ESTADO ACTUAL Y PROYECCIONES DE LA INGENIERÍA DE PUENTES EN EL PERÚ

Contribución del Ing. Jack López A. presentada en el Coloquio de Puentes de Concreto en el Perú organizada por Asocem de fecha 13/05/06.

Tema 1 : Sección transversal en los puentes En el Manual de Diseño de Geométrico de Carreteras DG-2001 del MTC, en adelante la Norma de Carreteras, en la sec 305 se estable:

-La sección transversal en obras de paso mantendrá la sección típica del tramo de la carretera en el cual se encuentra el puente. Dicha sección comprende también las bermas.

Si por razones de mantenimiento o flujo peatonal, se requiere dotar de veredas al puente, éstas se separaràn de la berma por medio de barreras y se debe proteger los bordes con barandas, siendo el ancho mínimos de las veredas de 0.75 m

Esta norma técnica vigente desde el 2001, se debe cumplir en todos los proyectos de puentes a construir en la red vial nacional; sin embargo, solamente en algunos pocos casos se está cumpliendo. a.1 Casos en los que se está cumpliendo la Norma Nuevos puentes en la Panamericana Norte, por ejemplo, Puente Héroes del Cenepa Fig. 1 , Sección transversal que cumple con la Norma En este caso se puede observar, que la sección transversal del puente incluye las bermas y barreras vehiculares de concreto. No se ha proyectado pases peatonales por no ser necesario. No tiene ningún sentido colocar sardineles o veredas en una autopista, que no sirven para nada. a.2 Casos en los cuales NO se está cumpliendo con las normas técnicas

Son varios los casos en los que no se están cumpliendo las normas técnicas de diseño de puentes ni de carreteras. A continuación algunos de los varios ejemplos que se presentaron: 1.- Puentes de la Autopista Huacho – Pativilca – Red Vial N° 5.

Sección transversal que NO cumple con la Norma

Como se puede observar en el gràfico anterior, el ancho no incluye las bermas, tampoco se ha proyectado las barreras vehiculares. Además, en este caso, el ancho es menor que el de los puentes antiguos existentes en la Carretera Panamericana que tienen 8 m de ancho, por lo tanto, son proyectos funcionalmente deficientes y el Ministerio de transportes no debe permitir que se construyan puentes funcionalmente deficientes y que no cumplen con las normas tècnicas. 2.- Puentes en la Autopista Cerro Azul – Ica.

El proyecto de la nueva Autopista Cerro Azul – Ica considera para la carretera la siguiente secciòn transversal:

3.- Puentes ubicados en la Carretera IRSA Nortel

Además del aspecto del ancho de la sección transversal, en varios de esos proyectos tampoco se ha cumplido con el Manual de Diseño de Puentes del MTC R.M. 589-2003-MTC/02 ( carga viva de diseño, LRFD,etc). El puente Billinghurst, que se va construir en la ciudad de Puerto Maldonado, es otro caso en el que dijo se debe cumplir con las normas vigentes de diseño. Se adjunta un gràfico de la sección transversal del puente según el proyecto del MTC de 1982, que como se puede apreciar, no cumple con las normas vigentes, por lo tanto, es de esperar que el nuevo proyecto a construir se adecue a las normas técnicas de diseño vigentes.

Tema 2 : Barreras - Versus - Barandas

Respecto a las barandas clásicas en los puentes, el Ing. Jack Lòpez Acuña reiterò que es indispensable colocar barreras resistentes al impacto vehicular, y no solamente barandas peatonales.

Requisitos para las Barreras

De cuerdo a las normas vigentes, lo que se debe colocar en los extremos de la calzada de un puente, son barreras de las siguientes características:

- Resistencia suficiente para soportar las fuerzas de impacto vehicular El diseño de

dichas barreras debe ser realizado para las fuerzas de impacto que se indican en las especificaciones AASHTO LRFD.

- Forma geométrica adecuada para que la barrera sirva de elemento que resista el impacto

y no permita que el vehículo se salga del puente, sino que retorne al carril de circulación

Fig.1: Sección transversal, que cumple la Norma, con bermas y barreras

Sección Transversal con barandas peatonales y sin barreras de protección

NO cumple con la NORMA

Barandas

Las barandas se deben utilizar solamente en los casos en que se tenga pases peatonales en el puente.

Baranda Peatonal Barrera Vehicular

En los casos que se requiera circulación peatonal, las veredas y barandas peatonales se deben colocar detrás de las barreras, como se muestra en la siguiente figura.

Secciòn Transversal Puente Acre – Frontera Perù – Brasil , Interoceànica

Observaciones y Recomendaciones

No se debe colocar barandas peatonales en lugar de las barreras, ya que tienen diferente función.

