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PROJECTE O TESINA D’ESPECIALITAT Títol
Ensayos experimentales de la unión mediante lazos de
armaduras pasivas en estructuras de hormigón armado
Autor/a
Rubén Villagrán Muñoz
Tutor/a
Joan Ramón Casas
Departament
Ingeniería de la Construcción
Intensificació
Tecnología y construcción de estructuras
Data Barcelona, Julio de 2009
Tesina de Especialidad ETSECCPB
Rubén Villagrán Muñoz
AGRADECIMIENTOS
Quiero agradecer primero de todo a mi tutor, el Sr. Joan Ramón Casas,
profesor de la Escuela Técnica Superior de Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos
“ETSECCPB” de la Universidad Politécnica de Cataluña “UPC”, por la oportunidad
otorgada y su ayuda en el seguimiento durante el transcurso de este trabajo. También
a Sergi Villalba Herrero, por la confianza depositada en mí en relación a la
participación dentro del proyecto de investigación que está desarrollando.
Al personal del laboratorio de Tecnología de estructuras de la UPC por la
información otorgada en relación a los equipos utilizados en los ensayos.
A Relaciones Internacionales de la Escuela Técnica Superior de Caminos,
Canales y Puertos de la UPC, por su ayuda y orientación.
Por otra parte quería agradecer a la Sra. Elizabeth Grandón, directora de
Relaciones Internacionales de la Universidad del Bío-Bío (UBB) de Chile y a la Sra.
Grecia Avilés Gavilán, Directora de la Escuela de Ingeniería en Construcción, de la
UBB, por el apoyo y orientación para poder concretar esta gran aventura.
Finalmente, agradecer a mis familiares, amigos y especialmente a mi Alicia por
su infinito amor, constante apoyo y confianza.
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Rubén Villagrán Muñoz II
RESUMEN
Hoy en día, existe la tendencia generalizada de los sectores económicos de
innovar tecnológicamente y de sistematizar procesos. El sector de la construcción, y
particularmente aquel dedicado a materializar viaductos, tanto de carreteras como
ferroviarios, se encuentra en una búsqueda constante de nuevas tecnologías y
procesos que le generen beneficios tanto en lo económico (mejores rendimientos y
calidad), como lo social (mejoras en la seguridad de los trabajadores y en el desarrollo
de procesos).
Sin ir más lejos, en lo que respecta a puentes en sección cajón construidos por
fases, se puede constatar la existencia de una dificultad a la hora de materializar el
enlace de la zona central con el resto de la sección, debido a las excesivas longitudes
de solapes necesarias para ejecutar el enlace, lo que conlleva a dificultades en el
instante en que se retira el encofrado interior.
El presente trabajo se plantea como objetivo principal el desarrollar una
tipología de unión estructural de armaduras para un elemento ejecutado en distintas
fase de hormigonado, basada en la superposición con lazos conformada con armadura
transversal para realizar el enlace entre la zona central de la losa superior y la sección
restante.
Se plantea realizar un total de 16 ensayos. Un total de 8 losas se ensayarán a
carga estática, y las 8 restantes mediante carga dinámica (ciclos de carga). Todas
ellas se ejecutan en dos fases de hormigonado con un intervalo mínimo de 48 horas
entre fases, proceso con el cual se esta emulando las condiciones reales de ejecución
in situ.
Este trabajo de tesina se engloba dentro de un proyecto y tesis doctoral titulado
“Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de
armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización
del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi Villalba Herrero, la cual está dirigida
por el profesor Joan Ramón Casas, Programa de Doctorado de Ingeniería de la
Construcción de la ETSECCPB, Universidad Politécnica de Catalunya (UPC).
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Rubén Villagrán Muñoz III
ABSTRACT
Today, in general the tendency of the economic sectors of innovating
technologically and of systematizing processes. The sector of the construction, and
particularly that dedicated to materialize viaducts of highways and rail, it is in a search
of new technologies and processes that generate benefits in the economic (better
yields and quality) and social (improvements in the security of the workers and in the
development of processes).
In bridges of section drawer built by phases, the existence of a difficulty is
verified when materializing the link of the central area with the rest of the section, due
to the excessive longitude of you overlap necessary to conform the link, what bears to
difficulties in the instant that retires the inside formwork.
This investigation work thinks about as main objective developing a type of
structural union of reinforcements for an element executed in different concrete phase,
based on the overlapping with knots conformed with traverse reinforcement to
materialize the link between the central area of the superior flagstone and the section
rest.
They will be carried out 16 tests, 8 flagstones with test at load static, and 8 with
load dynamics (load cycles). All they are executed in two phases of placement of
concrete, with a minimum interval of 48 hours among phases, process with the one
which you this emulating the real conditions of execution in the work place.
This Minor thesis is included inside a project and doctorate thesis titled "Design,
experimental verification and development of lace unions of reinforcements in viaducts
of concrete of traverse section in drawer. Optimization of the constructive process.",
developed by Sergi Villalba Herrero, which is directed by the professor Joan Ramón
Casas, Programs of Doctorate of Engineering of the Construction of ETSECCPB,
Polytechnic University of Catalunya (UPC).
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INDICE
Pág.
1. INTRODUCCION 6
2. PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA 7
HIPÓTESIS 10
OBJETIVOS 10
3. MARCO TEÓRICO 12
3.1. Tipología de Puentes 12
3.1.1 PUENTES ARCO 12
3.1.2 PUENTES VIGA 18
3.1.3 PUENTES PÓRTICO 27
3.1.4 PUENTES COLGANTES 29
3.1.5 PUENTES ATIRANTADOS 32
3.1.6 OTRAS TIPOLOGIAS 34 3.1.6.1 Puentes flotantes 34 3.1.6.2 Puentes móviles 35 3.1.6.3 Puentes trasbordadores 37
3.2. Proceso Constructivo Puentes vano a vano 38
3.3. Anclaje y Empalme de Armaduras 43
3.3.1 CRITERIOS ESPECÍFICOS (EHE 08) 43 3.3.1.1 Anclaje de las armaduras pasivas 43 3.3.1.2 Anclaje de barras corrugadas 44 3.3.1.3 Reglas especiales para el caso de grupos de barras 47 3.3.1.4 Anclaje de mallas electrosoldadas 48
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3.3.1.5 Empalme de las Armaduras Pasivas 49 3.3.1.6 Empalmes por Solape 50 3.3.1.7 Empalmes por Solape de Grupo de Barras 51
3.3.2 CRITERIOS ESPECÍFICOS (ACI, DIN 1045) 53 3.3.2.1 Anclaje de barras terminados en ganchos y ganchos
ángulo 53
3.3.2.2 Empalmes directos de armaduras de acero 55 3.3.2.3 Empalmes indirectos por superposición mediante
barras rectas, barras con gancho o ganchos ángulo 55
4. PLAN EXPERIMENTAL 62
4.1. Construcción de Losas 62
4.2. Instrumentación 64
4.3. Materiales y medidas de carga 66
5. FASE EXPERIMENTAL 67
5.1. Instrumentación de Armadura de Losas 67
5.2. Hormigonado de Losas 71
5.3. Traslado y acopio de Losas (UPC) 73
5.4. Instrumentación Ensayos 74
6. ANALISIS DE RESULTADOS 77
6.1 Ensayo con carga estática 78
6.2 Ensayo con carga Dinámica 84
7. CONCLUSIONES 89
8. BIBLIOGRAFIA 91
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1. INTRODUCCION
La actividad de la construcción, aún en tiempos de crisis, sigue siendo uno de
los sectores más importante dentro de la economía de un país. Factores tales como,
su contribución al Producto Interior Bruto (PIB), el efecto multiplicador que posee sobre
el resto de las ramas de la economía y su indudable papel como generador de empleo
tanto directo como indirecto, corroboran su importancia como motor del crecimiento.
Su constante desarrollo en pro de incorporar nuevos avances tecnológicos y la
búsqueda de nuevas técnicas en la construcción de una vivienda, una carretera o de
un puente, avalan y ratifican el sitial de importancia que posee.
Particularmente, en el desarrollo de viaductos tanto carreteros y ferroviarios
existe desde hace décadas la necesidad de buscar nuevas tecnologías y nuevas
técnicas de cómo abordar de mejor manera cada uno de los procesos constructivos
que involucra la ejecución de una obra de tal envergadura.
Existe una gama muy variada de tipologías a las cuales se puede tener en
cuenta a lo hora de construir un puente, pero las más usadas, hoy en día, en la
construcción de viaductos tanto ferroviarios como carreteros corresponde al de una
viga de hormigón estructural postensado en sección de cajón unicelular de canto
constante ejecutada in situ.
Esta tipología no está exenta de detalles técnicos en cuanto al desarrollo de los
procesos constructivos que involucra. Los cuales si se pudieran evitar o simplificar
mas aún, se podría agilizar, facilitar y optimizar su construcción.
El objetivo principal de esta tesina ha sido desarrollar un tipo de unión
mediante superposición con lazos, en viaductos de sección transversal en cajón, que
permita realizar de mejor manera el enlace entre la zona central de la losa superior y el
resto de la sección con el fin de facilitar y optimizar su ejecución.
Este trabajo de tesina se engloba dentro de un proyecto y tesis doctoral titulado
“Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de
armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización
del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi Villalba Herrero, perteneciente al
programa de Doctorado de Ingeniería de la Construcción de la ETSECCPB, (UPC).
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2. PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA
La sistematización y la industrialización de un determinado proceso pueden
representar en muchos casos un ahorro de dinero y de tiempo respecto al mismo
proceso ejecutado de manera tradicional.
Tomando el ejemplo clásico de la industria del automóvil, quienes motivados
por obtener un buen producto y que este acorde a los estándares de calidad exigidos,
consideran igualmente puntos críticos, tanto el diseño como las piezas y productos
básicos que utilizan, el proceso de producción y ensamblaje, e incluso la vida útil del
vehículo y la reciclabilidad de sus partes, una vez éste se retire de la circulación1.
Para ellos, todos estos parámetros forman parte irrenunciable de una visión
integral de la calidad del producto. Saben perfectamente que una disminución de la
calidad en alguna de las fases del proceso tiene repercusiones en el producto final.
