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Trabajo Fin de Grado

Metodología para el Análisis y

Dimensionamiento de Puentes

Construidos Evolutivamente mediante

Avance por Voladizos Sucesivos

Autora María Luiza Nancu Nancu Tutor Dr. D. Fernando Medina Encina

Departamento Mecánica de Medios Continuos y Teoría de Estructuras

Titulación Grado en Ingeniería Civil

ESCUELA TÉCNICA SUPERIOR DE INGENIERÍA

UNIVERSIDAD DE SEVILLA

Trabajo Fin de Grado María Luiza Nancu Nancu

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ÍNDICE GENERAL

PARTE 1…………………………………………………………………………………………………………………… 4

PARTE 2…………………………………………………………………………………………………………………… 42

ANEXO………………………………………………………………………………………………………………………. 147

BIBLIOGRAFÍA…………………………………………………………………………………………………………… 170

4

Parte 1

PPPuuueeennnttteeesss dddeee CCCooonnnssstttrrruuucccccciiióóónnn EEEvvvooollluuutttiiivvvaaa


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ÍNDICE DE CONTENIDO PARTE 1

1. Introducción.......................................................................................................................... 8

1.1 Objeto y Alcance ............................................................................................................. 8

1.1.1 Objeto ...................................................................................................................... 8

1.1.2 Alcance ..................................................................................................................... 8

2. Estado del Arte...................................................................................................................... 9

2.1 Construcción de Puentes por Voladizos Sucesivos mediante Dovelas Prefabricadas......... 9

2.1.1 Tipos Estructurales ................................................................................................. 10

2.2 Puentes de Sección en Cajón ......................................................................................... 11

3 Elementos de la Sección ....................................................................................................... 12

3.1 Hormigón para Pretensado............................................................................................ 12

3.2 Acero para las Armaduras Activas .................................................................................. 13

3.3 Anclajes ......................................................................................................................... 13

3.3.1 Anclajes Activos ...................................................................................................... 13

3.3.2 Anclajes Pasivos ...................................................................................................... 14

3.4 Acopladores o Empalmes .............................................................................................. 14

3.4.1 Vainas ..................................................................................................................... 14

3.4.2 Gatos ...................................................................................................................... 14

4. Sistemas de Construcción Evolutiva ..................................................................................... 15

4.1 Método de Avance en Voladizo ..................................................................................... 15

4.1.1 Cálculo de Puentes Rectos Construidos en Avance en Voladizo ............................... 16

4.2 Método de Puentes Empujados ..................................................................................... 16

4.3 Método de Puentes Girados .......................................................................................... 17

5. Construcción en Voladizos Sucesivos ................................................................................... 17

5.1 Construcción con Dovelas Prefabricadas........................................................................ 17

5.1.1 Introducción ........................................................................................................... 17

5.1.2 Generalidades ........................................................................................................ 18

5.1.3 Procedimiento de Construcción .............................................................................. 19

5.2 Construcción con Dovelas “In Situ” ................................................................................ 23

5.2.1 Introducción ........................................................................................................... 23

5.2.2 Operaciones Preliminares ....................................................................................... 24

5.2.3 Operaciones Básicas de Ciclo .................................................................................. 24


7

5.2.4 Operaciones Posteriores ......................................................................................... 27

5.3 Comparativa entre la Construcción con Dovelas Prefabricadas y las Dovelas

Hormigonadas “In Situ” ....................................................................................................... 28

5.3.1 Introducción ........................................................................................................... 28

5.3.2 Dimensionamiento ................................................................................................. 28

5.3.3 Control Geométrico ................................................................................................ 29

5.3.4 Relación Sistema Constructivo y la Luz Principal del Puente .................................... 30

5.3.5 Tiempos de Fabricación y Montaje.......................................................................... 30

5.4 Construcción de Viaductos Vano a Vano por Dovelas Prefabricadas. FCC, Construcción

S.A. ..................................................................................................................................... 31

5.4.1 Introducción ........................................................................................................... 31

5.4.2 Tipología Estructural ............................................................................................... 31

5.4.3 Fabricación y Transporte de Dovelas ....................................................................... 32

5.4.4 Montaje de las Dovelas ........................................................................................... 33

6. CONSTRUCCIÓN DE PILAS Y APOYOS ................................................................................... 35

6.1 Pilas .............................................................................................................................. 35

6.1.1 Morfología de las Pilas ............................................................................................ 35

6.1.2 Pilas Prefabricadas .................................................................................................. 37

6.2 Apoyos .......................................................................................................................... 37

7. CONSTRUCCIÓN DE ESTRIBOS ............................................................................................. 39

7.1 Introducción .................................................................................................................. 39

7.2 Tipos de Estribos ........................................................................................................... 39

7.2.1 Estribos Cerrados .................................................................................................... 39

7.2.2 Estribos abiertos ..................................................................................................... 39

7.3 Aletas ............................................................................................................................ 40

7.4 Muros Laterales ............................................................................................................ 40

7.5 Estribos Prefabricados ................................................................................................... 40

7.6 Estribos de Tierra Armada ............................................................................................. 41

7.7 Estribos Anclados .......................................................................................................... 41

7.7.1 Tipos de Anclajes .................................................................................................... 41


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1. INTRODUCCIÓN

La construcción de puentes surge de la necesidad que tiene la sociedad de salvar obstáculos

tales como ríos, valles profundos o grandes valles. El avance de los conocimientos y tecnología

a lo largo de la historia ha permitido la evolución de los diferentes materiales y técnicas de

construcción.

Existen diversos grupos de puentes, definidos según la forma que tiene de trabajar la

estructura y el proceso constructivo. Así, se pueden distinguir los siguientes grupos de

puentes: puentes de vigas, puentes de losa, puentes arco, puentes atirantados, puentes con

sección en cajón, etc.

Para los puentes de sección en cajón se utilizan varios procedimientos constructivos. En el

presente trabajo se expondrá el sistema de avance en voladizo con dovelas prefabricadas: la

metodología del análisis y dimensionamiento de puentes de sección en cajón con almas rectas,

construidos según el sistema de avance por voladizos sucesivos.

El sistema de avance en voladizos se utiliza en el caso de que los puentes tengan que salvar

grandes luces, donde se presentan alturas considerables, lo que hace necesario el montaje del

tablero a partir de las pilas. Es aplicable para distintos tipos de puentes: puentes rectos,

curvos, atirantados, metálicos, de hormigón, mixtos, etc.

Para poder definir de forma completa el sistema de avance en voladizo con dovelas

prefabricadas, previamente se resumirán los distintos sistemas constructivos entre los que se

encuentra el sistema de avance por voladizos sucesivos, los distintos elementos que se utilizan

en el puente, la construcción en voladizos sucesivos con dovelas prefabricadas, por dovelas “in

situ” y las diferencias entre ambas, la construcción de pilas y la construcción de estribos.

1.1 Objeto y Alcance

1.1.1 Objeto

El objeto de esta primera parte del trabajo es la de reunir la información necesaria para definir

el sistema constructivo de puentes por avance en voladizos, tanto la construcción del tablero

como la de las pilas y estribos.

Según las distintas fuentes de información bibliográficas se podrá enmarcar el sistema de

avance en voladizos sucesivos con viga en cajón en un conjunto de sistemas de construcción

evolutiva, se podrá establecer la diferencia entre la construcción con dovelas prefabricadas y

dovelas hormigonadas “in situ”, el conocimiento de los elementos: pila y estribo.

1.1.2 Alcance

· Definir los distintos elementos que componen el tablero.

· Definir los distintos sistemas de construcción evolutiva dentro de los cuales se

encuentra el sistema de avance en voladizo.

· Definición del sistema de avance en voladizos sucesivos con dovelas prefabricadas,

dovelas “in situ” y comparación entre ambas.

· Definición de los elementos: pila y estribo.


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2. ESTADO DEL ARTE

2.1 Construcción de Puentes por Voladizos Sucesivos mediante Dovelas Prefabricadas

En el número 3063 de la revista Obras Públicas, Fernández. C, [3] se realiza un resumen de los

puentes construidos en España por voladizos sucesivos desde 1958.

Según dicho artículo, el procedimiento de construcción de puentes con dovelas prefabricadas

por el método de voladizos sucesivos contiene las ventajas del sistema de voladizos sucesivos y

las ventajas de la prefabricación.

El primer puente construido por el sistema de voladizos sucesivos es el de Santa Catalina sobre

el río Peixe en Brasil en 1931, diseñado por el ingeniero Baumgarten. Se trata de un puente de

hormigón armado con dintel continuo de tres vanos. El tramo central tiene 68 metros de

longitud, consiguiendo el récord de puente con tramo recto más largo. El procedimiento no

tuvo mucha repercusión en el mundo de la construcción debido a que el hormigón armado no

se prestaba bien a un dintel con tantas juntas transversales.

Veinte años después, Finsterwalder recupera el procedimiento para aplicarlo al puente de

Balduinstein sobre el Lahn. El tramo compensado de modo natural tenía 62.10 metros de luz

libre, en el cual quedan fijas las características del avance por carro. El sistema tuvo mucho

éxito puesto que el pretensado permitía cortar por juntas verticales.

La introducción de la prefabricación en la construcción de puentes por voladizos sucesivos

aparece en el año 1958 con el puente de Kranoholonski sobre el Moscowa que consiguió su

récord en tramos de puentes rectos con el tramo central de 148 metros.

En España, el primero de los puentes construidos por este método ha sido el puente de

Almodóvar proyectado en el año 1960 y construido entre 1962 y 1964. El puente consta de

tres vanos, los laterales de 35 metros y el central de 75 metros. Para este puente se utilizó el

procedimiento constructivo de avance en voladizo sucesivo en el vano central. Se empleó

dicho procedimiento para poner a punto el sistema, que ha sido modificado posteriormente en

lo que se refiere a utilizar el enlace entre dovelas por junta seca en lugar de la junta húmeda

que se utilizó en este puente.

En la década de los años 60 se construyeron cuatro puentes más con el mismo procedimiento.

Estos puentes son:

· Puente de Castejón sobre el Ebro, Navarra. Se proyectó en 1964 construyéndose en el

período de 1965 a 1967 por Agromán, S.A. Se trata de un puente de tres vanos

principales rectos de 25 metros, 101 metros y 50 metros; y otros tres vanos que

describen una curva de 28, 28 y 21 metros. Se prefabricaron seis voladizos de 50

metros con dovelas de 9 Tn.

· Puente de Sevilla sobre el Guadalquivir. Se terminó en 1968 por la empresa de

construcción Dragados y Construcciones, S.A. Tiene dos tramos principales de 56

metros construyéndose dos voladizos simétricos desde la pila central con dovelas de

80 Tn.


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· Puente de Iznájar sobre el río Genil. Terminado en 1969 por Agromán, S.A. Consta de

tres vanos de 55, 85 y 55 metros de longitud. Se construyeron a partir de las dos pilas

centrales por voladizos simétricos con dovelas de 9 Tn. La altura de las dos pilas es

superior a 70 metros.

· Puente de Los Vados sobre el río Genil. Terminado en 1970 por la Empresa

Constructora Hidrocivil. Puente de tres vanos de longitudes: 25, 72, 25 metros.

Construido con dovelas de 30 Tn.

El sistema constructivo fue adoptado por los franceses, en la empresa Campenon-Bernard en

1964 para el puente de Choisy-le-Roi con luces de 37.50 + 55 + 37.50 metros.

Por otro lado, los holandeses también lo adoptan para el puente de Oesterchelde con luces

máximas de 95 metros y unas dovelas de peso máximo: 600 Tn.

En Checoslovaquia se inician en 1965 una serie de puentes de carretera y ferrocarril que

adoptan el sistema. Entre los primeros puentes se encuentra el de Sirniku con luces de 30, 60,

30 metros y entre los segundos, el de Margecanoch con 30.5, 55, 30 metros.

2.1.1 Tipos Estructurales

No existe limitación en los tipos estructurales que se pueden utilizar con este procedimiento

constructivo. Sirven tanto tramos compensados, como vigas continuas, pórticos, elementos

“T”.

En el puente de Almodóvar se ha utilizado viga continua isostática mediante tramos laterales

con ménsulas de 55 metros y tramo suspendido central de 30 metros.

En el puente de Los Vados la solución es de un tramo de tres vanos continuos pero se acerca a

un tramo compensado debido a la gran descompensación de luces de los vanos laterales con el

central.

En el puente de Sevilla sobre el Guadalquivir la tipología es de “T” pura apoyada en

extremidades, con la particularidad de que estando articulado el pie del pilar y siendo

deslizables los otros dos, el pilar no toma flexiones por descompensación de carga en dintel y

únicamente la correspondiente al frenado.

En Iznájar y Castejón la tipología es de elementos en “T” con articulación en el centro del vano

principal, pero con apoyo en sustentación deslizante en las otras dos extremidades.

Durante el proceso constructivo el tipo estructural es distinto al definitivo, debido a que los

dinteles funcionan como voladizos y en la situación definitiva los voladizos totales se enlazan

mediante articulación deslizante. La mayor diferencia entre la construcción y la estructura

definitiva se marca cuando se da continuidad al vano central puesto que ya nunca volverán a

ser voladizos los que compusieron el vano central y sufrirá flexiones importantes de tipo dintel

en la zona central para actuación de sobrecarga central.

En todos los procesos de voladizos sucesivos es habitual avanzar hasta la mitad del vano, lo

que obliga a llevar simultáneamente los vanos en dirección contraria. De esta manera, los

voladizos se encuentran en los vanos centrales. Pero también se puede llevar el avance en una

sola dirección dependiendo del tipo estructural o por las condiciones particulares de cada


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obra. Este es el caso de ejecución de dintel continuo de más de tres vanos o el de un elemento

en “T” apoyado sobre pilas en sus dos extremos.

Cuando se avanza desde una pila teniendo el vano adyacente ya construido suele ser necesario

reforzar el tramo anterior por la falta de compensación de flexiones que determina el dejarlo

provisionalmente aislado. Esto se realiza mediante armaduras activas externas que se

recuperan al final.

2.2 Puentes de Sección en Cajón

La sección en cajón que se utiliza en las dovelas de los puentes utilizando el concepto de

postensado resulta ser un modelo reconocido mundialmente. Este modelo se aplica para

distintos tipos de puentes: puentes de vigas rectos o curvos, puentes pórtico, puentes

atirantados, puentes en arco, etc.

La sección en cajón consta de una losa inferior, una losa superior y las almas. La losa superior

recibe las cargas de uso del puente y se encarga de conducirlas hacia las almas. Se comporta

como cabeza de compresión. Las almas se encargan de asumir las cargas de cortante y

conducirlas a los apoyos. La losa inferior cierra el circuito de torsión y almacena las

precompresiones del pretensado.

Las almas pueden ser perpendiculares a la losa o inclinadas. Las inclinadas pueden presentar

algunas dificultades para el encofrado cuando el canto de la viga es variable. El espesor de las

almas y de la losa inferior debe ser suficiente para que puedan caber los tendones requeridos.

Las ventajas resistentes de la viga en cajón son las siguientes:

· Tiene una gran cabeza superior e inferior, lo que la convierte en una sección buena

para soportar grandes momentos flectores positivos y negativos.

· Tiene una gran rigidez a torsión debido a que se trata de una sección cerrada. Así

mismo genera alabeos pequeños y distorsión reducida.

· Por este motivo, la sección en cajón puede soportar cargas descentradas, asumiendo

el torsor.

· Su gran rigidez transversal permite que las paredes puedan ser esbeltas.

· Tiene un gran radio de giro, lo que le permite tener un gran rendimiento para el

pretensado.

Con estas propiedades se puede tener una sección a la vez ligera y resistente, convirtiéndola

en la sección óptima de los puentes de grandes luces.


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3 ELEMENTOS DE LA SECCIÓN

3.1 Hormigón para Pretensado

Los componentes principales del hormigón para pretensado son: cemento portland, agua y

áridos.

El cemento portland está constituido en gran medida por silicatos de calcio. Estos silicatos

reaccionan con el agua produciendo silicato cálcico hidratado el cual le da la resistencia.

También produce hidróxido de calcio que convierte el cemento en un material alcalino, y

aluminato cálcico que contribuye a la alcalinidad.

Los áridos para el hormigón del pretensado deben ser inertes, duros, no porosos, no

expansivos, limpios y han de poseer el tamaño y forma adecuados.

· Resistencia a la compresión. En el Artículo 39 de la EHE-08 [7] se define la resistencia

característica del proyecto como el valor que se debe adoptar para la resistencia

a compresión del hormigón. Los hormigones comerciales empleados para el

pretensado poseen valores de en torno a 40 MPa pudiéndose alcanzar valores de

130 MPa.

· Resistencia a la tracción. Su valor se encuentra en torno al 10-20 % de la resistencia a

compresión. Para determinar su valor se suele recurrir a ensayos de tracción indirecta.

En caso de no disponer de resultados del ensayo brasileño, un método aproximado de

calcular la resistencia a tracción es el siguiente:

· Módulo de elasticidad, relación tensión-deformación para el hormigón. La curva

característica de tensión-deformación del hormigón tiene tres tramos que se pueden

distinguir: el primer tramo consta de un comportamiento lineal desde cero hasta un

40% de la resistencia a compresión última; el segundo tramo parte desde el final del

primer tramo hasta un 70% de la resistencia última, donde se puede observar un

decrecimiento de la pendiente de la curva teniendo como consecuencia una pérdida

de rigidez; el último tramo se corresponde con las cargas últimas para las que

empiezan a aparecer fisuras. Debido a que la curva tensión-deformación es curvilínea

en dos tramos, se pueden definir dos módulos de elasticidad: el módulo tangente (E0)

y el módulo secante (E). Para los puntos situados por encima del dentro del tramo

elástico, se le aplica el módulo tangente, siendo la pendiente del tramo recto. Para los

puntos situados por encima del 40 % de la resistencia última se define el módulo

secante, como pendiente de la recta que une dicho punto con el origen.

;

· Retracción. Se trata de la pérdida de humedad del hormigón con el tiempo. Esto

provoca el decremento del volumen. Existen dos tipos de retracción: la retracción

plástica y la retracción por secado. La retracción plástica se da durante las primeras

horas tras el vertido del hormigón. La retracción por secado ocurre cuando la pieza ha

adquirido la forma final y se ha producido una fracción importante de la hidratación

química.


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· Fluencia. Se trata de la deformación del hormigón ante una carga constante en el

tiempo.

3.2 Acero para las Armaduras Activas

Las armaduras activas consisten en unos tendones que están compuestos de cordones

paralelos que a su vez están compuestos de alambres arrollados.

Toda la información acerca de este acero se puede encontrar en el Artículo 32 de la EHE-08 [7].

Las propiedades más importantes son el módulo de elasticidad , el límite elástico , la

resistencia última y la relajación del acero a las 1000 horas.

La magnitud de las pérdidas ocasionadas por el pretensado es de 200-400 MPa, por lo tanto, el

pretensado inicial debe ser elevado. Con aceros de alta resistencia se consigue compensar las

pérdidas y obtener un nivel de tensiones adecuado para que se produzca un sistema

autoequilibrado con las fuerza de pretensado.

La relajación del acero de las armaduras activas sucede cuando estas están sometidas a una

deformación constante, lo que provoca una disminución de las tensiones. Para reducir el

efecto se suele dar un tratamiento de alivio de tensiones que consiste en calentar en torno a

350ºC y dejar enfriar lentamente. Otra técnica consiste en provocar una elongación

permanente en el acero sometiéndolo hasta una tensión del 70 % de su resistencia última a

una temperatura entre los 20 y 100 ºC.

3.3 Anclajes

Son la sujeción de la armadura para conservar la fuerza de pretensado y transmitírsela al

hormigón.

3.3.1 Anclajes Activos

Son los anclajes que se sitúan en los extremo de los tendones desde los que se realiza la

operación de tesado. Su forma debe ser tal que se pueda anclar el gato de tesado a los

tendones. Los anclajes más utilizados son los siguientes:

· Anclajes de cuña. Se hace pasar cada uno de los cordones que componen el tendón

por un orificio cilíndrico practicado en la base del anclaje para posteriormente

introducir las cuñas y fijar el tendón. Las cuñas son tronco-cónicas para incrustarse en

la superficie cilíndrica del cordón. La principal desventaja de este tipo de anclaje es la

pérdida de la fuerza de pretensado producida por el deslizamiento relativo entre la

cuña y el cordón y por el efecto de penetración de las mismas.

· Anclaje mediante cabezas recalcadas. Consiste en hacer pasar cada uno de los

cordones por los orificios de un disco. Con una máquina portátil se recalcan los

extremos de los alambres formando una cabeza de remache de diámetro superior al

orificio del disco. El disco está dotado de un sistema para la sujeción del gato de

tesado. Entre el disco y la pieza se coloca una placa de reparto de la fuerza sobre la

pieza.


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· Anclaje mediante rosca. La fijación consiste en la técnica del tornillo y la tuerca. Este

sistema es válido en el caso de que las armaduras sean barras y no cordones.

3.3.2 Anclajes Pasivos

Su misión es la del anclaje puesto que los cables no se tesan en los anclajes pasivos. Según el

mecanismo desarrollado por el anclaje pasivo para la sujeción del tendón se pueden clasificar

en:

· Anclajes adherentes. La fuerza de pretensado se transmite al hormigón por la

adherencia entre el hormigón y los elementos del tendón que se encuentran

embebidos en él. La desventaja es que el anclaje necesita una cierta longitud a partir

del anclaje para que se transmita toda la fuerza de pretensado al hormigón. Se llama

longitud de anclaje y a lo largo de ella el pretensado no es totalmente efectivo.

· Anclajes semiadherentes. La fuerza de pretensado se transmite en parte por

adherencia y en parte por el apoyo directo del anclaje sobre el hormigón.

· Anclajes no adherentes. La fuerza de pretensado se transmite exclusivamente por el

apoyo del anclaje sobre la sección extrema de la pieza.

3.4 Acopladores o Empalmes

Son elementos encargados de materializar el empalme de tendones. Que sea necesario el

empalme de tendones puede ser debido a la deficiente longitud del tendón o debido al

proceso constructivo.

3.4.1 Vainas

Las vainas son los elementos a través de los cuales se introducen los tendones. Deben tener la

rigidez suficiente para soportar el hormigonado y la compactación mediante vibradores.

Para tendones no adheridos se emplea una vaina corrugada de plástico. Para tendones

adheridos se emplea chapa galvanizada corrugada. Para este último caso, se debe garantizar la

completa estanqueidad del conducto y que la sección transversal del mismo sea tal que la del

tendón no supere el 50%, ya que ocasionaría problemas en el momento de inyectar la vaina.

3.4.2 Gatos

La mayoría de los tipos de gatos disponen de un mecanismo auxiliar que sirve para empujar y

clavar las cuñas antes de la transferencia, reduciendo el efecto de penetración de cuñas.

Los gatos suelen funcionar con dos bombas: una de alta presión para la operación de tesado y

otra de baja presión para el clavado de las cuñas.


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4. SISTEMAS DE CONSTRUCCIÓN EVOLUTIVA

A continuación se expondrán los diversos sistemas constructivos de puentes que existen. Cada

sistema se ejecutará según unas necesidades y en función de unas condiciones.

Existen los siguientes métodos:

· Método de construcción de puentes por voladizos sucesivos.

· Método de puentes empujados.

· Método de puentes girados.

4.1 Método de Avance en Voladizo

Este método se utiliza cuando es preciso salvar grandes luces, imposibilidad de disponer de

pilas intermedias cuando se trata de salvar un curso de agua, o en zonas montañosas de gran

altura. Este procedimiento resulta igualmente válido para puentes rectos, arco y atirantados.

Este método consiste en la construcción progresiva de los vanos a partir de un punto fijo, que

suele la pila y a partir de ella, se va construyendo en forma de “T” mediante voladizos a ambos

lados de la pila.

Esta técnica resulta válida tanto para puentes hormigonados “in situ” como para puentes que

utilizan dovelas de hormigón prefabricadas.

Este método es el que se utilizará en este proyecto: construcción evolutiva de puentes de

dovelas prefabricadas por voladizos sucesivos. Se expondrán las técnicas de construcción para

el hormigonado “in situ” y las técnicas de la prefabricación. Posteriormente se detallarán las

diferencias entre ambas.