En muchos casos, se conoce de camiones que han impactado en las barandas o muros deficientes, y los camiones se han salido fuera del puente, produciéndose lamentablemente, varias muertes ( p.e. variante de Uchumayo, en Arequipa).

El MTC no debe permitir que se sigan construyendo puentes sin barreas

Es frecuente el robo de las barandas metálicas, por lo que en el caso de puentes ubicados en zonas no urbanas, lo que se debe es construir barandas de concreto.

Las barandas no sustituyen las barreras, las barandas son para evitar que los peatones se caigan del puente, las barreras son para proteger el trànsito vehicular. Por lo expuesto, se recomienda cumplir con las norma vigente, diseñando y construyendo barreras de concreto , que cumplan con las especificaciones de diseño AASHTO-LRFD y dejar de colocar las tradicionales barandas metálicas, las que se deben utilizar solamente como protección en los pases peatonales.

Tema 3 : Carga Viva de Diseño

Con respecto a la carga viva de diseño, en su presentación el Ing. Jack Lòpez Acuña manifestò lo siguiente:

-Actualmente lo adecuado para diseñar puentes es aplicar las especificaciones AASHTO LRFD, en su ùltima versión ( 2005-2006). La metodología de los estados lìmite, es por ahora lo mejor y lo mas adecuado. Se debe tener presente que las especificaciones AASHTO LRFD, en su primera versión ( 1994 ) contenían una serie de errores y limitaciones, que se ha ido corrigiendo y/o mejorando en la los últimos años, por eso lo recomendable es aplicar la versión del 2004 y los interins posteriores del 2005 y 2006. El 2007 se publicará la tercera edición de las especificaciones AASHTO LRFD, la que traerá varias mejoras. El Manual de Puentes del MTC contiene una traducción muy incompleta de las especificaciones AASHTO del 2004, por lo tanto, dicho manual debe ser tomado solamente como una primera referencia, pero lo que realmente recomendó es aplicar la versión original y completa de las últimas especificaciones AASHTO LRFD. A pesar que la filosofìa de diseño de las especificaciones AASHTO LRFD es superior a las especificaciones standard de la AASHTO, el Ing. Jack Lòpez manifestò sus crìticas y observaciones a la carga viva de diseño denominada HL93 en las especificaciones LRFD.

Observaciones a la carga HL93

- Considera un camìòn de diseño de solamente 32.7 toneladas ( HS20), cuando la tendencia universal es considerar camiones de mayor peso, que se asemejen màs a los camiones pesados que circulan actualmente en la red vial. Legalmente esta permitido que por la red vial nacional circulen sin restricciones , camiones de hasta 48 toneladas, por lo tanto, no adecuado es que el camìon de diseño sea de 48 toneladas o algo menor, por ejemplo uno de 42 toneladas ( P42), similar al camiòn HS25, o C42 utilizado en Colombia, o el HS-MOP de 45 toneladas que se utiliza en el Ecuador.

Manifestò que si bien es cierto que mediante los factores de carga ( o de seguridad) se corrige las inconsistencias e incertidumbres de cargas, lo recomendable es que las cargas a considerar en el diseño, sean lo mas cercanas a la realidad. En ese sentido, recomendò trabajar para establecer dos tipos de carga diferente,

- un sistema de cargas para condiciones de servicio, y otro sistema de cargas para

condiciones ùltimas.

A continuación presentó una serie de gráficos y cuadros para ilustrar y detallar sus comentarios y propuestas.

Se adjunta parte del material mostrado en su presentación.

Crgas de Diseño Vehicular

Cargas HS20: Está constituido por 3 subsistemas de carga totalmente independientes:

-Camión de 325 kN de peso total ( 32.7 toneladas americanas ) -Carga distribuida más carga concentrada -Ejes tandem.

Se calcula los máximos esfuerzos para los 3 tipos de carga de manera independiente, y para el diseño se toma el mayor de los esfuerzos.

(Subsistema 3) (Subsistema 1) (Subsistema 2) ejes tandem Camión de 32.7 ton distribuida+concentada 2.- Cargas HS25 = similar a HS20, pero con cargas 25 % mayores 3.- Cargas HL93 : Subsistema 1 Subsistema 2

La carga HL93 consiste de 2 subsistemas, que se forman de SUMAR las cargas del sistema HS20. -subsistema 1: carga distribuida + carga de camión (del sistema HS20) -subsistema 2: carga distribuida + carga de ejes tandem Es evidente que en condiciones de servicio, la carga HL93 es más pesada que la carga HS20, pero en condiciones de carga última, utilizando sus respectivos factores de carga, los esfuerzos últimos por efecto de ambos sistemas de carga son similares, conforme se puede apreciar en los gráficos que se adjunta. CARGA VIVA DE DISEÑO EN PAISES VECINOS COLOMBIA: Utilizan las normas AASHTO LRFD, además las cargas nacionales C40 y C32 de 40 y 32 toneladas respectivamente. ECUADOR: Utiliza las especificaciones AASHTO, y su carga nacional denominada HS-MOP

HS-MOP 45 toneladas CHILE : Utiliza la carga HS20 incrementada en 30% PERU: En el Perù actualmente se utiliza la carga HL-93 de las especificaciones AASHTO LRFD.

