones entre vanos en los tableros de vigas prefabricadas se pueden dar en: − − −

Tableros simplemente apoyados Tableros semi-continuos Tableros continuos

6.2.1.8.1. TABLEROS SIMPLEMENTE APOYADOS Es la disposición más utilizada, en las que las vigas longitudinales se apoyan sobre las pilas y estribos mediante apoyos de neopreno y sobre ellas se hormigona la losa. El pavimento requiere un junta de dilatación encima de las pilas que permita movimientos por temperatura, retracción, frenado y arranque. La existencia de estas juntas se traduce en una conducción muy incómoda por lo que se han dejado de utilizar.

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6.2.1.8.2. TABLEROS SEMI-CONTINUOS Tienen por objeto eliminar las juntas de dilatación en el pavimento. La idea es establecer la continuidad entre vanos a través de la losa superior, manteniendo la junta entre vigas prefabricadas, para lo que se dispone armadura de continuidad.

Para una correcta realización de la junta, la losa de compresión se desconecta de las vigas en una determinada longitud. En la puesta en obra se pone porexpan para evitar el hormigonado en esa zona. De esta forma se dota de flexibilidad a la losa frente a esfuerzos, debidos tanto a retracción, fluencia, como de sobrecarga o peso propio. Los momentos flectores producidos en la losa superior se resisten con armadura pasiva. La longitud de la zona desconectada L, crece con la longitud del tablero, a mayor luz mayor flexión.

Se suelen utilizar solo en los extremos, mejorando el confort en el paso carretera-puente. 6.2.1.8.3. TABLEROS CONTINUOS En los tableros continuos se establece la continuidad tanto en la viga cono en la losa. El armado entre vanos contiguos puede realizarse de varias formas: • •

Disponiendo armadura pasiva tanto en la losa superior como en el talón inferior de las vigas. Disponiendo armadura de pretensado. Su ejecución es muy laboriosa.

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6.2.1.8.4. TABLEROS CONTINUOS, TIPO GERBER O CANTILEVER Este tipo de apoyos se utiliza cuando la luz a salvar es mayor que la longitud de las vigas. Para ello se utilizan apoyos a media madera.

6.2.1.8.5. TRAMOS CONTINUOS CON UNIONES FUERA DE APOYOS También pueden disponerse las uniones fuera de los apoyos, pero dando continuidad a la unión. Esto se puede realizar mediante la utilización de pretensado. 6.2.1.9. COMPORTAMIENTO RESISTENTE DE UN TABLERO DE VIGAS Hay que tener en cuenta una serie de factores.

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−

Geometría en plante del tablero Los tableros esviados o curvos presentan un comportamiento distinto a los retos, debido a su geometría. En los rectos la variable más significativa es la relación ancho-luz.

−

Condiciones de vinculación en el entorno Se suponen los bordes laterales libres, los apoyos se considerarán simplemente apoyados en las pilas o estribos y no empotramientos, lo que conduciría a un pórtico.

−

Distribución de rigideces en planta El reparto de las cargas dependerá de las rigideces de cada uno de los elementos que forman el puente, losa, pilas, estribos, riostras…

−

Características de los materiales Características de los materiales constitutivos del tablero.

−

Tipos de cargas Se considerarán las cargas definidas en la IAP y la IAPF, que son tres; cargas puntuales, cargas lineales y cargas superficiales.

6.2.1.10. DESCOMPOSICIÓN DE LA RESPUESTA RESISTENTE Como caso genérico de la respuesta resistente de un tablero, se puede considerar el caso de una carga puntual aplicada en el centro, con una excentricidad respecto al eje longitudinal del tablero. − − −

Sección transversal indeformable con la carga puntual centrada Es un estado de flexión cilíndrica pura, donde todas las vigas están sometidas a los mismos factores y tienen los mismos desplazamientos. Sección transversal indeformable Actúa un par torsor de valor igual a la cargar unitaria multiplicado por la excentricidad respecto del eje longitudinal del tablero. Sección transversal deformable Esta sección se deforma como consecuencia de las flexiones locales producidas por la carga puntual.

En caso general, basta con dos riostras extremas en apoyos y tres intermedias para conseguir la indeformabilidad del tablero.

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6.2.1.11. TENSIONES LONGITUDINALES Las tensiones longitudinales son las más importantes, pero también influyen otras tensiones. En el primer estado de carga b) provoca tensiones longitudinales de tracción en la cabeza superior de las vigas y en la losa y de compresión en la cabeza inferior. En el segundo estado c) se producen tensiones longitudinales, aunque menos fáciles de discernir. En el tercer estado de cargas d) las tensiones longitudinales son menos importantes. Hay que indicar que este tipo de tableros son muy resistentes a las cargas puntuales, deformándose de manera importante, pero su efecto se amortigua rápidamente. 6.2.1.12. MECANISMO GENERAL DE FLEXIÓN. REPARTO TRANSVERSAL DE CARGAS Dada una carga puntual es máxima y se sitúa en el centro de la luz sobre la viga extrema de borde. En este caso la viga descenderá la flecha v. La losa estará obligada a seguirla por continuidad, apareciendo unos momentos flectores y esfuerzos cortantes en sus extremos como se indicaba en la figura anterior. Por efecto de ellos la viga exterior se descarga y se sobrecarga la vida contigua. Por otro lado la viga extrema y la viga contigua experimentan giros longitudinales hacia las vigas interiores, reduciéndose su magnitud con la distancia. La cuantía de este efecto depende de los siguientes parámetros: Relación de rigideces a flexión de la losa en dirección transversal y de las vigas en dirección longitudinal Cuanto más rígidas sean las vigas, más pequeñas será la flecha v. Rigidez a torsión de las vigas longitudinales Cuanto mayor sea la rigidez a torsión, menor será el giro alrededor del eje de la viga. Rigidez a torsión de la losa superior Es consecuencia de los diferentes giros que experimentan las vigas longitudinales en una misma sección transversal del tablero.

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6.2.1.13. EFECTO MEMBRANA DE LA LOSA SUPERIOR Según lo dicho los apartados anteriores, cada una de las vigas experimentarían en su cabeza unos corrimientos longitudinales diferentes, a estos se opone la continuidad de la losa superior mediante la aparición de unos esfuerzos de membrana (esfuerzos cortantes longitudinales y esfuerzos axiles) Este efecto membrana produce una redistribución de las tensiones longitudinales de flexión, descargando la zona más solicitada, y descargando la menos solicitada. La integración de estos esfuerzos a lo largo de la viga equivale a un esfuerzo axil en la cabeza superior, que trasladado al centro de gravedad de la viga equivale a un esfuerzo axil y un momento flector. 6.2.1.14. TABLEROS CONTINUOS Los tableros continuos tienen menor capacidad de reparto transversal que los biapoyados para cualquier tipo de carga.

6.3. TABLEROS FORMADOS POR VIGAS CAJÓN El comportamiento resistente de una sección cajón está influido por el alabeo torsional, la distorsión y los estados tensionales longitudinales y transversales. No obstante es mejor que otros, como por ejemplo los constituidos por vigas de doble T. 1. Mayor rigidez a torsión de las vigas longitudinales, lo que proporciona un mejor empotramiento. 2. Las luces transversales de la losa son más pequeñas y por tanto se comporta mucho más rígida. 3. El efecto membrana es muy similar.

6.3.1. PREDIMENSIONAMIENTO DE LA SECCIÓN En función de la luz y ancho del tablero, las formulas del apartado 6.2.1. Dimensionamiento de Tableros de Vigas determinan el número de vigas y el canto, muchas veces determinado por el gálibo. 1. Si el canto de la viga es libre, lo más económico es irse a separaciones grandes entre vigas, a costa de aumentar el canto de las mismas. 2. Después se elige la forma exacta de la viga en los catálogos de los fabricantes. 3. Una vez conocidas las vigas debe predimensionarse el canto de la losa de compresión, normalmente de 20 a 25cm. 4. Por último hay que proceder al cálculo para la determinación de las armaduras.

6.3.2. CARACTERÍSTICAS DE LOS MATERIALES Y COEFICIENTES DE MAYORACIÓN Para el tablero es normal utilizar hormigón HA-25 o HA-30 y para acero pasivo B-500S. Para las vigas el hormigón ha de ser de mejor calidad, HA-40 y el acero es pretensado Y1860 S7. Los coeficientes de mayoración en E.L.U. son 1,35 para cargas permanentes y 1,5 para sobrecargas.

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6.3.2.1. CARACTERÍSTICAS MECÁNICAS DE CADA VIGA Cada viga se calcula con su correspondiente parte de losa. Se determina el área, la inercia y posición de centro de gravedad, por separado y para el conjunto de todas las vigas.

6.3.3. DETERMINACIÓN DE LAS ACCIONES DE CÁLCULO Se determinan las acciones de cálculo de acuerdo con el siguiente esquema: Peso propio • •

• •

Peso propio a) Peso propio de las vigas aisladamente T/m b) Peso de la losa de compresión T/ Cargas permanentes a) Peso del pavimento 0,2 T/ b) Peso de las barreras de borde 1-1,4 T/m (en cada borde) c) Peso de las aceras, si las hay. Sobrecargas verticales a) Sobrecarga repartida a lo largo de todo el tablero. b) Carro (1 o 2) de la instrucción situado en los lugares más desfavorables. Acciones horizontales Solo serán necesarios a efectos de cálculo de aparatos de apoyos, pilas y estribos. a) Deformación por fluencia y retracción b) Deformación térmica c) Frenado d) Viento e) Fuerza centrífuga f) Sismo

6.3.4. CÁLCULO DE ESFUERZOS LONGITUDINALES EN EL TABLERO •

•

•

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Esfuerzos sobre la viga aislada a) Momentos flectores y cortantes en cada viga debidos a su peso propio. b) Momentos flectores y cortantes en cada viga debidos al peso de la losa de compresión. Esfuerzos sobre la viga + tablero a) Momentos flectores y cortantes en cada viga debidos al pavimento. b) Momentos flectores y cortantes en cada viga debidos a las barreras. c) Momentos flectores y cortantes en cada viga debidos a la pésima colocación del carro o carros. Combinación de los esfuerzos anteriores y obtención de los pésimos esfuerzos y de diseño en cada viga y para cada fase de construcción En concreto, las fases de construcción a tener en cuenta son las siguientes: a) Pretensado en vacío: E.L.S. sobre viga aislada. b) Hormigonado de la losa: E.L.S. sobre viga aislada. c) Actuación de la carga permanente: E.L.S. sobre viga+losa d) Actuación de la sobrecarga frecuente: E.L.S. sobre viga+losa e) Actuación de toda la sobrecarga: E.L.S. sobre viga+losa

6.3.5. PREDIMENSIONAMIENTO DEL PRETENSADO DE LAS VIGAS Se suele realizar calculando a rotura las vigas en la fase de construcción, dejando vigas con un coeficiente de seguridad a rotura de 1,7.