Ilustración 1. Puente construido por voladizos sucesivos [11].


16

4.1.1 Cálculo de Puentes Rectos Construidos en Avance en Voladizo

El cálculo se divide en dos partes diferenciadas: el cálculo que se realiza durante el proceso

constructivo y el cálculo del puente en servicio. Siendo conveniente para ambos cálculos tener

el mismo modelo lo más completo posible, en el que figuren: dintel, pilas, estribos, etc.

El dintel se modelizará como un elemento tipo viga, debido a que la dimensión longitudinal es

mucho mayor que las otras dos, para facilitar el cálculo con el correspondiente programa de

Elementos Finitos. La discretización del mismo se realizará disponiendo un nudo por cada

extremo de dovela. De esta manera el cálculo se realizará con mayor precisión.

Por otro lado, la pila se discretizará en un número suficiente de secciones de manera que los

resultados obtenidos sean los deseados.

Las vinculaciones entre pila y dintel se reproducirán mediante condiciones de contorno, según

sea la unión.

El cálculo del modelo se realizará considerando cada una de las cargas y sobrecargas a las que

se encuentra sometido: peso propio, cargas muertas, hipótesis de sobrecargas distribuidas y

puntuales que produzcan los esfuerzos máximos y mínimos en el dintel y las pilas, hipótesis de

viento, fuerza centrífuga, retracción, fluencia y temperatura en el hormigón, etc.

Combinando todas las solicitaciones de forma adecuada, se obtendrán los esfuerzos de carga

permanente y máximos y mínimos en cada sección para los seis esfuerzos: axil, dos cortantes y

tres momentos a los largo del tiempo.

El único esfuerzo que no se debe realizar en este modelo es el de peso propio. Existen dos

tipos de peso propio: el peso propio que se obtiene siguiendo el proceso constructivo fase a

fase (t = 0) y esfuerzos debido al peso propio considerando las variaciones de los esfuerzos en

t = 0 debidas a la fluencia y retracción del dintel. Calcular en el modelo definitivo los esfuerzos

de peso propio es incorrecto. La metodología a seguir es calcular los esfuerzos en t = 0 y la

corrección de estos esfuerzos por fluencia y retracción para obtener los esfuerzos a tiempo

infinito o esfuerzos de servicio.

4.2 Método de Puentes Empujados

El método consiste en montar el tablero detrás del estribo y posteriormente empujarlo

deslizándolo sobre las pilas hasta que alcanza su posición definitiva al llegar al otro estribo. El

trazado en planta debe ser recto o curvo, de manera que cualquier parte del puente pueda

coincidir con las pilas. De esta manera, el puente va discurriendo sobre las pilas hasta su

terminación sin necesidad de cimbra que lo soporte.

El rango de luces óptimo para los tableros empujados se encuentra entre los 30 y los 60

metros.

Las variantes que se plantean son la construcción según los cuatro movimientos posibles:

trasladarlos según su eje, riparlos transversalmente, construirlos en posición elevada y luego

descenderlos, guiarlos sobre uno o varios ejes.


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En el caso de construcción del puente en posición más elevada y posteriormente descenderlo,

el tablero se construye en alto de manera que la cimbra se pueda alojar sin interrumpir el

tráfico.

Ilustración 2. Método de Puentes Empujados [12].

4.3 Método de Puentes Girados

La traslación transversal o giro consiste en construir el puente con el eje en cierta dirección,

generalmente la orilla del río y trasladarlos transversalmente a la posición definitiva.

Una forma de proceder es construir el puente completo en la orilla y girarlo posteriormente.

Otra forma es construir en ambas orillas parcialmente dos semipuentes y girarlos sobre las

pilas hasta que coincidan y de esta manera poder unirlos.

5. CONSTRUCCIÓN EN VOLADIZOS SUCESIVOS

5.1 Construcción con Dovelas Prefabricadas

5.1.1 Introducción

La diferencia con la construcción del puente por voladizos sucesivos por hormigonado “in situ”

es que la fabricación de las dovelas se realiza en una zona aparte de la zona donde se realiza la

obra.

Es escogido el uso de dovelas prefabricadas en el caso de puentes muy largos.

La construcción de puentes con el método de dovelas prefabricadas aumenta la velocidad de

ejecución puesto que se puede colocar una o dos dovelas por día mientras que en el

hormigonado “in situ” se realiza una dovela por semana.

Los problemas que surgen en este tipo de puentes con este tipo de construcción se concretan

en cómo es la dovela, las juntas de unión entre dovelas, cómo se deben construir las dovelas y

cómo se montan.


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Este procedimiento fue utilizado por vez primera en España por Carlos Fernández Casado en

los puentes Almodóvar en el año 1962 y en el de Castejón en 1968, teniendo este último una

luz principal de 101 metros.

En los años 70 el método de construcción de puentes con dovelas prefabricadas adquirió un

gran avance en Francia, desde donde se difundió por el resto del mundo. Este método se

puede considerar que ha evolucionado a lo largo de tres generaciones de dovelas.

La primera generación de dovelas, llevaban juntas de mortero de cemento, llave única a

cortante y cables anclados en la propia junta.

La segunda generación se caracteriza por la prefabricación conjugada, el empleo de resinas

epoxi en las juntas, las llaves múltiples para el cortante y el anclaje de los cables en el interior

de la dovela en unos bloques dispuestos para tal fin.

La tercera generación, en los años 70 en Francia, se caracteriza por el pretensado exterior y

lamas de celosía de hormigón o metálicas.

Actualmente en España, las dovelas prefabricadas con junta de resina se utilizan en puentes

construidos con la técnica de avance en voladizo de dos tipos: para tableros de una calzada de

12 metros de ancho en el rango de luces de 80 a 125 metros; y el tableros para dos calzadas de

autovía de hasta 27 metros de ancho, para luces entre 75 metros hasta 106 metros.

En los años 90 se emplearon dovelas de junta seca y pretensado exterior, en 4 viaductos

isostáticos construidos vano a vano por FCC con luces de 45 metros.

5.1.2 Generalidades

La prefabricación consiste en la división del tablero en elementos de construcción

denominados dovelas. Estas dovelas suelen tener el peso comprendido entre 50 y 100 Tm. La

prefabricación de las dovelas se lleva a cabo en las inmediaciones de la obra, en un parque de

prefabricación.

La característica fundamental de este método es que en las juntas entre dovelas no se deja

conexión de armadura pasiva, lo que implica que la continuidad del tablero se consigue

únicamente con el postensado.

Las juntas que se han desarrollado para este método son juntas en seco con resina epoxi.

Las juntas secas se caracterizan porque la transmisión del esfuerzo cortante se realiza

mediante el contacto directo entre los hormigones de las dos dovelas que están en contacto, o

por el dentado continuo que se dispone a lo largo de las almas y en la cabeza superior e

inferior en función de los esfuerzos.

Ilustración 3. Dovelas con llaves múltiples [16].


19

En el otro tipo de junta, se aplica sobre una de las dos superficies que estarán en contacto una

capa de resina epoxi. Antes de realizar el montaje de las dovelas, se coloca entre ambas un

pretensado provisional con la función de repartir la resina por toda la superficie. Es menester

decir que la misión de la resina no es soportar los esfuerzos de cortante, sino mejorar el

contacto entre las dovelas para que estas trabajen con la mejor uniformidad posible y

proporcionar impermeabilidad a la junta.

El método de la dovela conjugada consiste en la utilización en la prefabricación de cada dovela,

como encofrado de una de las caras de la dovela, la que estará en contacto con ella. Esto es

debido a que no deben existir diferencias geométricas en las caras de las dos dovelas que

estarán en contacto, con el fin de que se presente una adecuada transmisión de esfuerzos

cortantes en los dos tipos de juntas.

Un problema que surge en las juntas sin armadura pasante es que la transmisión del cortante a

través de la junta, se realiza únicamente por la fricción producida por el axil de pretensado.

Para aumentar la capacidad resistente al corte de la junta se utilizan las llamadas llaves de

cortante, que hacen que se eleve el coeficiente de rozamiento.

Otra característica de las juntas es la capacidad que tienen de proporcionar protección frente a

los agentes externos a la armadura activa. Las juntas secas no garantizan la impermeabilidad

total, por tanto, se utilizan juntas secas con pretensado exterior, cuya protección se consigue

mediante barreras específicas, vainas de acero o polietileno y lechada de cemento o cera. En

cambio, la junta con relleno epoxi garantiza un protección al pretensado análoga a las

estructuras monolíticas. Por tanto, la normativa permite la utilización de pretensado interior.

La ventaja de utilizar juntas secas es la velocidad de colocación de las dovelas. En cambio

presenta el inconveniente de que el pretensado exterior no se pone en carga hasta que la

estructura no está completa en su totalidad, lo que implica que el tablero carezca de

estabilidad a lo largo del montaje, siendo necesaria su sustentación mediante cimbras.

Por otro lado, la resina epoxi precisa de la aplicación de una compresión mínima de 0.3 MPa en

las juntas, lo que se traduce en una ejecución más complicada y la introducción del pretensado

definitivo a medida que avanza el montaje. Como los rendimientos son menores que en la

utilización de junta seca, este sistema se utiliza cuando es necesario pretensado interior.

Las dovelas con junta de resina epoxi se utilizan generalmente en los tableros de avance en

voladizo, generalmente en tableros viga, aunque también se utiliza en tableros atirantados.

5.1.3 Procedimiento de Construcción

5.1.3.1 Parque de Prefabricación

Generalmente un parque de prefabricación tiene a su disposición la infraestructura necesaria

para la elaboración, distribución y puesta en obra del hormigón, producción de aire

comprimido, curado al vapor, parque de ferralla y manipulación y acopio de elementos

prefabricados, así como elementos de control geométrico.

5.1.3.2 Fabricación de Dovelas

Como se ha indicado con anterioridad, para que las dos caras de dovelas adyacentes

dispongan de la misma geometría, se utiliza el método de la dovela conjugada, utilizando como


20

encofrado de una cara la dovela con la que va a estar en contacto. Existen dos métodos para la

fabricación de dovelas por el método de la dovela conjugada: fabricación en línea larga y en

línea corta.

Ilustración 4. Método de la dovela conjugada [2].

5.1.3.2.1 Método de la línea larga

Consiste en la ejecución de una cama con la geometría del fondo del tablero que se pretenda

fabricar, sobre la que se hormigona todo el tablero dovela a dovela con un encofrado que se

traslada a lo largo del mismo.

Se considera que este procedimiento está poco automatizado y que ocupa mucha superficie.

Por tanto, se dejó de utilizar hace años.

5.1.3.2.2 Método de la línea corta

En este método, la dovela se fabrica en una célula de prefabricación en la que el encofrado

consta de los siguientes elementos:

· Una dovela adyacente, denominada dovela conjugada, en la cara en contacto con la

misma.

· Un encofrado fijo para la cara de junta opuesta.

· Una mesa regulable para el encofrado inferior.

· Encofrados laterales abatibles, que se adaptan a los demás encofrados.

· Un encofrado interior retráctil que se introduce a través de la máscara.

La geometría que se requiere para cada dovela se consigue ubicando correctamente la dovela

conjugada respecto de la máscara y adecuando el resto de encofrados a la geometría

requerida.

Para colocar en la posición adecuada la dovela conjugada y la que se hormigona, se sitúan

sobre mesas de encofrado que con ayuda de unos gatos hidráulicos, permiten ubicarlas en la

posición requerida.


21

El ritmo habitual de construcción de una dovela está en torno a una dovela por encofrado y

día.

Generalmente, los pasos a seguir en el proceso de prefabricación de una dovela es el siguiente:

· Recepción y prefabricación de ferralla. Se recoge la ferralla elaborada previamente en

el parque de ferralla y con el puente grúa se traslada hasta los moldes de montaje.

· Ferrallado de dovela. Se realiza el ferrallado de la dovela, procurando ir a dos dovelas

por delante del hormigonado de las dovelas.

Ilustración 5. Colocación de la ferralla [2].

· Ubicación de puestos de observaciones topográficas. Este está formado por una torre

con una plataforma y una escalera de acceso, donde tiene lugar la estación topográfica

que realiza todas las medidas y comprobaciones que se consideren necesarias para

garantizar la geometría de la dovela. Esta plataforma se encuentra a la cota superior

de la dovela terminada, montada sobre el carro. De la plataforma sobresale un

pedestal para poder apoyar el nivel.

· Colocación del encofrado interior. Se monta el encofrado plegado sobre el voladizo de

la estructura auxiliar, se lanza a través de la máscara y se coloca. En el caso de las

dovelas de apoyo en la pila, el encofrado interior se coloca directamente y no a través

de la máscara.

· Colocación de la máscara. Se denomina máscara al encofrado fijo fabricado con chapa

de gran espesor y arriostrado que marca la variación relativa entre las dos juntas de

una dovela. La dovela adyacente anterior es denominada la conjugada.

La máscara tiene por sección la sección transversal de la dovela, en forma de cajón,

con un hueco para introducir a través del mismo el encofrado interior. La máscara

debe estar inmóvil, fija, ya que es el sistema de referencia para la fabricación y control

de las dovelas.

En el caso de la dovela de arranque, se consigue variando la posición de la dovela

conjugada, que sirve de encofrado de un frente, respecto del encofrado fijo del frente

opuesto, adaptándose los encofrados laterales e interior entre ambos frentes.


22

En el caso de la dovela central, al no tener dovela conjugada, se hace entre dos

máscaras, una fija y otra móvil.

· Encofrados laterales y carros de fondo. Los carros de fondo se usan para posicionar la

dovela conjugada en la posición relativa con respecto a la dovela a hormigonar y como

encofrado inferior de la dovela que se va a hormigonar. Una vez situada la dovela

conjugada respecto a la máscara, se ajustan los demás encofrados: el carro de fondo,

los encofrados laterales y el encofrado interior; todos ellos debidamente sujetos

durante el hormigonado.

· Dovela conjugada. Es la que se ha hormigonado previamente y la que servirá como

encofrado anterior de la dovela a hormigonar. La dovela conjugada se sitúa

relativamente respecto a la máscara.

· Hormigonado y vibrado. Una vez finalizada la colocación de las armaduras y antes de

la puesta en obra del hormigón, se realiza la limpieza del fondo del encofrado.

Posteriormente se hormigona por medio de una bomba. El vibrado del hormigón una

vez vertido se realiza por medio de unos vibradores externos acoplados al propio

encofrado, y vibradores de aguja. Para evitar el levantamiento de la dovela conjugada

por flotación, esta se ancla al suelo.

· Curado al vapor. Con la intención de desencofrar la dovela al día siguiente, se requiere

que el hormigón tenga al menos una resistencia determinada. Bajo temperaturas

bajas, existe un retardo en el inicio del fraguado y por tanto no existe la garantía de

que a las 12-14 horas tras el hormigonado se consiga dicha resistencia. En estos casos,

se procede a realizar un curado de vapor.

· Retirada de la dovela conjugada. Tras el fraguado y desencofrado de la dovela, se

desplaza la dovela conjugada con su carro de fondo a la zona de espera y la dovela

recién fabricada pasa a ser la nueva dovela conjugada.

· Acopio de las dovelas. Las dovelas deben permanecer en el acopio un mínimo de 30

días para garantizar que se alcanza la resistencia requerida. Resulta más ordenado

acopiar por filas todas las dovelas de un tramo.

5.1.3.3 Colocación de las Dovelas

La colocación de las dovelas se puede realizar por varios procedimientos. En el caso de que se

pueda acceder a la obra desde su parte inferior, el procedimiento adecuado es la colocación

mediante grúas. Sin embargo, esta situación se da en escasas situaciones.

La situación habitual es utilizar una viga de lanzamiento que consiste en una viga metálica con

una longitud mayor que el vano más grande del puente.

El sistema consiste en:

· Una viga principal en celosía o atirantada cuyo cordón inferior actúa como puente

grúa.

· Tres patas que pueden o no estar fijas a la viga principal. Las patas traseras y la central

permiten que la dovela las atraviese por su interior.

· El carretón del que cuelga la dovela que puede trasladarse a lo largo del cordón

inferior de la viga, descender o ascender la dovela y girar respecto a un eje vertical.


23

Tras la colocación de la dovela de pila, se procede al montaje de las dovelas por avance en

voladizo alternando dovela frontal y dovela dorsal. Las dovelas son recogidas en la cola de la

cimbra y transportadas entre las celosías por el cabrestante hasta una zona próxima a su

ubicación. Una vez allí, se procede a la aplicación de la resina epoxi al paramento de la dovela y

se adosa al tablero construido, anclándola a la dovela anterior por medio de barras tras lo cual

se postensan con el fin de que toda la junta tenga una presión suficiente para la unión de las

dovelas y expulsión de la resina sobrante.

A medida que se van montando las dovelas se va realizando el postensado definitivo. Las

operaciones de colocación de las dovelas y la de tesado van desfasadas dos dovelas para evitar

interferencias entre los equipos. Una vez terminado el montaje de cada tramo, se procede a la

colocación de la dovela clave.

5.2 Construcción con Dovelas “In Situ”

5.2.1 Introducción

Este procedimiento de construcción se inicia después de la Guerra Mundial con el objetivo de

reconstruir la gran cantidad de puentes destruidos. Se considera que el rango óptimo desde el

punto de vista económico se encuentra en una luz comprendida entre 125 y 175 metros.

Esta técnica de construcción de puentes consiste en la ejecución de la estructura vertiendo

hormigón fresco sobre un encofrado donde se alojan las armaduras tanto activas como

pasivas.

La construcción por avance en voladizo consiste en la ejecución de las pilas a ambos lados de la

pila, de forma simétrica. La fabricación se realiza con la ayuda de los encofrados, que a su vez

se apoyan en las dovelas anteriores mediante cimbras para garantizar la continuidad del

puente. Hormigonando las dovelas sucesivamente sobre los carros, se va avanzando en forma

de “T” desde las pilas hasta el centro del vano conectando con el voladizo anterior mediante la

dovela clave.

El inicio de todo el proceso se da con la construcción de la dovela situada encima de la pila o

también denominada dovela “0” ó dovela de pila. Esta dovela se construye con un encofrado

montado sobre la pila con longitud suficiente para que se puedan montar los carros de avance.

A partir de esta primera dovela, las siguientes se construyen trasladando el encofrado

mediante los carros que se apoyan en la parte construida.

Se pueden enumerar las operaciones a seguir en el proceso constructivo de puentes por

avance en voladizo:

1. Operaciones preliminares.

· Ejecución de las dovelas de pila.

· Montaje de los carros de avance.

2. Operaciones básicas de ciclo.

· Avance del carro.

· Colocación del encofrado exterior en sus coordenadas.

· Avance y situación del encofrado interior en sus coordenadas.

· Colocación de la ferralla de la sección y tapes frontales de solera.


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· Situación de los tapes frontales de hastiales y losa de tablero.

· Comprobación y ajuste topográfico de coordenadas.

· Hormigonado de la dovela.

· Despegue del encofrado interior, desencofrado de tapes frontales y enfilado y

tesado de cables del proceso constructivo de la dovela e inyección de las dovelas.

· Curado del hormigón.

3. Operaciones posteriores:

· Desmontaje de carros.

· Transporte de los mismos hasta su nueva ubicación.

· Ejecución de dovelas de cierre y de estribo.

· Enfilado y tesado de cables de continuidad.

5.2.2 Operaciones Preliminares

5.2.2.1 Ejecución de la Dovela de Pila

La ejecución se puede descomponer en tres etapas:

· Etapa 1. Consiste en la construcción de la losa inferior de la sección. Contiene las

siguientes operaciones: colocación de la plataforma de sustentación de los

encofrados de la dovela de pila incluyendo el montaje del encofrado inferior de la

losa, montaje de los encofrados laterales de los alzados de la losa, ferrallado de la

losa y posterior hormigonado de la losa.

Para todas estas operaciones se suele disponer de una grúa torre colocada a pie de

pila.

· Etapa 2. En esta etapa se encuentran las operaciones de ejecución de los alzados

laterales y las riostras transversales. Como en la etapa 1 se ha encofrado la parte

exterior, en esta etapa se realizan las siguientes acciones: ferrallado de los

tabiques y alzados laterales de la sección, encofrados interiores, hormigonado y

retirada de los encofrados interiores.

· Etapa 3. Esta etapa consiste en la ejecución de la losa superior. Las operaciones

son las siguientes: apeo interior de la losa superior, colocación del encofrado

interior sobre el apeo, ferrallado de la losa y hormigonado, desencofrado y

retirada del sistema de sustentación del encofrado.

5.2.3 Operaciones Básicas de Ciclo

5.2.3.1 Carro de Avance

El carro de avance es el medio más común que se tiene para la construcción del puente por

voladizos sucesivos. Es la zona de trabajo de los operarios, puede trasladar dovelas y colocarlas

o trasladar los encofrados y hormigonarlas “in situ”.

Los elementos del carro de avance son los siguientes:

· Vigas metálicas principales. Son los elementos portantes que se encargan de

soportar las solicitaciones transmitidas por los encofrados y transmitirlas al

tablero, donde deben estar ancladas.


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· Viga metálica transversal. Son dos vigas de celosía que se ubican

transversalmente con respecto a las vigas principales proporcionando la capacidad

portante al carro, capaz de soportar los esfuerzos y solicitaciones producidas por el

hormigón y el peso propio de la estructura.

· Apoyos frontales. Están formados por las ruedas que permiten el desplazamiento

de una dovela a otra, y un gato vertical sobre el que se apoya en la fase de

hormigonado de la dovela, que permite nivelar el carro de avance antes de que

comience el hormigonado.

· Anclaje trasero. El anclaje vertical permite evitar el vuelco que se podría producir

por el peso del hormigón fresco. En el momento en el que el carro se comienza a

desplazar, también existe la posibilidad de que se produzca vuelco si el centro de

gravedad de todo el conjunto se encuentra por delante de las ruedas. En estas

situaciones, la parte de atrás se debe anclar a la viga de rodadura con unas ruedas

que hacen tope en el ala superior de la viga, la cual debe estar anclada al

hormigón.

· Vigas de rodadura. Es la viga que utiliza el carro de avance para desplazarse de

una dovela a otra. Cuando se ha pretensado la dovela recién terminada el carro de

avance se apoya en el hormigón de la dovela por medio de los gatos de los que

dispone, liberándose así de la viga de rodadura, la cual se puede desplazar hacia

adelante para ocupar la nueva posición.

· Vigas y elementos que soportan el encofrado. Estos elementos forman un

conjunto que garantiza el soporte de todos los encofrados utilizados para la

ejecución de cada dovela: el exterior, el interior y la plataforma inferior. Las vigas

encargadas de soportar se apoyan en la parte delantera en la dovela recién

hormigonada.

· Pisos de trabajo. Son el espacio de trabajo de los operarios.

· Elementos auxiliares. Son los elementos que garantizan el correcto

funcionamiento del carro. Como pueden ser: rodadura del encofrado interior,

castillete para el apoyo del encofrado del voladizo en lanzamiento, equipo

hidráulico, barras de cuelgue, anclajes, etc.

· Plataformas auxiliares. Sirve de soporte para los operarios que construyen la

dovela.

Tras el montaje de la dovela de pila, se incorpora el primer carro para la construcción de la

dovela 1. Una vez finalizada el carro se desplaza para la construcción en voladizo de las dovelas

sucesivas de dicho tramo. Así se libera la cabeza de pila para que pueda recibir al segundo

carro que se ocupará de la construcción del tramo simétrico.

Una vez se ha conseguido el montaje del carro, se deben hacer unas revisiones periódicas en el

movimiento de los carros, sobretodo en dos momentos principales:

1. El movimiento de avance del carro. Durante el avance, el carro sufre las

deformaciones y esfuerzos propios del movimiento en todos sus elementos,

produciendo el desgaste de los mismos. Resulta importante ver que las placas de

reparto están correctamente dispuestas sobre el hormigón y que estas mantengan la

perpendicularidad con las barras de cosido.


26

2. El hormigonado. Esta es la fase en la cual el carro se encuentra sometido a los

máximos esfuerzos. En esta fase se debe comprobar a su vez la estanqueidad de los

encofrados y las plataformas de trabajo.