Por su parte, en el sector construcción todavía no se ve que este planteamiento
sea parte del día a día. Muchas veces la exigencia de calidad se concentra sobre todo
en los productos y materiales, especialmente en aquéllos que están sometidos a
normativa, y no tanto de su puesta en obra durante el proceso de ejecución.
Es por esto, que existe una motivación y una tendencia a ejecutar procesos
constructivos cada vez más industrializados, en una constante búsqueda de mejores
rendimientos, menores costos y mayor seguridad gracias al mejor manejo y control de
los procesos que involucra la materialización de una obra de edificación, de una
carretera o la construcción de un puente.
Sin ir mas lejos, y en lo que respecta a métodos constructivos de puentes de
hormigón podemos visualizar que se trata de seguir la misma lógica de
“industrialización” que se plantea para el sector. Se intenta lograr mejores
rendimientos en cada una de las fases que involucra un proceso constructivo, que
gracias a esto se consiga de alguna forma reducir costos de construcción y tener un
mayor control de los procesos en cuanto a la seguridad de cada faena, contrastando
con los denominados “métodos artesanales” de construcción in situ. Por otro lado,
considerando que el mercado cada día nos ofrece nuevas tecnologías de medios
mecánicos de izado, colocación y empuje, hacen posible la búsqueda constante de
técnicas acorde a los tiempos en que vivimos. 1 Pérez Arroyo S., “Industrializar”, Informes de la Construcción Vol. 61, 513, 5-10, enero-marzo 2009, Madrid, España.
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Los procedimientos de construcción usuales para la construcción in situ de
estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado en sección de
cajón, son el cimbrado del tablero desde el terreno o mediante una cimbra
autoportante, el empuje, o el avance por voladizos sucesivos. De todos ellos, los más
usados, son el método de empuje del tablero o el uso de cimbra autoportante y
autolanzable.
Los motivos por el cual son más utilizados estos dos procedimientos, radican
en las ventajas que estos ofrecen, y que se caracterizan en que2:
• Existe una independencia entre la construcción del tablero y el terreno, lo que
permite salvar obstáculos y accidentes naturales o artificiales con mayor
libertad.
• Hay ahorro en medios auxiliares debido a su reutilización sistemática.
• Al estar presente frente a procesos industrializados de construcción, se facilita
el control y la dinámica del proceso de ejecución.
• Permiten dispositivos de seguridad globales en toda la ejecución de la obra, lo
cual permite la realización del los procesos de una forma más segura para el
desarrollo del mismo y para las personas que estén involucradas en él.
• Permiten obtener mejores rendimientos en cuanto a procesos constructivos,
resultando competitivos para viaductos de longitudes grandes y moderadas.
La elección de uno u otro dependerá, entre otros factores, de la longitud del
puente, de la altura de la rasante, de su geometría propiamente tal y de los medios
auxiliares que se dispone.
Sin embargo, siendo estos dos métodos los más usados hoy en día, podemos
decir que existe una dificultad tanto en la ejecución misma, como la maniobrabilidad en
el interior de la sección en cajón, debido a la disposición de las excesivas longitudes
de solape (Ver Figura 3.1) exigidas por normativas, códigos e instrucciones; que son
necesarias para materializar el enlace mediante la zona central de la losa superior y el
resto de la sección, además existe la dificultad de la retirada del encofrado interior a
través del hueco superior de forma que la armadura de unión entre los voladizos y la
zona central es un obstáculo para su retirada. Lo cual puede perjudicar muchas veces
2 Serna García-Conde, J., “Los Puentes del Tren”, Fundación ESTEYCO, 2006, España, p 154-177.
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tanto la ejecución y calidad de la obra, como la optimización de los tiempos de
ejecución y la seguridad en el desarrollo de los procesos constructivos.
Figura 3.1 – Detalle Solape Armaduras
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HIPOTESÍS La unión de armaduras pasivas mediante lazos de menor longitud, basados en la
Norma DIN, entre la zona central de la losa superior y el resto de la sección, en
estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado en sección de
cajón, permite una mejor trabajabilidad en el interior del cajón lo cual agiliza y optimiza
el proceso constructivo.
OBJETIVO GENERAL
Desarrollar un tipo de unión mediante la superposición con lazos de menor
longitud en viaductos de sección transversal en cajón con la finalidad de optimizar los
tiempos de ejecución en los procesos constructivos.
OBJETIVOS ESPECIFICOS
• Presentar los distintos sistemas y procesos constructivos utilizados para este
tipo de estructuras.
• Identificar las carencias y/o limitaciones existentes en los métodos de
construcción vano a vano, en puentes de hormigón tipo viga en sección cajón.
• Revisar las bases teóricas de adherencia y anclaje (según diferentes
normativas EHE, ACI, DIN 1045).
• Participar de campañas experimentales, una primera mediante el ensayo de 8
losas por flexión pura con carga estática, y posteriormente una segunda
campaña ensayado con el mismo número de losas con carga dinámica (carga
cíclica), todas ellas ensayadas hasta rotura.
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• Evaluar la capacidad resistente de losas ensayadas, una a carga estática y la
otra a carga dinámica, con el fin de testar su comportamiento hasta su rotura.
• Estudio de resultados obtenidos.
• Analizar y evaluar la experiencia de laboratorio, en relación al trabajo y a la
participación en los ensayos.
Los objetivos anteriormente descritos se enmarcan dentro del proyecto de
investigación y tesis doctoral, titulado “Diseño, verificación experimental y desarrollo
de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de hormigón de sección
transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi
Villalba Herrero, la cual está dirigida por el profesor Joan Ramón Casas.
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3. MARCO TEÓRICO
3.1. Tipología de Puentes
A continuación se hará una introducción sobre las tipologías más habituales de
construcción de puentes, los métodos constructivos de uso más recomendado para
cada tipo e información relacionada con su evolución en el tiempo.
3.1.1. PUENTES ARCO
El arco es una forma que le permite a una estructura sostenerse sobre dos
apoyos relativamente distantes, donde las tracciones y flexiones se evitan al máximo;
por ende para la construcción de este tipo de estructuras es posible utilizar materiales
que no resistan muy bien los esfuerzos de tracción. Considerando además que las
cargas derivadas de las solicitaciones de servicio y propias de la estructura, se
transmiten directamente hacia los apoyos, el terreno de fundación debe ser capaz de
resistir tales esfuerzos.
Las formas de arco más comunes en puentes son el semicircular o de medio
punto, subdividiéndose además en tres tipos de formas de emplazar el tablero o
plataforma de tráfico:
a) Puentes de Tablero Superior
Figura 3.1 - Puente de Garabit sobre el Río Truyère, en Francia.
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b) Puentes de Tablero Intermedio
Figura 3.2 - Puente de Fremont, Portland (USA), 1973.
c) Puentes de Tablero Inferior
Figura 3.3 - Puente de Tangermunde sobre el Elba, (Alemania), F. Leonhardt.
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3.1.1.1 Procedimientos De Construcción
a) Construcción con cimbra sobre andamiajes
Figura 3.4 - Puente Albrechtsgraben, (Alemania).
b) Avance en voladizo con rigidización por tirantes
Figura 3.5 - Puente Arco de Ricobayo, Zamora, España.
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c) Construcción del arco con voladizos compensados
Figura 3.6 - Puente Yeongjang, Corea del Sur.
d) Construcción del arco apoyado en el tirante
Figura 3.7 - Puente de la Barqueta, Sevilla.
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e) Construcción del arco con estabilización por tirantes
Figura 3.8 - Puente sobre el río Crooked, Oregón, (USA), 2000. f) Prefabricación de semi-arcos y colocación directa
Figura 3.9 - Puente sobre el río St. Sauveur, Francia.
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g) Prefabricación de semi-arcos y colocación mediante giro en estribos
Figura 3.10 - Puente Carinski, Mostar, (Bosnia-Herzegobina).
3.1.1.2 Historia
El primer puente de arco del cual se conoce se levantó en Babilonia para el
año 1800 antes de Cristo y era en ladrillo. Los romanos explotaron a buen grado al
puente de arco. Entre los más antiguos que aún existen está el de Martorell, cerca de
Barcelona, España, construido alrededor del 219 AC; también está el Ponte de
Augusto, en Rimini, Italia, construido durante el primer siglo de la era cristiana. El Pont
du Gard, en Nimes, Francia, tiene tres hileras de arcos que se elevan a 48 metros
sobre el río Gard y salva una distancia de 260 metros. Esa estructura, el mejor
ejemplar que se conserve de un acueducto romano, fue construida en el primer siglo
de la era cristiana.
En el siglo 18, Jean R. Perronet, el primer director de la primera escuela de
ingeniería del mundo, la Ecole des Ponts et Chaussées de París, reintrodujo el arco
rebajado que se había llegado a utilizar en el periodo clásico y creó el arco elíptico. En
1779 se construyó en Coalbrookdale, Inglaterra, un puente de arco de medio punto en
hierro fundido, un metal que no resiste tensión. Este fue el primer puente de hierro en
el mundo.
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Muchos de estos puentes de hierro acabaron por derrumbarse, dado que en
esta primera época, lo mismo que en la Edad Antigua, aún no se disponía de los
conocimientos necesarios, aunque fue a partir del Siglo XIX se consigue cierta claridad
en la materia y a finales de este período se sustituye el hierro por el acero. Otro
material utilizado para estas construcciones, a parte del acero, es el hormigón ya que
resiste adecuadamente las compresiones. Armando el hormigón se pueden conseguir,
así mismo, resistir flexiones con lo que el rango de flexibilidad se eleva
considerablemente. El primer puente arco de hormigón es de 1875 y se trató de una
pasarela peatonal de dieciséis metros de luz y a partir de ésta construcción hubo un
gran crecimiento de ésta tipología de puentes.
A partir de la aparición del método de Voladizos Sucesivos se llega a la
construcción de puentes de 200 a 300 metros de longitud pudiéndose incluso llegar a
luces de hasta 500 metros.
Una figura relevante cuanto a la construcción de puentes arco fue Rober
Maillart, ingeniero de finales de siglo XIX especializado en esta tipología de puentes.
Construyó gran cantidad de puentes arco, muchos de ellos innovadores para la época.