Proponemos que por ahora, adicionalmente se considere la carga de un camiòn independiente, por ejemplo de 42 toneladas.

Posteriormente, previo un estudio detallado, se deberà definir dos sistemas de carga viva, uno para condiciones de servicio, y otro para condiciones de carga última.

Propuesta P-42 Camión P-42 = 42 toneladas

Tema 4: Puente BILLINGHURST y Puente sobre el río ACRE Puente Billinghurst : Con respecto al proyecto base utilizado en la licitación del puente Billinghurst, el Ing. Jack López Acuña manifestó lo siguiente:

- Ubicación inadecuada del puente, ya que considera que la nueva carretera interoceánica pase por la Plaza de Armas y cruce toda la ciudad, con los impactos negativos que ello significa.

- Mostró el plano vial de la ciudad de Puerto Maldonado ( plano adjunto), donde se

aprecia que la Municipalidad ha previsto una ubicación diferente y más adecuada.

- Manifestó igualmente, que la estructura metálica del puente colgante fue diseñada con tecnología convencional de los años 70; por lo tanto, no cumple las especificaciones técnicas vigentes, por lo que recomendó actualizar ese diseño introduciendo las mejoras necesarias e indispensables, como son: - Ampliar el ancho de la sección transversal de la calzada, de 7.20 a 9.00 m - colocar las aceras peatonales separadas de la calzada vehicular ( ver cróquis )

- Verificar la capacidad estructural con las nuevas especificaciones AASHTO LRFD, y de ser necesario, introducir los cambios y/o refuerzos necesarios.

La historia de todo lo que ha pasado con el proyecto del puente Billinghurst, es necesario que sea de conocimiento público, para que no se repitan los errores y desatinos que afectan al país. El Ing. Jack Lòpez Acuña manifestò que escribirà, la larga historia, de èste largo puente, y los desaciertos durante la licitaciòn, para que quede testimonio de todo lo bueno y malo que se hizo, y para contribuir a que no se repita la historia en otros proyectos.

PUENTE GUILLERMO BILLINGURST Tipo de puente: Colgante con viga de rigidez tipo reticulado Sección Transversal – Proyecto 1982

La sección transversal proyectada el año de 1982, no cumple con las normas vigentes, por lo tanto, se recomienda ampliar el ancho de la sección transversal, y separar el tráfico vehicular del peatonal, en la forma que se muestra en el siguiente gráfico.

Sección Transversal – Propuesta JLI

Carga Viva de Diseño: de HS20 a HL93

El puente fué diseñado en los años 80, para la carga HS20, lo recomendable hubiera sido actualizar el proyecto de la superestructura, es lo que nosotros pedimos durante la etapa de licitación, pero lamentablemente la urgencia política y los intereses y limitaciones técnicas de algunos funcionarios y asesores tuvieron prioridad sobre los aspectos técnicos, y no se permitió actualizar el proyecto del puente colgante.

El Ing. Jack López manifestó que durante la etapa de licitación propuso actualizar el proyecto a las norma vigente, utilizando las nuevas especificaciones AASHTO LRFD, pero el comité encargado de la licitación no entendió los beneficios de la propuesta y no aceptó las propuestas de introducir mejoras en el proyecto obsoleto de los años 80.

Ubicación: El puente Billinghurst se construirà en Puerto Maldonado, sobre el río Madre de Dios; formará parte de la carretera Interoceánica. La ubicación considerada en 1982, no es actualmente la mejor, por lo que durante la etapa de licitación nosotros recomendamos construir en una ubicación más adecuada, como la considerada en el Plan Vial de la ciudad de Puerto Maldonado. ( ver gráfico adjunto)

Será un tremendo error construir el puente en la ubicación del 82, y pasar la carretera interoceánica pase por la plaza de armas de la ciudad de Puerto Maldonado. Que dicen los especialistas en medio ambiente al respecto?.

PUENTE INTERNACIONAL SOBRE EL RIO ACRE

El puente se encuentra ubicado en la frontera entre el Perú y el Brasil, sobre el río Acre, une los poblados de Asís e Iñapari, donde se inicia la Carretera Interoceánica Sur.