6.3.6. OBTENCIÓN DE LOS ESFUERZOS QUE PROVOCA EL PRETENSADO EN ESTADO VACÍO El pretensado al entrar en acción provoca una flexión negativa en las vigas que actúa sobre la viga aislada, a la par que el peso propio de la fase de construcción. La tensión de pretensado debe estar comprendida entre 135 y 145 Kp/

6.3.7. COMPROBACIÓN TENSIONAL EN SERVICIO DE LAS TENSIONES DE LAS FIBRAS EXTREMAS DE LA VIGA A LO LARGO DE TODAS LAS FASES DEL PROCESO CONSTRUCTIVO Se obtienen en cada fase las tensiones que cada esfuerzo induce a las fibras extremas de la viga acumulándolas. En concreto hay que vigilar: • • •

En el estado de pretensado en vacío, la tensión de compresión en ala inferior de la viga, no debe sobrepasar el valor Fc/1,6. En el estado de pretensado en vacío, la tensión de tracción en ala superior de la viga, no debe sobrepasar el valor Fc/1,5. A tiempo infinito que se cumpla que la tensión del ala inferior sea menos que . 0,21

En función de los resultados obtenidos en tensiones, se retocará la cuantía y colocación del pretensado.

6.3.8. COMPROBACIÓN DE LOS E.L.U. DE FLEXIÓN Y CORTANTE EN LAS VIGAS Para cada conjunto de viga + losa se calcula la seguridad de rotura por flexión que da el pretensado antes calculado. Lo usual es que se asegura cumpliendo el estado límite de fisuración, en caso contrario habría que añadir una pequeña cantidad de armadura pasiva en el ala inferior de las vigas.

6.3.9. CÁLCULO DE LA ARMADURA TRANSVERSAL DE RASANTE DE LA ALAS DE LA VIGA, Y LA ARMADURA DE CONEXIÓN CON EL TABLERO. Se realizarán de acuerdo con la EHE las siguientes acciones: −

−

Cálculo de la armadura de la losa de compresión No suele ser habitual calcularla a cortante. Se suele calcular a flexión: a) La armadura longitudinal se arma por cuantía mínima. b) La armadura transversal hay que calcularla teniendo en cuenta los esfuerzos locales de flexión y los globales derivados del reparto de cargas. Establecimiento de refuerzos en aquellos puntos donde haya cargas concentradas (apoyos y en la zona de anclajes)

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6.4. TABLEROS METÁLICOS Y MIXTOS Como se vio en capítulos pasados, hay que indicar que en el caso de puentes metálicos se pueden alcanzar los 100m, situación que no ocurría en el caso de tableros de hormigón. En acero puede darse continuidad fácilmente a las vigas doble T o vigas cajón, e incluso constituirlas para adaptarse mejor a la ley de momentos flectores. El tablero más sencillo y económico es el constituido por las vigas doble T, frente a las vigas cajón, en las que se desaprovecha mucho material, sobretodo en la parte inferior. No obstante en para el caso de puentes curvos este último presenta una gran ventaja ya que cierra el círculo de torsión. Para grandes luces también es preferible utilizar cajón. En los tableros metálicos la cabeza superior puede ser metálica (losa ortótropa) o mixta (losa de hormigón). En general el tablero de hormigón es más barato que el metálico, por lo que se suele emplear en puente donde se busca poco peso propio (colgantes y atirantados)

6.4.1. TABLERO MIXTO Es una forma de colaboración entre acero y hormigón armado o pretensado, en la que los dos materiales están yuxtapuestos, pero conectados para trabajar solidariamente.

El tablero mixto se compone de una cabeza metálica inferior, almas metálicas y una cabeza superior de hormigón, conectadas entre sí, en la que el acero resiste tracciones y el hormigón compresiones. La característica singular en las estructuras mixtas es la conexión entre el hormigón y el acero para garantizar que ambos materiales trabajen conjuntamente, transmitiendo los esfuerzos. Para ello se utilizan los conectadores, que van soldados al hacer y embebidos en el hormigón

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Los elementos de un puente mixto son: − − − −

La losa superior Su dimensionamiento viene fijado por la flexión transversal. La cabeza inferior metálica Constituida por vigas metálicas doble T o sección cajón metálica unicelular o multicelular. La rigidización longitudinal y vertical De las almas tiene como objeto evitar fenómenos de pandeo y abolladura. El arriostramiento transversal Su objetivo es colaborar con la estructura transversal del tablero para resistir la flexión transversal, así como la distorsión. Tipos: a) Arriostramiento tipo H que une las jácenas metálicas mediante perfiles horizontales. b) Arriostramiento espacial formando con las jácenas zonas triangulares. c) Mismo tipo para secciones cajón.

6.4.2. LA SECCIÓN TRANSVERSAL BIJÁCENA Por condicionantes de anchura, transporte y ejecución, la solución más eficaz en secciones mixtas es la sección bijácena, que presenta las siguientes ventajas: − − − − −

Construcción industrializada Transporte por separado y fácil unión en obra. Fácil puesta en obra. Adaptación a sistemas de empuje horizontal. Facilidad y rapidez de uniones en obra.

Por estos motivos ha sido una sección tan utilizada en luces de hasta 40m.

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El tablero está constituido por una losa de hormigón armado solidarizada mediante conectores a dos vigas doble T, a las que sirve como losa de compresión para resistir los momentos longitudinales. El espesor de la losa dependerá de la luz transversal, variando entre 28 y 32 cm.

6.4.3. VIGAS LONGITUDINALES Se emplean para evitar el pandeo local de alguno de los paneles de chapa que constituyen los perfiles. La normativa establece la asignación a cada sección, de una clase que representa la sensibilidad al pandeo.

6.4.4. CLASES DE SECCIONES De acuerdo con su comportamiento frente a tensiones normales, se clasifican en: • • • •

Compactas Semi-compactas Esbeltas Plásticas

Dicha clasificación da idea de en qué medida, la posible aparición de fenómenos de inestabilidad local puede limitar las vigas en su resistencia y en su capacidad de rotación.

6.4.5. CLASIFICACIÓN DE LAS SECCIONES 1. Secciones de Clase 1 (compactas): son aquellas que siendo capaces de alcanzar su momento plástico sin presentar problemas de inestabilidad, no tienen capacidad de rotación suficiente para formar rótulas plásticas. 2. Secciones Clase 2 (semi-compactas): presentan problemas de abolladura local antes de alcanzar su momento plástico. 3. Secciones Clase 3 (esbeltas): la esbeltez de los paneles que forman estas secciones impiden que se alcance incluso el momento elástico. 6.4.5.1. SECCIONES COMPACTAS La conexión entre el hormigón y el acero debe proyectarse para la solicitación y el cortante último máximo, si se quiere que toda la sección mixta llegue a la rotura. 6.4.5.2. SECCIONES SEMI-COMPACTAS O ESBELTAS En este caso las almas son delgadas y es necesario rigidizarlas longitudinalmente y transversalmente para evitar la abolladura o pandeo local.

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6.4.6. DIAFRAGMAS Los diafragmas son sistemas de rigidización y unión de vigas longitudinales que cumplen a doble misión de controlar la deformación del tablero en fase de construcción y en fase de servicio. Formados por pórticos simples o por triangulación.

Se suelen colocar cada 8-10m y nunca mayor de cuatro veces el canto de la viga metálicas (4h) En caso de triangulación inferior, la sección ve incrementada su rigidez a torsión de forma notable, lo que es muy útil en el caso de tableros curvos. En caso de triangulación inferior, la sección ve incrementada su rigidez a torsión de forma notable, lo que es muy útil en el caso de tableros curvos.

6.4.7. MORFOLOGÍA DE LAS SECCIONES MIXTAS Los tableros de secciones mixtas pueden ser de los siguientes tipos: Tablero bijácena

Tablero mutijácena

Tablero de cajón de acción mixta simple ( = conectadores)

Tablero de cajón de acción mixta doble

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Ventajas de los tableros mixtos multijácena − − − − − − − −

Construcción en taller muy industrializada Fácil transporte y montaje en obra Cómoda colocación “in situ” mediante empuje o grúa Facilidad de ejecución de la losa mediante carros móviles Máxima reducción de uniones en obra Garantía de calidad por la limpieza de sus uniones Máximo aprovechamiento del ancho eficaz de las alas inferiores Máxima rapidez de ejecución y montaje

Inconvenientes − − − − − − − − − −

Gran superficie expuesta al viento por duplicación del frente Dificultad de adaptación a montajes de voladizos sucesivos Poca capacidad de reparto transversal de cargas Abundancia de esquinas y ángulos susceptibles de sufrir deterioro-corrosión Necesidad de inspección y mantenimiento cuidadoso y grandes superficies a pintar Diseño sensible al pandeo lateral por compresión de las alas inferiores Susceptibilidad a gradientes térmicos verticales Grandes espesores de losa de hormigón en tableros muy anchos Imposibilidad de trazados muy curvos. Aspecto visual poco estético

6.4.8. LA SECCIÓN TRANSVERSAL EN CAJÓN Si se dispone una losa inferior en la sección bijácena, se convierte esta en una viga cajón, optimizando la estructura, como hemos visto en apartados anteriores. •