3.1.2. PUENTES VIGA
Los puentes viga están constituidos por vigas como su propia denominación
indica, es decir, piezas rectas horizontales o cuasi-horizontales apoyadas en dos o
más puntos que soportan las cargas que actúan sobre ellas mediante su capacidad
para resistir flexiones. En efecto esta resistencia de las vigas viene determinada por su
canto y el momento de inercia de sus secciones.
Se trata del puente más elemental de todos y entre las tipologías de puentes
viga se puede distinguir:
a) Losa maciza de hormigón armado o pretensado. b) Losa aligerada: Presenta la ventaja de reducir considerablemente el peso.
c) Tablero de Vigas de Alma Llena.
Por lo que respecta a las luces las máximas son del orden de 500 metros y por
lo que se refiere a su estructura cabe la posibilidad de vigas simplemente apoyadas,
viga continua apoyada en diversos puntos y viga Gerber.
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3.1.2.1. Procedimientos De Construcción
Los métodos más habituales empleados para la construcción de puentes viga
son los siguientes:
a) Construcción sobre cimbra in situ: Muy conveniente para luces pequeñas y
medias.
Figura 3.11 - Construcción con cimbra: Puente del Arroyo Higuerones (LAV Córdoba-Málaga), Puente cajón sobre el río Aare (línea Olten-Bern, Suiza, 1979) y Puente de Altea (línea Alicante-Denia, 2005).
b) Construcción sobre cimbra autoportante: Consiste en una viga metálica que
se apoya en las propias vigas del puente.
Figura 3.12 - Construcción sobre cimbra autoportante (Inferior).
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Figura 3.13 - Construcción sobre cimbra autoportante (Superior).
c) Puente de dovelas prefabricadas construidas sobre cimbra: Se monta la
cimbra, se disponen las dovelas encima de ella y posteriormente se unen con
juntas.
Figura 3.14 - Dovelas prefabricadas construidas sobre cimbra.
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d) Voladizos sucesivos: Presenta numerosas variantes tales como las dovelas
prefabricadas o la viga auxiliar.
Figura 3.15 – Esquema construcción por voladizos sucesivos.
e) Puente Lanzado: pesar de la denominación común de puentes lanzados existen,
principalmente cuatro variedades de colocación del puente en su posición final que
corresponden a las siguientes técnicas:
e.1) Lanzamiento por segmentos: El puente es fabricado en segmentos y
cuando el hormigón alcanza la resistencia suficiente se lanza el puente una
distancia igual al segmento recién construido.
Figura 3.16 – Esquema lanzamiento por segmentos (Baldomir A, Hernández S, 2006).
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La fabricación de puentes de hormigón mediante este procedimiento requiere
de los componentes siguientes:
1) Planta de fabricación del tablero: Consta fundamentalmente del taller de
enfierradura, encofrado y planta de hormigonado. Suele estar protegido de la
intemperie.
Figura 3.17 – Taller de enfierradura y encofrado
Figura 3.18 – Planta de hormigonado
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2) Pico de lanzamiento: Su misión es disminuir el peso del puente en el proceso de
lanzamiento. Es una estructura metálica conectada a la sección transversal frontal
del puente.
Figura 3.19 – Pico de lanzamiento (Detalle afianzamiento)
Figura 3.20 – Pico de lanzamiento (Detalle emplazamiento)
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3) Pilas auxiliares: Si resulta necesario, y en general para vanos superiores a los 40
ó 50 metros, se disponen unas pilas provisionales a fin de acortar los vanos de
mayor longitud.
Figura 3.21 – Detalle utilización pilas auxiliares. 4) Apoyos de neopreno-teflón: Facilitan el proceso de lanzamiento debido a su
reducido coeficiente de rozamiento.
Figura 3.22 – Detalle utilización apoyos de neopreno-teflón.
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5) Dispositivos de lanzamiento: Proporcionan la fuerza de arrastre o de empuje
para mover el puente en cada fase de lanzamiento.
Figura 3.23 – Detalle dispositivos de lanzamiento.
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e.2) Lanzamiento completo: El puente es fabricado totalmente en un extremo; o
más habitualmente se fabrican sendas mitades del puente desde los dos
extremos y tras ello se lanzan hasta la ubicación definitiva.
Figura 3.24 – Esquema lanzamiento completo (Baldomir A, Hernández S, 2006). e.3) Giro del puente completo: Una vez fabricado todo el puente, o las dos mitades
en las porciones opuestas, se giran hasta la posición final.
Figura 3.25 – Esquema giro del puente (Baldomir A, Hernández S, 2006).
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e.4) Traslación transversal: La translación transversal consiste en fabricar el puente
en una porción paralela a la deseada y trasladarlo con un movimiento transversal
hasta dicha ubicación.
Figura 3.26 – Esquema traslación transversal puente (Baldomir A, Hernández S, 2006).
3.1.2.2. Historia
Los primeros puentes viga se construyeron con madera y posteriormente con la
introducción del acero y del hormigón estos primeros puentes viga de madera
desaparecieron de manera que en la actualidad solamente se utilizan para pasarelas
peatonales u obras singulares. A mediados del Siglo XIX empezó a combinarse la
madera con el hierro y posteriormente con la introducción del acero desaparecieron.
Más tarde, alrededor de los años veinte, se generalizaron los puentes de hormigón
armado y posteriormente, hacia los años cincuenta, los de hormigón pretensado.
Actualmente la mayoría de puentes que se construyen son de ésta tipología en los
cuales el procedimiento constructivo los condiciona enormemente, tanto por espacio
disponible, como por aspectos económicos y locales de cada puente.
3.1.3. PUENTES PÓRTICO El puente pórtico más que un tipo de estructura de puente con carácter propio
es una estructura intermedia entre el arco y la viga por lo que presenta características
propias de ambos. Tienen pilas y tablero igual que los puentes viga pero éstos son
solidarios, lo que da lugar a un mecanismo resistente complejo debido a que en él
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interviene la resistencia a flexión de sus elementos. Al mismo tiempo se produce un
efecto pórtico debido a las reacciones horizontales que aparecen en sus apoyos.
3.1.3.1. Procedimientos De Construcción En los puentes pórtico se presentan procedimientos de construcción análogos
a los de las vigas y los arcos y es que en la práctica se han utilizado procedimientos
de ambos. Se pueden destacar los siguientes:
a) Construcción in situ sobre cimbra
b) Voladizos sucesivos atirantados
c) Construcción mediante giro de la pila
d) Construcción mixta sobre cimbra y voladizos sucesivos
e) Construcción mediante tirantes y apoyos provisionales
3.1.3.2. Historia Tal y como sucede en los tipos anteriores de puentes en el presente el material
que primero se utilizó fue la madera. Los pórticos metálicos aparecieron a inicios del
Siglo XX y por lo que se refiere a la introducción del hormigón en este tipo de puentes
fue paralela a la de los metálicos.
Figura 3.27 – Pórtico de hormigón pretensado de pilares oblicuos. San Diego (USA).
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3.1.4. PUENTES COLGANTES
Este tipo de puentes, así como los atirantados, presenta como característica
principal que sus estructuras se basan en el cable. Por ello los puentes de grandes
luces que se construyen en la actualidad son colgantes o atirantados. La utilización del
cable en este tipo de puentes se debe a tres razones fundamentales: En primer lugar
el cable es un elemento que trabaja exclusivamente a tracción, se aprovecha al
máximo su capacidad resistente puesto que con los tratamientos actuales se logran
elevadas resistencia y por su gran flexibilidad puede deformarse transversalmente sin
que aparezcan flexiones y permite utilizar en toda la sección toda su capacidad de
resistencia y en tercer lugar el cable está formado por muchos hilos y cordones lo que
permite hacer cables de gran diámetro en puentes de grandes luces.
Por lo que se refiere a los puentes colgantes en concreto su estructura está
formada por los cables principales que se fijan en los extremos del vano a salvar y
tienen la flecha necesaria para soportar a través de un mecanismo de tracción pura las
cargas que actúan sobre él.
Para evitar su gran deformabilidad se da rigidez a flexión al tablero de manera
que las cargas se reparten en una longitud grande del cable. Por lo que se refiere a la
tipología de puentes colgantes en cuestión podemos destacar:
a) Puentes catenaria: Se trata de los primeros puentes colgantes primitivos que se
construyeron en China e Himalaya si bien en la actualidad únicamente se
construyen pasarelas peatonales con esta tipología.
b) Puentes Autoanclados: Nacen de la necesidad de anclar los cables al terreno
mediante contrapesos. Si bien en numerosas ocasiones el elevado coste de los
contrapesos o la defectuosa calidad del terreno de cimentación determinan que no
sea posible esta solución con lo que se anclan los cables principales al tablero en
los extremos de los vanos de compensación.
c) Puentes Colgantes de Tablero: Pueden ser de Tablero Inferior, Intermedio o
Superior.
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d) Puentes colgantes de varios vanos: Ésta tipología actualmente puede
considerarse que ha caído en el desuso.
3.1.4.1. Procedimientos De Construcción
Las principales fases del proceso constructivo son:
a) Construcción de las torres y contrapesos: Por lo que se refiere a la
construcción de las torres se montan generalmente mediante grúas trepadoras
ancladas en ellas que se van elevando a la vez que van subiendo las torres. En
cuanto a los contrapesos tampoco plantean especiales problemas. Su dificultad
radica simplemente en la precisión que requiere la colocación de las piezas
metálicas que sirven de anclaje a las piezas que forman el cable.
b) Montaje de los cables principales: Es la fase de mayor complejidad pues es la
tarea básica. Para montar los cables principales generalmente se lanzan primero
unos cables auxiliares que sustenten los cables principales durante la fase de
construcción.
c) Montaje del Tablero: Generalmente se realiza por voladizos sucesivos avanzando
la ménsula desde una péndola a la siguiente, de la que se cuelga. El avance se
hace simétricamente desde la torre hacia el centro del vano principal y hacia los
extremos. Desde el tablero una vez construido se van montando piezas
elevándolas mediante grúas situadas sobre él hasta cerrar el tablero en el centro
del vano. Otros métodos para el montaje del tablero son la división del tablero en
dovelas de sección completa que se llevan por flotación bajo su posición definitiva
y se elevan a ella desde los cables principales mediante cabrestantes, una vez
situadas en su situación definitiva se cuelgan de las péndolas.