Elevación

Sección Transversal - Apoyo Tipo de puente: Extradosed ( concreto con postensado exterior ) Sección Transversal:

El puente cumple con las normas vigentes, brasileras y peruanas:

-Se puede apreciar la sección transversal con barreras vehiculares se separan el tráfico vehicular del peatonal

Es un puente diseñado y construido pensando en el futuro. Que diferencia con lo hecho con el puente Billinghurst!!!!!

Puente Billinghurst

Proyecto 1984: con cajones de cimentación + pilotes oblongos

Propuesta Jack Lòpez Ingenieros 2005: sin cajones , solamente pilotes

UBICACIÓN DEL PUENTE BILLINGHURST

El puente se debe construir en la ubicación Prevista en el actual Plan Director de la Municipalidad de Puerto Maldonado, y no en la ubicación del proyecto de 1982. El proyecto del MTC, de 1982 , consideraba pasar la carretera por la Plaza de Armas de Puerto Maldonado, pero ahora , es razonable pasar la Carretera Interoceánica por la Plaza de Armas y cruzar toda la ciudad? sin duda que nó, más aún cuando existe una vía amplia prevista en el Plan Director como se puede ver en el gráfico que se muestra a continuación.

DISEÑO CONCEPTUAL Etapa Fundamental

Respecto al diseño conceptual de puentes, el Ing. Jack Lòpez Acuña durante su exposición en el Coloquio de Puentes, manifestò lo siguiente:

• El diseño conceptual constituye la etapa fundamental en el proyecto de un puente,

es donde prácticamente se define el éxito , o las deficiencias de un proyecto.

• El diseño conceptual debe ser realizado por un ESPECIALISTA EN INGENIERIA

DE PUENTES,

¿Quién es un especialista en puentes?

¿Qué estudios y experiencia lo califican como tal?

¿Existe un registro de especialistas en ingenierìa de puentes?

EJEMPLOS DE LA REALIDAD PERUANA RESPECTO AL DISEÑO

CONCEPTUAL DE PUENTES Donde se inicia la definición del tipo y características del un punte?

• Actualmente las entidades encargan la elaboración del Estudio de Factibilidad o el denominado PERFIL (estudio de preinversión) a un profesional que en muchos casos no es especialista en puentes ( sino un economista, o ingeniero de caminos), y es el que define el tipo de puente, luz, nùmero de tramos, materiales, etc y estima el costo del puente.

Luego, la Entidad entrega dicho Perfil o Estudio de factibilidad al encargado de elaborar el Proyecto Definitivo del puente, con la indicación que el proyectista debe ceñirse a lo considerado en el Perfil.

• Generalmente los estudios a nivel perfil se encargan a personas sin mayores

calificaciones y experiencia en ingenierìa de puentes (salvo algunos casos) y como los TdR se copian de uno a otro concurso, sin la actualización necesaria, todo ello es una camisa de fuerza que restringe al Proyectista en la búsqueda de la solución

mas adecuada.

. En otros casos, en los Términos de Referencia de los concursos y licitaciones tipo diseño-

construcciòn, se define a priori y arbitrariamente determinadas características que debe tener el proyecto, y el comitè encargado de la calificación no acepta alternativas de los postores.

1.- Puente Billinghurst Tenemos el caso de la licitación diseño-construcciòn del puente Billinghurst, donde el comitè considerò el uso de cajones de cimentación con campana neumática y que no se actualice el proyecto de la estructura metálica, fabricada en los años 80, con tecnología y especificaciones de los años 60. Los cajones de cimentación con campana neumática, son parte de una tecnología ampliamente superada y peligrosa para los trabajadores; se utilizò hace mas de 100 años en la construcción del puente Brooklyn, donde Washington Roebling adquiriò la enfermedad de los cajones que le causaron parálisis que finalmente lo llevò a la muerte.

Ahora lo que se utiliza, son los drilled shafts o pilotes perforados de concreto, y es una làstima que el gobierno no de las condiciones necesarias para que los constructores peruanos tengan equipos para construir ese tipo de pilotes; la ùnica empresa contratista peruana que tiene el equipo para construir ese tipo de pilotes, no le dieron las condiciones para participar en dicha licitación, y ahora se tienen que traer equipos de los paises vecinos.