Sección constante

•

Sección Variable en apoyos en centro de vano

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Ventajas de los tableros mixtos con sección cajón − − − − − − − −

Perfecta adecuación a puentes curvos y esviados Mínima incidencia de los efectos de cargas asimétricas Reducción del frente de viento Mayor facilidad de mantenimiento e inspección Óptimo aprovechamiento de la doble acción mixta Posibilidad de incluir apoyos interiores longitudinales de la losa Idoneidad para conducciones internas Mayores posibilidades estéticas

Inconvenientes de los tableros mixtos con sección cajón − − − − − − −

Mayor dificultad de despiece y ejecución en taller Condiciones de transporte y ensamblaje en obra más desfavorables Mayor mano de obra Mayores dificultades de ejecución en obra Mayor necesidad de soldadura en obra Dificultad de ejecución de la losa mediante carros móviles Necesidad de rigidización de la chapa de fondo 6.4.8.1. LA VIGA

Las mismas consideraciones hechas en el caso del tablero bijácena son válidas para las almas de la sección cajón, pero ahora aparecen dos conceptos nuevos. a) El dimensionamiento y la respuesta de la chapa inferior La chapa inferior comprimida en el caso de la sección en cajón es un elemento que puede pandear por: • Pandeo local entre rigidizadores longitudinales • Pandeo local de alguno de los componentes del rigidizador • Pandeo de los rigidizadores longitudinales entre rigidizadores transversales. • Pandeo global de la chapa total inferior entre almas laterales. b) La distorsión del cajón Se evita con rigidizadores y diafragmas. La rigidización de la chapa debe cumplir dos condiciones; condición de rigidez y condición de resistencia.

6.4.9. TABLEROS METÁLICOS Se diferencian de los mixtos únicamente en que la losa superior es metálica en lugar de ser de hormigón. La cabeza inferior puede estar formada por vigas doble T o vigas cajón.

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El tablero metálico es de más rápido montaje, ya que no hay que esperar al fraguado. El coste es superior al mixto, pero permite salvar luces mayores, debido a un poco peso propio y a la uniformidad del material. Además con un adecuado mantenimiento tiene una gran durabilidad. La solución más extendida para tablero metálico es la losa ortótropa. Cuyos elementos principales son: 1. La chapa metálica superior sobre la que está dispuesto el pavimento. 2. Las vigas transversales, que transmiten la carga a las longitudinales o a las almas del cajón. 3. Las vigas longitudinales que llevan la carga hasta los apoyos del puente: pilas o estribos. La losa cumple una función doblemente resistente: • •

Es el elemento destinado a recoger las cargas del tráfico y las transmite a las vigas transversales y de estas a las longitudinales. Constituye la cabeza de compresión de las almas del cajón o de las alas superiores en el caso bijácena o multijácena.

El modelo más usual de losa ortótropa consiste en un emparrillado, con características de rigidez y posición ideal del centro de gravedad para las vigas longitudinales y las vigas transversales, en cada caso.

6.4.10. NUEVAS TENDENCIAS EN TABLEROS METÁLICOS Y MIXTOS Debido a las nuevas tecnologías, tanto al diseño como al proceso de fabricación como de ejecución, los tableros metálicos han experimentado un gran avance, debido en mayor parte al diseño de los puentes, ya que con otros materiales no sería posible su ejecución.

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CAPITULO 7. TIPOLOGÍA Y CÁLCULO DE ESTRIBOS 7.1. LOS ESTRIBOS El termino estribro se utiliza para definir el apoyo extremo de un puente, transmitiendo las cargas verticales al terreno. Son bifuncionales, por un lado transmiten las cargas del puente al terreno y por otro soporta el empuje de las tierras que forman el terraplén de acceso al puente. En los puentes de tramo recto el tablero se apoya en los estribos mediante elementos de apoyo. Sin embargo en otros, como en los pórticos, la unión puede ser empotrada. Sus partes principales son el muro frontal y las aletas o muros en vuelta. Normalmente están formados por hormigón armado, por necesidades de resistencia y estabilidad. Tipos de estribos: a) b) c) d)

Estribo con aletas en prolongación. Estribo cerrado. Estribo abierto con diafragmas. Durmiente pilotado.

7.2. ESTRIBOS CERRADOS Formado por: • •

Un muro frontal que recibe las cargas del tablero y al mismo tiempo contiene las tierras en sentido longitudinal del puente. Es el que transmite las cargas verticales y horizontales del tablero al terreno, así como los empujes. Las aletas que realizan la contención lateral de las tierras, evitando que sus taludes invadan la vía inferior. Pueden ser: − En Vuelta − En prolongación − Quebradas

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Los estribos con aletas en vuelta presentan la ventaja frente a los estribos con aletas en prolongación, de su disposición espacial, lo que ofrece una mayor estabilidad del conjunto. También presentan mayor seguridad frente a socavación producida por el agua. Deben prolongarse los muros en vuelta de las aletas para evitar que las tierras se derramen en la calzada. A parte de estos tres tipos, también existen: − Estribo con aletas en vuelta en voladizo. − Estribo con muro resaltado

En el caso de puentes de ferrocarril se construyen estribos cerrados, debido a que el empuje horizontal es muy importante por el efecto del frenado. Además los apoyos ya no serán de neoprenos sino que serán fijaciones.

7.3. ESTRIBOS ABIERTOS Se utilizan cuando se quiere eliminar o reducir el empuje de las tierras. Consiste en unos diafragmas verticales que conectan la meseta de apoyo del tablero con la cimentación. Este tipo de estribo no es apto para cauces fluviales, pues produciría la erosión del talud por efecto del agua.

En determinadas ocasiones se utiliza un “Durmiente” que se apoya cobre coronación y sirve de unión entre el terraplén y el tablero. Solo se puede utilizar en puentes de carretera. Losa de transición

Tablero Durmiente

2-4 metros

7.4. ESTRIBOS PREFABRICADOS Al igual que las pilas los estribos prefabricados han ido imponiéndose principalmente por dos razones, rapidez de ejecución y mejores acabados, sin embrago son más caros,

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7.5. ESTRIBOS DE TIERRA ARMADA Este tipo de estribos está constituido por un macizo de tierra armada sobre el que se dispone un durmiente que sirve de apoyo al tablero. El muro de tierra armad está constituido por unas escamas imbricadas entre sí según diversos modos y que llevan alojadas en el trasdós las armaduras o flejes que resisten por rozamiento el empuje de las tierras. La distancia mínima del durmiente al paramento de tierra armada debe ser de 10 cm, para estribos con muros de altura moderada y 15 cm para muros de más de 10m.

7.6. ELEMENTOS DE UN ESTRIBO Además del muro frontal y de las aletas, un estribo dispone también de: − − − − − −

La meseta de apoyo Apoyos del tablero El murete de guarda o espaldón Losa de transición Muro frontal del estribo La zapata de cimentación

7.6.1 LA MESETA DE APOYO Para alojar el tablero, el muro frontal del estribo debe disponer de un ensanchamiento en su parte frontal para apoyar el tablero, por intermedio de los aparatos de apoyo.

7.6.2. LOS APOYOS DEL TABLERO Los elementos de apoyo suelen estar constituidos por apoyos elastoméricos de neopreno, neopreno-teflón, neopreno en caja… Los elementos de apoyo se sitúan sobre la plataforma y si hay posibilidad de tracciones hay que anclarlos. Los valores recomendables son de unos 10 cm en tableros de vigas, 25 cm y en tableros tipo losa “in situ” y hasta 50 cm en tableros de luz importante. Debe dejar una separación mínima entre el tablero y la meseta de apoyo para que quepan los gatos hidráulicos en caso de querer cambiar los apoyos.

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7.6.3. EL MURETE DE GUARDA O ESPALDÓN El murete de guarda o espaldón tiene como misión principal contener las tierras que están por encima de la meseta de apoyo del tablero. El espesor del murete debe ser como mínimo una décima parte de su altura o 15cm.

7.6.4. ESTRIBOS SIN MURETE DE GUARDA En el caso de puentes cortos, de hormigón armado, si los movimientos del tablero son pequeños puede eliminarse el murete de guarda, reduciendo la junta de calzada a un simple sellado.

7.6.5. LA LOSA DE TRANSICIÓN La losa de transición tiene por objeto evitar que se produzca por efecto del tráfico rodante un escalón entre el terraplén de acceso y el puente, buscando lograr una variación de rigidez continua entre el hormigón del estribo y el terraplén adyacente. • •

Para pavimentos bituminosos la losa es inclinada. Su cara superior, en el extremo del lado del terraplén, se situará a la profundidad de la explanada, para variar paulatinamente su rigidez en el seno del firme. Si el pavimento del tablero es de hormigón vibrado, la losa de transición será horizontal y formará parte del pavimento.

Tendrá la misma anchura que la calzada, la longitud será de 5m, con una inclinación del 10% y un canto de 30cm. Losa de transición

7.6.6. EL MURO FRONTAL DEL ESTRIBO El muro frontal del estribo suele resultar económico construirlo macizo hasta unos 10 metros de altura. A partir de esa dimensión conviene construirlo con contrafuertes.

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7.6.7. CÁLCULO DE ESTRIBOS Las acciones sobre el estribo estarán constituidas por: 1. Acciones del tablero 2. Acciones de las tierras 3. Sobrecarga en plataforma Considerando que el estribo está convenientemente drenado en el trasdós del muro, en la figura siguiente se muestran las cargas esquematizadas del cálculo estructural.

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7.6.8. CÁLCULO DE ESTRIBOS CON CIMENTACIÓN SUPERFICIAL EL cálculo de la cimentación superficial requiere de las siguientes comprobaciones: 1. Comprobación de la seguridad frente al deslizamiento superficial, para lo que se calcularán los empujes horizontales de las tierras y los efectos de frenado, contando con las fuerzas estabilizadoras.

2. Comprobación de la seguridad frente al vuelco, para lo que se calcularán los momentos de todas las fuerzas volcadoras y el de las fuerzas estabilizadoras.

3. Comprobación de la seguridad frente al hundimiento, para lo que se calculará la presión vertical sobre el terreno pv y la presión de hundimiento pvh, debiéndose cumplir en situación normal en ELS.