3.1.4.2. Historia
Podemos distinguir cuatro fases.
La primera fase son puentes de catenaria hechos de cuerda y elementos
naturales o de hierro. La segunda fase se inicia a finales del siglo XVIII cuando se
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colocó el tablero independiente del cable principal mediante péndolas, método
impulsado por el ingeniero James Fin Ley, que utilizaba eslabones de cadena para los
cables principales.
La tercera fase en la evolución se inicia a mediados del Siglo XIX a raíz del
impulso de grandes ingenieros americanos. En un inicio se construyeron puentes con
una elevada rigidez en el tablero y aumentando la rigidez en los cables principales
mediante un sistema de tirante. Pero con la evolución del cálculo estático surgieron
tableros cada vez más delgados pero todo el auge americano por este tipo de puentes
se vio frustrado por el hundimiento del puente Tacoma en 1940.
La cuarta generación se inicia a partir de los estudios derivados de la caída del
mencionado puente donde se llega a dos conclusiones. La primera de ellas consiste
en seguir haciéndolos con vigas trianguladas pero dándoles la suficiente rigidez a
flexión y torsión para que soporten los efectos del viento. La segunda consiste en la
adopción de una sección en forma de cajón cerrado aerodinámica, lo que reduce los
problemas de estabilidad.
Figura 3.28 – Puente San Francisco-Oakland, (San Francisco, USA) en 1936.
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3.1.5. PUENTES ATIRANTADOS
Sus elementos fundamentales son los tirantes que son cables rectos que
atirantan el tablero proporcionándole una serie de apoyos intermedios más o menos
rígidos.
Además de los tirantes son necesarias las torres para elevar el anclaje fijo de
los tirantes de forma que introduzcan fuerzas verticales en el tablero para crear
pseudo-apoyos.
También el tablero interviene en el esquema de éste tipo de puentes puesto
que los tirantes al ser inclinados introducen fuerzas horizontales que se deben
equilibrar a través de él.
Actualmente son los más frecuentes debido a numerosas razones tales como
la trascendencia de su estructura por encima del tablero, lo que los hace presentes al
viajero que pasa por ellos, permite hacer puentes ligeros con tableros de canto
reducido, pueden tener muchos tirantes muy próximos o pocos muy separados, las
torres se pueden iniciar en los cimientos o a partir del tablero de forma que el conjunto
formado por el tablero, las torres y los tirantes se apoye sobre pilas convencionales.
Desde el punto de vista estético es una tipología muy apreciada.
En cuanto a la tipología de puentes atirantados podemos distinguir los de doble
plano de atirantamiento en que los tirantes se disponen en planos verticales o
inclinados que contienen los bordes del tablero donde se anclan. Generalmente parten
de una torre desdoblada en dos pilas situadas a los lados del tablero y por otra parte
existen los de plano único de atirantamiento en que los tirantes se disponen en un
plano vertical que contiene el eje longitudinal de tablero donde se anclan. Ésta
solución solamente se puede adoptar cuando se trata de autopistas o carreteras
desdobladas. Normalmente el plano único parte de una torre situada en el eje de la vía
desdoblada aunque también caben otras posibilidades.
El tablero es el segundo elemento resistente básico e interviene en el esquema
resistiendo las componentes horizontales que transmiten los tirantes. Estas
componentes generalmente se equilibran en el propio tablero por que su resultante,
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igual que en la torre, debe ser nula. Su sección transversal depende en gran medida
de la disposición de los tirantes.
El tercer elemento resistente son las torres que pueden adoptar formas muy
diversas.
Así en caso de grandes puentes atirantados a ambos bordes del tablero las
torres pueden ser análogas a los de los puentes colgantes (dos pilares verticales
unidos entre sí por vigas horizontales o cruces de San Andrés). Si los tirantes están
contenidos en planos inclinados la solución clásica es la torre en forma de A de la cual
caben diversas variantes.
3.1.5.1. Procedimientos De Construcción
Los procesos constructivos más habituales son los siguientes:
a) Voladizos sucesivos: Es el más conocido y en éste sistema las estructuras
parciales que se van generando durante el proceso están atirantadas de la misma
forma que el puente completo.
b) Construcción sobre apoyos provisionales: Consiste en construir el tablero
completo del puente sobre un sistema de apoyos provisionales antes de atirantarlo.
Terminado el tablero se montan los tirantes y se les va dando carga sucesivamente
hasta dejar el puente en el aire.
c) Traslación del puente mediante movimientos horizontales: Consiste en
construir el puente en un lugar diferente al de su posición definitiva. En este lugar
se construye sobre apoyos provisionales y una vez finalizado el puente se lleva a
su lugar definitivo.
d) Traslación longitudinal por el sistema de empuje: Sistema semejante al de los
Puentes Viga.
e) Giro sobre rótulas situadas debajo de las torres.
f) Traslación universal.
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3.1.5.2. Historia La primera etapa de su evolución surgió en Alemania donde surgen puentes
con pocos tirantes y con distancias grandes entre los anclajes del tablero.
En la segunda etapa aparecen puentes con muchos tirantes y, por lo tanto, las
distancias entre los anclajes son pequeñas. Esta segunda generación se extendió por
todo el mundo y se puede considerar que se inició con el puente de Saint Nazaire.
Algunos científicos consideran que existe una tercera fase en evolución
actualmente con los puentes de Normandía y Tatara de 856 y 890 metros de luz y el
gran sutong Bridge con una longitud de vano de 1088 m.
Figura 3.29 – Puente de Sutong (China) en 2008.
3.1.6. OTRAS TIPOLOGIAS
Dentro de este grupo se expone una serie de puentes con una peculiar
característica que es su movilidad.
3.1.6.1. Puentes flotantes Se apoyan sobre flotadores que pueden tener diversos tamaños. Consisten
fundamentalmente en un tablero apoyado sobre una serie de elementos flotantes que
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sirven para mantenerlo en una situación más o menos fija. Estos elementos flotantes
son muy variados tales como barcas, pontones cerrados, etc.
Los primeros puentes flotantes fueron de odres o barcas y datan del Siglo V
antes de Cristo. Ya desde esta fecha a nuestros días se vienen utilizando este tipo de
puentes flotantes en ríos profundos o donde resulta difícil cimentar.
3.1.6.2. Puentes móviles
Los puentes móviles son aquellos en que el tablero o parte de él es móvil con
tal de permitir el paso alternativo a dos tipos de tráfico muy diferente, generalmente el
terrestre y el marítimo. De este modo cuando están cerrados permiten el paso de los
vehículos rodados o ferrocarriles y cuando están abiertos permiten el paso de los
barcos.
Los primeros puentes móviles aparecen en la Edad Media con una función
defensiva si bien actualmente se utilizan para la alternancia de tráficos.
Podemos establecer dos tipos de clasificaciones. Respecto a las que atienden
a su traslación distinguimos:
a) Traslación mediante desplazamiento libre: Consiste en el desplazamiento
mediante remolcadores u otro mecanismo las partes del puente apoyadas sobre
barcas o pontones.
b) Traslación mediante desplazamiento vertical: Puentes elevables mediante una
traslación paralela.
c) Traslación mediante desplazamiento horizontal: Son puentes rodantes en que
el tablero se desplaza según el eje longitudinal del puente.
d) Rotación alrededor de un eje horizontal: Son puentes levadizos.
e) Basculantes
f) Rotación a lo largo de un eje vertical: En ellos el tablero gira sobre el eje vertical
del apoyo y pasa de la posición de puente cerrado que es transversal a la del canal
de navegación a la de puente abierto que es paralela a él.
Otra clasificación es la que distingue entre:
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a) Puentes Basculantes: Giran alrededor de un eje horizontal situado en una línea
de apoyos de manera que podemos incluir en ellos los levadizos y los basculantes.
Son los puentes más clásicos y de mayor uso en la actualidad.
b) Puentes Giratorios: Los puentes giratorios de eje vertical tienen dos posibilidades
de apertura que son el giro de dos vanos simétricos respecto a una pila situada en
el centro del canal de navegación o bien girar dos semivanos con sus
compensaciones sobre dos pilas situadas en los bordes del canal.
c) Puentes de desplazamiento vertical: Son tableros simplemente apoyados cuyos
apoyos se pueden mover verticalmente cuyos apoyos se pueden mover
verticalmente para elevarlos a la cota que requiere el gálibo del canal de
navegación. Normalmente se elevan tirando de sus cuatro esquinas. Este sistema
es apto para luces grandes.
d) Puentes de desplazamiento horizontal: La mayoría son flotantes. El puente se
desplaza longitudinalmente sobre rodillos avanzando o retrocediendo en voladizo
libre hasta llegar al apoyo de la otra orilla.
También se han desarrollado otros sistemas que combinan el desplazamiento
horizontal con el vertical y otros en los que el movimiento es por desplazamiento en
horizontal de un tramo flotante situado entre dos líneas de pontones que forman una U
y le sirven de guía.
Figura 3.30 – Esquema Puentes móviles
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3.1.6.3. Puentes trasbordadores
Al igual que en el caso anterior participa de la característica de la movilidad
contraria a la idea de puente. Su precursor fue el ingeniero Ferdinand Arnodin. Se
utilizan para luces grandes o muy grandes.
El trasbordador consiste en una viga fija situada a la altura requerida por el
gálibo de la cual se cuelga una plataforma móvil generalmente mediante cables que
trasporta los vehículos de una orilla a la opuesta.
Esta tipología en seguida pasó de moda y desde 1916 no se ha vuelto a
construir ninguno con la sola excepción del SkyRide de Chicago para la exposición
universal de 1933.
Figura 3.31 – Puentes trasbordador en Portugalete (Vizcaya).
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3.2. Proceso Constructivo Puentes vano a vano
En el capítulo anterior se ha desarrollado o se ha intentado dar a conocer todas
las tipologías de puentes existentes en la actualidad. Cada uno de ellos tiene su
método constructivo propio y su particular forma de materializar su estructura
propiamente tal; pero independiente que en todo proyecto se hayan tomado todas las
medidas para minimizar al máximo los posibles errores que se vayan presentando,
siempre existirán dificultades que se presentan en cada una de las fases constructivas.