Ante esta realidad, no es aceptable que en una licitación pùblica se ponga limitaciones para proponer mejoras al proyecto y por otro lado se exija utilizar diseño y procedimientos constructivos obsoletos e inadecuados ( dentro de la relación de equipo mínimo se exigía campanas neumáticas)

2.- Puentes colgantes en el Perù

En los años 70 el gobierno de entonces adquiriò a una empresa extranjera una serie de estructuras metálicas reticuladas y colgantes, en base al siguiente concepto obsoleto, limitado y equivocado: -Para luces hasta 20 m , es suficiente con puentes de concreto armado

-Para luces mayores a 20 m y menores a 40 m, :

puentes de concreto postensado o de vigas de acero

-Para luces de 40 a 100 m, reticulados

-Para luces mayores a 100 m, colgantes

Las afirmaciones anteriores no son correctas, y evidentemente solo fuè un falso argumento para justificar esas compras mal hechas y que han afectado el desarrollo de la ingenierìa de puentes en el Perù . Por ejemplo, para el puente Azangaro en Puno, se comprò a una empresa extranjera una estructura colgante de 160 m de luz. El puente Azangaro existente, es de cepa de rieles, con varios tramos de aproximadamente 4 m, que hacen una longitud total del orden de los 160 m. Como es posible aceptar que para reemplazar un puente de cepa de rieles con tramos de 4 m de luz, se tenga que comprar una estructura colgante de 160 m de luz? Hay gente que aùn confunde la luz con la longitud de un puente, y eso lleva a una serie de errores, pero si uno conoce el lugar de emplazamiento del puente, va constatar que en ese caso no es necesario construir un puente colgante, es un absurdo. Por eso, el Ing. Jack Lòpez, en lugar de utilizar esa estructura metálica en el puente azangaro, , ha proyectado para el Azangaro, un nuevo puente de vigas contìnuas, de concreto, y utilizò la estructura colgante en el nuevo puente Inambari, sobre el rìo Inambari.

3.- Puentes en la Ciudad de Piura

En otras licitaciones sucede lo contrario, las bases de la licitación piden una obra de ciertas características y envergadura, sin embargo se otorga la buena prò, a la propuesta que ofrece mucho menos; como ejemplo de este tipo de casos, podemos citar la licitación del Cuarto Puente de Piura ( 199 ), que pedía un puente de 220 m de luz, que sea el símbolo de Piura para el nuevo milenio; sin embargo, se otorgò la buena prò a la propuesta que ofertò un puente de solamente 150 m de longitud, en tramos de 25 m y rellenò 70 m del cauce del rìo Piura . Pocos años después, en 1989, el haber estrechado el cauce de esa manera, fuè la causa del colapso de varios puentes en la ciudad de Piura, con lamentables muertes.

Propuesta para la licitación del Cuarto Puente de Piura ( Puente Cáceres)

Se otorgò la obra a la siguiente propuesta:

En 1989, por efecto del fenómeno El Niño colapsaron varios puentes que tenìan apoyos intermedios dentro del cauce, por lo que a partir de entonces ha quedado el concepto equivocado que los puentes con apoyos intermedios son muy vulnerables y se tienen que evitar. La conclusión anterior no es correcta, los puentes con apoyos intermedios fallaron porque su cimentación era deficiente para los niveles de socavaciòn que se produjeron; si lo puentes se diseñan para que no colapsen por efecto del caudal de 500 años de perìodo de retorno, no tienen porque fallar. En Ing. Jack Lòpez Acuña manifestò que èl ha sido la persona que ha hecho notar al MTC, que el requisito de los 500 años, està indicado en las especificaciones de la AASHTO desde hace varios años, y por lo tanto, es lo que se debe aplicar, pero sin exagerar. Dijo que se debe distinguir entre caudal de diseño y caudal extraordinario para verificar la estabilidad por socavaciòn máxima. Para diseño, se debe utilizar el caudal de 100 años de perìodo de retorno, y para verificar la estabilidad del puente y garantizar que no va colapsar, se debe utilizar el caudal de 500 años. Algunas personas estàn confundiendo los criterios de diseño, y exigiendo que se tome la socavaciòn de 500 años, como parámetro de diseño en condiciones de servicio, y eso es una exageración, que encarecerìa innecesariamente las obras. Por el temor a los efectos de socavaciòn en los pilares intermedios, se ha llegado a la exageración, de que lo que se tiene que hacer es construir puentes sin apoyos intermedios, y por eso, el nuevo puente sobre el rìo Piura , en la ciudad de Piura, es un arco sin apoyos intermedios. Si esa fuera la solución, como quedan los otros puentes que tienen apoyos intermedios, y estàn en el mismo rìo, y en la misma ciudad , y muy cerca uno del otro? Reiteramos, si los puentes nacen de un buen diseño conceptual, y estàn bien diseñados y construidos, no tienen porque fallar, tengan o no tengan apoyos intermedios.