4. Comprobación de la seguridad frente a un deslizamiento profundo del suelo soporte, comprobando que no hay estratos blandos inferiormente en los que se supere la presión de hundimiento en ELS. 5. Comprobación de la seguridad estructural del estribo, dimensionando los distintos elementos del mismo como cualquier estructura de hormigón en ELU.

7.6.9. CÁLCULO DE ESTRIBOS EN ZONAS SÍSMICAS Cuando el puente se sitúa en una zona sísmica, los estribos deben calcularse frente al sismo para evitar: • • • •

Que el muro sometido a acciones de las presiones sísmicas pueda sufrir movimientos de traslación y rotación. La magnitud y distribución de las presiones sísmicas sobre el muro de un estribo dependen del tipo de movimiento del muro. El valor mínimo del empuje se produce cuando el movimiento del muro alejándose del terreno. El máximo del empuje se produce cuando el movimiento del muro es hacia el terreno de trasdós. La distribución de presiones del muro cambia con el movimiento de este. El punto de aplicación del empuje se mueve.

Existen varios métodos para determinar los empujes sísmicos: 1. Los métodos completamente plásticos¸ suponen que se ha desarrollado en el trasdós del muro una cuña de rotura plastificada, arrancando de la base de este. Estos métodos tienen como objetivo determinar el empuje dinámico y su punto de aplicación, y así junto con el empuje estático poder calcular el momento de vuelco y el empuje total. El más conocido es el Mononobe-Okabe.

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2. Los métodos basados en la teoría elástica de ondas, suponen que el conjunto de la pared y terreno se muevo dentro del rango elástico y está sometido a la acción de movimientos armónicos. Método de Wood, Método de Scott y Método de Veletson y Younan. 3. Finalmente están los métodos basados en soluciones inelásticas dinámicas, que suponen modelos elasto-plásticos, debidos al desplazamiento y al giro del muro, así como al comportamiento interno del terreno. 7.6.9.1. MÉTODO MONONOBE-OKABE Mononobe y Okabe desarrollaron un método pseudoestático para determinar las presiones de un terreno sobre un muro en el caso de la actuación de determinar las presiones de un terreno sobre un muro en caso de sismo. 7.6.9.1.1. EMPUJE ACTIVO El sistema considerado corresponde a una pared rígida vertical de altura H, que soporta un semiespacio infinito de terreno granular sin cohesión. Se considera que la pared y el relleno están soportados por una base rígida horizontal que sufre un movimiento sísmico definido por una aceleración horizontal . Si la pared sufre un movimiento suficiente, las presiones del terreno sobre el muro se reducen hasta que se alcanza un punto crítico en el que la cuña de terreno se separa del medio y se mueve con el muro. En ese momento se considera que se ha producido el fallo del sistema.

Donde el empuje sísmico activo vale:

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Consideraciones sobre el Método de Mononobe-Okabe -

El ángulo de rozamiento interno de un suelo granular puede variar desde =27º para arenas, hasta Φ=50º para gravas arenosas densas. El ángulo de rozamiento entre el muro y el relleno puede variar entre cero y el propio ángulo de rozamiento interno. No debe superar el valor de . Según Mononobe-Okabe el empuje total activo debe actuar a una altura

sobre

la base del muro de altura H, cuando en realidad es indeterminado. Prakash y Basavanna, utilizando hipótesis adicionales, demostrando que la distribución de presiones varía parabólicamente, y el punto de aplicación del empuje resultante depende del valor de la aceleración.

7.6.9.1.2. EMPUJE PASIVO El empuje pasivo sísmico total pasivo de un relleno granular sin cohesión sobre un muro con trasdós inclinado con respecto a la vertical i, si la superficie del terreno está inclinada un ángulo β con respecto a la horizontal vale:

Consideraciones finales Método de Mononobe-Okabe -

-

El método proporciona un medio para determinar las presiones ejercidas durante un terremoto por un terreno contra un muro. Está sometido a las limitaciones de un análisis pseudoestático, así como a las limitaciones del método de Coulomb. Sobrestima el empuje pasivo, especialmente en el caso de que

-

El empuje pasivo tiene su aplicación a la altura

-

sobre la base del muro, lo que

está del lado de la inseguridad. 7.6.9.1.3. PRESIONES DE AGUA EN EL INTRADÓS Las presiones hidrodinámicas debidas al agua son el resultado de la respuesta dinámica del volumen de agua actuante en el intradós. La presión total del agua en el caso de actuación del sismo es la suma de la presión hidrostática más la hidrodinámica. Por tanto, el empuje será la suma de los empujes estático y dinámico actuando a distintas alturas. 7.6.9.1.4. PRESIONES DE AGUA EN EL TRASDÓS La existencia de agua en el relleno del trasdós de un muro afecta a las presiones sísmicas sobre el muro de tres formas: 1. Alterando las fuerzas de inercia dentro del relleno. 2. Desarrollando presiones hidrodinámicas dentro de éste. 3. Generando un exceso de presión de agua de los poros, debido a la deformación cíclica del terreno del relleno.

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7.6.10. CÁLCULO DE ESTRIBOS PILOTADOS En caso de tener un terreno poco adecuado y haya que recurrir a pilotes en vez de zapatas, será necesario conocer el cálculo de los mismos. Se puede considerar que existen los siguientes tipos de cimentación profunda: a) Pilotes aislados, individuales, (hormigonados in situ o prefabricados hincados) b) Grupos de pilotes. En los estribos nos encontramos en el segundo caso. Para cada una de las combinaciones de ELS debe calcularse el reparto de cargas entre cada uno de los pilotes del grupo. En general este proceso será iterativo, pues los coeficientes de reparto entre pilotes dependen de la naturaleza del terreno y de la rigidez de los mismos y del encepado. En general los encepados se considerarán rígidos y los pilotes, dada la diferencia de rigidez con el encepado, se consideran articulados en cabeza. 7.6.10.1. CARGA DE HUNDIMIENTO DE UN PILOTE EN SUELOS GRANULARES La resistencia característica al hundimiento de un pilote aislado se considera definida por una doble componente: Resistencia por punta ( ) y resistencia por fuste ( ):

Donde

es la carga de hundimiento producida por el pilote y W el peso del mismo. 7.6.10.2. TOPE ESTRUCTURAL

Como segunda comprobación debe verificarse que la carga de trabajo por pilote no supera el tope estructural. El tope estrcutural es la máxima carga de servicio a la que se puede cargar un pilote y depende de: • • • •

La sección transversal del pilote El material del pilote El procedimiento de ejecución El terreno

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7.6.10.3. CONSIDERACIONES POR EFECTO GRUPO De forma general para el cálculo de los pilotes, no se considerará el efecto grupo para una separación entre ejes de pilotes igual o mayor a 3 diámetros. A partir de grupos de cuatro pilotes se deberá considerar que la proximidad entre los mismos se traduce en una interacción entre sus bulbos de presiones.

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CAPÍTULO 8. TIPOLOGÍA Y CÁLCULO DE PILAS 8.1. LAS PILAS Las pilas son junto con el tablero uno de los elementos de mayor responsabilidad en la resistencia del puente, y junto a los estribos son el soporte del tablero. En el cálculo de pilas cortas de viaductos no presenta mayor complicación que el cálculo de una sección de hormigón armado sometida a flexocompresión, según las instrucciones de la norma EHE. Sin embargo el cálculo y dimensionamiento de pilas altas es más complejo y se consideran los siguientes fenómenos: 1. Comportamiento no lineal del material de hormigón armado, presenta el fenómeno de fisuración. 2. No linealidad geométrica, los esfuerzos internos no son proporcionales a las cargas exteriores, en pilas altas pueden ser de gran importancia. 3. Solicitaciones generales de flexión esviada biaxial, será necesario considerar el acoplamiento de las flexiones longitudinal y transversasl con el esfuerzo axil. 4. Comportamiento reológico del material, producido por las deformaciones por fluencia. 5. Consideración de la elongabilidad por axil. Entre los condicionantes que influyen en el diseño de las pilas, se encuentran: (examen) • • •

Vinculación con el tablero, puede ser de empotramiento, que conduce a puentes pórtico e introduce un momento flector en la pila, o puede ser de apoyo articulado, en caso de tablero continuo e introduce una reacción vertical. Vinculación de cimentación, depende de la calidad del terreno. En cado de terreno bueno su cimentación será mediante zapatas y en caso de un mal terreno se realizará por medio de pilas pilotadas. Altura de la pila, puede aparecer los fenómenos de no linealidad geométrica y obligar a considerar la elongabilidad por axil.

8.2. PILAS EN TABLEROS DE VIGAS En el caso de un tablero de vigas, estas deben estar biapoyadas en dos pilas contiguas o entre pila y estribo, lo que obliga a que la viga dintel tenga el ancho suficiente para recoger las dos vigas adyacentes. Normalmente se disponen dos pilas y una viga dintel superior. En caso de pilas sobre ríos, puede sustituirse la disposición de dos fustes y dintel superior por un diafragma, que presenta mayor resistencia a avenidas e impactos con trocos.

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Tipos de pilas: a) b) c) d) e)

Pila porticada con dobles pilares abierta Pilas con diafragma Pila pórtico cerrada con dobles pilares circulares Pila en cabeza de martillo Pila sólida

8.3. PILAS EN TABLEROS LOSA En el caso de tableros losa, hormigonado “in situ”, la rigidez del tablero permite eliminar la viga dintel, ya que esta puede considerarse incluida en él. En este caso las pilas pueden estar constituidas por una serie de pilares independientes, normalmente cilíndricos. La disposición de un único pilar cilíndrico por sección hace que el tablero este solicitado por una fuerte flexión transversal, por lo que es necesario proporcionar rigidez a torsión al dintel y debe ejercerse suficiente coacción en los estribos, por lo que resulta más conveniente estructuralmente disponer dos fustes cilíndricos por apoyo intermedio del puente. En muchas ocasiones se buscan soluciones estéticas, como prescindir de la viga dintel y hacer una pila creciente en altura, pero las ventajas del aspecto estético y la ocultación de las labores de mantenimiento queda contrarrestada por un mayor coste y un aumento de los espesores de neopreno. Cuando el ancho del tablero crece B>15 m puede irse a una disposición de dos vigas cajón unidas por el ala interior, disponiendo dos pilas independientes. Para tableros muy anchos (B>30 m) puede utilizarse una losa con acuartelamiento en las zonas de apoyo. En el caso de puente muy anchos una opción muy especial es la utilización de pilas hongo que pasan de tener flexión longitudinal a flexión bidireccional.