Como se ha dicho anteriormente los procedimientos para la construcción vano
a vano in situ de estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado
en sección de cajón y en los cuales es compatible el desarrollo de la unión con lazo
planteada en los objetivos de este trabajo de investigación, son el uso de cimbra
autoportante y autolanzable o el método de empuje de tablero.
La cimbra autoportante consiste en una gran viga en celosía metálica que se
apoya de forma provisoria sobre las propias pilas del viaducto y se sitúa por encima o
por debajo del tablero.
Esta viga sustenta su propio peso, el del encofrado y el del hormigón fresco
durante la construcción. Tras el hormigonado de cada vano, la cimbra autoportante
avanza al siguiente en un típico esquema de construcción vano a vano. La cimbra
incorpora mecanismos para un sencillo encofrado y desencofrado y sistemas para un
rápido traslado de la viga que desde sus primeras aplicaciones han ido evolucionando
y hoy permiten ritmos de construcción que llegan a ser de un vano a la semana.
El principal condicionante de este procedimiento es evidentemente la
necesidad de contar con una gran viga capaz de salvar la misma luz que los vanos del
puente soportando todo el peso del hormigón fresco. Esto limita las luces para las que
es económicamente viable, que no suelen superar los 50 metros, y restringe su
aplicación a puentes de longitud considerable en los que el número de vanos a
construir sea suficiente para amortizar la inversión en un elemento auxiliar de tanta
envergadura.
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En el procedimiento de empuje en los puentes de hormigón, el tablero se
fabrica por fases siempre en el mismo lugar, que coincide con uno de sus estribos,
para proceder tras cada fase a su empuje o lanzamiento, haciéndolo pasar por los
sucesivos puntos de apoyo en las pilas ya construidas, hasta alcanzar su posición
definitiva. Las ventajas de este método son similares a las que proporcionaba el uso
de la cimbra autoportante, al independizar del terreno la construcción del tablero,
permitir la eficaz reutilización de los medios auxiliares y, ante todo, facilitar la
sistematización y control del proceso de ejecución que se concentra en uno de los
estribos.
La industrialización de la construcción redunda, en definitiva, en altos
rendimientos, mejor control de calidad y mayor seguridad. Las soluciones empujadas
llevan el rango de luces algo más lejos que en el caso de la cimbra autoportante, con
numerosas realizaciones con vanos en el entorno de los 60 metros.
El proceso de empuje requiere habilitar en uno de los estribos todo un parque
de fabricación, que es la zona de hormigonado donde se construyen las dovelas que
posteriormente se empujan. Es un elemento clave en el proceso constructivo que debe
salvar dos condicionantes fundamentales: por un lado debe lógicamente situarse en
prolongación de la directriz del tablero, y por otro lado debe ser de importante longitud
(de entre 1 y 2 veces la luz del vano), entre otras cosas para que en el momento de
volar el primer vano exista suficiente contrapeso para asegurar la estabilidad frente al
vuelco del tablero mientras éste no alcance la primera pila. El amplio espacio que por
ello requiere el parque de fabricación, sobre todo si la alineación del trazado en la
aproximación al puente difiere sensiblemente de la del propio viaducto, puede llegar a
restringir la aplicabilidad de este procedimiento, en particular cuando involucra
consideraciones medioambientales. En cualquier caso, se trata de un elemento
provisional de suficiente envergadura como para que, unido al otro gran medio auxiliar
que es la nariz o punta de avance, haga del empuje un procedimiento sólo rentable
para viaductos de longitud considerable, por encima de los 500 ó 600 metros.
Otra limitación de la construcción por empuje proviene de la propia geometría
del tablero, que para poder subdividirse en dovelas exactamente iguales debe ser
recto o de curvatura constante, tanto en planta como en alzado. No obstante, es
posible recurrir a una construcción por empuje, aunque el eje de trazado sobre el
viaducto no tenga una geometría “empujable” cuando, como suele ser el caso del
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ferrocarril, el trazado es suficientemente suave. En este caso pueden asumirse ciertas
excentricidades entre el eje de trazado y el del tablero, o realizar ajustes de la rasante
con recrecidos o mediante el balasto. Si el acuerdo en alzado es suficientemente
próximo a una circunferencia puede incluso construirse el tablero con alzado de radio
constante para que luego se deforme adaptándose a la posición de las cabezas de pila
que sí siguen el trazado exacto; los radios son en general suficientemente amplios
como para que los esfuerzos que esta deformación impuesta genera resulten
perfectamente asumibles. También resulta un factor muy influyente la pendiente del
viaducto, que puede requerir, si es ascendente, mucho mayores fuerzas de empuje, o
elementos de retención en caso contrario.
Pero el mayor condicionante de la construcción por empujes sucesivos es, al
fin y al cabo, tener que salvar en voladizo, durante el lanzamiento, la luz completa de
los sucesivos vanos del viaducto. Además, cada sección del tablero se convierte en
algún momento en la sección de apoyo y queda por tanto sometida a importantes
cargas localizadas.
Por ello, en la práctica la totalidad de los viaductos empujados de hormigón
emplean secciones en cajón unicelular, que son las que consiguen un mayor
rendimiento del material o, dicho de otro modo, las que a igualdad de peso propio
alcancen mayor capacidad y rigidez, así como una mejor eficacia del pretensado. Es
una sección que, además, trabaja bien tanto a flexión negativa como positiva,
pudiendo adaptarse a los esfuerzos alternos a los que cada sección se ve sometida
durante el empuje; como hemos visto, viene empleándose desde que, merced al
pretensado, el hormigón empezó a enfrentarse a luces de cierta importancia, pero no
debe considerarse un tipo de sección estancado, pues ha evolucionado en la medida
en que lo han hecho la capacidad resistente y las características de trabajabilidad del
hormigón que la forma, lo que ha ido resultando en secciones cada vez más ligeras
que previsiblemente llegarán a aligerarse más en el futuro en lo que es el camino para
alcanzar luces cada vez mayores con este procedimiento constructivo.
La longitud de la nariz se sitúa entre el 50 y el 60 % de la luz del vano, y la
flecha en el su extremo puede ser de varios decímetros, desplazamiento que debe
recuperarse, generalmente mediante gatos, cada vez que la nariz alcanza una nueva
pila.
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Para el deslizamiento del tablero sobre las pilas lo más habitual actualmente es
emplear apoyos terminados en una chapa de acero inoxidable, sobre la que durante el
lanzamiento se van introduciendo, una detrás de otra, almohadillas de neopreno por la
cara superior, para rozar con el tablero, y teflón por la cara inferior, para deslizar sobre
la chapa de acero inoxidable3.
La decisión de la situación de las juntas de construcción, y consecuentemente,
la división del tablero en dovelas, es fundamental para plantear el procedimiento de
empuje. Generalmente pueden ejecutarse dovelas de hasta 25 m de longitud, con lo
que viaductos de luces hasta 50 m, podrían dividirse en dos dovelas por vano. En su
defecto, para luces superiores la división deberá hacerse en tres. Existen
fundamentalmente dos procedimientos para situar longitudinalmente las juntas entre
dovelas:
1. Sobre la pila, una vez pasado el diafragma de apoyo
Figura 3.32 – Sobre la pila (Viartola, 2004).
2. Situación de la dovela centrada en el eje de apoyo en pilas
Figura 3.33 – Sobre el eje de la pila (Viartola, 2004).
3 Serna García-Conde, J., “Los Puentes del Tren”, Fundación ESTEYCO, 2006, España, p 154-177.
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En el primer caso se facilita la retirada del encofrado interior replegado en los
dos tipos de dovelas resultantes, mientras que en el segundo la presencia del
diafragma centrado dificulta enormemente dicha retirada. Por otro lado, la posición de
las juntas de construcción es más adecuada en el segundo caso, pues con dos
dovelas por vano quedan a cuartos de la luz lo que corresponde a zonas poco
solicitadas en situación de servicio.
El problema de la retirada del encofrado interior se puede solucionar adoptando
la posición óptima de las juntas de construcción. El proceso constructivo consiste en
desarrollar y construir la sección transversal en el parque de fabricación en dos fases
de hormigonado.
Con este sistema resulta posible retrasar hasta el final la ejecución de la zona
central de losa superior. La sección en artesa resultante permite la retirada del
encofrado interior a través del hueco superior. De esta forma se puede unificar el
procedimiento constructivo independientemente del tipo de dovela, con lo que se
optimiza el ciclo de ejecución; y el enlace de la zona central de la losa superior con el
resto de la sección, se puede materializar adoptando una correcta y eficiente forma de
empalme de armaduras4.
Figura 3.34 – Fases de hormigonado de la sección transversal (Viartola, 2004).
4 Villalba Herrero, S., Proyecto de Tesis doctoral ““Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”, ETSECCPB UPC, Barcelona, España. P 14-16.
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3.3 Anclaje y Empalme de Armaduras
3.3.1 CRITERIOS ESPECÍFICOS (EHE 08)
3.3.1.1 Anclaje de las armaduras pasivas
Las longitudes básicas de anclaje (lb) dependen, entre otros factores, de las
propiedades de adherencia de las barras y de la posición que éstas ocupan en la pieza
de hormigón.
Atendiendo a la posición que ocupa la barra en la pieza, se distinguen los
siguientes casos:
Posición I: de adherencia buena, para las armaduras que durante el hormigonado
forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º o que en el caso de
formar un ángulo inferior a 45º, están situadas en la mitad inferior de la sección o a
una distancia igual o mayor a 30 cm. de la cara superior de una capa de hormigonado.
Posición II: de adherencia deficiente, para las armaduras que, durante el hormigonado,
no se encuentran en ninguno de los casos anteriores.
Figura 3.35 – Anclaje de barras
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Los anclajes extremos de las barras podrán hacerse por los procedimientos
normalizados indicados en la figura 3.35, o por cualquier otro procedimiento mecánico
garantizado mediante ensayos, que sea capaz de asegurar la transmisión de
esfuerzos al hormigón sin peligro para éste.
Deberá continuarse hasta los apoyos al menos un tercio de la armadura
necesaria para resistir el máximo momento positivo, en el caso de apoyos extremos de
vigas; y al menos un cuarto en los intermedios. Esta armadura se prolongará a partir
del eje del aparato de apoyo en una magnitud igual a la correspondiente longitud neta
de anclaje.