Tema 6 : Resumen de la presentación del Ing. Jack Lòpez Acuña respecto FILOSOFIAS DE DISEÑO DE PUENTES

– En la actualidad (2006), para el diseño de puentes de carreteras tenemos dos especificaciones de la AASHTO:

– Standard Specifications for Highway Bridges Design, Edition 17ª, 2002

– AASHTO LRFD Bridge Design Specification , 3ª Edición, 2004, + interins

2005 y 2006

– En las Especificaciones Estándar se contempla de manera explícita la

aplicación de dos métodos de diseño:

Diseño para cargas de servicio, ASD ( Allowable Stress Design)

Diseño para cargas últimas, LFD ( Load Factor Design)

– Las nuevas especificaciones LRFD ( Load and Resistanse Factor Design) de

la AASHTO constituye un avance hacia la aplicación de la filosofía de diseño para estados límite, pero consideramos que aún esta en etapa de desarrollo y esperamos que en la próxima edición que se publicará este año, tendremos unas especificaciones mas racionales y consistentes que las actuales. En Europa y en algunos países de América ya se utiliza la filosofía de diseño para estados límite desde hace varios años.

Diseño para Esfuerzos Admisibles , ASD ( cargas de servicio )

– La aplicación de este método de diseño supone que para las cargas de servicio la estructura se comporta dentro del rango elástico.

– En el diseño por ASD se debe cumplir la siguiente expresión:

∑ Q(i) ≤ f (adm) (1.0)

– Donde: Q(i) = Esfuerzo por efecto de la carga i – f (adm) = Esfuerzo Admisible del Material

Esfuerzo Característico del Material / FS (1.1) – FS = Factor de Seguridad

p.e. Q (D) + Q(L) ≤ Fy / 1.82 – ( 0.55 Fy )

– El Esfuerzo Característico del material puede ser:

En el caso de elementos de acero: el esfuerzo de fluencia , Fy

el caso de elementos de concreto: f ´c

– El factor de seguridad FS esta indicado en las normas o especificaciones de

diseño. En la tabla 1.1 se muestra las combinaciones de carga, los FS y esfuerzos admisibles según las especificaciones AASHTO, 2002.

Diseño para Cargas Factoradas , LFD

– En el diseño por el método LFD se debe cumplir:

φ Rn > ∑ βi Q(i) (1.2)

Donde:

Rn = Resistencia nominal

β i = factor de carga , generalmente > 1.0

φ = factor de resistencia , generalmente < 1.0

Q(i) = Fuerza interna en el elemento por efecto de la carga i

Los factores de carga y resistencia para el método LFD de las especificaciones AASHTO se muestran en las tablas 2.1 y 2.2.

Por ejemplo, para la combinación denominada Grupo I, se tiene:

φ .Rn > 1.3 Q(D) + 2.17 Q(L) (1.2.a )

Donde:

Q(D) = esfuerzo por carga permanente

Q(L) = máximo esfuerzo con efecto de la carga viva

Para LFD, los factores de resistencia son:

φ = 0.7 para flexo-compresión

= 0.9 para flexión

= 0.85 para cortante

En general, La expresión 1.2 implica que para el evento de diseño (combinación de cargas), la suma de las acciones internas máximas factoradas debe ser menor a la resistencia reducida del elemento en estudio.

– Para el evento de diseño con cargas factoradas, generalmente la estructura ya

se encuentra mas allá del rango elástico, en consecuencia, para aplicar correctamente LFD, el cálculo de esfuerzos internos debe ser realizado considerando el comportamiento inelástico de la estructura; sin embargo, para facilitar el proceso de diseño, AASHTO simplifica el procedimiento y permite aplicar el método LFD utilizando el cálculo elástico de esfuerzos y deformaciones, lo que naturalmente constituye una inconsistencia, pero que para el caso de estructuras convencionales considera aceptable.

Diseño por LRFD

La expresión básica en el diseño por el método LRFD es:

Resistencia > Demanda

φ Rn > η ∑ β i Qi (1.3)

Donde:

η = factor de modificación de carga

toma en cuenta: ductilidad, redundancia, importancia operacional

β i = factor de carga, generalmente > 1.0

φ = factor de resistencia, < 1.0

Q(i) = Esfuerzo por efecto de la carga i

Si se compara las expresiones 1.2 y 1.3 se podría suponer que LRFD es una simple extensión de LFD, pero en realidad es mucho más.

– Cuando se diseña con LFD, se considera los eventos para las combinaciones

de cargas factoradas en condiciones últimas, es decir, condiciones de resistencia, y se establece algunas verificaciones para condiciones en servicio ( control de deflexiones, agrietamiento y fatiga)

– El diseño con LFRD es mucho más amplio, considera varios escenarios de

resistencia, servicio, eventos extremos y fatiga, es una aplicación de la filosofía de diseño para estados límite.

Momentos por Carga Viva (t-m/via) Estados Límite

– Los estados límite definen los eventos o circunstancias que pueden causar que la estructura sea inservible o que mas allá de los cuales no satisface los requerimientos de resistencia o estabilidad..

• En las especificaciones LRFD de la AASHTO se define cuatro grupos de estados

límite para el diseño de los elementos de un puente.