Los equipos hidráulicos son los responsables de la realización de dos funciones diferenciadas:

1. Avance. Durante el avance del carro, el equipo se ve sometido a las solicitaciones

producidas por el peso propio. Una vez que se ha montado el carro de avance y se ha

anclado correctamente al tablero, se lanzan las vigas carril sobre la dovela

hormigonada donde se deben anclar nuevamente. Posteriormente, se libera el carro

de sus anclajes traseros y el mismo se va desplazando sobre las vigas hasta la siguiente

posición de hormigonado y se vuelva a fijar al tablero. Durante este movimiento el

carro recorre las vigas carril con los encofrados abiertos, apoyado en el conjunto de

ruedas delanteras y sujeto por las traseras, impidiendo de esta manera que el centro

de gravedad provoque el cabeceo. El encofrado interior se desplaza por medio de una

viga carril que se encuentra situada bajo la losa superior del tablero, a la par del

encofrado exterior.

2. Puesta en cota. En una primera fase, esta operación se realiza mediante equipos

hidráulicos verticales, para luego utilizar la grúa torre para el último ajuste. Una vez

que se ha desplazado el carro se procede a su posicionamiento. Para esta operación,

primero se realiza su alineación en eje, que se ejecuta fijando el encofrado sobre la

dovela anterior. Luego se procede a la corrección en planta y alzado de los puntos

característicos.

5.2.3.2 Ejecución de las Dovelas

A continuación se describen las operaciones para ejecutar una dovela con hormigonado “in

situ”.

· Avance y fijación del carro. El ciclo comienza cuando el hormigón alcanza la

resistencia necesaria para efectuar las operaciones de tesado. En ese momento se

procede a hacer la separación del encofrado y al tesado de los cables de

pretensado. Posteriormente, mediante el sistema hidráulico, avanza el carro junto

a los encofrados interior y exterior. Tras el avance del carro, se anclan el encofrado

inferior de la losa inferior y las alas de los encofrados laterales a la sección

anteriormente ejecutada. A continuación se procede al posicionamiento del carro.

· Ferrallado de la losa inferior y de los hastiales de la sección. La ferralla de la

sección se inicia montando la ferralla manualmente de la losa inferior sobre el

encofrado inferior disponiendo de los separadores necesarios.

· Encofrado del resto de la sección. Tras finalizar el ferrallado de la losa inferior y de

los hastiales de la sección, el encofrado interior se despliega y se sitúa en posición,

sujetándolo en primer lugar a la zona delantera de la dovela anterior, tras lo cual

se procede a referirlo al encofrado exterior de los hastiales.

· Ferrallado y colocación de vainas de la losa superior. En primer lugar se procede a

la disposición de la armadura inferior de la losa superior con los correspondientes

separadores. Las vainas de los cables de tesado se montan a continuación

utilizando como referencia la ferralla colocada y sujetándolas a ella, para evitar la

flotación con el hormigonado. El proceso de voladizos sucesivos precisa de dos


27

grupos simétricos respecto al eje del tablero de cables horizontales. Conforme

avanza el proceso de ejecución de dovelas, se van anclando cables por cada pareja

de dovelas. Tras la colocación de las vainas de tesado del proceso constructivo, se

coloca la ferralla superior de la losa superior.

· Nivelación definitiva del carro. Previo al hormigonado se debe realizar una

comprobación topográfica de la cota.

· Hormigonado de la dovela. Durante el proceso de hormigonado, el carro de

avance permanece sustentado por gatos verticales situados bajo el pilar delantero

y anclado al tablero en su parte posterior mediante barras y yugos. A medida que

las dovelas van reduciendo el canto, la parte saliente del encofrado exterior

aumenta respecto de la solera, lo cual obliga a desmontar los paneles sobrantes.

Por otro lado, el encofrado interior se debe cortar para adaptarlo a la disminución

de cota en el interior de las dovelas.

El hormigonado comienza en primer lugar con la ejecución de la losa inferior de la

sección transversal. En segundo lugar se hormigonan los hastiales de la sección

lentamente y por tongadas de 0.5 metros para evitar el sifonamiento del hormigón

de la losa inferior. Para finalizar, se hormigona la losa superior comenzando por el

extremo libre y llevando el hormigonado hasta la dovela anterior.

· Desencofrado de las dovelas. Al día siguiente tras el hormigonado se procede al

desencofrado lateral.

· Curado del hormigón. Las superficies expuestas del hormigón, como son la losa

inferior y la losa superior, deben curarse para evitar la fisuración del hormigón

debido a un control malo de la retracción.

· Enfilado y tesado de los cables. Hay algunas empresas que indican: el orden de

tesado, las fuerzas de tesado y las presiones equivalentes según los equipos

utilizados, así como los alargamientos teóricos previstos.

· Inyección de las vainas. Las vainas se inyectan de lechada una vez que los cables

se han tesado. La inyección se introduce dentro de la vaina con las bombas de

inyección.

5.2.4 Operaciones Posteriores

5.2.4.1 Desmontaje del Carro de Avance

El desmontaje de los carros se lleva a cabo cuando se ejecutan las últimas dos dovelas de los

tramos en voladizo dispuestos a unirse mediante la dovela de cierre. El proceso de desmontaje

es el inverso del montaje.

Los carros que están situados en los estribos se desmontan con la ayuda de grúas móviles,

mientras los que se encuentran en el centro del tablero se desplazan hacia la pila desde la cual

partieron y posteriormente se desmontan.

5.2.4.2 Dovela de Cierre

La dovela de cierre es la encargada de unir los dos tramos que se han ido construyendo por

voladizos sucesivos, marcando el paso de los tramos que trabajan como voladizos, a un único

vano que trabaja como una viga sustentada en dos apoyos.


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Para ejecutar la dovela de cierre, se inmovilizan los dos semivanos con vigas metálicas y se

utiliza la plataforma inferior de uno de los carros como superficie de trabajo. Los encofrados

exteriores se desmontan al igual que el interior del carro, para sustituirlos por encofrados

hecho “in situ” pero más ligeros.

5.2.4.3 Tesado de Cierre

Para finalizar el tablero se realiza el tesado de continuidad, produciéndose de esta manera la

unión de los dos voladizos contiguos y convirtiéndolos en una viga continua preparada para

absorber las cargas de uso. Dentro de la zona hueca del tablero se introducen los equipos de

enhebrado y tesado y se procede a enfilar los cables para tesar los cables de continuidad

posteriormente. Para introducir los cables se utilizan los agujeros que se han dejado en la losa

superior para dicho propósito. Las vainas de los cables de continuidad se inyectan también

desde la losa superior del tablero.

Se deben tapar los agujeros que se dejan para el anclaje del carro de avance, así como la

instalación de juntas de dilatación si están proyectadas sobre el tablero.

5.3 Comparativa entre la Construcción con Dovelas Prefabricadas y las Dovelas Hormigonadas “In Situ”

5.3.1 Introducción

En el siguiente apartado se realizará una comparación entre los dos sistemas constructivos

desde distintos puntos, como pueden ser: dimensionamiento, control geométrico, plazos,

flechas, relación de dimensionamiento a partir de la luz principal.

5.3.2 Dimensionamiento

5.3.2.1 Carro de Avance VS. Viga de Lanzamiento

Los carros de avance se utilizan cuando el sistema constructivo es mediante dovelas

hormigonadas “in situ” y la viga de lanzamiento se utiliza en el caso de que el puente se

construya con dovelas prefabricadas.

Las reacciones de la viga de lanzamiento dependen de su respectiva potencia. Mientras que la

reacción vertical que produce el peso de los carros de avance depende del tipo de carro que se

utilice, la luz, el ancho, etc.

5.3.2.2 Tensiones en el Estado Límite de Servicio

En el caso de dovelas prefabricadas, entre las juntas no hay armadura. Por tanto, los criterios

de tensiones son más limitativos para el caso de dovelas prefabricadas.

Como las tensiones en el Estado Límite de Servicio son las que marcan el dimensionamiento

del pretensado, los puentes de dovelas prefabricadas necesitarán un pretensado mayor que

los puentes con dovelas “in situ” debido a las condiciones más estrictas que deben cumplir.

Debido a que no existe armadura pasante en el caso de dovelas prefabricadas, existen otras

diferencias:


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· La armadura longitudinal de torsión no puede existir en las juntas y por tanto hay que

dimensionar la armadura de pretensado para que absorba las tracciones longitudinales

que la torsión produce en las aristas.

· Para el diseño a cortante es necesario diseñar unas llaves en las dovelas prefabricadas,

que puedan absorber dicho esfuerzo.

5.3.3 Control Geométrico

Tanto en un método como en otro es preciso realizar un control geométrico correcto en el

momento de ejecución de la dovela de cierre donde se requiere la máxima precisión de cotas.

Sin embargo, la manera de realizar el control geométrico es diferente en una situación que en

otra.

Para los puentes que se construyen por el método de voladizos sucesivos resulta muy

importante el control de flechas que presenta el puente a lo largo de su proceso constructivo.

Cuando se usa el carro de avance para el hormigonado “in situ”, resulta necesario determinar

las siguientes flechas:

· Flecha producida por el movimiento del carro de una posición a la siguiente.

· Flecha debida al hormigonado de la dovela.

· Flecha producida por el pretensado de la dovela.

Estas flechas junto a la flecha que se produce en el carro para soportar el momento al que está

solicitado por el hormigón a un ciclo completo, corresponden a las flechas de un ciclo

completo. Estos son los datos necesarios para determinar la ubicación del carro de avance al

comienzo del siguiente ciclo.

Para el método de construcción mediante dovelas prefabricadas y las hormigonadas “in situ”

es necesario realizar un control en temperatura puesto que esta puede producir desviaciones

geométricas que hagan que las cotas no encajen en el cierre.

Así mismo es preciso un control de la variación de temperatura a lo largo del día puesto que

esto tiene influencia en las flechas que presenta el tablero en un día. También es necesario el

control de las variaciones propias de flexión y la retracción en el proceso de avance. Estas

variaciones dependen del proceso constructivo. En el caso de las dovelas prefabricadas, el

efecto de la retracción es menor que en los puentes hormigonados “in situ” debido a que la

edad de puesta en carga es mayor en las prefabricadas que en las otras dovelas.

5.3.3.1 Voladizos con Dovelas “In Situ”

En el caso de los puentes realizados mediante voladizos sucesivos con hormigonado “in situ”,

el control se centra en el alzado. Para ello se deben haber calculado las flechas producidas por

el peso propio, el pretensado y el avance del carro. Es menester tener en cuenta que las

dovelas tendrán diferentes edades y por tanto, distintos módulos de elasticidad los cuales no

se pueden determinar con exactitud en cada momento debido a la variación que tienen con el

tiempo, lo cual es difícil de predecir. Por otro lado, los valores efectivos de las fuerzas de

pretensado son difícil de conocer con exactitud.

Los valores calculados en el proyecto no coincidirán con los valores de las flechas que se

obtienen en la construcción. Es posible introducir factores de corrección de los valores de los


30

módulos de elasticidad y las fuerzas de pretensado medidos en la construcción de manera que

se pueda ajustar el modelo teórico y a partir de ahí, afinar el posicionamiento en contraflecha

de los carros.

Se recomienda controlar las rotaciones del extremo superior de la pila debidas a cargas no

simétricas. Los datos se toman con cada dovela hormigonada y la siguiente cuando los

voladizos no se encuentran equilibrados y existe un momento de vuelco que va aumentando

según avanza la construcción. Este momento de vuelco supone un giro en el extremo superior

de la pila y una determinada flecha en el extremo del voladizo. Los errores corregidos entre el

modelo y los valores reales van corrigiendo el posicionamiento de los carros para hormigonar

las dovelas sucesivas. El modelo debe ser ajustado antes de la última dovela puesto que si no,

el error no podría ser enmendado.

5.3.3.2 Voladizos con Dovelas Prefabricadas

En el caso de las dovelas prefabricadas, también existen errores en cuanto a la estimación del

módulo de elasticidad. Sin embargo, no existe la posibilidad de rectificación contrastando con

las flechas reales.

Un inconveniente mayor puede surgir cuando se presenta un error en el control y precisión de

las medidas puesto que estos errores no se ven hasta que no se colocan las dovelas.

A diferencia de los puentes de carros de avance, el voladizo de los puentes de dovelas

prefabricadas se apoya entero durante la construcción sobre gatos que posibilitan el

movimiento de todo el voladizo, tanto en planta como en alzado, de manera que queden sus

extremos exactamente posicionados para el cierre de vanos.

5.3.4 Relación Sistema Constructivo y la Luz Principal del Puente

De acuerdo con Percivati y Colombo [14] en 2006, las luces utilizadas para la construcción de

voladizos sucesivos tanto “in situ” como prefabricados están comprendidas entre 110 y 200

metros.

En cambio, en 1995, para Pérez y Herrero [15] el rango de luces para puentes con dovelas

hormigonadas “in situ” es de 125 a 175 metros mientras que para dovelas prefabricadas el

rango es de 60 a 130 metros.

5.3.5 Tiempos de Fabricación y Montaje

La diferencia más importante entre las dovelas prefabricadas y las hormigonadas “in situ” es

que en las dovelas prefabricadas se separa el proceso de fabricación de dovelas de la ejecución

del puente. De esta manera, al mismo tiempo que se van fabricando las dovelas, se pueden ir

construyendo los estribos y las pilas.

Por lo general se observa que la construcción de puentes con dovelas prefabricadas tarda del

orden de la mitad de lo que se tarda con las dovelas construidas “in situ”. Este hecho tiene

repercusiones económicas puesto que supone un ahorro de temporal y monetario.


31

5.4 Construcción de Viaductos Vano a Vano por Dovelas Prefabricadas. FCC, Construcción S.A.

5.4.1 Introducción

FCC, Construcción [16] ha proyectado y desarrollado un sistema para la construcción de

viaductos con dovelas prefabricadas con vanos isostáticos y pretensado exterior, que

representa la primera utilización de este sistema en España.

5.4.2 Tipología Estructural

El tablero está constituido por vanos isostáticos de unos 45 metros de luz. La sección

transversal es una viga en cajón de canto 3 metros y un ancho en la calzada de 13.34 metros,

mientras que el ancho de la losa inferior es de 4 metros. Las almas tienen una inclinación de

33º.

La losa superior tiene un canto de 24 cm y la inferior de 20 cm. Las almas tienen un espesor de

30 cm debido a que el pretensado va por la zona exterior.

Cada vano está compuesto de 16 dovelas con 3 tipos de geometría diferentes:

· Dovela tipo de 2.94 metros de longitud.

· 2 dovelas extremas de 1.87 metros, que incorporan la riostra sobre la pila. Esta riostra

sirve para el anclaje de los tendones de pretensado.

· Las dovelas intermedias con la misma longitud que la dovela tipo pero que incorporan

los desviadores de los tendones de pretensado situándolos en un nervio de 55 cm de

altura que se sitúa en la losa inferior.

El peso de una dovela es de 48 T.

Los tendones de pretensado está formados por unidades de 31 ó 24 cordones de 0.6” con

doble protección que van dentro de una vaina de polietileno de alta densidad e inyección con

lechada de cemento.

Los desviadores que se utilizan en las dovelas intermedias son de tipo diábolo que simplifican

el replanteo de la variación del trazado de los tendones ya que no es necesario cambiar su

posición al variar el trazado de los tendones cuando cambia la curvatura del tablero.

La unión entre dovelas se realiza mediante junta seca ya que permite un mejor ritmo de

montaje. Se evitan además problemas que se ocasionarían si fuesen juntas rellenas de resina

epoxi, como son la necesidad de pretensado de montaje (para conseguir la presión necesaria

para que funcione la resina), la posible disminución del coeficiente de rozamiento en la junta

en servicio y la dependencia climatológica en el montaje.

Como no es necesaria la resina epoxi puesto que el pretensado es exterior, para que el agua no

afecte a la armadura activa, se realiza una junta estanca entre dovelas en la losa superior de la

calzada.

Se han tenido en cuenta los siguientes condicionantes en el diseño y construcción:

· Hormigonado de las dovelas mediante el sistema de dovelas conjugadas con el fin de

conseguir un perfecto contacto entre dovelas en el montaje.


32

· Utilización de llaves múltiples en las juntas entre dovelas para conseguir la transmisión

de esfuerzo cortante en las almas y los originados por las cargas de tráfico en la losa

superior.

· La condición de que quede comprimida cualquier sección para la sobrecarga

característica y el pretensado ponderado. Esto implica que las juntas no se abran bajo

ningún estado de carga previsible. También la reducción en el cálculo de la capacidad

de transmisión de esfuerzos del hormigón en juntas, al no utilizar resina.

5.4.3 Fabricación y Transporte de Dovelas

La fabricación se hace con el método de la dovela conjugada, en la que cada dovela se utiliza

como encofrado de la cara que estará en contacto con la dovela adyacente. De esta manera se

consigue que ambas caras de las dovelas coincidan, lo que permite utilizar la junta seca sin

necesidad de interponer ningún elemento entre ambas dovelas.

El encofrado de las dovelas consiste en:

· La dovela conjugada para la cara correspondiente a la junta común a ambas dovelas.

· La máscara que es un encofrado metálico fijo que corresponde a la junta opuesta.

· Un encofrado inferior colocado sobre una mesa provista de gatos que permiten la

orientación del encofrado en cualquier posición.

· Los encofrados laterales que van fijos al suelo y se mueven con ayuda de gatos

hidráulicos.

· Un encofrado interior que se repliega cuando se va a desencofrar y va montado sobre

la estructura que rueda sobre vías que permite sacarlo de la célula de prefabricación.

La geometría de la dovela que se pretende construir se consigue variando la posición de la

dovela conjugada, que sirve de encofrado de un frente respecto del encofrado fijo del frente

opuesto, adaptándose los encofrados laterales e interior entre ambos.

El montaje del acero pasivo se realiza sobre premoldes que reproducen la forma exterior de la

dovela.

La máscara es el encofrado anterior de la dovela. Tiene la forma de la sección transversal de la

dovela con un hueco por el que se introduce el encofrado interior.

Los carros de fondo se usan para posicionar la dovela conjugada y como encofrado de fondo

de la dovela que se va a hormigonar.

La fórmula de trabajo utilizada respecto al hormigón es la siguiente:

· Resistencia del hormigón a 12 horas de 150 kg/cm2 para poder desencofrar al día

siguiente.

· Resistencia característica a los 28 días de 400 kg/cm2.

· Tamaño máximo del árido es de 20 mm debido a la disposición de la ferralla en algunas

zonas.

El ciclo de producción de las dovelas es de una por molde y por día, habiéndose obtenido

rendimientos medios de 180 metros lineales al mes.


33

5.4.4 Montaje de las Dovelas

El montaje se realiza mediante una viga de lanzamiento que discurre por encima de la

superficie del tablero. Esta consiste en dos vigas metálicas de longitud la del mayor vano. Las

vigas arriostradas entre sí se mueven conjuntamente. Sobre ellas se sitúa un cabrestante que

tiene como misión elevar, trasladar y colocar las dovelas y una vez anclado, lanzar la propia

estructura.

La viga se apoya sobre el tablero construido y sobre la pila frontal del nuevo tablero que se va

a construir mediante una pata articulada. En el tablero se apoya sobre dos estructuras a través

de gatos y sobre una pata articulada trasera que se utiliza en los lanzamientos.

El peso total de la cimbra es de unos 450 T, teniendo una capacidad de cargar con un total de

810 T y una capacidad de elevación del cabrestante de 70 T.

Las dovelas se incorporan a la viga de lanzamiento por encima del tablero con un carro

elefante auxiliar de 70 T de capacidad de carga que descarga la góndola y lleva la dovela hasta

la cola de la viga, donde la toma el cabrestante y la transporta hasta su posición definitiva.

El sistema constructivo es vano a vano, lo que quiere decir que se colocan todas las dovelas de

un vano en su posición definitiva, conformando el sólido rígido.

El ciclo de montaje es el siguiente:

· Lanzamiento y posicionamiento de la viga de lanzamiento.

· Posicionamiento de gatos de apoyo provisional.

· Carga de las dovelas 16 a 5 en la cimbra.

· Colocación, nivelación y orientación de la dovela 1.

· Presentación y atado de las dovelas 2 a 16.

· Montaje de vainas de polietileno, enfilado y tesado de cables.

· Descimbrado.

· Comprobación y corrección de la posición del tablero mediante gatos, sobre los que

apoya el tablero.

· Hormigonado de los morteros de apoyo y retirada de gatos, apoyando el tablero sobre

los neoprenos definitivos.


34

Ilustración 6. Montaje de las dovelas según FCC, Construcción S.A [16].

El montaje de las dovelas se realiza en dos fases: en la primera fase se cargan doce dovelas en

orden inverso en su posición aproximada, para conseguir la deformación de la viga de

lanzamiento. En la segunda fase, se colocan las dovelas en su posición final y se unen entre

ellas provisionalmente con barras roscadas.

Se coloca la dovela 1 fija situada sobre la pila dorsal al tablero anterior y dejándola colgada de

la cimbre mediante barras roscadas. A continuación se van colocando las siguientes dovelas

colgadas de la cimbre y se fijan al resto del tablero mediante barras pretensadas. Una vez

completado el montaje del tablero se instalan las vainas de polietileno del pretensado exterior

y se tesa.

Posteriormente se descimbra el tablero y se sitúa en la posición correcta hormigonándose los

apoyos definitivos.

El rendimiento de montaje es de dos vanos por semana.


35

6. CONSTRUCCIÓN DE PILAS Y APOYOS

6.1 Pilas

Las pilas y los estribos tienen la función de de soporte del tablero. Con respecto a las pilas,

existe una tipología muy variada. Solo en los puentes de mucha altura, el diseño de las pilas se

ve influenciado por el fenómeno de inestabilidad de pandeo, los efectos del viento y el sismo,

debido a que la esbeltez es mayor.

La pila se define como la conexión que existe entre el tablero del puente y el terreno a través

de la cimentación, en cuestión de transmisión de cargas y movimientos.

Las pilas asumen cargas verticales que les son transmitidas desde el dintel, como son: peso

propio, carga muerta, sobrecarga. Por otro lado, también recibe cargas horizontales como son:

viento, deformaciones impuestas, sismo, etc. Bajo los esfuerzos que se producen en dirección

horizontal, las pilas se comportan como ménsulas empotradas en la cimentación. Por tanto, la

altura de las pilas influye en la magnitud de estos esfuerzos.

6.1.1 Morfología de las Pilas

El diseño de la pila y el dintel están estrechamente relacionados tanto desde el punto de vista

resistente como del punto de vista de la forma. Esto es de esta manera debido a que la rigidez

de la pila constituye las condiciones de contorno del dintel y la forma del dintel constituye la

manera en la que la pila es solicitada.

La segunda variable que influye es la altura de la pila debido a que, como se ha explicado

anteriormente, los esfuerzos obtenidos a partir de las cargas horizontales dependen de la

altura de la pila.

· Pilas de poca altura. Corresponden normalmente a los pasos superiores de carreteras,

autovías, etc. Se denominan pilas de poca altura aquellas cuya altura se encuentra

comprendida entre 10 a 15 metros. En este caso la morfología del dintel que mejor se

ajusta es un tablero de vigas.

o Tablero de vigas. Las vigas que constituyen el tablero deben estar biapoyadas.

Lo habitual es utilizar una viga cabezal, situada encima de las pilas que recoja

la reacción de cada una de las vigas, sin tener que disponer de muchas pilas.

o Tableros losa. De cara al diseño de las pilas, lo que diferencia al tablero

hormigonado “in situ” del tablero de vigas prefabricadas es la rigidez

transversal que presenta el tablero en la zona de apoyo. El aligeramiento de

los tableros losa desaparece en la zona de las pilas y los estribos debido a que

de esta manera constituyen vigas transversales de resistencia considerable

que reparten entre las pilas las cargas conducidas por las almas longitudinales.

La utilización de pilas cilíndricas ha sido muy frecuente en el caso de pasos

superiores de no mucha altura.

El empotramiento entre pilares y dintel elimina el sobreancho en cabeza de la

pila debido a que el efecto debido a la excentricidad de la sobrecarga es

resistido por flexión con armadura pasante, que cose las tracciones de borde.