3.3.1.2 Anclaje de barras corrugadas
La longitud básica de anclaje en prolongación recta en posición I, es la
necesaria para anclar una fuerza Asfyd de una barra suponiendo una tensión de
adherencia constante τbd, de tal manera que se satisfaga la siguiente ecuación de
equilibrio:
Donde τbd depende de numerosos factores, entre ellos el diámetro de la
armadura, las características resistentes del hormigón y de la propia longitud de
anclaje.
- Para barras en posición I:
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- Para barras en posición II:
Donde:
Ø = Diámetro de la barra, en mm.
m = Coeficiente numérico, con los valores indicados en la tabla 3.1 en función del tipo
de acero, obtenido a partir de los resultados experimentales realizados con
motivo del ensayo de adherencia de las barras.
fyk = Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.
lbI y lbII = Longitudes básicas de anclaje en posiciones I y II, respectivamente, en mm.
En el caso de que puedan existir efectos dinámicos, las longitudes de anclaje
indicadas anteriormente se aumentarán en 10 ø y no podrá adoptar valores inferiores
al mayor de los tres siguientes: a) 10 ø; b) 150 mm.; c) la tercera parte de la
longitud básica de anclaje para barras traccionadas y los dos tercios de dicha longitud
para barras comprimidas.
m
B 400 S B 500 S Resistencia
característica del hormigón (N/mm2) B 400 SD B 500 SD
25 1,2 1,5
30 1,0 1,3
35 0,9 1,2
40 0,8 1,1
45 0,7 1,0
≥ 50 0,7 1,0
Tabla 3.1 – Valores m
En el caso de que las características de adherencia de las barras se
comprueben a partir de la geometría de corrugas el valor de τbd es:
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ƒctd = Resistencia a tracción de cálculo. A efectos de cálculo no se adoptará un valor
superior al asociado a un hormigón de resistencia característica 60 N/mm2
excepto si se demuestra mediante ensayos que la resistencia media de
adherencia puede resultar mayor que la obtenida con esta limitación.
η1 = Coeficiente relacionado con la calidad de la adherencia y la posición de la barra
durante el hormigonado.
η1 = 1,0 para adherencia buena
η1 = 0,7 para cualquier otro caso.
η2 = Coeficiente relacionado con el diámetro de la barra:
η2 = 1 para barras de diámetro φ≤ 32 mm.
para barras de diámetro φ>32 mm.
La longitud neta de anclaje se define como:
Donde: β = Factor de reducción definido en la tabla 3.2.
σsd = Tensión de trabajo de la armadura que se desea anclar, en la hipótesis de
carga más desfavorable, en la sección desde la que se determinará la
longitud de anclaje.
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As = Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se ancla la
armadura
As,real = Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual se ancla la
armadura
Tipo de Anclaje Tracción Compresión
Prolongación recta -1 1
Patilla, gancho y gancho en U 0,7 (*) 1
Barra transversal soldada 0,7 0,7
Tabla 3.2 (Valores de β)
(*) Si el recubrimiento de hormigón perpendicular al plano de doblado es superior a 3ø.
En caso contrario β = 1.
En cualquier caso, lb,neta no será inferior al valor indicado en 3.3.1.1.
La longitud neta de anclaje no podrá adoptar valores inferiores al mayor de los
tres siguientes: a) 10 ø; b) 150 mm.; c) la tercera parte de la longitud básica de
anclaje para barras traccionadas y los dos tercios de dicha longitud para barras
comprimidas.
3.3.1.3 Reglas especiales para el caso de grupos de barras
Siempre que sea posible, los anclajes de las barras de un grupo se harán por
prolongación recta.
Cuando todas las barras del grupo dejan de ser necesarias en la misma
sección, la longitud de anclaje de las barras será como mínimo:
1,3 lb para grupos de 2 barras
1,4 lb para grupos de 3 barras
1,6 lb para grupos de 4 barras
siendo lb la longitud de anclaje correspondiente a una barra aislada.
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Cuando las barras del grupo dejan de ser necesarias en secciones
diferentes, a cada barra se le dará la longitud de anclaje que le corresponda según el
siguiente criterio:
• 1,2 lb si va acompañada de 1 barra en la sección en que deja de ser necesaria;
• 1,3 lb si va acompañada de 2 barras en la sección en que deja de ser necesaria; • 1,4 lb si va acompañada de 3 barras en la sección en que deja de ser necesaria;
teniendo en cuenta que, en ningún caso los extremos finales de las barras pueden
distar entre sí menos de la longitud lb.
Figura 3.36
3.3.1.4 Anclaje de mallas electrosoldadas
La longitud neta de anclaje de las mallas corrugadas se determinará de
acuerdo con la fórmula:
siendo lb el valor indicado en las fórmulas dadas en 3.3.1.2.
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Si en la zona de anclaje existe al menos una barra transversal soldada, la
longitud neta de anclaje se reducirá en un 30 por 100.
En todo caso, la longitud neta de anclaje no será inferior a los valores mínimo
indicados en 3.3.1.2.
3.3.1.5 Empalme de las Armaduras Pasivas
Los empalmes entre barras deben diseñarse de manera que la transmisión
de fuerzas de una barra a la siguiente quede asegurada, sin que se produzcan
desconchados o cualquier otro tipo de daño en el hormigón próximo a la zona de
empalme.
No se dispondrán más que aquellos empalmes indicados en los planos y los
que autorice el Director de Obra. Se procurará que los empalmes queden alejados de
las zonas en las que la armadura trabaje a su máxima carga.
Los empalmes podrán realizarse por solapo o por soldadura. Se admiten
también otros tipos de empalme, con tal de que los ensayos con ellos efectuados
demuestren que esas uniones poseen permanentemente una resistencia a la rotura no
inferior a la de la menor de las 2 barras empalmadas, y que el deslizamiento relativo
de las armaduras empalmadas no rebase 0,1 mm, para cargas de servicio (situación
poco probable).
Como norma general, los empalmes de las distintas barras en tracción de
una pieza, se distanciarán unos de otros de tal modo que sus centros queden
separados, en la dirección de las armaduras, una longitud igual o mayor a lb.
Figura 3.37 – Longitud lb
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3.3.1.6 Empalmes por Solape
Este tipo de empalmes se realizará colocando las barras una al lado de otra,
dejando una separación entre ellas de 4ø como máximo. Cuando las barras se
coloquen en capas horizontales separadas, las barras de cada capa deberán situarse
verticalmente una sobre otra, de manera que el espacio entre las columnas de barras
resultantes permita el paso de un vibrador interno.
Las prescripciones que siguen son aplicables a las obras ordinarias
hormigonadas in situ. Cuando se trate de obras provisionales, o en los casos
especiales de ejecución (por ejemplo, elementos prefabricados), se podrá valorar, en
función de las circunstancias que concurran en cada caso, la disminución de las
distancias mínimas que se indican en los apartados siguientes previa justificación
especial.
La distancia libre, horizontal y vertical, entre dos barras aisladas consecutivas,
será igual o superior al mayor de los tres valores siguientes:
• 20 milímetros salvo en viguetas y losas alveolares pretensadas donde se
tomarán 15 mm;
• el diámetro de la mayor;
• 1,25 veces el tamaño máximo del árido.
Por lo tanto, la longitud de solapo será igual a:
siendo lb,neta el valor de la longitud neta de anclaje definida en 3.3.1.2, y α el
coeficiente definido en la tabla 3.3, función del porcentaje de armadura solapada en
una sección respecto a la sección total de acero de esa misma sección, de la distancia
transversal entre empalmes (según se define en la figura 3.38) y del tipo de esfuerzo
de la barra.
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Figura 3.38
Porcentaje de barras solapadas trabajando a Tracción, con relación a la sección total de acero
Distancia entre los empalmes más próximos
(Figura 2.4) 20 25 33 50 > 50
Barras solapadas trabajando
normalmente a compresión en
cualquier porcentaje
a≥10 ø 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 1,0
a>10 ø 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,0
Tabla 3.3 (Valores de α)
Para barras de diámetro mayor que 32 mm, sólo se admitirán los empalmes
por solape si, en cada caso y mediante estudios especiales, se justifica
satisfactoriamente su correcto comportamiento.
En la zona de solape deberán disponerse armaduras transversales con
sección igual o superior a la sección de la mayor barra solapada.
3.3.1.7 Empalmes por Solape de Grupo de Barras
Se llama grupo de barras a dos o más barras corrugadas puestas en
contacto longitudinalmente.
Como norma general, se podrán colocar grupos de hasta tres barras como
armadura principal. Cuando se trate de piezas comprimidas, hormigonadas en
posición vertical, y cuyas dimensiones sean tales que no hagan necesario disponer
empalmes en las armaduras, podrán colocarse grupos de hasta cuatro barras.
En los grupos de barras, para determinar las magnitudes de los
recubrimientos y las distancias libres a las armaduras vecinas, se considerará como
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Rubén Villagrán Muñoz 52
diámetro de cada grupo el de la sección circular de área equivalente a la suma de las
áreas de las barras que lo constituyan.
Los recubrimientos y distancias libres se medirán a partir del contorno real
del grupo.
En los grupos, el número de barras y su diámetro serán tales que el diámetro
equivalente del grupo, definido en la forma indicada en el párrafo anterior, no sea
mayor que 50 mm, salvo en piezas comprimidas que se hormigonen en posición
vertical en las que podrá elevarse a 70 mm la limitación anterior. En las zonas de
solapo el número máximo de barras en contacto en la zona del empalme será de
cuatro.
Para el empalme por solape de un grupo de barras, se añadirá una barra
suplementaria en toda la zona afectada por los empalmes de diámetro igual al mayor
de las que forman el grupo. Cada barra se colocará enfrentada a tope a aquélla que va
a empalmar.
La separación entre los distintos empalmes y la prolongación de la barra
suplementaria será de 1,2 lb ó 1,3 lb según sean grupos de dos o tres barras.
Figura 3.39 – Empalme por solape grupo de barras
Se prohíbe el empalme por solape en los grupos de cuatro barras.