8.4. PILAS DE GRAN ALTURA En el caso de viaductos con pilas de gran altura es usual construir las pilas con encofrado deslizante o trepador y luego hormigonar el tablero vano a vano, mediante cimbra autolanzable o empujarlo encima de ellas, por lo que el diseño de las pilas debe estar preparado para permitir el paso de la cimbra móvil o recibir las vigas de avance. Deben tener suficiente rigidez tanto en servicio, como en fase de construcción. Funcionan como ménsulas verticales empotradas en la base, cuya sección ideal es la que suministra el mayor radio de giro posible en todas las direcciones horizontales, es decir una sección tubular o sección en cajón. Debemos tener en cuenta que el efecto de la gran flexión a que están sometidas estas pilas está aliviado por el efecto favorecedor de la gran compresión debida al peso propio del puente. 98

En caso de pilas altas deben contar con una gran rigidez en sentido transversal y una baja rigidez en sentido longitudinal. Se plantea entonces el problema de pandeo en el sentido longitudinal y el dimensionamiento mínimo para evitar problemas de inestabilidad. La sección clásica es la sección rectangular en cajón con lados mayores en el sentido transversal y lados menores en el sentido longitudinal. Otro tipo de secciones son la doble T o H, que tienen una excelente rigidez transversal y reducen mejor que la sección en cajón la rigidez longitudinal. Las pilas circulares no se usan ya que aunque tienen un menor coeficiente de arrastre por el viento que las rectangulares o en doble T, tienen menor inercia que estas en sentido transversal. Las uniones rígidas pila-tablero deben considerarse las siguientes condiciones: 1. Se requiere flexibilidad por parte de la pila para reducir los momentos flectores debidos a los cambios de longitud del tablero por esfuerzos térmicos, reológicos y de pretensado, lo que también supone una menor transmisión de momentos al terreno. 2. Las paredes de la pila deben tener continuidad en el tablero para evitar flexiones locales en la losa inferior de este. 3. La sección en H es más flexible que la sección cerrada y no requiere encofrado interior más costoso.

8.5. PILAS PREFABRICADAS La existencia de encofrados trepadores o deslizantes económicos y de gran capacidad de construcción hace que la prefabricación de pilas sea más bien escasa. El principal problema que debe resolverse es la unión de los pilares con el dintel y con la cimentación. Una forma de resolver la unión con el cimiento es dejar una vaina embutida en la cimentación y en la viga dintel, donde penetrará la armadura de la pila.

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8.6. CÁLCULO DE PILAS. CIMENTACIÓN SUPERFICIAL El cálculo de la armadura de las pilas se realiza como el de un pilar sometido a compresión compuesta con la EHE y no presenta mayores problemas, salvo en el caso de pilas de gran altura que puede ser necesario acudir a cálculos no lineales.

8.6.1. CARGAS ESTÁTICAS El análisis de las presiones transmitidas por la cimentación permite determinar, despreciando las tensiones de tracción, el área de contacto entre esta y el terreno. Vamos a estudiar el caso más desfavorable que se trata del momento en el que la cimentación se encuentra en situación de despegue inminente. La condición para que este caso se produzca es que la fuerza resultante vertical actuante sobre la cimentación se encuentre en el borde del núcleo central de la superficie del cimiento. Si las cargas horizontales aplicadas sobre la estructura son estáticas o lentamente crecientes para considerarlas estáticas, se realiza un cálculo pseudoestático con cargas estáticas equivalentes. En el caso de carga vertical excéntrica sobre un cimiento y si V y M son la carga vertical y el momento actuantes, la excentricidad de la carga vertical cale e= M/V. Si se trata de una zapata corrida de ancho B, la situación de despegue inminente se produce cuando e=B/6, toda la zona de contacto de la zapata-terreno está en compresión. Si e>B/6, como el terreno no resiste tracciones hay pérdida de contacto zapata-terreno para el ancho (3e - B/2). Por tanto las presiones máximas sobre el terreno serán:

Siendo A la sección transversal de una longitud unitaria de la zapata corrida y excentricidad de V.

la

La presión mínima se produce para e=B/6. La presión máxima se debe de cumplir siempre que sea menor a la máxima admisible:

El valor del coeficiente de seguridad al vuelco mínimo lo establecen las diferentes normativas. 100

8.6.2. CARGAS DINÁMICAS El cálculo de cargas dinámicas se realiza, siempre que la estructura se encuentre en una zona sísmica con una aceleración básica mayor de 0,04g. Para resolverlo se puede seguir el método de cálculo simplificado considerando los: • •

Estados límites últimos, analizando los modos de rotura, tanto de la cimentación como del terreno. Estados límites de servicio, calculando los asientos, tanto a corto como a largo plazo, las estabilidades al vuelco y al deslizamiento y la presión máxima admisible.

Para el cálculo de los estados límites últimos se realiza considerando como acciones sísmicas las fuerzas estáticas equivalentes obtenidas por aplicación de la Norma Sismoresistente. Para los estados límite de servicio se realizan las combinaciones definidas en la EHE y se comprueba: • • •

Las estabilidad al deslizamiento (CSD) La estabilidad al vuelco (CSV) La presión máxima admisible

El procedimiento es análogo al caso de cimentaciones sometidas a cargas permanentes y sobrecargas, solo que ahora aparece la carga sísmica que implica una hipótesis accidental y se reducen los coeficientes de seguridad al vuelco.

8.6.3. MODELOS DE SUELO Debido a la complejidad de la composición del terreno y las múltiples respuestas a los diferentes niveles de tensión, se establecen diversos modelos, entre los que se distinguen: − − − −

El modelo de sólido elástico lineal El modelo de sólido plástico El modelo de Winkler El modelo dinámico de Winkler-Voigt.

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8.6.3.1. EL MODELO DE SÓLIDO ELÁSTICO LINEAL Se considera al suelo como un sólido elástico lineal, por lo que es válido el Principio de Superposición y permite utilizar las diferentes formulaciones analíticas en tensiones y en deformaciones conocidas para el semiespacio. El único inconveniente es que para que sea aplicable y refleje correctamente la respuesta del suelo, el nivel de tensiones y cargas debe ser bajo, lo que le hace aplicable solamente a estados límites de servicio. 8.6.3.2. EL MODELO DE SÓLIDO PLÁSTICO Para el análisis de la seguridad de las cimentaciones en estado límite último es necesaria la consideración de un modelo de suelo más adecuado a los elevados niveles de tensión que se generan, para las que el terreno tiene un comportamiento plástico. En este modelo a partir de los parámetros que caracterizan la superficie de rotura es posible acotar la capacidad última del cimiento mediante la aplicación de los teoremas límite. El inconveniente es que no se puede aplicar el principio de superposición. 8.6.3.3. EL MODELO DE WINKLER El modelo se denomina de Winkler o del coeficiente de balasto, por considerar que la presión ejercida por el cimiento en un punto es proporcional al desplazamiento de dicho punto a través de una constante de proporcionalidad, denominada módulo de balasto k. De acuerdo con esta hipótesis, la cimentación se comporta como un sólido flotante en un fluido de peso específico K. La ventaja que presenta es la gran cantidad de información disponible u las correlaciones establecidas con el módulo de balasto. Como inconveniente hay que citar que el valor del coeficiente de balasto depende del área cargada. 8.6.3.4. EL MODELO DINÁMICO DE WINKLER-VOIGT El modelo sustituye al suelo del cimiento por un conjunto de muelles y amortiguaciones viscosos de contantes k Y c, respectivamente. Las constantes de muelle K, se determinan igual que en el caso estático a partir del ensayo de carga en placa de 0.30x0.30 m2. Los valores de K30 están tabulado por diferentes autores para distintos materiales.

8.6.4. PARÁMETROS DE CIMENTACIONES SUPERFICIALES 8.6.4.1. MODELO ELÁSTICO En el caso de arenas los parámetro que definen el modelo son el módulo de elasticidad E y el coeficiente de poisson , utilizando los estado tensionales en tensiones efectivas. En caso de arcillas, hay que distinguir entre el comportamiento a corto plazo y a largo plazo. En el comportamiento a corto plazo, las presiones intersticiales no se han podido disipar y los estudios se realizan en tensiones totales. En el comportamiento a largo plazo, las presiones intersticiales se han disipado y el estudio se realiza en tensiones efectivas con parámetro E y

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8.6.4.2. MODELO PLÁSTICO En el caso de arenas, los parámetros son la cohesión c y el ángulo de rozamiento medidos en tensiones efectivas.

,

En el caso de arcillas para el análisis a corto plazo, el terreno se comporta puramente cohesivo en tensiones totales, con una cohesión denominada resistencia al corte sin drenaje y obtenida como la mitad de la resistencia a la compresión simple En el caso de arcillas a largo plazo se utilizan los valores de c y en tensiones efectivas.

8.6.4.3. MODELO WINKLER El parámetro fundamental de este modelo es el modulo o coeficiente de balasto, que depende del área cargada. Los valores K30 se obtienen de las tablas para los diferentes materiales. Para zapatas corridas de ancho b:

8.6.5. RIGIDECES ESTÁTICAS DE CIMENTACIONES SUPERFICIALES En la hipótesis de sólido elástico lineal y cimentación rígida pueden obtenerse las rigideces estáticas en los seis grados de libertad. Los resultados pueden obtenerse de forma analítica para zapara circular o corrida y mediante estudios numéricos. Posteriormente pueden obtenerse los valores para zapatas cuadradas o de área genérica, calculando el radio equivalente de la zapata circular de igual área de inercia.