36

· Pilas de gran altura. La altura acentúa dos tipos de efectos: los producidos por las

cargas horizontales, viento, sismo, frenado, etc. Y los correspondientes a la

inestabilidad elástica o plástica, el pandeo en general. Por otro lado reduce el efecto

producido por las deformaciones impuestas.

La sección transversal de una ménsula cargada es la sección cajón debido a su gran

radio de giro. Es la sección que mejor resiste los esfuerzos de flexión debido a la

excentricidad de la sobrecarga.

La dirección transversal al puente se considera la más desfavorable debido a que las

cargas de vientos son mayores en esa dirección.

Generalmente, los apoyos que se colocan sobre las pilas de gran altura son deslizantes

y de giro en dirección longitudinal al eje del puente y están coaccionados en la

dirección transversal, lo que asegura que el desplazamiento transversal de la pila y el

dintel son iguales.

El comportamiento en el sentido longitudinal al puente responde en gran medida a las

deformaciones ocasionadas por las deformaciones impuestas por fluencia, retracción y

diferencia de temperaturas. Para hacer frente a estas deformaciones es preciso contar

con pilas poco rígidas en esta dirección. Se puede incluso conseguir un empotramiento

entre pila y dintel en las pilas de gran altura. En cambio, el empotramiento no se

puede conseguir en las pilas cercanas a los estribos, puesto que son menores y los

esfuerzos longitudinales producidos por las deformaciones impuestas serían

inaceptables.

El dimensionamiento lógico de una pila alta debe tener gran rigidez en el sentido

transversal al puente y pequeña rigidez en el sentido longitudinal siempre

dimensionando para que no aparezcan fenómenos de inestabilidad.

Tipos de pilas:

o Pila rectangular en sección cajón con paredes delgadas. Se trata de la pila

más clásica y es la que se utiliza en los viaductos de gran altura debido a que

tiene gran rigidez a flexión, gran rigidez a torsión y buen radio de giro en las

dos direcciones. Las dimensiones de la pila se pueden variar con la reducción

de esfuerzos.

o Sección de pila en doble “T”. Realiza mejor que la sección cajón la reducción

de la rigidez longitudinal de la pila mientras que mantiene la rigidez

transversal. Se utiliza mucho en puentes de altura media.

o Pilas circulares. Se utilizan menos puesto que pierden características

resistentes debido a su menor inercia a pesar de tener menor coeficiente de

rozamiento frente a arrastre por el viento que las rectangulares.

o Pilas elipsoidales. Son pilas que potencian la dirección transversal sobre la

longitudinal.


37

6.1.2 Pilas Prefabricadas

La prefabricación de las pilas no es muy habitual aunque es una opción que se valora cuando

premia la velocidad de ejecución.

La única dificultad es la resolución de la unión de los pilares con el dintel y las cimentaciones.

La unión de la pila con la cimentación se realiza de la siguiente manera: se deja una vaina

embutida en la cimentación y en la viga cabezal en aquellas zonas donde vaya a penetrar la

armadura de la pila. La armadura se encuentra saliente y se introduce en la cimentación

después de rellenar con mortero sin retracción los orificios dejados al efecto en el cimiento. La

pila se nivela con un punto fijo en su base y se mantiene con puntales en vertical mientras

fragua el mortero relleno.

En el caso de las pilas altas, la prefabricación puede realizarse por dovelas, las cuales se unen

por barras de pretensado.

El fuste de las pilas se fabrica normalmente in situ, mientras que la viga cabezal tiende a

prefabricarse.

6.2 Apoyos

Los aparatos de apoyo tienen la función de controlar las deformaciones que el dintel transmite

a la pila y viceversa. De esta manera se pueden eliminar si así interesa, determinados esfuerzos

que provienen de la compatibilidad de las deformaciones entre los distintos elementos.

Otra función de los aparatos de apoyo se manifiesta cuando se trata con las deformaciones

impuestas por las variaciones de temperatura, la fluencia y la retracción. Bajo estas

solicitaciones, el dintel sufre grandes deformaciones. Dependiendo del tipo de unión que

exista entre la pila y el dintel, estas deformaciones actuarán de una manera o de otra.

Cuando la unión es equivalente a un empotramiento, las pilas y los estribos se verán

arrastrados por las deformaciones del dintel produciendo unos esfuerzos que serán más

desfavorables cuanto mayor sea la rigidez del dintel y las pilas. Además, el cortante que

aparece en las pilas y los estribos se manifiesta como una tracción que no favorece al dintel.

Si, en cambio, la unión permite el giro y el deslizamiento, los esfuerzos desfavorables debidos a

la variación de temperatura, fluencia y retracción se desvanezcan.

Con referencia a los elementos de apoyo se actúa sobre el tipo de apoyo deslizante y de giro

con la intención de que a la vez minimice el efecto de las deformaciones impuestas y haga

frente a las acciones que se deben resistir. Estas acciones son el viento, el frenado, la fuerza

centrífuga, las corrientes de agua si es un puente que salva un río.

Los apoyos son de distintas clases en función del tipo de vinculación se pretenda conseguir

entre el dintel y la pila o el dintel y el estribo.

Los más utilizados son los siguientes:

· Articulación de hormigón. Fue utilizado por vez primera por Freyssinet en 1923. Se

basa en la realización de de una entalladura profunda en el hormigón que lo plastifica


38

cuando se encuentra sometido a grandes compresiones, lo que permite tener cierta

capacidad de giro que suele ser inferior a 1%. Este tipo de apoyo resiste cargas altas y

son útiles para elementos que giran poco, como ocurre en el caso de puentes arco y

pórtico. No es habitual usarlo en puentes rectos. Al ser la articulación producida por la

plastificación del hormigón, este tipo de apoyo no necesita mantenimiento.

· Apoyos elastoméricos. Están formados por placas de elastómeros asociados a un

conjunto de placas de acero por medio de adhesivos. Las placas de elastómero pueden

ser de caucho natural o sintético (neopreno). El caucho natural se obtiene por

desecación del látex. Los cauchos sintéticos son derivados del petróleo.

Una característica física de la goma es que es resistente al envejecimiento por

oxidación acelerada ante la luz y la intemperie.

Los apoyos elastoméricos pueden admitir esfuerzos de compresión, momentos

flectores, esfuerzos cortantes y torsores. El dimensionamiento de los apoyos

dependerá de las tensiones tangenciales que se producen bajo la acción de cada uno

de los tipos de esfuerzos que los solicitan.

La deformabilidad del apoyo completo se obtiene a partir de la suma de la

correspondiente a cada una de las capas de elastómero que constituyen el apoyo.

· Apoyos de neopreno en caja fija. Se utilizan en caso de que se transmitan altas cargas

acompañadas de de giros importantes. Se utiliza una caja de acero dentro de la cual se

dispone neopreno sin zunchado interior. Al estar el neopreno confinado, la

deformación vertical será pequeña. Por tanto, el neopreno se comporta como un

fluido viscoso al estar sometido a presiones muy altas, lo que hace que la presión

sobre el hormigón sea aproximadamente uniforme.

· Apoyos de neopreno-teflón. El teflón es un politetrafluoretileno (PTFE) de muy bajo

coeficiente de rozamiento para cargas estáticas y dinámicas. Tiene una baja resistencia

a compresión, alta expansión térmica y muy baja conductividad. El teflón se utiliza

para apoyos deslizantes y para rótulas.

Los apoyos de neopreno-teflón pueden ser de dos tipos:

o Utilizando para soporte del teflón y como rótula, un apoyo de neopreno

zunchado. Se utiliza en el caso de cargas no muy elevadas y con grandes

desplazamientos los cuales comienzan por la deformación tangencial del

neopreno y continúan con el deslizamiento del teflón cuando la carga

horizontal alcanza el valor del coeficiente de rozamiento acero inoxidable –

teflón.

o Para el caso de cargas muy elevadas y grandes deslizamientos. El teflón se

coloca encima de la tapa metálica del neopreno y bajo una segunda tapa

sujeta al hormigón del dintel y que en su parte inferior se coloca la chapa

de acero inoxidable.

· Casquetes esféricos. Este apoyo permite el deslizamiento y el giro del apoyo. La

ventaja que presenta es que no se ve afectado por las temperaturas muy bajas.

· Rodillos.


39

7. CONSTRUCCIÓN DE ESTRIBOS

7.1 Introducción

La misión de los estribos es la de funcionar como apoyo extremo del tablero permitiendo a

través de los apoyos las deformaciones axiles debidas a la temperatura, fluencia y retracción y

las correspondientes acciones de la estructura.

Por otro lado, el estribo constituye una estructura de contención que debe soportar el empuje

del terreno que constituye el terraplén de acceso y controla el derrame de tierras delante y a

los lados del estribo. Para evitar el derrame frontal se encarga el propio estribo y para los

derrames laterales se encargan las aletas.

El material de los estribos es normalmente hormigón armado aunque en algunos casos se

recurre al pretensado para evitar el efecto de esfuerzos importantes.

7.2 Tipos de Estribos

7.2.1 Estribos Cerrados

Consiste en un muro frontal, el propio estribo, las aletas con o sin muro lateral, el murete de

guarda y la losa de transición.

El muro frontal recibe la carga del dintel a través de los apoyos que son los que permiten los

movimientos del dintel de forma independiente a los movimientos del terreno.

El diseño de la parte superior del estribo viene condicionado por el tipo de dintel, el tipo de

carga que le llega y los movimientos del dintel. El diseño de la parte inferior viene

condicionado por las acciones del dintel y el empuje de tierras.

En cualquier tipo de estribo, la parte que está en contacto con el terreno debe estar

impermeabilizada y estar dotada de material drenante para evitar efectos de la presión

hidrostática.

Los asientos que se producen a lo largo del tiempo en el terraplén de acceso son más

importantes que los producidos en el muro. Por tanto, el resalto que se produciría en la unión

de ambos elementos se evita en los puentes de carretera mediante la losa de transición. El

tamaño de la losa dependerá de la magnitud de los asientos entre el muro y el terraplén. En

general, las losas de 4 ó 5 metros suelen ser suficientes. En el caso de puentes ferroviarios,

esta variación de asiento se evita mediante la transición que se puede realizar con un bloque

técnico. Este bloque técnico está constituido por un conjunto de cuñas de materiales cada vez

menos deformables, cuanto más cerca estén del muro de contención.

7.2.2 Estribos abiertos

El objetivo del estribo abierto es la eliminación, o por lo menos la reducción, del empuje

horizontal de las tierras sobre el estribo cuando este se coloca sobre un terraplén.

Para poder conseguirlo, se realiza la transición entre la viga cabezal que soporta el dintel y el

suelo de cimentación a través de diafragmas, pilotes, etc. que permiten el paso de las tierras.


40

El empuje del terreno se encuentra presente sobre la viga cabezal, las aletas y los elementos

de conexión con la cimentación. Además, existen fuerzas horizontales fruto de las acciones y

deformaciones del dintel. Los efectos de estas acciones deben ser transmitidos a la

cimentación.

Los diafragmas se suelen colocar con la intención de minimizar los esfuerzos en la viga cabezal

que se consigue disponiendo los diafragmas bajos los apoyos del dintel. Estos diafragmas

suelen ser: tabiques verticales de canto variable, generalmente uno bajo cada apoyo, que se

une con la zapata de cimentación.

7.3 Aletas

Como se ha expuesto previamente, el control del derrame lateral se realiza por las aletas.

Dependiendo del tipo de terraplén que se tenga, la geometría de las aletas será diferente, de

tal manera que en cada situación puedan trabajar de forma eficiente.

Puede darse la situación de que las aletas trabajen como una ménsula vertical para soportar su

propio peso y una ménsula horizontal para resistir el empuje horizontal del terreno, siendo

este el más importante.

Otra situación puede ser aquella en la que las aletas estén de forma transversal al tablero. En

este caso, el estribo está sometido a flexión vertical en su plano y a flexión horizontal. Otra

opción de conseguir el mismo efecto es curvar las aletas hacia atrás, es decir, hacia el terreno.

En el caso de que la altura del estribo sea de tal manera que las aletas resulten demasiado

grandes o estén excesivamente solicitadas a flexión en el eje vertical, se pueden cimentar. En

esta situación, las aletas se convierten en muros laterales puesto que resulta muy costoso

establecer una ménsula de proporciones muy grandes.

7.4 Muros Laterales

Cuando la altura del estribo es muy grande se suele proceder de dos maneras:

La primera consiste en aliviar la flexión del eje vertical y horizontal disponiendo muros de

contrafuertes tanto en el propio estribo como en los muros laterales. Suele resultar una

solución bastante cara por lo que antes se puede ampliar la longitud del tablero si con esto se

reduce considerablemente la altura del estribo.

La segunda manera, siendo alternativa a la primera, consiste en realizar un estribo hueco, sin

empuje de tierras, cuyas paredes se van adaptando a la topografía del terreno. De esta

manera, el tráfico induce cargas sobre este cajón, que a su vez no solicita demasiado al

cimiento y el empuje de tierras es prácticamente inexistente.

7.5 Estribos Prefabricados

La sustitución de los muros hormigonados “in situ” se ha ido sustituyendo con la finalidad de

facilitar la ejecución y acortar los plazos.

Existe una gran variedad de muros prefabricados, teniendo todos ellos secciones aligeradas

con nervios con la finalidad de disminuir el peso para el transporte y la colocación,


41

El método de unión con el cimiento y el estribo es el siguiente. El muro nervado dispone de

una terminación inferior en puntos localizados que permiten nivelar el muro y hormigonar una

zapata inferior. Esta zapata, que estabiliza el muro, se conecta con este a través de armaduras

que salen de la pieza prefabricada. Para el caso de estribos es mejor realizar una cimentación

continua.

7.6 Estribos de Tierra Armada

Estos estribos son muy adecuados cuando el terraplén está constituido por un terreno muy

deformable, puesto que estos muros se pueden acoplar a tales movimientos.

La tierra se encuentra armada por la malla que se dispone en el terreno. Esta malla actúa como

un refuerzo del terreno deformable debido al rozamiento que se produce entre el terreno y la

armadura.

7.7 Estribos Anclados

El estribo está sometido a cargas horizontales que provienen del dintel, el frenado y las

resultantes de las deformaciones impuestas de temperatura, fluencia y retracción; y las

provenientes del empuje horizontal del terreno, siendo habitualmente el empuje más

importante de las tierras.

7.7.1 Tipos de Anclajes

El anclaje en cabeza tiene poca eficiencia puesto que la única capacidad de resistir fuerzas

horizontales es el rozamiento que se produce entre la losa y el suelo, y como la carga vertical

es pequeña, la superficie necesaria de la losa debe ser muy grande para resistir las acciones del

dintel. Por otro lado, disponer de una losa muy grande implica tener que controlar la fisuración

para proteger la armadura.

Un procedimiento muy frecuente es la utilización de anclajes pretensados con la inyección de

un bulbo en un estrato del terreno que garantice la estabilidad del muro y controlar la flexión

del mismo.

42

Parte 2

MMMeeetttooodddooolllooogggíííaaa pppaaarrraaa eeelll AAAnnnááállliiisssiiisss yyy

DDDiiimmmeeennnsssiiiooonnnaaammmiiieeennntttooo dddeee PPPuuueeennnttteeesss

CCCooonnnssstttrrruuuiiidddooosss EEEvvvooollluuutttiiivvvaaammmeeennnttteee


44

ÍNDICE DE CONTENIDO PARTE 2

1. INTRODUCCIÓN ............................................................................................................... 47

2. DATOS DEL PROYECTO .................................................................................................... 47

3. PREDIMENSIONAMIENTO ................................................................................................ 49

3.1 Introducción .................................................................................................................. 49

3.2 Características Geométricas de la Sección ..................................................................... 49

3.3 Predimensionamiento de la Sección del Tablero ............................................................ 51

3.4 Predimensionamiento de la Sección de la Pila ............................................................... 57

4. PRETENSADO ..................................................................................................................... 58

5. CARGAS ACTUANTES ....................................................................................................... 69

5.1 Combinaciones para Comprobaciones en ELU ............................................................... 69

5.1.1 Situación Persistente y Transitoria .......................................................................... 69

5.2 Combinaciones para Comprobaciones en ELS ................................................................ 70

5.2.3 Combinación Característica..................................................................................... 70

5.2.2 Combinación Frecuente .......................................................................................... 71

5.3 Coeficientes de Combinación de las Acciones Variables ................................................. 72

5.4 Combinaciones de Carga ............................................................................................... 72

6. MODELO DE MIDAS CIVIL ................................................................................................ 74

6.1 Introducción .................................................................................................................. 74

6.2 Unidades ....................................................................................................................... 75

6.3 Definición de la Sección y las Propiedades de los Materiales.......................................... 75

6.4 Modelo Estructural ........................................................................................................ 75

6.5 Grupos Estructurales ..................................................................................................... 77

6.6 Grupos de Condiciones de Contorno ............................................................................. 78

6.6.1 Condiciones de Contorno de los cimientos de las pilas ............................................ 78

6.6.2 Condiciones de Contorno del Estribo 1 ................................................................... 79

6.6.3 Condiciones de Contorno del Estribo 2 ................................................................... 80

6.6.4 Unión Pila-Tablero Construcción ............................................................................. 81

6.6.5 Unión Pila-Tablero Servicio ..................................................................................... 82

6.7 Grupos de Carga ............................................................................................................ 83

6.8 Definición de las Fases de Construcción ......................................................................... 85

6.8.1 Fase 1 ..................................................................................................................... 85


45

6.8.2 Fase 2 ..................................................................................................................... 85

6.8.3 Fase 15 ................................................................................................................... 86

6.8.4 Fase 16 ................................................................................................................... 86

6.8.5 Fase 17 ................................................................................................................... 86

6.8.6 Fase 18 ................................................................................................................... 86

6.9 Introducción de las Cargas ............................................................................................. 93

6.9.1 Carga de Peso Propio .............................................................................................. 93

6.9.2 Pretensado Superior ............................................................................................... 93

6.9.3 Pretensado Inferior Lateral ..................................................................................... 95

6.9.4 Pretensado Inferior Central..................................................................................... 97

6.9.5 Carga de Viento .................................................................................................... 100

6.9.6 Carretón ............................................................................................................... 107

6.9.7 Carro de Avance ................................................................................................... 109

6.9.8 Peso Hormigón Fresco .......................................................................................... 109

6.9.9 Sobrecarga de Uso en Construcción ...................................................................... 109

6.9.10 Cargas Muertas................................................................................................... 110

6.9.11 Sobrecarga de Uso en Servicio: Moving Loads ..................................................... 111

6.10 Combinaciones de Carga ........................................................................................... 113

7. RESULTADOS ................................................................................................................. 114

7.1 Introducción ................................................................................................................ 114

7.2 Fases de Construcción ................................................................................................. 115

7.2.1 Tensiones ............................................................................................................. 115

7.2.2 Esfuerzos .............................................................................................................. 120

7.2.3 Movimientos ........................................................................................................ 130

7.3 Servicio ....................................................................................................................... 132

7.3.1 Tensiones ............................................................................................................. 132

7.3.2 Esfuerzos .............................................................................................................. 133

7.3.3 Movimientos ........................................................................................................ 137

7.4 Comparativa de Esfuerzos: Construcción y Servicio...................................................... 138

7.4.1 ELS Construcción y Servicio Combinación Frecuente ............................................. 139

7.4.2 ELU Construcción y Servicio .................................................................................. 139

7.5 Comprobaciones de Rotura ......................................................................................... 140

7.6 Dimensionamiento de la Armadura Pasiva................................................................... 142

7.6.1 Armadura Longitudinal Losa Superior ................................................................... 142


46

7.6.2 Armadura Longitudinal Losa Inferior ..................................................................... 142

7.6.3 Armadura Longitudinal Almas ............................................................................... 143

7.6.4 Armadura Transversal Losa Superior ..................................................................... 143

7.6.5 Armadura Transversal Losa Inferior ...................................................................... 143

7.6.6 Armadura Transversal Almas ................................................................................ 143

8. CONCLUSIONES ............................................................................................................. 144


47

1. INTRODUCCIÓN

En este bloque del proyecto se pretende establecer una metodología para el análisis y

dimensionamiento de puentes construidos evolutivamente. La técnica que se empleará para

trazar la metodología es la de voladizos sucesivos. La técnica de la construcción por voladizos

sucesivos, como se ha explicado detenidamente en la Parte 1, consiste en la construcción del

tablero a partir de las pilas añadiendo dovelas de forma simétrica respecto a la pila con la

forma de “T”. En el caso del siguiente proyecto, las dovelas del puente serán prefabricadas. De

manera que los esfuerzos de fluencia y retracción del hormigón no serán muy elevados debido

a la edad del hormigón.

El procedimiento que se seguirá será el conveniente para la traza de la metodología. Se

comenzará con la descripción del puente, los datos técnicos de los distintos materiales que lo

componen, el predimensionamiento de las secciones del tablero y de la pila, el perfil del

pretensado superior e inferior, las cargas actuantes y combinaciones de carga. Una vez que se

tengan todos los datos, se podrán introducir en el programa. Se realiza un recorrido por el

programa indicando los pasos a seguir para tener definido los elementos del puente, las

acciones que actúan, las condiciones de contorno y las combinaciones de carga definidas en

cada una de las fases de construcción.

Una vez que se haya completado lo anterior, se podrá ejecutar el programa y obtener

resultados. Con estos resultados se podrán realizar las comprobaciones de Estado Límite de

Servicio y de Estado Límite Último. Las comprobaciones de rotura las realiza el programa. En el

caso de que no cumplan, se debe aumentar el pretensado. Se dispondrá de armadura

geométrica mínima longitudinal y transversal definida según la EHE-08 [7].

2. DATOS DEL PROYECTO

Se pretende analizar y dimensionar un puente ficticio que se encuentra situado en la provincia

de Granada en una cerrada en una zona caracterizada según la IAP-11 [8] como rural con

vegetación baja y obstáculos aislados.

Se trata de un puente de tres vanos. Los laterales tienen una longitud de 41 metros y el central

de 82 metros.

Las dos pilas tienen una altura de 60 metros. Como simplificación, se supondrá la base de las

pilas como empotrada. Debido a que en este proyecto no se realizará el cálculo de la

cimentación.


48

Ilustración 1. Alzado del Puente.

La sección del tablero tiene 17 metros en de ancho, con unas barandillas de 0.6 metros en

cada extremo. La capa de rodadura tendrá 0.06 metros de espesor compuesta por una mezcla

bituminosa en caliente. El resto de dimensiones de la sección en cajón se obtendrán en el

predimensionamiento.

Ilustración 2. Sección del Tablero.

Por otro lado se escoge para la sección de la pila una sección en cajón rectangular simple

puesto que para pilas altas, como es el caso, esta sección es la más apropiada debido al gran

radio de giro que tiene en las dos direcciones: transversal y longitudinal.


49

Los datos técnicos utilizados en el proyecto son los siguientes:

Sección Cajón

ν 0,2

γ (kN/m3) 25

fck (Mpa) 50

Armadura Activa

fpmáx (Mpa) 1860

fyp (Mpa) 1674

Ep (Mpa) 195000

Armadura Pasiva fy (Mpa) 500

Rodadura γ (kN/m3) 23

e (m) 0,06

Barandilla l (m) 0,6

W (kN/m) 20

Ilustración 3. Datos Técnicos.

3. PREDIMENSIONAMIENTO

3.1 Introducción

Para poder definir las dimensiones del tablero y pila del puente, se realiza un

predimensionamiento previo en base a las cargas actuantes. Se debe presentar la distinción

entre las fases constructivas y el servicio del puente. La diferencia reside en que durante las

fases de construcción, los vanos se encuentran funcionando como voladizos, lo que implica la

aparición de momentos negativos, siendo los más desfavorables los de la cabeza de pila, no

solo en la construcción sino también durante la vida útil. La explicación es la siguiente: en

servicio, los momentos negativos en los apoyos disminuyen debido a la unión del vano central

y el apoyo de los vanos laterales en los estribos, puesto que cambia la distribución de

momentos flectores, generando momentos positivos en el centro del vano y laterales. Por

tanto, la conclusión que se puede obtener es que, puesto que el pretensado debe soportar los

momentos tanto en construcción como en servicio, de dimensionará el pretensado superior

con los momentos negativos de construcción y el pretensado inferior, tanto central como

lateral, como los momentos positivos que se dan en servicio.