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3.3.2 CRITERIOS ESPECÍFICOS (ACI, DIN 1045)
3.3.2.1 Anclaje de barras terminados en ganchos y ganchos ángulo
Los requisitos o criterios específicos para el anclaje de las armaduras
terminadas en gancho han sido introducidos por diferentes normativas y códigos. En el
Código ACI, se especifican las disposiciones mínimas y reglamentarias para este tipo
de dispositivos. Como valor mínimo de longitud de anclaje ldh (incluyendo todos los
factores de modificación aplicables), el Código ACI, establece que no debe ser menor
de 8db ni menor que 150 mm.
Figura 3.40 - Detalles de barras dobladas para desarrollar el gancho estándar (ACI 318-08).
Los ganchos representados en la figura 3.40 están en condiciones de anclar el
esfuerzo máximo de tracción siempre que sea posible absorber los esfuerzos de
fractura por tracción que se presenten.
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Rubén Villagrán Muñoz 54
Figura 3.41 - Detalles de barras dobladas para desarrollar el gancho estándar (DIN 1045).
La Norma DIN 1045 en su versión de Julio de 1988, Sección 18, aborda y
simplifica el problema estableciendo, cuando los extremos de las barras se doblan
formando ganchos o ganchos en ángulo (ver figura 3.41), una reducción del valor de
cálculo a de la longitud de anclaje según la ecuación:
adoptándose α1 = 0,7 ó 0,5, respectivamente (siempre respetando los
diámetros de los mandriles de doblado dB).
De forma similar al Código ACI, la DIN 1045 establece como longitudes
mínimas de anclaje los valores 10ø o menor que:
siendo dB el diámetro del mandril.
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Rubén Villagrán Muñoz 55
Este valor es aplicable a ganchos y ganchos en ángulo con o sin barras
transversales soldadas. Los ganchos no deben quedar muy cerca de las superficies
laterales, porque podrían ceder la saltar el recubrimiento lateral del hormigón. Para
poder disponer del coeficiente reductor α1 se requiere un recubrimiento normal al plano
del gancho ≥ 3 ø o bien disponer estribos o una compresión transversal.
3.3.2.2 Empalmes directos de armaduras de acero
• Empalmes soldados para tracción y compresión.
• Empalme a tope mediante soldaduras de arco por “quemado” o por soldadura a
presión con gas.
• Empalme a tope por soldadura de arco con metal de aporte.
• Empalme por superposición (soldadura al arco con aporte de metal) con
soldadura de garganta unilateral discontinua.
• Empalme con cubrejuntas (soldadura en arco con aporte de material) puede
ejecutarse con barras de empalme o con cubrejuntas adecuadas.
• Empalme con manguitos roscados.
• Empalmes por manguitos a presión para barras nervuradas.
• Empalmes con manguitos a termita.
• Empalmes por contacto en barras comprimidas.
3.3.2.3 Empalmes indirectos por superposición mediante barras rectas, barras
con gancho o ganchos ángulo
En el caso de un empalme por solape, la transferencia de esfuerzos de una
barra a otra se hace a través del hormigón que rodea ambas barras. En cualquier
parte de la longitud de empalme la fuerza se transmite de una barra al hormigón por
adherencia y también por este mecanismo simultáneamente se transmite del hormigón
hacia la otra barra. Dentro del hormigón se generan tensiones muy elevadas y fuerzas
que tienden a la falla por separación (splitting failure). En consecuencia, la integridad
de un empalme por solape depende de que se pueda desarrollar la adherencia entre
barra y hormigón sin que éste se desintegre o se induzcan excesivas deformaciones.
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Rubén Villagrán Muñoz 56
En los empalmes por superposición el esfuerzo Z (FS) en una barra se
transmite a la otra por diagonales ideales comprimidas (ver figura 3.42) para lo cual
sólo puede colaborar parte del perímetro de la barra. Por esta razón no es suficiente
como longitud de empalme, la longitud de anclaje l1. Las barras empalmadas deben
estar yuxtapuestas o muy poco separadas, no debiendo superar 4 ø la separación
libre.
Las diagonales ideales comprimidas originan en la zona de empalme esfuerzos
transversales de tracción Zq (FSq) (analogía del reticulado o celosía, ver figura 3.42)
que aumentan el peligro de que salte el revestimiento de hormigón, con respecto al
anclaje simple de una barra. En la figura 3.43 se muestra los resultados de los
ensayos realizados por Y. Goto (Goto et al, 1971) donde se observa las fisuras entre
las barras que indican claramente las diagonales comprimidas. De acuerdo con
ensayos experimentales realizados (Stöckl et al, 1972), las deformaciones
transversales y con ello los esfuerzos de fractura por tracción se reparten sobre la
longitud lü aproximadamente como muestra la figura 3.44.
Figura 3.42 –Transmisión de esfuerzos en un empalme indirecto: el esfuerzo Z se transmite por compresión oblicua, por lo que se origina una tracción transversal Z.
Figura 3.44 –Distribución cualitativa de las deformaciones transversales en un empalme por superposición de barras.
Figura 3.43. –Fisuras entre barras.
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La Norma DIN 1045 en su versión de Julio de 1988, Sección 18, establece
diferentes formas de empalmes indirectos por superposición tales como extremos
rectos, ganchos, ganchos en ángulo y lazos (ver figura 3.45). La Norma aborda el
problema de la determinación de la longitud de superposición en empalmes
traccionados mediante la afectación de un factor αü en la longitud de anclaje l1, de
forma que l1 que ve incrementado por este parámetro.
lü =αü·l1
donde:
αü = Factor de afectación en la longitud de anclaje
lü = Longitud de cálculo de solape.
La DIN 1045 establece como longitudes mínimas de solape para las barras con
gancho o gancho en ángulo los siguientes valores:
• 20 cm
• 1.5·dB , siendo dB el diámetro del mandril.
Figura 3.45 – Empalmes por superposición con extremos rectos (a), ganchos en ángulo (b), ganchos rectos (c) y lazos (d) (DIN 1045, 1988).
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Rubén Villagrán Muñoz 58
En las zonas de empalmes por superposición, generalmente es necesaria una
armadura transversal para absorber la tracción transversal a menos que, en caso de
barras delgadas, resulte, para esos fines, suficiente el recubrimiento de hormigón.
Para barras de diámetro ø > 10 mm, dicha armadura transversal debe ser
verificada y dispuesta de modo tal (ø y separación de las barras) que las posibles
fisuras resulten capilares. Es suficiente (ver figura 3.46) dimensionar la armadura
transversal para Zq = 1,0·Z (FSq=1,0·FS), es decir, disponer de la misma capacidad
mecánica transversal que longitudinalmente. La distribución más efectiva, para coser
con mayor eficacia las deformaciones transversales y con ello los esfuerzos de
fractura por tracción (ver figura 3.46), consiste en disponer de la armadura en los
tercios extremos de la longitud de superposición, ubicando por lo menos tres barras en
cada tercio de longitud.
Figura 3.46. – Disposición de la armadura transversal en un empalme por superposición.
El empleo de los empalmes por superposición con ganchos y lazos ha sido, y
es, una tipología de unión muy poco desarrollada en España, no disponiendo de un
articulado en la normativa vigente española, EHE, que trate con claridad este tipo de
uniones de solape en piezas flexionadas.
En las juntas de empalme de elementos estructurales solicitados a la flexión,
basta de una pequeña longitud de superposición cuando el empalme diseñado se
realiza mediante terminación con gancho, se dispone de un diámetro de mandril de
doblado ceñido a lo establecido en la tabla 3.1, y el gancho termina en la zona
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Rubén Villagrán Muñoz 59
comprimida (Leonhardt et al, 1985). Para este tipo de uniones se debe, sin embargo,
usar sólo acero corrugado y el uso de un hormigón en junta de por lo menos una
resistencia de H- 35 N/mm2. Además debe cuidarse especialmente de asegurar el
recubrimiento de hormigón en dirección perpendicular al plano del gancho, debiendo
tener un espesor mínimo de 3ø o 3 cm.
Esta topología de uniones, ya estudiadas por Fritz Leonhardt (1985), se ha
desarrollado básicamente para el enlace de diferentes elementos prefabricados, esto
es, losas prefabricadas (ver figura 3.47).
Figura 3.47. –Empalmes por superposición con ganchos en piezas prefabricadas sometidas a flexión.
Estudios y realizaciones más recientes nos llevan al desarrollo de las últimas
tecnologías en viaductos prefabricados. Ingenieros americanos de la FHWA
“Administración Federal de Carreteras del Estado” y la AASHTO “Asociación
Americana de Estado de Carreteras y Transportes Funcionarios”, así como Japón y
países europeos (Países Bajos, Bélgica, Alemania, y Francia) son los motores de
investigación y desarrollo de esta tipología de uniones.
El Sistema de la Poutre Dalle o sistema de la Viga–T invertida (ver figura 3.48),
es un sistema elaborado en Francia el cual constituye un método para eliminar
encofrado y para proporcionar una superficie de funcionamiento segura, rápida y
económica. En este sistema, las losas se disponen unas adyacentes a las otras unidas
mediante la disposición de los ganchos de 180 grados los cuales son hormigonados
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Rubén Villagrán Muñoz 60
”in situ” de forma que se genera una estructura monolítica formando un compuesto
sólido de sección transversal.
El sistema de “Poutre Dalle” es considerado como un sistema rápido, versátil, y
duradero. El sistema está certificado por la autoridad ferroviaria nacional francesa
(SNCF) y el departamento técnico para las obras públicas y el transporte (SETRA).
Figura 3.48. –Aplicación del sistema “Poutre Dalle” por la FHWA a lo largo del puente de T.H. 8
cerca de la ciudad de centro en el condado de Chicago (2004).
Diversos proyectos de reparación de viaductos se han llevando a cabo en los
EEUU aplicando el sistema francés con variaciones sensibles. Proyectos como el
reemplazo de la cubierta del Center City Bridge o del Houston Country, Minnesota
Bridge 6679 (ver figuras 1.45 y 1.46), son ejemplos claros de la aplicación de este
sistema de losas prefabricadas y tipologías de unión.
Figura 3.49. –Reemplazo de cubierta de Houston Country (MN Bridge 6679).