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CAPITULO 9. ELEMENTOS DE APOYO DEL TABLERO Y JUNTAS 9.1. LOS APARATOS DE APOYO Son los elementos estructurales del puente que transmiten las cargas del tablero a la infraestructura. Normalmente se sitúan en los estribos y en las pilas del puente. Su función es la de limitar o impedir totalmente uno o varios grados de libertad. En el primer caso se trataría de un apoyo elástico y habría que compatibilizar las deformaciones entre el apoyo y el elemento soportado. En el segundo caso el apoyo impedirá totalmente el movimiento coaccionado, como el caso de un empotramiento. La coacción al movimiento vertical es fundamental, pero deben establecerse también coacciones a los desplazamientos horizontales y a los tres giros. Las causas productoras de los posibles movimientos son el peso propio y las sobrecargas de uso, aunque también se tienen en cuanta las deformaciones impuestas, como son: las acciones térmicas, la retracción, fluencia…

9.2. ARTICULACIONES DE HORMIGÓN

Consiste en una entalladura en el hormigón que sometida a grandes compresiones plastifica, lo que permite una capacidad de rotación de hasta el 15%0. Se trata de apoyos muy adecuados con giros no muy grandes, como sucede en el caso de los puentes pórtico y los puentes arco. Su utilización se dirige a los puentes rectos y una de sus ventajas es que no necesita conservación

9.3. APARATOS DE NEOPRENO ZUNCHADO (Examen) Los aparatos de apoyo de neopreno zunchado o apoyos elastoméricos están constituidos por un bloque eslastomérico que sirve de base, normalmente el caucho cloropreno o neopreno que lleva intercaladas en su masa, vulcanizadas con la goma y por tanto firmemente adheridas a ella, unas chapas de acceso. Cuando los aparatos de apoyo van a estar en una atmosfera corrosiva es usual utilizar acero inoxidable para las chapas.

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9.3.1. CARACTERÍSTICAS DE LOS MATERIALES El elastómero debe tener una buena resistencia a los agentes atmosféricos y a la temperatura, es decir resistencia ante el envejecimiento por oxidación acelerada ante la luz y la intemperie. − El elastómero debe tener una resistencia a la dureza mayor de 12kg/cm2. − El acero de las chapas debe tener un límite elástico superior a 2400 kg/cm2 y una carga de rotura inferior a 4200 kg/cm2. − Los bordes de las chapas y los orificios, si fueran necesarios, deben estar mecanizados. − Los adhesivos utilizados para pegar las láminas de acero al neopreno deben tener una resistencia a la cortadura al menos igual a la de la goma y deben ser resistentes al aceite, tiempo, ozono atmosférico, agentes biológicos y temperaturas extremas. − El módulo de cortante G del elastómero está ligado a la dureza shore. Si no se tienen datos del fabricante se recomienda el valor G= 18 kp/cm2.

9.3.2. RIGIDEZ DE LOS APOYOS ELASTOMÉRICOS La rigidez de los neoprenos frente a cargas horizontales vale:

Donde H, es la fuerza horizontal aplicada sobre el neopreno, es el desplazamiento horizontal, , es el área en planta del neopreno, es el espesor de goma neta descontando las chapas de zunchado, , representa la fuerza horizontal que hay que aplicar para que se deforme una unidad de longitud.

9.4. APOYOS ELASTÓMEROS ARMADOS Son aplicables las recomendaciones anteriores y se pueden incluir en alguno de los tres tipos que a continuación se describen: −

Tipo A, se trata de un apoyo totalmente recubierto de elastómero, siendo los recubrimientos superiores, inferiores y laterales de 2,5 mm.

−

Tipo B, se trata también de un apoyo totalmente recubierto. Los recubrimientos superior e inferior son la mitad del espesor de la capa o capas intermedias.

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−

Tipo C, Se trata de un apoyo sin recubrimientos, por lo que será necesario proteger las chapas de acero para evitar posibles problemas de corrosión

La manera de denominar a los apoyos elastoméricos armados de cualquiera de los tres tipos es:

Donde son las dimensiones en planta en mm del apoyo, , es el número de capas interiores de elastómero sin contar las exteriores, en el caso de que haya, t, es el espesor de las capas de elastómero (en mm), , es el espesor de las chapas de acero (en mm).

9.5. APOYOS ELASTOMÉRICOS ARMADOS ANCLADOS Se dispondrán en aquellos casos en que los movimientos del tablero en su plano den lugar a fuerzas horizontales sobre el apoyo, tales que la fuerza vertical correspondiente a la misma hipótesis de carga no sea suficiente, para por rozamiento evitar el movimiento relativo entre la cara superior del apoyo y el tablero y entre la cara inferior del apoyo y la pila o estribo. También se dispondrán cuando las fuerzas horizontales transmitidas por el tablero al apoyo se encuentran en las mismas condiciones antes mencionadas, Consisten en esencia en un apoyo elastomérico armado, como los ya descritos, sujeto al tablero y a la pila o estribo con ganchos de anclaje o placas de acero con entallas.

9.5.2. CÁLCULO DE ACCIONES SOBRE EL APOYO 9.5.3. SOLICITACIONES Cargas verticales En general serán datos necesarios las cargas verticales máximas y mínimas para cualquier hipótesis o combinación de carga.

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Fuerzas horizontales Transmitidas a los apoyos, tanto según la dirección del eje del tablero como en dirección perpendicular. Debidas por efecto de: Frenado, fuerza centrífuga, viento, choque de vehículos… Desplazamientos horizontales Del apoyo tanto en sentido longitudinal como transversal. Tales desplazamientos pueden ser debidos a: temperatura, retracción fluencia, etc.

9.5.4. CARACTERÍSTICAS MECÁNICAS DEL APOYO El dato de mayor importancia en el diseño de los aparatos de apoyo de neopreno zunchado es el módulo de elasticidad transversal de la goma o elastómero (G), que relaciona las fuerzas horizontales aplicadas al apoyo con los movimientos horizontales del mismo. Su valor suele estar comprendido entre 8 y 12 kp/cm2. Para acciones intantáneas el valor de G es del orden del doble.

9.5.5. COMPORTAMIENTO DEL APOYO BAJO DISTINTAS SOLICITACIONES El dimensionamiento de los aparatos de apoyo se basa esencialmente en la limitación de las tensiones tangenciales que se producen en el elastómero al nivel de la unión de la goma con el metal. Estas tensiones son debidas a las fuerzas transmitidas a los apoyos como a los movimientos (desplazamientos y giros) que deben absorber. Cargas verticales Bajo un esfuerzo vertical N, las tensiones tangenciales que aparecen en el plano de los zunchos siguen la distribución que se indica en la figura. Las tensiones tangenciales máximas se desarrollan en los bordes de los zunchos en el punto medio de su cota mayor. Precisamente en ese punto es donde aparecen las primeras degradaciones de los apoyos.

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a. Fuerzas y desplazamientos horizontales En este caso la distribución de tensiones tangenciales al nivel de plano de los zunchos es uniforme.

b. Giros Cuando un zuncho gira con respecto a otro zuncho solidario con la misma capa de elastómero, la distribución de tensiones tangenciales es la que se indica en la figura.

Limitaciones -

Limitación de la tensión tangencial Limitaciones de la tensión media Condición de no desplazamiento del apoyo de su posición inicial. Condición de estabilidad Condición de no levantamiento Espesor de los zunchos.

9.6. APOYOS DE NEOPRENO EN CAJA FIJA (POT) En ocasiones es necesario disponer de aparatos de apoyo capaces de absorber cargas verticales elevadas, al mismo tiempo que permitir la mínima coacción posible de giro del tablero, lo que no se puede satisfacer en general, con apoyos de neopreno zunchado porque habría que disponer grandes superficies de apoyo para que todos los lados del mismo estuviesen en compresión. Para evitar estos problemas se utiliza una caja de acero en cuyo interior se dispone un neopreno sin zunchado interior. Se utilizan por tanto aparatos de apoyo tipo pot, que consisten en una lámina cilíndrica de caucho o neopreno de, relativamente poco espesor, que está completamente encapsulada en una caja o capsula de acero. Sobre la lámina de caucho actúa, a su vez, un pistón de acero que es solidario con el tablero mediante los oportunos pernos. 109

9.6.1. ESQUEMA DE FUNCIONAMIENTO El elastómero que constituye el relleno de la cápsula se trata de un elastómero blando que sometido a alta presión, actúa como un líquido viscoso en una prensa hidráulica. Se debe disponer una junta hermética (anillo de estanqueidad) entre la placa que tapa la cápsula y la pared del cilindro para evitar la salida de posibles rebabas del elastómero. Sometido a una compresión centrada, el elastómero actúa como un líquido prácticamente incompresible, por lo que estos apoyos se pueden considerar infinitamente rígidos en sentido vertical.

Dimensionamiento de las capas rellenas de neopreno. La carga admisible del neopreno puede llegar a ser 300 kp/cm2. La carga admisible sobre el hormigón no debe pasar de 200kp/cm2. El espesor del neopreno debe ser D/8 si no lleva teflón superior y D/15 si lo lleva. La excentricidad de la carga no debe considerarse si el ángulo de giro es menor de 0,02 rad. o El espesor de la chapa de fondo debe ser t >10 mm. o La carga sobre el teflón no debe superar los 500 kp/cm2.

o o o o

9.7. APOYOS DE NEOPRENO-TEFLÓN 9.7.1. EL TEFLÓN El teflón es un politetraflouretileno (PTE), que es virtualmente inmune al ataque químico y que tiene unas excelentes características de resistencia al envejecimiento. Su otra característica es su bajo coeficiente de rozamiento en combinación con la lámina de acero inoxidable de la placa de deslizamiento solidaria con el tablero. El teflón se utiliza para apoyos deslizantes y para aquellos apoyos en los que se quiere reducir el rozamiento. Se puede utilizar tanto en apoyos de neopreno zunchado como en los de neopreno en caja fija, convirtiéndolos en apoyos deslizantes. Para que el coeficiente de rozamiento sea pequeño debe deslizar sobre una superficie extraordinariamente lisa, por lo que se utiliza el acero al cromo duro con un pulimento de espejo. El coeficiente de rozamiento se reduce: -

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Cuando disminuye la velocidad del movimiento Cuando aumenta la tensión de compresión. Cuando aumenta la temperatura Cuando se aumenta el grado de pulido de la superficie de contacto.