– Estados límite de resistencia – Estados límite de evento extremo – Estados límite de servicio – Estados límite de fatiga y fractura

• En la Tabla 2.1 se indica la nomenclatura con la que se designa a cada una de las

acciones a considerar en el diseño de un puente.

• En la Tabla 2.2 de indica las diferentes combinaciones de carga a considerar tanto para los estados límite de servicio como de resistencia.

Estado Límite de Resistencia

• En las especificaciones LRFD de la AASHTO se establece 5 estados límite de resistencia que tienen por objetivo proporcionar a la estructura la resistencia suficiente para satisfacer la inigualdad

• φ R ≥ η. ∑ γi Qi

• Las diferentes combinaciones de carga y sus correspondientes factores se indica en la

Tabla 2.2 y 2.2ª . Los factores de resistencia en la Tabla 2.3.

• Resistencia I : Constituye el estado límite básico de diseño cuando se considera la

“carga viva de diseño”. Para este estado, el factor de carga viva es 1.75. En este estado no se considera el efecto del viento.

• Resistencia II : Este estado es similar al anterior, pero se aplica cuando se tiene un

”vehículo permitido” de mayor carga al del vehículo de diseño. En este caso, el factor de carga para la carga viva considerada es 1.35 en lugar de 1.75. En este estado límite tampoco se considera el efecto del viento.

• • Resistencia III : Para este estado límite no se considera la carga viva pero si el efecto

de viento con máxima velocidad.

Estado Límite de Servicio • Los estados límite de servicio se refieren a las restricciones sobre esfuerzos, deflexiones y

ancho de grietas en situaciones regulares de operación del puente.

• Servicio I : Se refiere al estado límite para la combinación de cargas en situación de uso

normal, se considera el comportamiento del puente bajo las cargas con sus valores nominales. Este estado límite se utiliza para el control de deflexiones y del ancho de las grietas en estructuras de concreto armado. Para este estado límite, no se considera los eventos extremos.

• Servicio II : Se utiliza solamente para estructuras de acero y tiene la finalidad de controlar la

fluencia y slip en las conexiones por efecto de la carga viva vehicular. Para este estado las especificaciones LRFD AASHTO indica un factor para la carga viva de 1.30 en lugar de 1.00.

• Servicio III : Se utiliza solamente para las estructuras de concreto preesforzado con el

objetivo del control de grietas. Para este estado se indica un factor para la carga viva de 0.80 en lugar de 1.00, que es una forma de corregir el hecho de que la carga HL93 en condiciones de servicio es mayor que lo que debe ser.

Estado Límite Fatiga y Fractura

• Se refiere a las restricciones sobre el rango de esfuerzos por efecto del camión de diseño.

Notar que en este caso, las especificaciones indican un factor de 0.75 para los efectos de la carga del camión.