3.2 Características Geométricas de la Sección

En la siguiente instrucción del Ministerio de Fomento de Obras de Paso de Nueva Construcción

[9], se establecen unas relaciones geométricas comunes entre las dimensiones del tablero. De

esta manera resulta más sencillo encajar la sección dentro del rango de trabajo en función de

la luz del vano, la longitud de las alas…

Las relaciones que se establecen entre el canto y la luz (canto/luz) son las siguientes:


50

Para las secciones de canto variable:

· 1/18 – 1/22 à Sobre las pilas.

· 1/40 – 1/55 à Centro de vano y estribos.

De acuerdo a estas relaciones se obtendrá el canto de la dovela de pila y de la dovela central,

en función de los esfuerzos.

Por otro lado, las dimensiones de la sección presentan las siguientes relaciones:

Ilustración 4. Relaciones entre las dimensiones de la sección [8].

Ilustración 5. Detalle Relaciones Alma [8].


51

Ilustración 6. Detalle Relaciones Losas Superior e Inferior [8].

Teniendo en cuenta algunas recomendaciones, las dimensiones de la sección son las

siguientes:

El ancho en la sección del apoyo es mayor debido a que los momentos negativos son mayores.

De esta manera, el área mayor de la losa inferior permite que el paquete de compresiones sea

soportado por el hormigón sin romperlo.

La dimensión que falta por determinar es el canto de la sección de apoyo, el canto de la

sección centro y la evolución parabólica del canto. Esta se determinará con los momentos del

predimensionamiento.

3.3 Predimensionamiento de la Sección del Tablero

El predimensionamiento de la sección del tablero se realiza en la situación de construcción del

puente. Para el dimensionamiento de la sección de pila, se escoge las relaciones del canto con

la luz del vano y se aplica para el apoyo la relación mayor:

De esta manera, se está del lado de la seguridad puesto que hay que tener en cuenta que la

sección soportará más cargas que las que se cuentan en el predimensionamiento.


52

Se ha escogido la longitud de vano de 82 metros por el mismo motivo, aunque en construcción

la longitud máxima de cada voladizo es de 41 metros. En servicio el vano central tiene 82

metros de longitud aunque los momentos negativos son menores que en construcción. Por

tanto, se ha escogido la peor situación de cada etapa: la sección se predimensiona para los

momentos negativos que se dan en la construcción y se escoge una longitud de vano

equivalente al vano central en servicio. De esta forma, se tiene encajada la sección del apoyo.

En cuanto a la sección del centro, se deben calcular los momentos flectores del voladizo. Con

un programa de cálculo de esfuerzos como puede ser el Cespla, se traza un voladizo de 41

metros de longitud empotrado en uno de sus extremos. Se calcula el peso propio de la dovela

de apoyo y se le aplica al voladizo como una carga externa. Lo que quiere decir que como

simplificación se asume que el voladizo tiene como sección, la sección del apoyo y que está

sometido en construcción únicamente bajo la acción del peso propio. Se obtendrá la ley de

momentos flectores en el mismo plano del alzado del voladizo y se hallará la relación de

momentos a cierta distancia (x).

Siendo:

à La relación entre el momento del apoyo y el momento a una distancia (x).

En primer lugar se calcula el peso propio de la sección del apoyo.

Ilustración 7. Sección Dovela de Pila.


53

Los datos de la sección del apoyo son los siguientes:

Con estos datos se puede calcular el peso de la dovela de pila:

Ilustración 8. Ley de Momentos Flectores bajo acción DE Peso Propio.

Esta es la ley de momentos flectores del voladizo cuando está sometido a la acción del peso

propio.

El valor del momento negativo en el apoyo es el siguiente:

Y el momento negativo en la mitad del vano es de:

La relación de momentos es:

Por tanto, la relación entre los cantos queda:

De esta manera se tiene la sección del apoyo y del centro, encajadas.


54

Esta es la sección del apoyo acotada y con los datos representativos.

Ilustración 9. Sección Dovela Apoyo Acotada.

Esta otra es la sección del centro con los datos significativos. La dovela mantiene todas las

dimensiones de la dovela de apoyo salvo el canto.

Ilustración 10. Sección Dovela Central Acotada.

Una vez que se tengas las secciones del apoyo de la pila y del centro del vano, se debe

determinar a criterio del proyectista la variación del canto y el tamaño de las dovelas

prefabricadas.


55

A continuación se pretende determinar la geometría del puente en el alzado. La sección del

apoyo es siempre mayor que la sección en el centro del vano porque los momentos en el

centro son menores. Al disminuir la sección, el peso propio que soporta la estructura

disminuye, disminuyendo en mayor medida el momento en las secciones centrales. Si se

disminuye el canto, disminuye a su vez el brazo mecánico de la sección, generando un par de

fuerzas de tracción y de compresión, localizadas según ese momento sea positivo o negativo,

cuya magnitud es mayor cuanto menor sea el canto. Pero, puesto que el momento en las

secciones centrales es menor, la disminución del canto genera unas compresiones admisibles

por la losa de hormigón (bien superior o inferior según sea el momento positivo o negativo

respectivamente) y unas tracciones que son soportadas por un pretensado menor que el que

se da en los apoyos. Lo que quiere decir que las tracciones y compresiones en el centro del

vano son menores que las del apoyo, aun teniendo el canto menor.

En el caso de este proyecto, la evolución del canto se determinará en función de la dovela de

apoyo, la longitud del resto del vano, la relación de cantos determinada anteriormente y del

rango en el que se comprende el tamaño de las dovelas.

En primer lugar se determina el tamaño de la dovela de apoyo. La dovela de apoyo debe

coincidir con el ancho de la pila en su cabeza, es decir, con la dimensión transversal a la

dirección de trazo del puente. Como se verá en el predimensionamiento de la sección de la

pila, esta dimensión tiene un valor de 4 metros. Por tanto, la dovela de apoyo tendrá 4 metros

de longitud.

Estos 4 metros se dividen en 2 metros pertenecientes al vano de la izquierda de la pila y 2

metros pertenecientes al vano de la derecha de la pila.

Se pretende describir la evolución del canto para el vano de la izquierda de la pila 1, que

tendrá su simétrico en el vano de la derecha de la pila 2, o lo que es lo mismo, los vanos

laterales.

Si al vano lateral se le descuentan los 2 metros que suponen la mitad de la dovela de apoyo,

quedan 39 metros restantes, puesto que la longitud del vano son 41 metros contando desde el

centro del apoyo.

El tamaño de las dovelas prefabricadas según la Instrucción del Ministerio de Fomento de:

Obras de Paso de Nueva Construcción, se encuentra comprendido entre 2 y 3 metros para la

construcción por voladizos sucesivos.

Por tanto, puesto que 39 es divisible por 3, se dispondrán en los vanos laterales 13 dovelas de

3 metros de longitud.

El siguiente paso es decidir a partir de qué dovela comienza la evolución del canto. Debido a

que la relación entre el canto de la dovela de apoyo y la dovela del centro se establece a una

distancia de 20.5 metros desde la mitad de la dovela de apoyo, el canto constante comenzará

a partir de dicha distancia. Como se puede observar: 20.5 m – 2 m = 18.5 m. Estos 18.5 metros

no son divisibles por 3, lo que significa que no equivale a dovelas enteras. En esta situación se

decide dotar al puente de un tramo de 21 metros de sección constante (Canto de 2.5 metros) y


56

un tramo de 18 metros de sección con canto variable hasta llegar a la dovela de pila, que a su

vez tiene una longitud de 4 metros. La evolución del canto de las dovelas se asume parabólica.

El canto de la losa inferior mantendrá una evolución siguiendo la misma ley que el canto de la

sección, pasando de 0.5 metros en la sección del apoyo a 0.4 metros en la sección central.

Ilustración 11. Voladizo Lateral.

Se puede observar que la dovela “0” es la mitad de la dovela de pila, que las dovelas de la 1 a

la 6 son las dovelas de canto variable y que las dovelas de la 7 a la 13 son las dovelas de canto

constante.

El siguiente paso es determinar la evolución del canto para el voladizo de la derecha de la pila

1 y su simétrico, voladizos que una vez hormigonada la clave, se convertirán en el vano central

de 82 metros del puente.

La longitud de los voladizos que compondrán el vano central es más corta que los laterales

puesto que para la unión de los dos voladizos es preciso hormigonar la clave. Esta clave se

hormigona “in situ” y por tanto no se trata como una dovela perteneciente a los voladizos, sino

como la unión entre ambos.

Se decide una longitud de la clave de 1 metro. Por tanto, cada voladizo tendrá medio metro

menos, es decir, una longitud de 40.5 metros. Se decide mantener la longitud del tramo con

canto variable, de 18 metros compuesto de 6 dovelas de 3 metros. En cuanto al tramo de

longitud constante de 20.5 metros estará compuesto por 6 dovelas de 3 metros y una dovela

de 2.5. Esta dovela será la número 13, la que estará en contacto con la clave.

La mitad del puente queda de la siguiente forma: voladizo lateral, voladizo central y pila 1.

Ilustración 12. Voladizos de la Pila 1.


57

3.4 Predimensionamiento de la Sección de la Pila

El predimensionamiento de la pila se llevará a cabo de acuerdo a las indicaciones en el libro de

Javier Manterola [1]. En el capítulo 13 de Pilas, Apoyos y Cimentaciones, se indican las

expresiones de aproximación para las dimensiones de la sección de la pila.

En primer lugar, es menester decir que la pila del proyecto es una pila de gran altura debido a

que su altura es superior a 15 metros. Se escoge para la sección de la pila, una sección en cajón

rectangular, siendo la más clásica de las pilas altas. Se caracteriza por tener una excelente

rigidez a flexión en ambas direcciones y a torsión.

Lo más habitual de estas pilas es la variación del canto en la dirección transversal al eje

longitudinal del puente. En este proyecto se mantendrá constante el ancho de la sección de la

pila en la dirección longitudinal mientras que en la dirección transversal al eje del puente se

producirá una variación del canto cerca de la cabeza de pila, de manera que la dimensión de la

pila en dicha dirección coincida con el ancho de la losa inferior del tablero.

Según el libro de referencia la anchura de la sección puede oscilar alrededor de los valores de:

Siendo H la altura de la pila en metros.

En este proyecto el valor que toma dicha dimensión es el siguiente:

Este valor parece pequeño en relación a la altura de la pila, principalmente para los efectos de

segundo orden como es el pandeo. Así pues, se decide adoptar un valor de 4 metros.

En cuanto al valor de la profundidad de la sección de la pila, se puede aproximar mediante la

siguiente expresión:

El valor que se obtiene para el siguiente proyecto es:

Esta dimensión no coincide con el valor del ancho de la losa inferior de la sección del tablero.

Por tanto es preciso definir una evolución de esta dimensión para que en el encuentro de pila y

dintel, coincidan en el apoyo.

Esta evolución será parabólica que comenzará a 1/10 de la altura de la pila contando a partir

de la cabeza de la pila, o lo que es lo mismo, 6 metros de evolución de la dimensión. De esta

manera se pasa de 6 metros a 9 metros.

Una vez ajustadas las dimensiones exteriores, se debe decidir el espesor de las paredes que

componen la sección cajón de la pila. Según la Instrucción del Ministerio de Fomento: Obras de


58

Paso de Nueva Construcción [9], los espesores máximos suelen estar comprendidos entre 0.4 y

0.5 metros. En el caso de este proyecto se decide un espesor máximos de 0.5 metros.

La sección de la pila tendrá las siguientes dimensiones:

Ilustración 13. Sección de la Pila.

4. PRETENSADO

El pretensado de un puente construido por voladizos sucesivos se divide en dos tipos. El

denominado pretensado superior, es el utilizado para la resistencia de los momentos negativos

bajo los cuales se someten los voladizos durante las fases de construcción, debido a que el

peso propio y las sobrecargas actúan según la acción de la gravedad, creando momentos

negativos en las dovelas. Por otro lado se encuentra el pretensado inferior que es el encargado

de resistir los momentos positivos a los que se ve sometido el puente. Estos momentos

positivos se dan cuando el puente se convierte en una estructura hiperestática, es decir,

cuando se ejecutan los estribos y se hormigona la clave. A su vez, el pretensado inferior se

divide en pretensado inferior lateral y pretensado inferior central. Cada uno se corresponde

con la ubicación. El pretensado inferior lateral se ubica en los vanos laterales y son los

encargados de soportar los momentos positivos laterales. Este pretensado se ejecuta cuando

se fijan los estribos y antes del hormigonado de la clave. Mientras que el pretensado inferior

central se ubica en el vano central y se coloca una vez que la clave se haya hormigonado y

fraguado.

Se comenzará en primer lugar con el pretensado superior puesto que es el que se dimensiona

para la construcción cuando los voladizos crean momentos negativos. Se dimensiona el

pretensado de manera que se soporten dichos esfuerzos. Se calculará el pretensado necesario

en los voladizos considerando el voladizo en su situación más desfavorable, que se da cuando

el voladizo adquiere su máxima longitud previo a su apoyo en el estribo, en el caso de vanos


59

laterales, o en la unión con el otro voladizo mediante la clave, en el caso de los voladizos

centrales. Se calcularán los momentos considerando únicamente el peso propio para obtener

los momentos negativos. Al obviarse sobrecargas de uso como el carretón o las cargas de

viento, se magnificarán los esfuerzos en un 50 % adicional para disponer de margen. Se debe

tener en cuenta que el pretensado debe ser capaz de soportar los esfuerzos y no provocar

tracciones en ninguna de las fibras de ninguna sección según la combinación de carga de

Estado Límite de Servicio Frecuente, que será la que afecte normalmente al puente.

Por otro lado, se debe tener en cuenta que el avance en voladizos sucesivos con dovelas

prefabricadas se realiza de manera que cada vez que se coloca una dovela nueva, bien dorsal,

bien frontal, esta nueva se fija a la anterior por medio del pretensado. De esta manera, cada

nueva dovela se ancla a ella un número determinado de tendones. Lo habitual en la

construcción de puentes por voladizos sucesivos es que se pierdan 4 tendones cada nueva

dovela, dos por cada alma. Cuando se dice perder, quiere decir que a cada nueva dovela, la ley

de momentos que la afecta es menor que la dovela de apoyo y por tanto necesitará un

pretensado menor. Así pues, se decide dejar en la dovela 13, 4 tendones. Esto significa que

serán necesarios 56 tendones en la dovela de apoyo.

A continuación se procede al cálculo de los momentos negativos en el vano lateral. El

pretensado que se obtenga se prolonga al voladizo central, de manera que la dovela 1 de cada

voladizo se coloca a la misma vez para evitar de esta manera transmitirle a la pila momentos

que la desequilibren en los cimientos.

Se utilizará el programa Cespla para el cálculo de esfuerzos para adquirir una primera

aproximación. El peso propio de las dovelas se debe introducir como una carga externa. Por

tanto, es menester decir que es difícil determinar la evolución del peso propio con la evolución

parabólica del canto, para la sección variable. Así pues, se toma la decisión de aplicar el peso

propio de la dovela del apoyo a todo el tramo de canto variable y el peso propio de la dovela

del centro al tramo de sección de canto constante.

Según los datos de las secciones definitivas, el peso propio de cada una es:

Ilustración 14. Cargas de Peso Propio.


60

Los momentos flectores siguen la siguiente ley:

Ilustración 15. Ley de Momentos Flectores.

El siguiente paso es determinar el área necesaria de pretensado para soportar las tracciones

que se ocasionan en la fibra superior de la sección debido a los momentos negativos.

Se relatará con detalle para la dovela de apoyo y se darán los resultados para el resto de

dovelas, puesto que el procedimiento es el mismo.

Ilustración 16. Dovela de Apoyo sometida a Esfuerzos.


61

Una vez que se ha realizado la comprobación de que la losa inferior de hormigón aguanta a

compresión y que no es necesario aumentar su grosor, se procede a la determinación del área

necesaria para el pretensado.

Las características del acero de pretensado son las siguientes:

Este es el área de pretensado necesaria para resistir el momento flector que sufre la sección

del apoyo. El mismo procedimiento se sigue para el resto de dovelas.

Pretensado Superior Necesario

Dovela Ap(mm2)

1 48670

2 48458

3 46508

4 42208

5 36237

6 28508

7 20945

8 14545

9 9308

10 5237

Ilustración 17. Tabla de Pretensado Superior Necesario.

Se puede observar que el área necesaria de pretensado en el resto de dovelas es pequeña. Por

tanto, se dimensionará el pretensado de manera que este satisfaga las necesidades de cada

dovela.

Para tener 4 tendones en la última dovela y procurar el pretensado necesario para cada

dovela, la solución definitiva es poner tendones de 7 cordones. Posiblemente habrá que

cambiar el pretensado superior cuando se introduzcan en el programa Midas Civil las cargas

restantes que actúan en las fases de construcción.


62

El pretensado definitivo del predimensionamiento es el siguiente:

Pretensado Superior Predimensionamiento

Dovela Tendones Ap(mm2)

0 56T de 7φ 0,6" 58800

1 52T de 7φ 0,6" 54600

2 48T de 7φ 0,6" 50400

3 44T de 7φ 0,6" 46200

4 40T de 7φ 0,6" 42000

5 36T de 7φ 0,6" 37800

6 32T de 7φ 0,6" 33600

7 28T de 7φ 0,6" 29400

8 24T de 7φ 0,6" 25200

9 20T de 7φ 0,6" 21000

10 16T de 7φ 0,6" 16800

11 12T de 7φ 0,6" 12600

12 8T de 7φ 0,6" 8400

13 4T de 7φ 0,6" 4200

Ilustración 18. Tabla de Pretensado Definitivo.

Las dimensiones de los tendones y características se han sacado del catálogo de BBR de

pretensado interior [10].

El siguiente paso es determinar el trazado que seguirán los tendones a lo largo del voladizo. Se

ha descrito el trazado de tal manera que se puede ver que los tendones que van

desapareciendo son los que tienen mayor excentricidad con la superficie del tablero.

El pretensado superior queda de la siguiente manera:

Ilustración 19. Disposición del Pretensado Superior en la Dovela de Pila.

La enumeración se corresponde con los tendones que se pierden por cada dovela y sus

simétricos.

A continuación se mostrará el trazado en alzado y en planta. Este será el trazado que se

introduzca en el programa.


63

Una imagen de la planta del pretensado superior del puente completo:

Ilustración 20. Planta del Pretensado Superior del Puente Completo.

El alzado de la mitad del puente es el siguiente:

Ilustración 21. Alzado de la mitad del Puente.

En este alzado que representa la mitad del puente, se puede apreciar el trazado del

pretensado superior y del pretensado inferior, tanto central como lateral. Más adelante se

verán los cálculos del pretensado inferior.

Ilustración 22. Planta del Pretensado Superior.

La imagen anterior representa la planta del pretensado superior hasta la dovela 10, aunque el

trazado es hasta la dovela 13. Se puede apreciar con mayor detalle el trazado de los tendones.

Un detalle del alzado del pretensado superior puede ser:

Ilustración 23. Detalle del Alzado del Pretensado Superior.


64

Y así sucesivamente hasta la dovela 13, perdiendo 4 tendones por cada dovela, siguiendo el

trazado correspondiente.

Después de haber obtenido el pretensado superior, se procede a determinar el pretensado

inferior, de los vanos laterales y del vano central. El pretensado inferior se obtiene de los

esfuerzos en el estado de servicio, como se ha explicado con anterioridad.

En este caso se ha representado en el Cespla el puente entero, siguiendo la misma hipótesis de

carga que en construcción. Es decir, como no se tiene mucha precisión con este programa para

determinar el peso propio que se le impone como una carga externa, en el tramo de variación

de canto se le impone el peso propio de la dovela de apoyo y en los tramos de canto

constante, el peso propio de la sección del centro.

Además de las cargas de peso propio, se le añaden las cargas muertas (barandilla y rodadura),

la carga de viento vertical y las cargas verticales de tráfico.

Se calculan las cargas verticales que induce el tráfico según el Modelo 1 de carga definido en la

Instrucción IAP-11 [8].

· Carriles Virtuales

· Sobrecarga de Uso.


65

· Vehículo Pesado (carga puntual)

En este punto suponemos que toda la carga de los vehículos pesados se encuentra en el

centro, puesto que se ha comprobado que es la posición más desfavorable para los momentos

positivos centrales.

Estas cargas provienen del modelo de carga 1 de tráfico rodado de la Instrucción IAP-11 [8].

Se realiza el modelo con el programa Cespla del que se obtienen los momentos con los que se

obtendrá el pretensado inferior, de la misma manera que se obtuvo el pretensado superior,

salvo que en este caso se pierden 2 tendones por dovela y no 4 tendones como en el caso del

pretensado superior.

Ilustración 24. Ley de Momentos para el Puente Completo.

Posteriormente se obtienen las áreas de pretensado inferior lateral necesario. Probablemente

el pretensado de los laterales se pueda disminuir en el programa, puesto que en el

predimensionamiento está magnificado el efecto.

En la dovela 8 se da el máximo momento flector positivo. Se calcula el pretensado necesario

para dicha dovela y se ajusta el resto del pretensado de manera que por cada dovela pierda 2

tendones. El trazado de los tendones del pretensado inferior muere en la dovela 13 y en la 3.


66

El pretensado necesario, figura en la siguiente tabla:

Pretensado Inferior Lateral Necesario

Dovela Ap(mm2)

8 22790

7 y 9 20289

6 y 10 15872

5 y 11 9480

3 y 13 2218

Ilustración 25. Tabla con Pretensado Inferior Lateral Necesario.

El pretensado definitivo es el siguiente:

Pretensado Inferior Lateral Predimensionamiento


8 10T de 19φ 0,6" 28500

7 y 9 8T de 19φ 0,6" 22800

6 y 10 6T de 19φ 0,6" 17100

5 y 11 4T de 19φ 0,6" 11400

3 y 13 2T de 19φ 0,6" 5700

Ilustración 26. Tabla con Pretensado Inferior Lateral Definitivo.

La sección de la dovela 8 con los tendones representados:

Ilustración 27. Disposición del Pretensado Inferior Lateral.

El alzado del pretensado inferior lateral es el siguiente:

Ilustración 28. Alzado del Pretensado Inferior Lateral.


67

La planta del trazado del pretensado inferior lateral:

Ilustración 29. Planta del Pretensado Inferior Lateral.

En cuanto al pretensado central, el máximo momento positivo se dará en la clave.

Según los cálculos, el trazado iría desde la clave hasta la dovela 5. Las áreas necesarias son:

Pretensado Inferior Central Necesario

Dovela Ap(mm2)

Clave 57709

13 56141

12 52958

11 47956

10 41484

9 33078

8 23317

7 11940

5 3993

Ilustración 30. Tabla con Pretensado Inferior Central Necesario.

El pretensado definitivo es el siguiente:

Pretensado Inferior Central Predimensionamiento


Clave 24T de 7φ 0,6" 68400

13 22T de 7φ 0,6" 62700

12 20T de 7φ 0,6" 57000

11 18T de 7φ 0,6" 51300

10 16T de 7φ 0,6" 45600

9 14T de 7φ 0,6" 39900

8 12T de 7φ 0,6" 34200

7 10T de 7φ 0,6" 28500

5 8T de 7φ 0,6" 22800

Ilustración 31. Tabla con Pretensado Inferior Central Definitivo.


68

Los tendones en la sección de la clave se pueden ver:

Ilustración 32. Disposición del Pretensado Inferior Central.

Como se puede observar, en la dovela 5 se anclan cuatro tendones por cada lado simétrico.

El alzado de los tendones del pretensado inferior central:

Ilustración 33. Alzado del Pretensado Inferior Central.

La planta del pretensado inferior central:

Ilustración 34. Planta del Pretensado Inferior Central.

En la siguiente imagen se puede ver el pretensado inferior central y lateral en la mitad del

puente:

Ilustración 35. Planta del Pretensado Inferior Lateral y Central de la mitad del Puente.