9.7.2. LOS APOYOS DE NEOPRENO-TEFLÓN Son una tipología derivada de los apoyos de neopreno zunchado y de neopreno en caja fija tipo pot. Es común recurrir al uso de los apoyos deslizantes, entre otras, en las situaciones siguientes: 1. Cuando las longitudes de dilatación-contracción de los tableros son tales que no es posible absorber los movimientos horizontales de los mismos por la deformabilidad conjunta de la superestructura y de apoyos de neopreno zunchos convencionales, en el supuesto de que fuese factible su utilización por la carga vertical. 2. Cuando al ser necesario un apoyo tipo plot por carga vertical o giro, al establecer una vinculación fija entre el tablero y la subestructura, que es la que establecen los apoyos pot, los esfuerzos originados en la subestructura resulten inadmisibles. Sucederá en puentes con pilas cortas o con longitudes de contracción-dilatación elevadas. No debe considerarse en un tablero que todos sus elementos de apoyo sean deslizantes, ya que el tablero quedaría completamente libre.

9.7.2.1. ESQUEMA DE FUNCIONAMIENTO El apoyo aparato de apoyo lleva adherida en su parte superior una lámina de teflón y a su vez el tablero lleva solidario con él un palastro de acero en el que en su cara interior se dispone una lámina de acero inoxidable.

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9.8. APOYOS DE NEOPRENO ZUNCHADO ANCLADOS Se recurre a este tipo de apoyos anclados al tablero y a la superestructura en las dos situaciones siguientes: 1. Cuando no es posible asegurar la condición de estabilidad al deslizamiento del apoyo, el tablero tiende a deslizar por encima del apoyo desvirtuándose el esquema de funcionamiento del aparato de apoyo de neopreno. (H> f x N, H fuerza horizontal transmitida al apoyo, f, coeficiente de rozamiento, N reacción vertical concomitante con H) 2. Cuando, aun verificándose la condición de estabilidad al deslizamiento, las tensiones medias en el aparato de apoyo están comprendidas, en algunas hipótesis de carga, entre 10 y 20 kp/cm2. Se deben cumplir las limitaciones de diseño de los apoyos de neopreno zunchado.

9.9. APARATOS DE APOYO PRETENSADOS VERTICALMENTE En algunos casos, como los puentes continuos con vanos laterales cortos o tableros con luces de torsión importantes, en que ésta se acumula toda en los estribos, es frecuente que en alguna de las hipótesis de carga del tablero en los apoyos más extremos se produzcan reacciones negativas que es necesario absorber en los aparatos de apoyo. Por tanto se recurre a sistemas de anclaje del tablero tipo activo (pretensado), de manera que además de anclar el tablero a la subestructura garantizando la absorción de reacciones negativas, precompriman el apoyo a fin de que al producirse la reacción negativa quede en éste una compresión residual que garantice la capacidad de absorción de giro necesaria en cada caso.

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9.10. APARATOS DE APOYO METÁLICOS No resulta frecuente su utilización en el caso de aparatos de apoyo para puentes de hormigón de tipo medio. Responden al esquema clásico de rótulas metálicas o rótulas metálicas con rodillos, fabricados con aleaciones metálicas muy resistentes, tanto a las cagas como al desgaste.

9.10.1. APOYOS FIJOS En la figura se puede ver cómo trabajan las clásicas rotulas esférica, que permiten el giro de eje y. Aunque mediante la disposición de dos cojinetes ortogonales se pueden conseguir rótulas que permiten tanto el giro en y como en x.

9.10.2. APOYOS MÓVILES En la imagen se puede ver las disposiciones más comunes. Las indicadas, además de permitir el giro según el eje y, debido a la disposición de los rodillos cilíndricos, permiten los desplazamientos relativos entre el tablero y la subestructura según el eje x.

9.11. CASQUETES METÁLICOS ESFÉRICOS La utilización de casquetes metálicos esféricos y la utilización de las láminas de teflón, permite tanto los giros como los desplazamientos relativos entre el tablero y la subestructura en el plano xy.

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9.12. CONSIDERACIONES SOBRE LOS DISTINTOS TIPOS DE APOYOS 1. Articulaciones de hormigón. Admiten giros muy bajos, inferiores al 1 %, con valores normales comprendidos entre 0,2 y 0,5 %. Resisten cargas muy elevadas y su utilización es adecuada en elementos que giren poco. Pueden utilizarse en tableros rectos, en arcos y en pórticos. No necesitan mantenimiento y se realización debe ser cuidadosa. 2. Apoyos de neopreno. Es de mayor utilización, permitiendo cargas de hasta 500 T. Bajo la acción de cargas horizontales puede alcanzar desplazamientos de hasta 10 cm, aunque el rango normal está entre los 4 y los 6 cm. Tienen una capacidad de giro de hasta 0,02 rad. En el caso de que la carga vertical produzca tensiones menores de 30 kp/cm2 deben anclarse. 3. Apoyos de neopreno-teflón deslizantes. En el caso de grandes desplazamientos, para evitar fuertes esfuerzos horizontales, se dispone una lámina de teflón sobre el neopreno zunchado, que desliza sobre una placa de acero al cromo duro con pulimento espejo. En el caso del mismo orden que en el caso del apoyo simple de neopreno. 4. Apoyos de neopreno-teflón en caja fija. Son apoyos modernos cilíndricos que deslizan por el contacto del teflón y el acero inoxidable. Pueden alcanzar cargas muy grandes de 800 a 1000 tn. Tienen una gran capacidad de rotación, pudiendo alcanzar 0,02 a 0,03 radianes, aunque lo normal son 0,01 radianes. Pueden ser bidireccionales o unidireccionales. 5. Casquetes metálicos con teflón y acero inoxidable. Tienen una aplicación similar a los de neopreno en caja fija con acero inoxidable. 6. Rodillos metálicos unidireccionales. Este tipo de apoyos son de utilidad si no va a haber giros transversales del tablero. La ventaja de esta tipo de apoyos es que son más altos que los anteriormente citados y permiten una fácil inspección.

9.13. ELECCIÓN DEL TIPO DE APOYO Como regla general debe elegirse el tipo de apoyo más sencillo, que sea compatible con las necesidades del puente, lo que normalmente lleva al más barato y con menos exigencias de mantenimiento. Puentes con luces pequeñas o medias, los apoyos de neopreno zunchado cubren todas sus necesidades. Para altos movimientos se utilizan aparatos de neopreno-teflón. Cuando las cargas sean elevadas y el tamaño del apoyo de neopreno sea grande para su colocación, se acude a apoyos de neopreno confinado en caja fija. En el caso de puentes de grandes luces y reacciones importantes o giros mayores de 0,01 radianes, deben utilizarse apoyos metálicos de casquete cilíndrico o esférico con superficies teflón-acero inoxidable.

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9.14. DISPOSICIÓN DE LOS APOYOS EN EL TABLERO El sistema de apoyos en el puente debe permitir un correcto funcionamiento de todos los elementos del mismo, por lo que se diseñarán de forma que transmitan las cargas necesarias y permitan los movimientos para evitar los esfuerzos no deseados en la estructura. El estudio de la colocación de apoyos es necesario especialmente en los casos en los que el funcionamiento de los mismos no es igual en todas las direcciones. La colocación de estos en un puente se puede realizar como se indica en la figura:

9.15. PUESTA EN OBRA DE LOS APARATOS DE APOYO Los apoyos tienen que transmitir correctamente las cargas a la pila o estribo y al tablero, para lo cual éstos deben armarse o rigidizarse adecuadamente con el fin de permitir una correcta introducción de cargas en los mismos Con este fin los apoyos deben disponer suficientemente alejados de los bordes de la superficies de apoyo para evitar la transmisión de cargas a las zonas situadas fuera de las armaduras.

En la colocación de los aparatos de apoyo es necesario tener en cuenta una serie de reglas y consideraciones para garantizar su correcto funcionamiento y durabilidad. Por tanto es preciso tener en cuenta: − −

− −

Las caras superior (en contacto con el tablero) en inferior (en contacto con la superestructura) deben ser perfectamente paralelas y estar en planos horizontales. Las mesetas de mortero de nivelación, en función del espesor que tengan, puede ser aconsejable armarlas, debiéndose disponer en este caso una armadura ortogonal que cubra en cada dirección 0,04 R, siendo R la reacción máxima vertical transmitida al aparato de apoyo. Es necesario siempre dejar unos resguardos mínimos en planta, desde el borde de los aparatos de apoyo, a los parámetros verticales de la subestructura. Los apoyos de neopreno zunchado siempre se colocarán con el lado mayor paralelo a la línea de apoyos, con objeto de ofrecer la mínima coacción posible al giro longitudinal del tablero. 115

− − −

Al diseñar la subestructura, siempre que sea posible debe tenerse en cuenta que la coronación de los estribos y la cabeza de las pilas deben permitir una inspección y mantenimiento cómodo de los aparatos de apoyo. Cuando se colocan los aparatos de apoyo deslizantes es muy importante el reglaje de la placa superior (desplazamiento del centro de la placa con respecto al centro de apoyo), para que en ningún momento se pueda dar otro contacto. Las dimensiones de las placas de acero serán tales que, además de cubrir los desplazamientos máximos sin que se pierda el contacto entre la placa y el teflón, tengas unas holguras de seguridad para prevenir los posibles errores de cálculo.

9.16. PATOLOGÍA DE LOS APARATOS DE APOYO A continuación se recogen los defectos más comunes observables en las distintas tipologías de aparatos de apoyo: En los aparatos de neopreno zunchado − − − − − −

Holguras entre la cara superior del aparato de apoyo y el tablero, normalmente debido a una mala nivelación. Degradaciones en el elastómero y despegues en la unión goma-metal debidas a mala calidad de los materiales. Roturas locales en los morteros de nivelación. Desplazamiento del apoyo de su posición original, deformaciones tanto verticales como horizontales excesivas, debidos a un incorrecto diseño de los aparatos de apoyo. Restos de materiales utilizados en la construcción Apoyos con procesos de fabricación defectuosa.