Tabla 1.2 COMBINACIONES DE CARGA EN SERVICIO - COEFICIENTES g y b

AASHTO STANDARD SPECIFICATIONS 2002

Col. 1 2 3 3A 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

FACTORES β GRU

γ D (L+I)n (L+I)p CF E B SF W WL LF R+S+F EQ ICE %

1.0 1 1 0 1 βE 1 1 0 0 0 0 0 0 100

1.0 1 2 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 150

1.0 1 0 1 1 βE 1 1 0 0 0 0 0 0 **

I 1.0 1 0 0 0 1 1 1 1 0 0 0 0 0 125

I 1.0 1 1 0 1 βE 1 1 0.3 1 1 0 0 0 125

1.0 1 1 0 1 βE 1 1 0 0 0 1 0 0 125

1.0 1 0 0 0 1 1 1 1 0 0 1 0 0 140

I 1.0 1 1 0 1 βE 1 1 0.3 1 1 1 0 0 140

II 1.0 1 0 0 0 1 1 1 0 0 0 0 1 0 133

III 1.0 1 1 0 1 1 1 1 0 0 0 0 0 1 140

1.0 1 0 0 0 1 1 1 1 0 0 0 0 1 150

CA

RG

AS

DE

SE

RV

ICIO

1.0 1 1 0 0 βE 0 0 0 0 0 0 0 0 100

No

PO

I

IA IB I II IV V V V V IX X

Tabla 1.2 COMBINACIONES DE CARGAS FACTORADAS - COEFICIENTES g y b

AASHTO STANDARD SPECIFICATIONS 2002

Col o 1 2 3 3A 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

FACTORES β GRU O

γ D (L+I)n (L+I)p CF E B SF W WL LF R+S+F EQ ICE %

I 1.3 βD 1.67 0 1 βE 1 1 0 0 0 0 0 0

.3 βD 2.20 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

.3 βD 0 1 1 βE 1 1 0 0 0 0 0 0

II 1.3 βD 0 0 0 βE 1 1 1 0 0 0 0 0

.3 βD 1 0 1 βE 1 1 0.3 1 1 0 0 0

.3 βD 1 0 1 βE 1 1 0 0 0 1 0 0

1.25 βD 0 0 0 βE 1 1 1 0 0 1 0 0

I 1.25 βD 1 0 1 βE 1 1 0.3 1 1 1 0 0

II 1.3 βD 0 0 0 βE 1 1 0 0 0 0 1 0

III 1.3 βD 1 0 1 βE 1 1 0 0 0 0 0 1

.2 βD 0 0 0 βE 1 1 1 0 0 0 0 1 DIS

EÑ

O P

OR

FA

CTO

RE

S D

E C

ARG

A

1.3 1 1.67 0 0 βE 0 0 0 0 0 0 0 0

NO

AP

LIC

AB

LE

.N

P

IA 1

IB 1

III 1

IV 1 V V V V IX 1 X

DISEÑO PARA ESTADOS LIMITE Factores de Carga γ LRFD

Combinación de Cargas

Estado Límite

DC DD DW EH EV ES

LL IM CE BR PL LS

WA

WS

WL

FR

TU CR SH

TG

SE

EQ

IC

CT

CV

RESISTENCIA I γp 1.75 1.00 1.00 0.50/1.20 γTG γSE RESISTENCIA II γp 1.35 1.00 1.00 0.50/1.20 γTG γSE RESISTENCIA III γp 1.00 1.4

0 1.00 0.50/1.20 γTG γSE

RESISTENCIA IV Solamente

EH, EV, ES, DW,DC

γp

1.5

1.00

1.00

0.50/1.20

RESISTENCIA V γP 1.35 1.00 0.40

0.40

1.00 0.50/1.20 γTG γSE

EVENTO EXTREMO I γp γEQ 1.00 1.00 1.00 EVENTO EXTREMO II γp 0.50 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00

SERVICIO I 1.00

1.00 1.00 0.30

0.30

1.00 1.00/1.20 γTG γSE

SERVICIO II 1.00

1.30 1.00 1.00 1.00/1.20

SERVICIO III 1.00

0.80 1.00 1.00 1.00/1.20 γTG γSE

FATIGA Solamente LL,IM y CE

0.75

FACTORES DE CARGA PARA CARGAS PERMANENTES, γp

FACTOR DE CARGA TIPO DE CARGA Máximo Mínimo

DC : Componentes y Auxiliares 1.25 0.90 DD : Fuerza de arrastre hacia abajo 1.80 0.45 DW : Superficies de Rodadura y Accesorios

1.50 0.65

EH : Presión horizontal de tierra * Activa * En reposo.

1.50 1.35

0.90 0.90

EV : Presión vertical de tierra * Estabilidad global * Estructuras de Retención * Estructuras Rígidas Empotradas * Pórticos Rígidos * Estructuras Flexibles empotra -

dos excepto alcantarillas metáli - cas * Alcantarillas Metálicas

1.35 1.35 1.30 1.35 1.95

1.50

N/A 1.00 0.90 0.90 0.90

0.90 ES : Carga superficial en el terreno 1.50 0.75

MATERIALES EN LA CONSTRUCCIÓN DE PUENTES Concreto De Alto Desempeño ( CAD ), ,High-Performance Concrete (HPC) En la actualidad, es esencial que los profesionales y funcionarios involucrados en el quehacer de la ingenierìa de puentes, tomen en cuenta las ventajas de la utilización del concreto de alto desempeño ( CAD ), y promuevan y premien su utilización. Si bien es cierto que con concreto de mayor resistencia se logra elementos de menores dimensiones, y en consecuencia menor peso propio de las estructuras, lo fundamental es además utilizar concreto con propiedades que garanticen una mayor durabilidad, aspecto fundamental en puentes, ya que se trata de estructuras que en general estàn a la intemperie y sin o con muy poco mantenimiento. Actualmente el criterio de diseño es lograr puentes con una vida de servicio de 75 a 100 años. Refuerzo No – Metàlico El acero de refuerzo colocado dentro del concreto este es afectado por los procesos de corrosión debido, por lo cual ha surgido con materiales de refuerzo, como las fibras de carbón. Estos nuevos tipos de refuerzo son denominados como FRP (Fibre Reinforced Plastics) . Un interesante desarrollo de un sistema de reforzamiento externo es el denominado CFRP (Carbòn Fibre Reinforced Plastics). El reforzamiento con CFRP es el màs adecuado, y su utilización lo iniciò en nuestro paìs el Ing. Jack Lòpez, quièn ha reforzdo màs de 30 puentes antiguos de concreto para permitir el paso de carga pesada extraordinaria de hasta 180 toneladas.