69

Y una vista del pretensado inferior del puente completo:

Ilustración 36. Planta del Pretensado Inferior Lateral y Central del Puente Completo.

5. CARGAS ACTUANTES

En el siguiente apartado se recurrirá a la IAP-11: Instrucción sobre las acciones a considerar en

el proyecto de puentes de carretera [8]. En la instrucción se obtendrán los valores

característicos de las cargas una vez que se tengan los valores del predimensionamiento, así

como los coeficientes definidos para las combinaciones de acciones.

Las cargas se dividen en acciones permanentes y acciones variables (Q). Dentro de las acciones

permanentes se encuentran las acciones permanentes de valor constante (G) y las acciones

permanentes de valor no constante (G*).

En el caso de este proyecto, dentro de las acciones permanentes de valor constante se tiene el

peso propio de la estructura y las cargas muertas, como son el pavimento y el peso de la

barandilla.

Dentro de las acciones permanentes de valor no constante se encuentra el pretensado de tipo

P1, es decir, elementos colocados dentro del contorno de la sección estructural de hormigón

(pretensado interior), y las acciones reológicas (retracción y fluencia).

Dentro de las acciones variables se encuentran las cargas verticales y horizontales inducidas

por el tráfico (Sobrecarga de Uso) y las cargas transversales horizontales, transversales

verticales y longitudinales inducidas por el viento.

Las comprobaciones resistentes de Estado Límite Último se realizarán en la situación

persistente y transitoria (durante la construcción) con la combinación fundamental. No se

realizarán comprobaciones en situación accidental debido a que en este proyecto no se

consideran los impactos ni el sismo.

Por otro lado, las comprobaciones en Estado Límite de Servicio se realizarán en la situación

persistente y transitoria con la combinación característica y la combinación frecuente.

5.1 Combinaciones para Comprobaciones en ELU

5.1.1 Situación Persistente y Transitoria

El valor de cálculo del efecto de las acciones se obtendrá combinando las acciones que puedan

actuar simultáneamente. Deberán realizarse tantas combinaciones como sea necesario,

considerando en cada una de ellas, una de las acciones variables como dominante y el resto


70

como concominantes. En el caso del proyecto, las acciones variables que se combinan son el

viento y la sobrecarga de uso (SCU).

Donde:

à Valor característico de cada acción permanente.

à Valor característico de cada acción permanente de valor no constante.

à Valor característico de la acción variable dominante.

à Valor de combinación de las acciones variables concominantes con la acción

variable dominante.

à Coeficientes parciales.

Los coeficientes parciales figuran en la siguiente tabla:

Coeficientes Parciales ELU

Acción Coeficiente

Peso Propio Favorable 1

Peso Propio Desfavorable 1,35

Carga Muerta Favorable 0,9

Carga Muerta Desfavorable 1,1

Pretensado Favorable 1

Pretensado Desfavorable 1

Reológicas Favorable 1

Reológicas Desfavorable 1,35

SCU Favorable 0

SCU Desfavorable 1,35

Viento Favorable 0

Viento Desfavorable 1,5

Ilustración 37. Tabla con los Coeficientes Parciales del ELU.

5.2 Combinaciones para Comprobaciones en ELS

5.2.3 Combinación Característica

Se trata de una situación poco probable. Se utiliza para Estados Límite de Servicio irreversibles,

es decir, estado que una vez es superado, se mantiene de forma permanente, incluso si se

elimina la acción que lo ha provocado.


71

Coeficientes Parciales ELS

Acción Coeficiente


Peso Propio Desfavorable 1

Carga Muerta Favorable 1

Carga Muerta Desfavorable 1

Pretensado Favorable 0,9

Pretensado Desfavorable 1,1


Reológicas Desfavorable 1

SCU Favorable 0

SCU Desfavorable 1

Viento Favorable 0

Viento Desfavorable 1

Ilustración 38. Tabla con los Coeficientes Parciales del ELS Combinación Característica.

5.2.2 Combinación Frecuente

Se trata de la situación en la que normalmente se encuentra la estructura. Se utiliza para

Estados Límite de Servicio reversibles, es decir, que deja de ser superado cuando desaparece la

acción que lo provoca.

Coeficientes Parciales ELS

Acción Coeficiente


Peso Propio Desfavorable 1

Carga Muerta Favorable 1

Carga Muerta Desfavorable 1

Pretensado Favorable 0,9

Pretensado Desfavorable 1,1


Reológicas Desfavorable 1

SCU Favorable 0

SCU Desfavorable 1

Viento Favorable 0

Viento Desfavorable 1

Ilustración 39. Tabla con los Coeficientes Parciales del ELS Combinación Frecuente.


72

5.3 Coeficientes de Combinación de las Acciones Variables

Coeficientes de Combinación

Acciones Coeficientes Valores

SCU Vehículos Pesados ψ0 0,75

SCU Vehículos Pesados ψ1 0,75

SCU Vehículos Pesados ψ2 0

SCU Sobrecarga Uniforme ψ0 0,4

SCU Sobrecarga Uniforme ψ1 0,4

SCU Sobrecarga Uniforme ψ2 0

Viento Persistente ψ0 0,6

Viento Persistente ψ1 0,2

Viento Persistente ψ2 0

Viento Construcción ψ0 0,8

Viento Construcción ψ1 0

Viento Construcción ψ2 0

Ilustración 40. Coeficientes de Combinación de las Acciones Variables.

5.4 Combinaciones de Carga

ELU CONSTRUCCIÓN

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU CONSTRUCCIÓN

Favorable

Desfavorable

ELU SERVICIO

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU SERVICIO

Favorable

Desfavorable


73

ELU CONSTRUCCIÓN CARACTERÍSTICA

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU CONSTRUCCIÓN

Favorable

Desfavorable

ELU CONSTRUCCIÓN FRECUENTE

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU CONSTRUCCIÓN

Favorable

Desfavorable

ELU SERVICIO CARACTERÍSTICA

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU SERVICIO

Favorable

Desfavorable


74

6. MODELO DE MIDAS CIVIL

6.1 Introducción

En la siguiente parte del proyecto se describirá los pasos que se han seguido para introducir el

puente dentro del programa. No pretende ser un tutorial del programa, tan solo un recorrido

por el procedimiento que se ha seguido.

El programa que se va a utilizar para el análisis y dimensionamiento del puente será el Midas

Civil. El puente de este proyecto recoge el método de construcción por voladizos sucesivos con

dovelas prefabricadas. Para su realización se hará uso de la ayuda del tutorial número 5 del

Midas Civil que versa sobre el método general de construcción por voladizos sucesivos con

dovelas hormigonadas “in situ”. Se escoge el método general y no el wizard debido a que el

método general permite más libertades, sobre todo a la hora de diferenciar la situación del

puente en construcción y en servicio. Este proyecto tendrá las diferencias existentes entre la

prefabricación y las dovelas hormigonadas “in situ” en el sentido de edad del hormigón,

duración de las fases, sobrecargas sobre la estructura durante la construcción. Aparte de hacer

uso del tutorial para definir las fases de construcción, se realizarán una serie de acciones que

no figuran en él. Estas son, además de la diferencia de edad para las dovelas prefabricadas, la

situación del puente en servicio, la aplicación de sobrecargas debidas al tráfico, la acción del

viento durante la construcción y durante el servicio, y la combinatoria de cargas según la

Instrucción IAP, tanto en construcción (por fases) como en servicio.

De esta manera se podrán hacer las comprobaciones pertinentes para un puente más cercano

a la realidad.

ELU SERVICIO FRECUENTE

VIENTO

Favorable

Desfavorable

SCU SERVICIO

Favorable

Desfavorable


75

6.2 Unidades

Previo a cualquier acción que defina el puente, se deben establecer las unidades con las que se

trabajará. Las unidades que se han escogido son:

De esta forma, las tensiones se expresarán en kPa, y los momentos en kN·m.

6.3 Definición de la Sección y las Propiedades de los Materiales

Se definirán 3 materiales diferentes:

1) Tablero à Será de hormigón con resistencia C50/60. Y una densidad de 25 kN/m3.

2) Pila à Del mismo material que el tablero pero de defina de forma separada para

poder asignar los elementos de la pila a dicho material.

3) Tendón à Se trata de un material definido por el usuario. Tiene un Módulo de

Elasticidad de 2·108 kPa, un coeficiente de Poisson de 0.3, un coeficiente térmico de

10-5 C-1, una densidad de 78.5 kN/m3.

El siguiente paso es la definición de las distintas secciones que compondrán los elementos del

puente. Se tendrán en cuenta tantos las secciones del tablero como las secciones de la pila.

Para las secciones de canto variable existe una opción que es la de Tapered Group que consiste

en la definición de la sección del centro y la sección del apoyo, la unión entre ambas con una

variación parabólica del canto en el eje “z” y variación lineal en el eje “y”. Lo mismo ocurre con

la pila para el tramo que tiene de variación del canto.

6.4 Modelo Estructural

Previo a la asignación de las secciones a los elementos es precisa la creación de los nodos que

definirán a los elementos. Los elementos representarán las dovelas del tablero y las secciones

de la pila. Por tanto, el tablero estará discretizado en las dovelas del apoyo de 4 metros, las

dovelas de los voladizos de 3 metros, salvo la dovela 13 de los voladizos centrales que mide 2.5

metros y la clave que mide 1 metro. La clave se divide en dos elementos de 0.5 metros que

pertenece cada uno a un voladizo central.

El modelo tiene un total de 121 nodos, que se dedican de unir los 118 elementos de tipo viga

que componen el puente.


76

Las imágenes del puente son las siguientes:

En el alzado del puente se puede distinguir la variación del canto en el tablero.

Ilustración 41. Alzado del Puente.

En el perfil del puente se puede observar la variación de canto de la pila.

Ilustración 42. Perfil del Puente.

En la planta del puente se pueden ver las dimensiones del tablero.

Ilustración 43. Planta del Puente.


77

Finalmente se ha escogido una vista tridimensional del puente donde se pueda apreciar el

mismo de forma completa.

Ilustración 44. Vista Tridimensional del Puente.

Es menester decir que la longitud de los elementos que definen las pilas es de 2 metros. De

esta manera, la variación de canto de la sección de la pila que pasa de 6 metros a 9 metros se

desarrolla en 3 elementos de 2 metros, puesto que el tramo de sección variable mide 6

metros.

6.5 Grupos Estructurales

Una vez que se tiene definida la geometría del puente y todos los elementos tienen asignados

un tipo de material, se deben definir los grupos estructurales. La definición de estos grupos

permitirá la activación de cada dovela en cada fase de construcción, con independencia de las

otras.

Ilustración 45. Grupos Estructurales.


78

Dentro de los grupos estructurales de las pilas se introducen todos los elementos que

componen las pilas. Dentro de los grupos estructurales de los apoyos, se encuentran todos los

elementos que componen las dovelas de las pilas.

Dentro de los grupos estructurales P1Seg se encuentran todas las dovelas que componen los

voladizos que despliegan desde la pila 1. Así, por ejemplo, el grupo P1Seg1, se refiere a la

primera dovela que se sitúa después de la dovela de pila, tanto la dovela que pertenece al

vano lateral como la dovela que pertenece al vano central.

De la misma forma, los elementos que se encuentran dentro del grupo estructural P2Seg, son

los pertenecientes a los voladizos que parten de la pila 2.

Por último, se introduce el grupo estructural de la clave.

6.6 Grupos de Condiciones de Contorno

Los grupos de condiciones de contorno se pueden clasificar en dos tipos: condiciones de

contorno y condiciones de enlace. Mientras que las condiciones de contorno tratan de definir

los movimientos permitidos en los extremos del puente con el contorno exterior, es decir,

estribos y cimientos, las condiciones de enlace definen la relación de movimientos

condicionados de los elementos donde se establece la unión, es decir, la unión entre la cabeza

de pila y el apoyo del tablero.

Es menester decir que la unión de la pila con el apoyo en construcción es diferente a la unión

en servicio. En construcción la unión debe ser rígida para evitar el vuelco de los voladizos que

se están construyendo, puesto que la única unión de los mismos es la pila. En cambio, en

servicio resulta diferente. Cuando se apoyan los voladizos en los estribos, el enlace de la

dovela de pila con la pila se puede sustituir por los apoyos de neopreno que estarán durante

toda la vida útil del puente.

6.6.1 Condiciones de Contorno de los cimientos de las pilas

En la realidad, los cimientos de las pilas se constituyen de losas de cimentación con pilotes.

Estos pilotes anclados en el terreno son dimensionados en función de los esfuerzos que

recibirán de las pilas y en función del tipo de terreno. Estos pilotes pueden sufrir cierto

porcentaje de asiento. Siempre se procura que el porcentaje sea muy pequeño para que no

haya asientos diferenciales entre pilas.

A efectos de este proyecto, se considera que las pilas se encuentran empotradas en su base, lo

que quiere decir que no tendrá lugar ningún tipo de asiento ni ningún tipo de rotación. Esta

situación está próxima a la realidad en el caso de que el suelo fuese muy rígido.


79

Estas son las condiciones de contorno de las pilas.

Condiciones de Contorno Pilas

Movimientos Permitido

DX No

DY No

DZ No

RX No

RY No

RZ No

Ilustración 46. Tabla con las Condiciones de Contorno de las Pilas.

La siguiente imagen representa las condiciones de contorno de las pilas:

Ilustración 47. Condiciones de Contorno de las Pilas.

6.6.2 Condiciones de Contorno del Estribo 1

Se denomina Estribo 1 al estribo de la izquierda según el sentido del eje longitudinal del

puente. Este estribo es igual que el Estribo 2 salvo que se impiden los desplazamientos según

el eje “x”.

Condiciones de Contorno Estribo 1


DX No

DY No

DZ No

RX No

RY Sí

RZ No

Ilustración 48. Tabla de Condiciones de Contorno del Estribo 1.


80

La representación del estribo según el programa:

Ilustración 49. Condiciones de Contorno del Estribo 1.

6.6.3 Condiciones de Contorno del Estribo 2

En este caso sí se permiten los desplazamientos del eje “x”, de manera que el tablero se pueda

desplazar en dicha dirección por causa de las cargas horizontales del tráfico, las cargas

longitudinales del viento, los esfuerzos de fluencia y retracción que provocan deformaciones

en el tablero.

Condiciones de Contorno Estribo 2


DX Sí

DY No

DZ No

RX No

RY Sí

RZ No

Ilustración 50. Tabla de Condiciones de Contorno del Estribo 2.


81

La imagen que representa dicha condición de contorno:

Ilustración 51. Condiciones de Contorno del Estribo 2.

6.6.4 Unión Pila-Tablero Construcción

En la construcción, dicha unión será rígida, para garantizar el comportamiento monolítico en la

intersección. La manera que tiene el programa de establecer dicha unión es definiendo un

enlace elástico de tipo rígido entre dos nodos. En este caso une los nodos que definen las

cabezas de las dos pilas con el nodo que define cada apoyo.

En la imagen se puede ver dicha unión.

Ilustración 52. Condición de Unión Pila-Tablero en Construcción.


82

Un detalle de la unión es el siguiente:

Ilustración 53. Detalle de la Unión Pila-Tablero en Construcción.

6.6.5 Unión Pila-Tablero Servicio

La unión en servicio se establecerá mediante un enlace rígido donde se pueden establecer los

movimientos que son compatibles entre la pila y el tablero.

Condiciones de Contorno Unión Pila-Tablero Servicio

Movimientos Compatible

DX No

DY Sí

DZ Sí

RX Sí

RY No

RZ No

Ilustración 54. Tabla con las Condiciones de Contorno de Unión Pila-Tablero en Servicio.

Se puede ver en la imagen dicha unión rígida:

Ilustración 55. Unión Pila-Tablero En Servicio.


83

6.7 Grupos de Carga

Los grupos de carga son necesarios para que se le puedan atribuir las cargas a los elementos,

tanto en las fases de construcción como en servicio.

En primer lugar se definen los casos de cargas estáticas. Cada una de estas cargas será de un

tipo distinto. Algunas de ellas pertenecerán a cargas definidas en las fases de construcción, y

otras de ellas tendrán otro tipo de definición con la intención de que al hacer las

combinaciones de carga en construcción y servicio, se puedan multiplicar por los coeficientes

de combinación correspondientes.

Así quedan estos casos de carga estática:

CASOS DE CARGA ESTÁTICOS

1 Peso Propio Construction Stage Load (CS)

2 Cargas Muertas Dead Load of Component and Attachments (DC)

3 Pretensado Superior Construction Stage Load (CS)

4 Pretensado Inferior Construction Stage Load (CS)

5 Pretensado Inferior Construction Stage Load (CS)

6 Viento Trans Hoz CS Wind Load on Structure (W, WS)

7 Viento Trans Vert CS Wind Load on Structure (W, WS)

8 Viento Long CS Wind Load on Structure (W, WS)

9 Carretón Construction Stage Load (CS)

10 Carro de avance Construction Stage Load (CS)

11 Peso H. Fresco Construction Stage Load (CS)

12 SCU Construcción Construction Stage Load (CS)

13 Tiempo Construction Stage Load (CS)

14 Viento Trans Hoz Serv Wind Load on Structure (W, WS)

15 Viento Trans Vert Serv Wind Load on Structure (W, WS)

16 Viento Long Servicio Wind Load on Structure (W, WS)

Ilustración 56. Tabla con los Casos de Carga Estáticos.


84

A continuación se definen los grupos de cargas.

Ilustración 57. Grupos de Cargas.


85

6.8 Definición de las Fases de Construcción

La discretización del problema por fases de construcción permite obtener los resultados de la

acción de las cargas actuantes en cada fase. Por tanto, en cada una de las fases se puede

realizar las comprobaciones de Estado Límite de Servicio y Estado Límite Último para verificar

que el puente cumple estas comprobaciones en todas sus fases.

Estas fases se definirán tal y como se darán en la construcción real, asumiendo desde el primer

momento que se trata de un proyecto académico. Se procurará definir las fases lo más

semejantes a las fases constructivas de un puente construido por voladizos sucesivos.

De esta manera, se distinguen 18 fases en este proyecto. A continuación se procederá a la

explicación de cada una de las fases.

6.8.1 Fase 1

Esta fase se caracteriza por la existencia de las pilas y las dovelas de las pilas. Se le atribuye a

las pilas una edad de 100 días, edad tal que la capacidad resistente de las pilas es la del

proyecto. Por otro lado, considerando que las dovelas son prefabricadas, la edad del hormigón

de las dovelas que llegan a obra es de 60 días.

A su vez, la fase se caracteriza por estar sometida a las sobrecargas de uso de construcción, las

componentes del viento, el peso propio de la estructura, el carretón que permite colocar las

siguientes dovelas. Internamente, se coloca el pretensado superior correspondiente a las

dovelas de pila.

Como están activadas en la primera fase las dovelas de pila y las pilas, se debe activar las

condiciones de contorno de la base de las pilas y las condiciones de enlace en construcción de

las pilas con el tablero.

La duración de esta fase es de 1 día. Se entiende que el pretensado se puede colocar en medio

día.

6.8.2 Fase 2

La fase 2 se caracteriza por la colocación de la primera dovela adjunta a la dovela de pila. Estas

dovelas tendrán también una edad inicial de 60 días.

Se activarán las cargas de peso propio, viento, sobrecarga de uso en construcción y el

pretensado superior de las nuevas dovelas.

Se desactivarán las cargas de viento longitudinal de las dovelas de pila puesto que al colocar la

nueva dovela, el frente de viento longitudinal deja de incidir en la dovela de pila para incidir en

la cara de la nueva dovela que se encuentra al aire libre. De la misma manera, se debe

desactivar la carga del carretón sobre las dovelas de pila puesto que este cambia de posición

preparado para colocar la dovela 2 que se adjuntará en la fase 3 a la dovela 1.

Al desactivar estas cargas, se activan las cargas de viento longitudinal y carretón en la nueva

posición.


86

La duración de esta fase es de 1 día.

Este procedimiento se sigue hasta la fase 14, que coincide con la colocación de la dovela 13.

6.8.3 Fase 15

La fase 15 se distingue por la ejecución de ambos estribos, dejando los vanos laterales

apoyados en el otro extremo, produciéndose la transición de los voladizos a los tramos

apoyados. En esta misma fase se coloca el pretensado inferior lateral, para que pueda asumir

los momentos positivos.

Los voladizos centrales aun no se encuentran unidos puesto que falta el hormigonado de la

clave.

Se desactiva la carga de viento longitudinal de las dovelas número 13 y la carga del carretón

sobre las dovelas 13.

6.8.4 Fase 16

La fase 16 consta en el hormigonado de la dovela clave. Esta de momento no figura como

elemento estructural, sino que transmite unas carga vertical negativa y un momento en la

dovela 13 equivalente a la carga de peso del hormigón fresco con una excentricidad de 0.5 m,

asumiendo que el peso del hormigón fresco está aplicado en el centro de la clave.

Para hormigonar la clave es preciso activar la carga del carro de avance, que es aquel carro con

los encofrados pertinentes para la clave. Se aplican en la dovela 13.

Esta fase dura 5 días que es el tiempo que tarda la clave en curarse.

6.8.5 Fase 17

Se trata de la activación de la clave como elemento estructural que desarrolla la unión entre

los dos voladizos centrales. Se le aplica la sobrecarga de uso de construcción y las

componentes del viento. Se desactiva por otro lado las cargas del carro de avance y del peso

del hormigón fresco.

Se realiza el pretensado inferior central. Y se cambia el enlace de construcción entre pila y

tablero, por el enlace definitivo.

La duración de esta fase es de 1 día.

6.8.6 Fase 18

Es la última fase de construcción. Se caracteriza por la eliminación de las cargas de viento que

actúan durante la construcción y activar las que actúan en servicio. Además se elimina la

sobrecarga de uso en construcción. Se activan las cargas muertas (barandilla y rodadura).

Esta etapa dura 10000 días y se corresponde con la situación en servicio. Sobre ella se podrá

definir la sobrecarga de uso del tráfico.

A continuación se mostrará la evolución de las fases por imágenes.


87

Ilustración 58. Fase 1.




88

Ilustración 61. Fase 4

Ilustración 62. Fase 5



89





90





91





92





93

6.9 Introducción de las Cargas

6.9.1 Carga de Peso Propio

Esta carga es la primera que se introduce. Se define en la base, de manera que actuará cada

vez que se active un elemento estructural.

Se activa con el comando Self Weight.

6.9.2 Pretensado Superior

En primer lugar se definen las propiedades del tendón.

Ilustración 76. Propiedades del Tendón Superior.

El área es el equivalente a los tendones de 7 cordones.

Las pérdidas por fricción se calculan mediante la siguiente expresión, según el catálogo de

pretensado interior de BBR [10]:

En el pretensado superior, los coeficientes tienen los siguientes valores:


94

Para construcción por fases:

A continuación se define el trazado de cada uno de los tendones de acuerdo a las tablas de

Excel que se han obtenido de las coordenadas del Autocad. Estas tablas figurarán en el Anexo.

Estos son los puntos correspondientes a los tendones de las dovelas de los voladizos

correspondientes a la pila 1 que se extienden por el alma izquierda. Con estos puntos y el

programa se pueden hacer los simétricos respecto al eje “x” y simétricos respecto al eje “y”

para tener el pretensado superior en ambas almas en las dos pilas.

El pretensado se realiza por ambos lados en todas las dovelas salvo las dovelas de apoyo que

se tesan por uno solo.

La tensión de tesado es un 75% de la de rotura:

Las imágenes del pretensado superior donde se aprecia mejor el trazado son la planta y el

alzado.

Ilustración 77. Planta Pretensado Superior.

Ilustración 78. Alzado Pretensado Superior.

Se puede observar que sigue el mismo trazado que el obtenido en Autocad puesto que al

definir muchos puntos se condiciona el paso del trazado por los mismos, manteniendo

prácticamente el mismo trazado.


95

Un detalle del alzado del pretensado superior:

Ilustración 79. Detalle Pretensado Superior.

6.9.3 Pretensado Inferior Lateral

Se trata del pretensado inferior que se realiza en los vanos laterales cuando estos se apoyan en

los estribos.