En los apoyos tipo Pot − − − −

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Degradaciones de las partes metálicas a causa de los procesos de corrosión. Fallos en el anillo de estanqueidad o sellado del neopreno dentro de la capsula de acero. Degradaciones del material elastomérico que rellena la capsula por la entrada a la misma de agentes contaminantes. Roturas y defectos en los sistemas de anclaje al tablero y la subestructura.

En los apoyos deslizantes − − − − −

Reglaje incorrecto de la placa de deslizamiento, lo que en ocasiones origina que el teflón de la parte superior del apoyo pueda llegar a estar en contacto con el tablero. Separaciones de la lámina de teflón de la parte superior del apoyo por una mala adherencia en el momento de la fabricación del apoyo y a veces expulsión completa de la lámina de teflón Pegado de partes de la lámina de teflón de manera que se producen indentaciones en la chapa de acero inoxidable de la placa de deslizamiento. Roturas en las guías de deslizamiento normalmente a causa de una incorrecta valoración de los esfuerzos transversales que deben permitir. Defectos de adherencia entre la chapa de acero inoxidable y la placa de deslizamiento.

9.17. SUSTITUCIÓN DE LOS APARATOS DE APOYO Cualquier operación de sustitución de aparatos de apoyo pasa por un levantamiento del tablero que debe ser objeto de un cuidadoso estudio y definición. En las operaciones de levantamiento de tableros es necesario considerar: • • • • • •

Tipos de gatos hidráulicos a utilizar. Esquema del círculo hidráulico a usar para el levantamiento, depende de cada estructura. Definición precisa de las fuerzas necesarias en los gatos y en la situación de los mismos. En el proyecto del levantamiento deberá quedar claramente definido el valor necesario de este. Transmisión de acciones horizontales a la subestructura durante la sustitución de los apoyos. Deben ser objeto de un detallado proyecto que consideren todos los factores mencionados y además estará muy condicionado por la tipología de la estructura.

9.18. LAS JUNTAS Las juntas de los puentes están destinadas a permitir la rodadura del tráfico en condiciones aceptables a través de los espacios abiertos en el puente, permitiendo al mismo tiempo los movimientos térmicos y reológico de los tableros en los distintos tramos del puente o entre éstos y los muretes de guarda en los estribos. Las juntas aparecen en todos los puentes, excepto en los llamados puentes integrales, en los que la moderación de la longitud total del tablero permite que los movimientos longitudinales del puente puedan ser absorbido directamente por el terreno, sin necesidad de disponer muretes de guarda ni juntas de dilatación.

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La terminología normalmente utilizada en las juntas, puede reducirse: Separación o huelgo estructural, es el tamaño de la abertura entre los distintos tramos del puente contiguos a la junta o entre el extremo del tablero y el murete de guarda en los estribos. La abertura de junta, es la magnitud del desplazamiento relativo de los elementos contiguos del tablero a uno y otro lado de la junta. El juego o carrera, es la diferencia entre la abertura máxima y la mínima en la vida del puente. Rango, es el máximo desplazamiento relativo que puede admitir un tipo concreto de junta. Labios de la junta, son los bodes longitudinales de esta.

9.18.1. TIPOLOGÍA DE JUNTAS 9.18.1.1. JUNTA SELLADA CON MATERIAL ELÁSTICO Se utiliza en pasarelas, pontones y puentes con tráfico ligero y luces pequeñas L60 Km/h) Estará formado por un único camión avanzando a velocidad constante a lo largo de la longitudinal del puente. Salvo en caso de querer conocer el grado de confort en el uso de las zonas peatonales, en el que el tren estará formado por una batería de tantos camiones como carriles de circulación tenga.

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Instrumentación De forma general, pueden medirse las mismas magnitudes que las indicadas para las pruebas estáticas, además de aceleraciones. Los dispositivos de medida a emplear dependerán de la finalidad de la prueba. Además de los indicados para las pruebas estáticas. Análisis de resultados En las pruebas dinámicas no cabe establecer con carácter general unos criterios de aceptación, dada la diversidad de tipos estructurales existentes y de factores que pueden afectar a la respuesta de la estructura. En algunos casos basta con detectar un posible problema de incomodidad en los usuarios, en otros casos una eventual desviación de la frecuencia de vibración. En general, la determinación de las características dinámicas de la estructura proporcionará unos valores de referencia que permitan efectuar un seguimiento a medio o largo plazo. a) Características dinámicas de la estructura Frecuencias Amortiguamiento b) Características dinámicas dependientes de la fuente de excitación Aceleraciones Impacto

10.12. INFORME DE LA PRUEBA DE CARGA Una vez concluida la prueba de carga se redactará el Informe de la prueba, en el que figurarán los aspectos siguientes: • • • • • • • • •

Fecha y horas del inicio y fin de la prueba. Referencia al proyecto. Descripción de la obra. Descripción de los vehículos utilizados. Descripción de las magnitudes, equipo instrumental de toma de datos y situación de los puntos de medida. Información sobre el desarrollo de la prueba. Registros de las magnitudes medidas durante la prueba. Comparación con los valores teóricos previstos y valoración del cumplimiento de los criterios de aceptación. Cuestiones de interés observadas en las inspecciones de la obra antes, durante o después de la prueba.

10.13. ACTA DE LA PRUEBA DE CARGA Se redactará el Acta de la prueba, documento de carácter oficial que contiene una descripción resumida de los distintos aspectos de la prueba y una referencia expresa del cumplimiento de los criterios de aceptación.

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10.14. PRUEBAS DE CARGA EN PUENTES DE FERROCARRIL 10.14.1. TIPOS DE PRUEBA DE CARGA Se distinguen dos tipos de prueba de carga en puentes: a) De recepción de obra nueva b) De puentes en servicio

10.14.2. OBJETO En el caso de obra nueva; deberá verificarse la adecuada concepción y ejecución del puente, mediante la evaluación de su comportamiento estructural. Para ello se comparará la respuesta real y la esperada. En el caso de puentes en servicio; el objeto de la prueba será ampliar el conocimiento del estado de la estructura mediante la evaluación de su comportamiento.

10.14.3. ALCANCE 10.14.3.1. PUENTES DE NUEVA CONSTRUCCIÓN Puentes de nueva construcción en la que alguno de los vanos tenga una luz superior o igual a 10m. 10.14.3.2. PUENTES EN SERVICIO Todos los puentes de estructura metálica o mixta de luz igual o superior a 10m. Y en el caso de los puentes de hormigón en ninguno, salvo que como consecuencia de inspecciones principales así lo aconsejen.

10.14.4. PERIODICIDAD 10.14.4.1. PUENTES DE NUEVA CONSTRUCCIÓN En estos puentes se realizará una prueba de carga antes de su puesta en servicio definitiva. 10.14.4.2. PUENTES EN SERVICIO Se realizarán pruebas de carga en todos los puentes en servicio de estructura metálico o mixta, con uniones roblonadas una vez cumplidos los 15 años y en el caso de uniones soldadas cuando haya cumplido los 30 años.

10.14.5. PERSONAL Se llevarán a cabo por un equipo de personal cualificado, al frente del cual estará un director de la prueba, que deberá ser un técnico titulado. El Director será el encargado de iniciar y finalizar los diferentes estados de carga, así como de dar por terminada la prueba.

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10.14.6. CARACTERÍSTICAS En todos los puentes se realizarán siempre pruebas de carga que reproduzcan los estados de carga más desfavorables. Estas serán estáticas y dinámicas a distintas velocidades, incluyendo las pruebas de frenado. Podrán realizarse pruebas simplificadas, con reducción en el nivel de instrumentación o de los estados de carga, en los casos de puentes con gran número de vanos similares. El diseño y planteamiento de la prueba deberá realizarse de modo que se minimice la influencia de los factores externos. Durante la prueba se inspeccionará el comportamiento de los elementos relevantes del puente, realizando una inspección completa al final de esta. En estructuras de hormigón s controlará cualquier proceso de fisuración previo.

10.14.7. CRITERIOS DE ACEPTACIÓN DE LA PRUEBA 10.14.7.1. PRUEBAS ESTÁTICAS Una vez aplicados los criterios de estabilización de las medidas al final de cada escalón de carga y descarga, se comprobará que los valores remanentes en cada escalón estadio cumplan los criterios de proyecto de la prueba, según lo visto en el apartado 10.9.1. Criterio de remanencia a) Puentes de hormigón armado: 20% b) Puentes de hormigón pretensado o mixtos: 15% c) Puentes metálicos: 10% También habrá que comprobar que el porcentaje de las flechas máximas obtenidas y las previstas en el proyecto de prueba de carga es: a) Mayor del 60% b) Menor de: − 115% en puentes de hormigón armado o mixto. − 110% en puentes de hormigón pretensado o metálico. Si cumple todas las exigencias anteriores se considera que los resultados de la prueba son satisfactorios. 10.14.7.2. PRUEBAS DINÁMICAS En este tipo de pruebas se deberá realizar una interpolación de los resultados en consonancia con los trenes de carga y velocidades empleadas en las pruebas. Las magnitudes a evaluar serán la frecuencia principal de vibración o, en su defecto, la correspondiente al modo excitado durante la prueba.

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10.14.8. RESULTADOS DE LA PRUEBA 10.14.8.1. INFORME DE RESULTADOS El Director de la prueba elaborará un informe con los resultados, en el que deberá recoger la información sobre: fecha de realización, trenes de carga empleados, estados de carga, situación y tipología de los puntos de medida, información sobre el desarrollo e incidencias. 10.14.8.2. ACTA DE LA PRUEBA El resultado de la prueba se comunicará al Registro de Inspecciones de Puentes de Ferrocarril, en un plazo máximo de 3 meses desde su realización, mediante el envío de una copia del Acta de la prueba, donde se describan los aspectos más relevantes de la prueba.

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