Las propiedades del tendón que conforma el pretensado inferior lateral son las siguientes:

Ilustración 80. Propiedades Tendón Inferior Lateral.


96

El coeficiente de fricción cambia debido a que se trata de tendones de 19 cordones.

De la misma forma que el pretensado superior, el pretensado inferior lateral se introduce por

puntos a los cuales se les harán los simétricos en el mismo programa. Las coordenadas de los

puntos figuran en el Anexo.

El pretensado se realiza por ambos lados en todas las dovelas.


El alzado y la planta del pretensado inferior lateral son los siguientes:

Ilustración 81. Alzado Pretensado Inferior Lateral.

Ilustración 82. Planta Pretensado Inferior Lateral.


97

Los detalles del alzado y planta del pretensado inferior lateral son los siguientes:

Ilustración 83. Detalle Alzado Pretensado Inferior Lateral.

Ilustración 84. Detalle Planta Pretensado Inferior Lateral.

6.9.4 Pretensado Inferior Central

El pretensado inferior central se sitúa en el vano central y se coloca una vez se haya

hormigonado y curado la clave. De esta manera podrá resistir los momentos positivos que

tengan lugar en el vano.


98

Las propiedades del tendón que compone el pretensado inferior central son las siguientes:

Ilustración 85. Propiedades Tendón Inferior Central.

Son las mismas propiedades que el pretensado inferior lateral puesto que son tendones de 19

cordones. Es posible que se tenga que modificar el pretensado una vez se haya realizado el

análisis.

De la misma forma que el pretensado inferior lateral, el pretensado inferior central se

introduce en el programa por medio de unos puntos. Tras introducirlos, se realizan los

respectos simétricos. En este caso, solo se realiza el simétrico respecto al eje “x” puesto que el

pretensado solo se localiza en el vano central. Las coordenadas de los puntos del pretensado

inferior central están en el Anexo.

El pretensado se realiza por ambos lados en todas las dovelas.



99

Las imágenes del alzado y planta del pretensado inferior central son las siguientes:

Ilustración 86. Alzado Pretensado Inferior Central.

Ilustración 87. Planta Pretensado Inferior Central.

El detalle de la planta:

Ilustración 88. Detalle de la Planta del Pretensado Inferior Central.


100

6.9.5 Carga de Viento

Las cargas de viento se calcularán conforme a la Instrucción IAP-11 [8]. Antes de calcular el

empuje del viento sobre el tablero o la pila en las distintas direcciones, se debe calcular la

velocidad básica y media del viento según la localización del puente.

6.9.5.1 Velocidad Básica del Viento

Se define la velocidad básica fundamental del viento como la velocidad media a lo largo de un

período de 10 minutos con independencia de la dirección que lleve el viento y de la época del

año, medida a 10 metros sobre el suelo. La medición se realiza para un período de retorno de

50 años. Esta velocidad básica fundamental del viento se verá afectada por unos factores que

tienen en cuenta la direccionalidad y la estación del año. Con esto se puede calcular la

velocidad básica del viento.

Donde:

à Velocidad básica del viento para un período de retorno de 50 años.

à Factor de direccionalidad del viento. Se puede tomar un valor de 1 en el caso de que no

se hayan realizado estudios más exhaustivos.

à Factor que tiene en cuenta la estación del año. A falta de estudios más concretos, se

puede tomar el valor de 1.

à Velocidad básica fundamental del viento según el mapa de isotacas.

Ilustración 89. Mapa de isotacas [8].


101

Según el lugar donde se localiza el puente del proyecto, la zona que le corresponde es la

denominada Zona A.

Esta Zona A tiene una velocidad básica del viento de:

Las hipótesis que se han adoptado para la realización del proyecto son:

· Se calcula para un período de retorno de 50 años del puente.

· Para construcción se ha seguido adoptando la misma velocidad del viento para un

período de retorno de 50 años. Se debería utilizar un período de retorno de

correspondiente a los meses que dura la construcción. Pero puesto que el viento es

más desfavorable para un período de retorno de 50 años, no se hace distinción entre

la construcción y el servicio en cuestión de viento.

6.9.5.2 Velocidad Media del Viento

Se trata de la velocidad a cierta altura “z” sobre el terreno. En este caso influye la situación

topográfica del terreno, la rugosidad y los obstáculos que se localicen.

Donde:

à Velocidad media del viento (m/s).

à Velocidad básica del viento para un período de retorno T (m/s).

à Factor de topografía. Habitualmente se toma el valor de 1.

à Factor de rugosidad.

Siendo:

à Altura de cálculo donde se considera el empuje del viento (m).

à Factor del terreno.

à Longitud de la rugosidad.

à Altura mínima.

Se escoge un terreno tipo II: zona rural con vegetación baja y obstáculos aislados (por

ejemplo árboles), con separaciones de al menos 20 veces la altura de los obstáculos.

Los coeficientes se definen en la siguiente tabla:


102

Ilustración 90. Tabla de Coeficientes según el tipo de entorno [8].

6.9.5.3 Empuje del Viento

El empuje del viento se calculará de forma separada para cada elemento del puente. De esta

manera, en la construcción evolutiva se podrá activar la componente del viento que actúa

sobre los elementos que se van añadiendo a la estructura existente a medida que se

desarrollan las fases.

Hay que tener en cuenta una serie de situaciones:

· El área expuesta al viento puede cambiar si actúan otras acciones. Este es el caso que

diferencia el viento en las fases de construcción del viento en servicio puesto que la

superficie de exposición del viento en servicio es mayor ya que se cuenta la presencia

de los vehículos del tráfico que transita por el puente. Así pues, se hará distinción

entre el viento en construcción y el viento en servicio.

· Por otro lado, en situaciones transitorias algunos elementos pueden presentar

superficies de exposición diferentes a las definitivas. Como es el caso del viento

longitudinal que incide en la sección cajón del tablero en construcción mientras que en

servicio el viento longitudinal actúa como un rozamiento en la superficie del tablero.

A efectos de simplificación de cálculo del empuje del viento, se tendrá en cuenta el valor del

empuje del viento para la altura más alta a la que está aplicado. De esta manera, la carga de

viento se introducirá en el programa como una carga estática repartida, definida por

elementos.

La expresión general del empuje del viento es la siguiente:

Donde:

à Empuje del viento (N).

à Presión de la velocidad básica del viento (N/m2).

à Densidad del aire, de valor igual a 1.25 kg/m3.

à Velocidad básica del viento (m/s) para un período de retorno de T años.


103

à Coeficiente de fuerza del elemento considerado.

à Área de referencia, que se obtendrá como la proyección del área sólida expuesta

sobre el plano perpendicular a la dirección del viento (m2).

à Coeficiente de exposición.

6.9.5.4 Empuje del Viento Transversal en las Pilas

El empuje transversal en las pilas será el mismo para construcción que para el servicio. Se

calcula el empuje correspondiente a la máxima altura de la pila: 60 m.

El área de referencia son los 4 metros de ancho de la pila por los 60 metros de altura de la pila.

El coeficiente de fuerza se calcula de acuerdo a lo siguiente:

Ilustración 91. Tabla de Cálculo del Coeficiente de Fuerza [8].

En cuanto al coeficiente de exposición, se calcula para la altura z=60 m.

Los cálculos y resultados se podrán ver en el Anexo.

6.9.5.5 Empuje del Viento Longitudinal en las Pilas

Los cálculos son los mismos que los anteriores salvo que se coge las dimensiones de la

superficie de exposición de la pila ante el viento en la dirección longitudinal.

Los resultados figuran en el anexo.

6.9.5.6 Empuje del Viento Transversal Horizontal sobre el Tablero

Se trata del empuje del viento que empuja en la dirección transversal al tablero cuya

componente es horizontal, es decir, contenida en el plano x-y.


104

El empuje se calculará para cada elemento puesto que la superficie de exposición es diferente,

y se activará en el momento en el que se activa el elemento en la construcción por fases. En

servicio, se le añadirá a la superficie de exposición la altura de los vehículos del tráfico. Esta

altura será de 2 metros.

Según la normativa la aplicación del empuje del viento transversal horizontal en tableros de

alma llena es a un 40% del canto medio de cada elemento medido desde la superficie del

tablero. Esta excentricidad permite tener en cuenta el momento de vuelco que el viento

ocasiona sobre el tablero.

Para construcción, la altura considerada del viento es la altura del tablero: z = 65 m. Mientras

que en servicio es de 67 metros puesto que se considera la sobrecarga de uso debida al tráfico.

Para el empuje horizontal, el coeficiente de fuerza sigue la siguiente expresión:

Mientras que el coeficiente de exposición se calcula con la misma expresión que se ha

utilizado para la pila.

Los resultados están en el Anexo.

6.9.5.7 Empuje del Viento Transversal Vertical sobre el Tablero

El empuje vertical se calcula con la misma expresión que la general, teniendo en cuenta las

dimensiones de la superficie de exposición.

Para tener en cuenta el momento de vuelco del tablero, la carga vertical se aplica con una

excentricidad equivalente de un cuarto de la anchura del tablero hacia el borde de barlovento.

El coeficiente de fuerza toma un valor de 0.9, según la Instrucción IAP-11 [8].

La diferencia entre la construcción y el servicio es la altura de cálculo del empuje del viento.

Los resultados figuran en el Anexo.

6.9.5.8 Empuje del Viento Longitudinal sobre el Tablero

El empuje longitudinal será un 25% del valor del empuje transversal horizontal.

En construcción se considera el 25% del empuje transversal de cada elemento y se aplica como

una fuerza puntual en cada cara expuesta de las dovelas.

En cuanto al viento longitudinal en servicio, será un 25% de la mayor fuerza transversal en

servicio. Esta carga será una carga horizontal repartida en la dirección longitudinal del puente.

Los cálculos y resultados están en el Anexo.


105

La siguiente imagen representa el viento transversal horizontal en pilas y tablero durante la

construcción, concretamente en la Fase 4.

Ilustración 92. Viento Transversal Horizontal Fase 4.

Esta imagen representa un detalle de las excentricidades del viento horizontal del tablero visto

desde un perfil de la Fase 4.

Ilustración 93. Excentricidades del Viento Transversal Horizontal Fase 4.

La siguiente imagen muestra la distribución del viento horizontal en servicio en el tablero.

Ilustración 94. Viento Horizontal en Servicio.


106

Esta imagen muestra el empuje del viento vertical en construcción, en la Fase 11.

Ilustración 95. Viento Vertical Fase 11.

Esta otra imagen representa el viento vertical en servicio.

Ilustración 96. Viento Vertical en Servicio.

Esta imagen representa el viento longitudinal en construcción, en el tablero en la Fase 7. Se

puede observar que se aplica perpendicular a la superficie de exposición al viento.

Ilustración 97. Viento Longitudinal Fase 7.


107

En las pilas, el viento longitudinal es el mismo tanto en construcción como en servicio.

Ilustración 98. Viento Longitudinal Pilas.

Finalmente, el viento longitudinal en servicio en el tablero.

Ilustración 99. Viento Longitudinal en el Tablero en Servicio.

6.9.6 Carretón

Se denomina carretón a la estructura metálica en forma de pórtico que se ancla a las dovelas

que están fijas y que permite la colocación de las nuevas dovelas.

El carretón tiene una longitud de 18 metros e induce una carga de 35 kN/m. Además dentro

del grupo de carga carretón se encuentra la carga de las dovelas que sustenta el pórtico. El

peso de una dovela es de 400 kN y se aplica sobre la última dovela colocada con una

excentricidad de 1.5 m (la mitad de la longitud de la dovela), es decir, induce un momento de

600 kN·m.

Se dispondrá un solo carretón encima de cada pila hasta la Fase 3, donde se colocarán dos

carretones de manera que a partir de la pila vayan avanzando al unísono colocando las dovelas

pertenecientes a los voladizos laterales y centrales.


108

Por ejemplo, la carga del carretón en la Fase 1 es la siguiente:

Ilustración 100. Carga de Carretón Fase 1.

Mientras que las cargas que inducen las dovelas número 1 suspendidas del carretón son:

Ilustración 101. Carga Dovelas Suspendidas del Carretón.

En esta imagen se puede observar las cargas que inducen los carretones en los extremos del

voladizo, en la Fase 6:

Ilustración 102. Cargas Carretones Fase 6.


109

6.9.7 Carro de Avance

El carro de avance es aquel que permite hormigonar la clave. Precisa de encofrados para poder

dar forma al hormigón fresco mientras se va curando.

La carga del carro de avance estará aplicada en el extremo de uno de los voladizos centrales,

en concreto el de la pila 1.

El valor de dicha carga es de 800 kN y de un momento de 2000 kN·m.

Por otro lado, se considerará el peso del hormigón fresco.

En la imagen se puede ver la carga del carro de avance:

Ilustración 103. Carga Carro de Avance.

6.9.8 Peso Hormigón Fresco

El peso del hormigón fresco se traduce como una carga vertical y un momento debido a que no

tiene capacidad estructural hasta que no haya curado.

El peso del hormigón fresco es de:

Y el momento que induce en la dovela 13 donde se sitúa el carro de avance es de:

Estos datos se pueden obtener con una herramienta que tiene el programa que se llama: Bill of

Material.

6.9.9 Sobrecarga de Uso en Construcción

Se asume una sobrecarga de uso en construcción, como pueden ser camiones situados en el

tablero, personal, grúas y demás aparatos.

Se considera un valor de la sobrecarga de uso en construcción de:


110

Se puede ver la imagen de la sobrecarga de uso en la Fase 17.

Ilustración 104. Sobrecarga de Uso Construcción Fase 17.

6.9.10 Cargas Muertas

Las cargas muertas son las correspondientes a la carga de la barandilla y la capa de rodadura.

Se aplican en la Fase 18, que dura 10000 días. Afectarán a la fluencia y retracción del

hormigón.

Ilustración 105. Cargas Muertas Fase 18.

Esta imagen representa las cargas muertas en la Fase 18.


111

6.9.11 Sobrecarga de Uso en Servicio: Moving Loads

El programa tiene la opción de representar la acción del tráfico rodado sobre la estructura,

realizando las combinatorias de carga más desfavorables.

Para introducir los datos, es preciso trabajar en la Base, puesto que los resultados no

pertenecen a las fases de construcción, sino que pertenecen al Post-Proceso, como si fueran

en servicio. Las cargas resultantes de este análisis se pueden combinar mediante

combinaciones de carga para las comprobaciones del puente de servicio, tanto el Estado

Límite de Servicio como el Estado Límite Último.

Se definirán los carriles virtuales según indica la Instrucción IAP-11 [8].

En el caso de este proyecto se definirán 5 carriles virtuales de 3 metros, un área remanente de

0.8 metros y las barandillas de 0.6 metros cada una.

La representación de cada uno de los carriles virtuales y del área remanente es la siguiente:

Ilustración 106. Carril Virtual 1.



112





113

Ilustración 111. Área Remanente.

A continuación se define el modelo de carga número 1 según la IAP-11 [8], que recoge la

mayoría de situaciones en las que se puede encontrar el tráfico.

Además, se definen dos tipos de casos de carga de tráfico. La combinación frecuente y la

combinación característica. De esta manera se podrá combinar la carga de tráfico en el Estado

Límite de Servicio combinación característica y combinación frecuente.

En la combinación característica se ignoran los factores de combinación ψ. Mientras que en la

combinación frecuente sí se consideran.

Los valores de dichos coeficientes son:

6.10 Combinaciones de Carga

Según la Instrucción IAP-11 [8] en un proyecto se deben realizar una serie de combinaciones

de cargas, de manera que abarque las distintas situaciones por las que puede pasar una

estructura.

Las combinaciones de cargas son un grupo de cargas multiplicadas por una serie de

coeficientes según la comprobación que se desee realizar, de manera que representan el

estado más favorable o el estado más desfavorable de una estructura que se encuentra

sometida bajo este grupo de acciones.

Las comprobaciones que se pretenden realizar dependen de las condiciones en las que se

encuentra la estructura. Así se definen una serie de situaciones por las que puede pasar el

puente:

· Estado Límite Último. Se trata de la situación de la estructura en la que esta falla y la

dejan inoperativa. Esta situación se debe tener en cuenta admitiendo que las cargas


114

que se han calculado pueden ser superadas en algún momento y por tanto comprobar

la estructura a rotura, a fenómenos de inestabilidad, de equilibrio y de fatiga.

· Estado Límite de Servicio. Se trata de la situación en la que la estructura no peligra

pero deja de ser útil para la función para la que fue creada. Por tanto, se deben

realizar comprobaciones de fisuración, deformaciones y vibraciones.

Al realizarse combinaciones de carga, se asumen situaciones en las que una acción variable

predomina sobre las demás. De esta manera, se engloban todas las posibilidades.

A efectos de este proyecto, se considerarán las combinaciones para las comprobaciones de

Estado Límite Último en la situación persistente (servicio) y transitoria (construcción).

Y las combinaciones consideradas para las comprobaciones de Estado Límite de Servicio son la

combinación característica (situación en la que se producen Estados Límite de Servicio

irreversibles, es decir, que una vez superado, se mantiene de forma permanente el daño

incluso si desaparece la acción que lo ha provocado), y la combinación frecuente (situación en

la que se producen Estados Límite de Servicio reversibles). Las comprobaciones de Estado

Límite de Servicio se realizarán tanto en construcción como en servicio.

En las comprobaciones de Estado Límite de Servicio se tendrán en cuenta los efectos de primer

orden del pretensado y los efectos hiperestáticos. Mientras que en Estado Límite Último, no se

tienen en cuenta los efectos de primer orden, debido a que estos se han tenido en cuenta en

el cálculo de la resistencia nominal.

Por otro lado, los efectos de primer orden de la fluencia y la retracción no se tienen en cuenta

en las combinaciones de carga debido a que el programa Midas Civil los utiliza para los

desplazamientos.

Las combinatorias se realizarán según se establece en la norma, utilizando los coeficientes

apropiados para cada situación.

7. RESULTADOS

7.1 Introducción

Una vez que se ha definido el modelo completo, las cargas actuantes, las condiciones de

contorno por fases de construcción, es el momento de ejecutar el programa para obtener

resultados y realizar las comprobaciones con las combinaciones de carga adecuadas y verificar

que el puente cumple las condiciones de seguridad.

En primer lugar se obtendrán esfuerzos y tensiones en las fases de construcción. Se ajustará el

pretensado superior e inferior para no tener tracciones en la comprobación de Estado Límite

de Servicio Frecuente. Mientras que por otro lado se dimensiona la armadura pasiva de

manera que cumplan los Estados Límite Últimos de flexión, cortante y torsión.


115

7.2 Fases de Construcción

7.2.1 Tensiones

A continuación se mostrarán las tensiones en las distintas fibras de las secciones por fases.

Las tensiones que se obtendrán tenderán a ser de tracción en las fibras superiores y de

compresión en las fibras inferiores puesto que en las fases de construcción los momentos que

tienen lugar en los voladizos son negativos, hasta el momento en el que se ejecutan los

estribos y la clave, situación en la que el puente se encuentra apoyado y cambia las leyes de

esfuerzos y por tanto, de tensiones.

El pretensado superior se ajusta para que no haya tracciones en las fibras superiores del

tablero en la situación de Estado Límite de Servicio Frecuente, ya que será el estado en el que

se encontrará el puente la mayor parte del tiempo. No puede haber tracciones para que no

haya apertura de la unión entre dovelas para evitar la entrada de humedad que pueda corroer

la armadura activa. De esta manera, no es necesaria la comprobación de fisuración ya que no

se permiten tracciones en ninguna situación.

Tras sucesivas comprobaciones, se ha ajustado el pretensado superior al siguiente:

Ilustración 112. Tabla con el Pretensado Superior Definitivo.


116

Las tensiones en la fibra 1 de la Fase 1 son las siguientes:

Ilustración 113. Tensiones en la Fibra 1 Fase 1.1

Se puede observar que en el tablero se producen compresiones.

Por otro lado, la fibra 4 en la misma fase:

Ilustración 114. Tensiones Fibra 4 Fase 1.

Tampoco se producen tracciones.

Por tanto, para la Fase 1 cumple, es decir, no se producen tracciones en las fibras del

hormigón.

Se pueden ver también las tensiones en la Fase 14, que se trata de la fase donde se coloca la

última dovela de los voladizos.


117

Las tensiones en la fibra 1 de la Fase 14 son las siguientes:


En esta fase tampoco se producen tracciones en la fibra superior.

Las tensiones en la fibra 4 de la misma fase:


Cumple igualmente.

Se pueden ver las tensiones en la Fase 15 al ejecutarse los estribos.


118

En la fibra 1 de la Fase 15:


En la fibra 4 se puede observar que también cumple:


Por último se escoge la Fase 17 cuando la clave adquiere capacidad resistente. Se puede

observar que en las fibras superiores e inferiores cumple.

Fibra 1:



119

Fibra 4:


En conclusión, el hecho de que no haya tracciones en la fibra 1 quiere decir que el pretensado

superior está encajado para la construcción. Observando que en la fibra 4 de las fases más

significativas no se producen tracciones, quiere decir que se ha encajado también el

pretensado inferior definitivo, quedando de la siguiente manera:

Pretensado Inferior Lateral Definitivo

Dovela Tendones

8 10T de 7φ 0,6"

7 y 9 8T de 7φ 0,6"

6 y 10 6T de 7φ 0,6"

5 y 11 4T de 7φ 0,6"

3 y 13 2T de 7φ 0,6"

Ilustración 121. Tabla con el Pretensado Inferior Lateral Definitivo.

Pretensado Inferior Central Definitivo

Dovela Tendones

Clave 24T de 22φ 0,6"

13 22T de 22φ 0,6"

12 20T de 22φ 0,6"

11 18T de 22φ 0,6"

10 16T de 22φ 0,6"

9 14T de 22φ 0,6"

8 12T de 22φ 0,6"

7 10T de 22φ 0,6"

5 8T de 22φ 0,6"

Ilustración 122. Tabla con el Pretensado Inferior Central Definitivo.


120

7.2.2 Esfuerzos

En este apartado es interesante observar la evolución de esfuerzos a los largo de las fases de

construcción, desde la Fase 1 hasta la Fase 17, antes del servicio. Se trazará una gráfica donde

figure dicha evolución.

A continuación se mostrarán las situaciones más relevantes en materia de esfuerzos.

En primer lugar se obtienen los esfuerzos de la Fase 1.

En cuanto a la fuerza axial, se puede observar que describe dicho diagrama porque el

pretensado induce unas compresiones muy elevadas en comparación con las que induce la

carga de viento longitudinal de construcción. Esta compresión permite que las dovelas estén

ancladas unas a otras de manera que la estructura actúa como una unidad, soportando así los

esfuerzos a los que se ve sometida la estructura.

Por ejemplo, las fuerzas axiales Fx en la Fase 1 en el Estado Límite de Servicio Frecuente tiene

el siguiente aspecto:

Ilustración 123. Esfuerzo Fx Fase 1.

Las fuerzas de cortante en la dirección “y”, dirección transversal horizontal a la dirección

longitudinal del tablero, no son muy grandes en comparación con el resto de esfuerzos de

cortante y axiales. Esto es debido a que las cargas de viento que inciden en dicha dirección no

son tan elevadas como las compresiones que induce el pretensado.

El comportamiento del tablero ante cargas de viento transversales horizontales es el de un

voladizo sometido a cargas repartidas en los elementos.

En cuanto a los esfuerzos de cortante en la dirección transversal vertical del tablero,

responden a la acción de las sobrecargas sobre el tablero: tanto la sobrecarga de uso, como el

carretón; las cargas de viento transversal vertical, el peso propio de la estructura y la

componente vertical del pretensado. La componente vertical del pretensado tiene la mayor

importancia.


121

Por ejemplo, los cortantes verticales en la Fase 1:

Ilustración 124. Esfuerzo Fz Fase 1.

Los momentos torsores están producidos por las fuerzas transversales horizontales y verticales

aplicadas con cierta excentricidad. Estas fuerzas son las debidas al viento transversal horizontal

y las debidas al viento transversal vertical. Se observará que los torsores en el tablero no son

muy grandes debido a que dichas excentricidades son pequeñas.

Esfuerzo torsor Mx en la Fase 1:

Ilustración 125. Esfuerzo Mx Fase 1.

Los momentos flectores con respecto a la dirección trasversal horizontal del tablero están

influenciados por el momento de pretensado que debe contrarrestar las cargas de peso propio

de la estructura, las cargas de viento verticales, las sobrecargas de uso y carretón. La forma de

actuar del pretensado es creando momentos positivos que controlen que los momentos

negativos que inducen el resto de cargas no produzcan tracciones en las fibras superiores del

tablero en primera instancia. Posteriormente se debe realizar la comprobación a rotura

comparando con el momento último de la sección. En base a esta segunda comprobación se

aumentará el pretensado en caso de que sea necesario.


122

Se observará que en las primeras fases tiene mayor influencia en pretensado, hasta llegada

cierta fase en la que comienzan a surgir momentos negativos. Aunque ninguno de ellos

produce tracciones en la fibra superior. Por tanto, son admisibles.

Los momentos flectores en la Fase 1:

Ilustración 126. Esfuerzo My Fase 1.

Los momentos flectores en la dirección vertical al tablero del puente son pequeños en

comparación con los momentos flectores en la dirección transversal horizontal. Estos son el

resultado de la acción en la dirección transversal horizontal, como puede ser el viento en dicha

dirección.

A continuación se presentarán los esfuerzos en la Fase 14, siendo representativa puesto que se

trata de la colocación de la última dovela de los voladizos, creándose la peor situación para los

mismos.

Se puede observar que los axiles siguen siendo de compresión debido al pretensado. El axil en

la dovela de apoyo incrementa su valor por fases debido a que a medida que se añaden

dovelas, se van añadiendo tendones para adjuntarlas. De esta manera va creciendo la

compresión inducida por el pretensado en cada fase.



123

Los cortantes en la dirección transversal horizontal siguen aumentando debido al tamaño del

voladizo.

Los cortantes verticales se ven muy influenciados por el pretensado. No hay que olvidar que

los diagramas son el resultado de la combinación de acciones afectadas por distintos

coeficientes según establece la norma.


En cuanto al torsor, su valor se va incrementando, como se esperaba.


Se puede observar que en el diagrama de momentos flectores en torno al eje “y” tienen mayor

importancia los momentos negativos. Esto quiere decir que para la combinación de carga que

se analiza en la Fase 14 de construcción, el pretensado tiene menor efecto para contrarrestar

los momentos negativos. Se puede pensar que el hecho de que existan momentos negativos

implique que el pretensado no es válido. Pero si se observan las tensiones para la misma

combinación, se observa que no se producen tracciones en la fibra superior, aun habiendo

momentos negativos. Esto quiere decir que el pretensado es el correcto porque no produce

tracciones en la fibra superior y que no está sobredimensionado como ocurría para la Fase 1

puesto que existen momentos negativos.


124


En cuanto a los momentos flectores alrededor del eje vertical “z”, los momentos siguen

aumentando debido al tamaño de los voladizos y debido a que actúa mayor carga distribuida

de viento en la dirección transversal horizontal.

Es interesante observar la Fase 15 cuando se ejecutan los estribos, debido a que las

condiciones de contorno para los voladizos laterales cambian.

Los axiles disminuyen un poco en esta fase con respecto a la anterior. Hay que tener en cuenta

que en esta fase no solo se activan los estribos, sino que también se introduce en pretensado

inferior lateral. Esto afectará a los momentos flectores.


En cuanto a los cortantes en la dirección transversal horizontal, el valor en el extremo del

voladizo central es nulo, puesto que sigue permaneciendo como voladizo ya que no se ha

hormigonado la clave. Pero en los estribos, el valor deja de ser nulo debido a que está

impedido dicho desplazamiento en ese sentido.

En los cortantes verticales ocurre lo mismo que en los cortantes horizontales, en los voladizos

centrales el valor extremo es nulo, mientras que en los voladizos laterales el valor extremo no

lo es ya que se encuentra impedido el movimiento en dicha dirección.


125


Con los torsores ocurre la misma situación.


En los momentos flectores hay que tener en cuenta que el pretensado inferior lateral hace que

haya mayores momentos negativos y que disminuya el valor de los positivos.



126

En cuanto a los momentos flectores en el eje vertical, ocurre lo mismo debido a las

condiciones de contorno.

En esta fase es interesante observar cómo cambian los esfuerzos de fluencia y retracción. En el

resto de fases, los esfuerzos de segundo orden de la fluencia y la retracción eran nulos debido

a que la estructura no era hiperestática.

En la Fase 15, al ejecutarse los estribos, parte de la estructura sí se vuelve hiperestática y por

tanto, se generan esfuerzos de segundo orden de fluencia y retracción que son los que

participan en los cálculos.

Se puede observar que en la pila 1, el vano lateral genera esfuerzos de fluencia y retracción,

debido a que el desplazamiento longitudinal está impedido en el estribo 1. Mientras que en el

vano lateral de la pila 2, no existen estos esfuerzos porque en el estribo 2 está permitido el

desplazamiento en la dirección longitudinal.

También se observa que los esfuerzos de fluencia y retracción no son muy elevados debido a la

edad del hormigón de las dovelas prefabricadas. Lo mismo ocurre en las pilas, puesto que se

partió de que las pilas estaban ya construidas con una edad de 100 días para la Fase 1.

En la pila 1 son mayores los esfuerzos de fluencia y retracción debido a la situación

hiperestática que mantiene con el tablero debido al estribo 1 a través de la unión rígida entre

la pila y el tablero en las fases de construcción previas a la existencia de la clave como

elemento estructural.

La fluencia en la Fase 15:

Ilustración 135. Esfuerzo Fluencia Fase 15.


127

La retracción en la Fase 15:

Ilustración 136. Esfuerzo Retracción Fase 15.

Por último queda la Fase 17 como última fase de construcción, en la que se activa la clave y el

pretensado inferior central, además del cambio de las condiciones de unión entre la pila y el

tablero por las condiciones que se mantendrán en servicio.

Los axiles disminuyen su valor debido a la unión con la clave.


Los cortantes en la dirección “y” siguen creciendo.

Los cortantes verticales disminuyen debido a la unión por la clave.


128


Los momentos flectores alrededor del eje “y”, al unirse con la clave y colocar el pretensado

inferior, son la mayoría negativos, pero no hay tracciones en la parte superior.


En esta fase se eliminan todas las sobrecargas de uso, puesto que la fase posterior representa

el puente en servicio. Aunque se puede observar que existen esfuerzos debidos a las

sobrecargas de uso en esta fase, aunque estas estén desactivadas. La explicación es la

siguiente: en la Fase 16 están activas las sobrecargas de uso, el carro de avance y el peso del

hormigón fresco. Es la fase en la que se hormigona la clave. Esto induce unos esfuerzos y unos

desplazamientos en el voladizo central de la pila 1 (donde está colocado el carro de avance)

diferentes a los del voladizo central de la pila 2 (no tiene carro de avance). Estos esfuerzos son

transmitidos al resto de elementos cuando se unen los voladizos por la clave. En esta situación

se puede ver muy bien la transición de voladizos a una estructura hiperestática.


129

Ilustración 140. Esfuerzo Repartido Sobrecarga de Uso de la Fase 16.

En cuanto a la retracción y la fluencia, los esfuerzos se reparten por la estructura completa.

Los momentos flectores de fluencia debido a que en el estribo 2 están permitidos los

desplazamientos longitudinales.

Ilustración 141. Esfuerzo de Fluencia Fase 17.

Los momentos de retracción:

Ilustración 142. Esfuerzo de Retracción Fase 17.


130

7.2.3 Movimientos

Es interesante observar los movimientos para visualizar mejor el comportamiento de la

estructura.

Se ha escogido analizar los movimientos de la Fase 14, siendo la fase en la que los voladizos

tienen la mayor longitud. Posteriormente la Fase 17, con la activación de la clave.

En la Fase 14, se puede observar la deformada axial:

Ilustración 143. Desplazamiento Dx Fase 14.

El valor máximo es de 7.82 centímetros.

La deformada en dirección transversal horizontal:

Ilustración 144. Desplazamiento Dy Fase 14.

El valor de las pilas en la base es de 0, mientras que en el tablero, el máximo es de 3.2

centímetros.


131

La deformada vertical:

Ilustración 145. Desplazamiento Dz Fase 14.

El valor máximo es de 1.2 centímetros y el valor mínimo es de -5.8 centímetros.

En la Fase 17, el desplazamiento axial es uniforme como un pórtico. El máximo es 7.51

centímetros.

Ilustración 146. Desplazamiento Dx Fase 17.

El desplazamiento en “y”, es por causa del viento transversal horizontal. El desplazamiento de

la pila y el tablero es el mismo en esta dirección debido a las condiciones de unión definitivas.


132

Ilustración 147. Desplazamiento Dy Fase 17.

En los desplazamientos verticales ocurre lo mismo. Los desplazamientos de la pila y el tablero

son compatibles. El máximo se da en la clave como consecuencia del pretensado inferior

central, pero no lo suficiente como para ocasionar tracciones en la fibra superior.

Ilustración 148. Desplazamiento Dz Fase 17.

7.3 Servicio

7.3.1 Tensiones

La fase 18 de duración 10000 días se entiende como la fase de servicio. En esta fase se activan

las cargas de tráfico y las cargas muertas, además de las cargas de viento de servicio. Por otro

lado se desactivan las cargas correspondientes a la construcción.

Es menester comprobar las tensiones en la fibra superior e inferior en servicio, para la

combinación: Estado Límite de Servicio en servicio combinación frecuente.


133

En la fibra 1:

Ilustración 149. Tensiones Fibra 1 Servicio.

En la fibra 4:

Ilustración 150. Tensiones Fibra 4 Servicio.

7.3.2 Esfuerzos

Los esfuerzos que se analizarán son los mismos que en las fases de construcción, más los

esfuerzos que induce el tráfico.

Ilustración 151. Esfuerzo Fx Servicio.


134

Los esfuerzos axiles disminuyen respecto a la Fase 17 porque la distribución de la carga de

viento longitudinal es diferente. Mientras que en la Fase 17 el viento longitudinal actúa como

una compresión sobre las dovelas, en la Fase 18 actúa como una carga distribuida a lo largo del

tablero, produciendo unos esfuerzos diferentes.

Se puede observar que los cortantes Fy mantienen una distribución ligada a través de la clave.

Estos esfuerzos son mayores debido a que la fase de construcción dura mucho más.

Ilustración 152. Esfuerzo Fy Servicio.

Los cortantes Fz son mayores también debido a la acción del tráfico y a la acción de las cargas

muertas.

Ilustración 153. Esfuerzo Fz Servicio.


135

Los torsores engloban las situaciones más desfavorables de la carga de tráfico en los distintos

carriles virtuales.

Ilustración 154. Esfuerzo Mx Servicio.

Los momentos My tienen la siguiente distribución con los valores mayores que la Fase 17

debido a las cargas de tráfico y las cargas muertas.

Ilustración 155. Esfuerzo My Servicio.


136

Se puede observar que los momentos Mz son mayores en los estribos porque se encuentran

impedidos.

Ilustración 156. Esfuerzo Mz Servicio.

Los esfuerzos de la fluencia y retracción se incrementan debido al efecto de las cargas

muertas.

La fluencia:

Ilustración 157. Fluencia Servicio.

Con un valor máximo del momento flector: 29716.5 kN·m.


137

La retracción:

Ilustración 158. Retracción Servicio.

Con un valor máximo de: 2564.28 kN·m.

7.3.3 Movimientos

Los desplazamientos longitudinales tienen la siguiente representación:

Ilustración 159. Desplazamiento Dx Servicio.

El mínimo es de -2.5 centímetros y el máximo es de 6.98 centímetros.


138

Los desplazamientos Dy:

Ilustración 160. Desplazamiento Dy Servicio.

El máximo es de 3.44 centímetros.

Los desplazamientos Dz:

Ilustración 161. Desplazamiento Dz Servicio.

El mínimo es -5.7 centímetros.

7.4 Comparativa de Esfuerzos: Construcción y Servicio

En este apartado se pretende representar la evolución de los esfuerzos durante las fases de

construcción y durante el servicio del puente. Se representará en Estado Límite de Servicio

frecuente, tanto en construcción como en servicio, y en Estado Límite Último, tanto en

construcción como en servicio.

Las tablas con los esfuerzos máximos en cada etapa se presentarán en los anexos. Mientras

que aquí se presentarán los resultados.


139

7.4.1 ELS Construcción y Servicio Combinación Frecuente

En la siguiente gráfica se representarán cada uno de los esfuerzos a lo largo de las distintas

fases de construcción y la fase de servicio.

Ilustración 162. Gráfico Evolución de Esfuerzos por fases en ELS Frec.

Se puede observar que la mayoría tiene un comportamiento creciente salvo los momentos

flectores positivos My. Esta situación se explicó cuando se comentaban los esfuerzos. Quiere

decir que el momento positivo que induce el pretensado es cada vez menor. Mientras los

momentos negativos My(-) son nulos y a partir de la Fase 6 empiezan a tomar valores, es decir,

el pretensado está mejor ajustado.

7.4.2 ELU Construcción y Servicio

En la siguiente gráfica se representará lo mismo pero para el Estado Límite último en

construcción y en servicio.

Ilustración 163. Grádico Evolución de Esfuerzos por fases en ELU.

-200000

-150000

-100000

-50000

0

50000

100000

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18

ELS Const y Serv Frec

Fx(kN)

Fy(kN)

Fz(kN)

Mx(kN·m)

My(kN·m)

My (-)(kN·m)

Mz(kN·m)

-250000

-200000

-150000

-100000

-50000

0

50000

100000

150000

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18

ELU Const y Serv

Fx(kN)

Fy(kN)

Fz(kN)

Mx(kN·m)

My(kN·m)

My (-)(kN·m)

Mz(kN·m)


140

Se puede observar que el momento Mz crece mucho en la Fase 15, por la influencia de la

colocación de los estribos y mucho más en la Fase 18 puesto que está en servicio.

Una situación parecida al Estado Límite de Servicio ocurre con los momentos negativos y

positivos, My. En función de la influencia que tenga el pretensado en cada fase y la influencia

en los momentos de la acción conjunta del pretensado superior e inferior.

El resto de explicaciones se encuentran en cada uno de los apartados de esfuerzos.

Hay esfuerzos que son mayores en ELS que en ELU, aunque son del mismo orden de magnitud.

Esto ocurre porque la IAP-11 [8] le asigna un coeficiente mayor a la carga de pretensado en el

caso desfavorable en ELS que el que le asigna al pretensado en ELU.

7.5 Comprobaciones de Rotura

Las comprobaciones de rotura las realiza el programa, calculando el momento último, el

cortante último y el torsor último. El programa compara los esfuerzos de los elementos en los

nodos “i” y “j” de las combinaciones de carga más desfavorables para dichos esfuerzos en

dichos elementos.

Si el puente no cumple a rotura, es necesario aumentar el pretensado puesto que entre las

juntas de las dovelas no se puede poner armadura pasiva.

Por otro lado, se pondrá a las dovelas una armadura pasiva geométrica mínima en el caso de

que cumplan las comprobaciones.

Para el pretensado definitivo que se obtuvo de las comprobaciones en Estado Límite de

Servicio combinación frecuente, las comprobaciones de Estado Límite Último también cumple.

Lo que quiere decir, que con la armadura activa, todas las secciones cumplen a rotura.

A continuación se presentan las envolventes de los esfuerzos para las combinaciones en

Estado Límite Último. Se puede comprobar que todos los esfuerzos se encuentran

comprendidos en dichas envolventes.

Se tiene la envolvente a flexión:

Ilustración 164. Envolvente de Momentos Últimos.


141

La envolvente a cortante:

Ilustración 165. Envolvente de Cortantes Últimos.

La envolvente a torsión combinada con el cortante:

Ilustración 166. Envolvente de Torsores Últimos en combinación con Cortante.

La envolvente a torsión:

Ilustración 167. Envolvente de Torsores Últimos.


142

7.6 Dimensionamiento de la Armadura Pasiva

Como se ha dicho con anterioridad, la armadura pasiva que se dispondrá sobre las dovelas será

geométrica mínima. Se calculará para la sección del centro y la sección del apoyo. Se decide

poner la armadura que se calcule para el apoyo, también en las dovelas de canto variable.

7.6.1 Armadura Longitudinal Losa Superior

La losa superior mide lo mismo en la sección central y en la sección del apoyo, por tanto, será

la misma armadura longitudinal en la losa superior en todo el puente.

Según la EHE-08 [7], en el artículo 42.3.5, la cuantía mínima para las losas para aceros de

armadura pasiva de , es de 1.8 por mil.

Por cada cara:

Dejando libre 10 centímetros de cada borde:

7.6.2 Armadura Longitudinal Losa Inferior

Realizando los mismos cálculos; se obtiene:


143

7.6.3 Armadura Longitudinal Almas

7.6.3.1 Apoyo

Realizando los mismos cálculos:

7.6.3.2 Centro

Como no alcanza la armadura mínima para construcción, se dispone:

7.6.4 Armadura Transversal Losa Superior

Será la misma para la sección central y la del apoyo.

Como no supera el mínimo necesario para la construcción, se dispone:

7.6.5 Armadura Transversal Losa Inferior

Ocurre la misma situación que en la losa superior, que no supera el mínimo. Por tanto, se

dispone:

7.6.6 Armadura Transversal Almas

También se pondrá la mínima.

La armadura pasiva de la dovela de pila queda de la siguiente forma:


144

Ilustración 168. Armadura Pasiva en la Dovela de Pila.

La armadura pasiva de la dovela del centro queda de la siguiente forma:

Ilustración 169. Armadura Pasiva en la Dovela Central.

8. CONCLUSIONES

El proyecto que se ha realizado ha pretendido trazar la metodología para el análisis y

dimensionamiento de puentes en construcción evolutiva. En concreto se ha escogido el

método de construcción por voladizos sucesivos.

Se ha realizado un recorrido por el predimensionamiento para obtener las secciones de las

dovelas centrales y las de las pilas, y el pretensado superior e inferior, tanto en los laterales

como en el centro de manera que se pueda introducir en el programa que se ha utilizado:

Midas Civil.

Se dimensiona el pretensado superior para resistir los momentos negativos que se dan en las

fases de construcción en las que figuran los voladizos. Mientras que el pretensado inferior se

dimensiona para los momentos positivos que tendrán lugar en servicio.


145

Posteriormente, con ayuda de un tutorial del propio programa se ha introducido la geometría

del puente, las condiciones de contorno, el pretensado, las cargas y sus combinaciones.

El propósito del proyecto es ajustar el dimensionamiento de la sección, armadura activa y

armadura pasiva, en su caso, de manera que cumplan las comprobaciones de Estado Límite de

Servicio y Estado Límite Último tanto en construcción como en servicio, de manera que se

ejecute una estructura segura en todas sus etapas.

Se ha ido observando y comentando que los esfuerzos axiales crecen de forma general a lo

largo de las fases de construcción debido al aumento del pretensado.

Los cortantes van creciendo lentamente hasta que se ejecutan los estribos. Los cortantes

transversales horizontales son consecuencia del viento en dicha dirección.

Los cortantes verticales son consecuencia de las cargas verticales: sobrecarga de uso, carretón,

carro de avance, peso del hormigón fresco, viento vertical durante la construcción, y cargas

muertas, efecto vertical del tráfico, viento vertical en servicio.

Los momentos torsores de la misma forma van creciendo y aumentan cuando se hormigona la

clave.

Los momentos flectores positivos son predominantes hasta la Fase 6, fase en la que empiezan

a aparecer momentos flectores negativos. La explicación es la siguiente: durante las primeras

fases, el efecto del pretensado es mayor y a medida que avanza las fases de construcción, el

efecto pierde magnitud, lo que significa que otras cargas que producen momento van

adquiriendo importancia. Esto quiere decir que el pretensado está mejor ajustado que en las

primeras fases, puesto que, aunque a partir de la Fase 6 aparecen momentos negativos, no se

producen tracciones en la fibra superior del tablero en Estado Límite de Servicio.

Las comprobaciones que se realizan son por un lado las del Estado Límite de Servicio y por otro

lado las de rotura. Las comprobaciones del Estado Límite de Servicio que se realizan son las de

ajustar la armadura activa de tal manera que no se produzcan tracciones en el tablero. No se

permite la existencia de tracciones debido a que las dovelas son prefabricadas y la existencia

de tracciones ocasionaría la apertura de las juntas entre dovelas poniendo la armadura activa

expuesta al aire y la humedad exterior.

Las comprobaciones de rotura que realiza el programa son calculando el momento último, el

cortante último y el torsor último para las combinaciones de carga en Estado Límite Último

que recoja los esfuerzos más desfavorables.

Si no cumplen las secciones las comprobaciones de rotura, se debe aumentar el pretensado de

manera que llegue a cumplir, teniendo en cuenta que entre las juntas de las dovelas no se

puede poner armadura pasante, tan solo armadura activa.

En el caso de que cumpla, se deberá disponer en las dovelas una armadura longitudinal y

transversal geométricamente mínima. Esta armadura será interna a cada dovela, debido a que

no se puede disponer armadura pasiva de una dovela a otra. Se colocará entre los encofrados


146

y posteriormente se hormigonarán las dovelas en el Parque de Prefabricación, dejándolas

preparadas para su colocación.

147

ANEXO


148

1. CARGAS DE VIENTO


149


150


151


152


153

2. PERFIL PRETENSADO SUPERIOR


154


155


156


157


158


159


160


161


162


163

3. PERFIL PRETENSADO INFERIOR LATERAL

4. PERFIL PRETENSADO INFERIOR CENTRAL


164


165


166


167


168

5. ESFUERZOS FASES ELS CONSTRUCCIÓN Y SERVICIO

FRECUENTE


169

6. ESFUERZOS FASES ELU CONSTRUCCIÓN Y SERVICIO


170

BIBLIOGRAFÍA

[1] Manterola J. Puentes: Apuntes para su diseño, cálculo y construcción. Primera Edición.

Puerto de Arlabán, 33-28053 Madrid: RUGARTE, S.L; 2006.

[2] Gerardino Perdomo M. Estudio Comparativo de Puentes Construidos por Voladizos

Sucesivos [Tesis de Máster]. Barcelona: Escola Técnica Superior d´Enginyers de Camins, Canals i

Ports de Barcelona. Universitat Politécnica de Catalunya; Junio 2011.

[3] Revista de Obras Públicas Julio 1970; (3063).

[4] Hormigón y Acero Abril-Junio 2008; 59 (248).

[5] Álvarez Poyatos J.L, González Esteban J.I. Construcción de viaductos vano a vano por

dovelas prefabricadas. EN: Primer Congreso Nacional de Prefabricación. FCC, Construcción S.A,

Dirección Técnica.p. 2-14.

[6] Seminario Manrique E. Guía para el Diseño de Puentes con Vigas y Losa [Tesis para optar al

Título de Ingeniero Civil]. Piura: Universidad de Piura. Facultad de Ingeniería; Enero 2004.

[7] EHE-08 Instrucción de Hormigón Estructural. Ministerio de Fomento. Gobierno de España

(2010).

[8] IAP-11 Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de carretera.

Ministerio de Fomento. Gobierno de España (2011).

[9] Obras de paso de nueva construcción: Conceptos generales. Ministerio de Fomento.

Gobierno de España (2000).

[10] BBR VT CONA CMI: Post-tensioning System. BBR Pretensados y Técnicas Especiales, S.L.

European Technical Approval ETA-06/0147 CE.

[11] Wikipedia. Puente por voladizos sucesivos [Homepage]. [Actualizada en 8 Junio de 2013;

acceso 11 Junio 2014].

[12] Yepes V. Universitat Politécnica de Valéncia [Homepage]. [Acceso 11 Junio 2014].

[13] Sánchez Nieto J.C. Metodología para el análisis y resolución de estructuras en hormkigón

pretensado construidas evolutivamente [Proyecto de Fin de Carrera]. Escuela Superior de

Ingeniería; 2013.

[14] Percivati y Colombo (2006).

[15] Pérez y Herrero (1995).

[16] González Esteban J.I. Construcción de viaductos de dovelas prefabricadas. Dirección

Técnica. FCC, Construcción S.A.

trabajo fin de grado -...

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