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Rubén Villagrán Muñoz 61
Variaciones sensibles al sistema anteriormente descrito y sobretodo el
empalme generado, ha sido objeto de diversas investigaciones. Los Ingenieros (Ryu,
H.K.; Kim,Y.J; y Chang, S.P. et al, 2006) han realizado ciertos ensayos experimentales
a escala real (espesor) de la losa para probar su comportamiento estructural y
aceptabilidad. El ensayo experimental consistió en conectar dos losas prefabricadas
mediante un doble lazo cerrado “loop Joint”, reforzado con armadura transversal (ver
figuras 3.50). Una característica singular de este tipo de enlace consistía en la
colocación de dos losas prefabricadas enlazadas mediante la armadura de conexión
“Lazos cerrados” pero sin yuxtaposición de barras (separación > 4φ) considerando
únicamente la armadura transversal como elemento resistente de conexión.
Figura 3.50 –Diseño “loop Joint” elaborado por (Ryu, H.K.; Kim,Y.J; y Chang, S.P., 2006)
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Rubén Villagrán Muñoz 62
4. PLAN EXPERIMENTAL
A continuación se detallará la metodología de trabajo realizada para el
desarrollo de este proyecto de investigación. Si bien es cierto que esta tesina esta
enfocada a la participación de este proyecto de investigación y del desarrollo
netamente de los ensayos, se hace necesario presentar los antecedentes previos en
cuanto a construcción de losas e instrumentación de armaduras de losas, y de cómo
se ha ido trabajando hasta el día de entrar a participar activamente de la experiencia.
4.1 Construcción de Losas
La idea de estas experiencias es la de tratar de trabajar bajo condiciones reales
y en las mismas fases que se presentan en la materialización de este tipo de
estructuras. Es por esto que las losas se construyen en dos etapas desfasadas una de
la otra en 48 horas, con lo cual dispondremos de una junta en el centro de cada losa.
Se ensayan un total de 16 losas de dimensiones 5,60 x 1,60 m. y 0,285 m. de espesor.
La unión desarrollada consiste en el solape de barras mediante superposición de
lazos, cuyos diámetros de ensayo son de 20 y 25 mm., respectivamente.
Se realizan dos campañas experimentales, la primera con carga estática y una
segunda con carga dinámica (ciclos de carga). Todas las campañas corresponden a
ensayos mediante flexión pura, los cuales están determinados lo siguiente:
DIAMETRO DIN 1045 UNIÓN
EXPERIMENTAL LOSA DE
REFERENCIA 20 1 2 1 25 1 2 1
Tabla 4.1 – Tipología de Unión
Existen tres tipologías distintas de acuerdo a la conformación de la unión:
1. Unión de enlace siguiendo lo establecido en la norma alemana DIN 1045
(empalme por adherencia mediante lazos).
2. Unión experimental.
3. Losa de deferencia con armadura continua y sin ningún tipo de enlace.
Denominadas con las siglas: LR1, LR2, LD1, LD2, LE1 y LE2, en donde: • LR= Losa de Referencia • LD= Losa DIN 1045
• LE= Losa Experimental • 1= ø20 • 2= ø25
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Rubén Villagrán Muñoz 63
Figura 4.1 – Diseño Losa de Referencia LR (Villalba S., 2008).
Figura 4.2 – Diseño Losa DIN 1045 LD (Villalba S., 2008).
Figura 4.3 – Diseño Losa Experimental LE (Villalba S., 2008).
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Rubén Villagrán Muñoz 64
La finalidad de ensayar las tres tipologías anteriormente descritas es la de
evaluar y comparar los resultados obtenidos de los diferentes tipos de unión, y poder
cuantificar tanto la capacidad resistente como su comportamiento hasta rotura.
4.2 Instrumentación
Para la obtención de la información acerca del desarrollo de los ensayos, se
elabora un programa de mediciones de una serie de magnitudes físicas, las cuales
requieren de la siguiente instrumentación:
REFERENCIA TIPO MEDICION
GA Galgas extensométricas en acero pasivo
Deformaciones en el acero pasivo de las losas
LVDT Linear Variable Diferencial Transducer
Flechas y giros en la losa (centro de vano)
TEMP Temposonics (Transductores magnéticos)
Apertura de la junta de hormigonado de la losa
Tabla 4.2 - Instrumentación empleada en ensayos
Para los ensayos de las losas tipo LD y LE, se emplean un total de 12 galgas
extensométricas dinámicas (HBM) para la instrumentación de la armadura, de forma
que se testan 8 barras longitudinales y 4 barras transversales de enlace “cosido”
(armadura interior de lazo). Se dispone de 3 transductores de desplazamiento (tipo
Temposonic) por ensayo con la finalidad de medir la apertura de la fisura prevista en la
junta (zona crítica de aparición de fisuras). Para la medición de flechas, se emplean de
5 LVDT en centro de vano y zonas adyacentes a ésta, así como 2 LVDT en apoyos.
Figura 4.4 – Instrumentación Losa DIN 1045 LD (Villalba S., 2008).
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Rubén Villagrán Muñoz 65
Figura 4.5 – Instrumentación Losa Experimental LE (Villalba S., 2008).
Para el ensayo de las losas tipo LR se sigue la instrumentación detallada en las
figura 4.6. Para este tipo de ensayo se emplean un total de 4 galgas extensométricas
dinámicas (HBM) para la instrumentación de la armadura todas ellas longitudinales.
Respecto a la medición de aperturas de fisuras y de flechas en la losa, se
utilizan el mismo número i disposición de instrumentación que para los ensayos LE y
LD; esto es, 3 Temposonics y 7 LVDT, respectivamente.
Figura 4.6 – Instrumentación Losa Referencia LR (Villalba S., 2008).
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Rubén Villagrán Muñoz 66
4.3 Materiales y medidas de carga
Para la fabricación de todas las losas con sus correspondientes fases de
hormigonado, se emplea siempre el mismo tipo de hormigón, siendo éste un H - 35 N/
mm2. El cemento empleado es un tipo I 52,5R y se usa el aditivo superplastificante
Glenium C-355 de Basf.
Como armadura pasiva se emplean barras corrugadas de acero calidades B-
500 SD, suministradas cortadas y dobladas.
Todas las losas se colocarán bajo un pórtico de carga sobre caballetes
metálicos con el fin de permitir mantenerse dentro del rango de actuación del gato. El
actuador será un gato con pistón hidráulico MTS de 1MN de capacidad. Para la
campaña dinámica (ciclos de carga) se aplicará ciclos de 1.5Hz (0.67777 s/ciclo) con
fluctuación de carga constante de 30 a 80 KN; sin la aplicación de escalones de carga.
Material auxiliar de montaje
• Para la correcta ejecución de las losas se dispone del siguiente material auxiliar:
• Encofrado de losas mediante paneles metálicos (1 Unidad).
• Materialización de la junta de hormigonado en dos fases mediante encofrado de
madera.
• Bandas de neopreno de 20 x 40 x 4 cms, para apoyo de la losa (6 Unidades). • Bancada fija de soporte a la base de perfiles metálicos tipo HEB para la
sustentación de las losas de ensayo.
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5. FASE EXPERIMENTAL
A continuación se dará a conocer el trabajo realizado durante el desarrollo de
esta investigación, identificando claramente las fases en las que se divide y el
desarrollo experimental de cada una de ellas. Es bueno aclarar que en alguna de
estas etapas no se ha participado, ya que al momento de entrar a participar del
proyecto, ya se habían materializado en su totalidad, tales como las instrumentación
de las armaduras de las losas, pero de todas formas se hará una revisión del trabajo
realizado en esta etapa.
Es importante aclarar que la totalidad de los ensayos se realizarán en el
Laboratorio de Tecnología de Estructuras de la UPC, y en relación a los elementos a
ensayar se opto por subcontratar externamente a una empresa (PACADAR S.A.) para
el suministro y fabricación de las losas proyectadas.
5.1 Instrumentación de Armadura de Losas
En primer lugar, se realiza el montaje de las jaulas de armado de las losas
dispuestas en el parque de trabajo de PACADAR S.A. Dadas las dimensiones de las
losas y con la finalidad de garantizar un buen manejo y transporte de éstas una vez
instrumentadas a la zona de hormigonado, se ha dispuesto de puntos de soldadura
(soldadura mediante hilo) en distintas barras para garantizar la rigidez necesaria y
poder llevar a cabo con éxito los trabajos planteados.
Figura 5.1 – Acopio de jaulas de armaduras previas a su instrumentación (Villalba S., 2008).
A continuación se procede a la preparación de la armadura para la instalación
de las galgas extensométricas, etapa fundamental para la obtención de la adherencia
perfecta entre las galgas con el acero necesaria para obtener resultados favorables.
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La primera operación consiste en eliminar toda corruga existente en las zonas
donde se ubicarán las galgas. Para llevar a cabo esta operación ha sido precisa del
manejo de maquinaria tipo radial amoladora.
Figura 5.2 – Eliminación de las corrugas de la armadura de losas LD2 y LE2 (Villalba S., 2008).
Una vez eliminada la corruga, se procede al lijado en seco de la zona mediante
maquina de lijar con lija de carburo de silicio de grano 220 o 320 con el objetivo de
quitar cualquier escama, oclusión minúscula o rastros de oxidación. Luego, se efectúa
la operación de limpieza y eliminación de residuos, que consiste en desengrasar a
fondo la superficie de las piezas con un disolvente o un alcohol etílico con cetilpiridino
mediante gasas limpias. Este proceso se ha de repetir tantas veces hasta garantizar
una blancura absoluta en la gasa utilizada.
Figura 5.3 – Armadura lijada y proceso de limpieza (Villalba S., 2008).
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Seguidamente se procede al pegado de las galgas extensométricas. Se han
seguido una serie de pasos para garantizar su correcta ejecución. El primer aspecto a
considerar es el de presentar la galga en su futura ubicación. Se recuerda que ésta
mide la deformación longitudinal de las barras, por lo que su posición debe coincidir
con el eje longitudinal de la barra. A continuación se prepara el adhesivo; éste consiste
en un bicomponente A + B formado por un compuesto en polvo de acril-polimérico
basado en metil-metacrilato con materia orgánica de extensión y un líquido monómero
mixto basado en metil-acrílico-ester, respectivamente. La mezcla se realiza en un baso
de plástico y mediante una varita de madera con la que, posteriormente, se aplica el
adhesivo a la armadura. El proceso de pegado consiste en presionar uniformemente
con los dedos durante 30 segundos, de forma que la presión aplicada esté bien
repartida. Esta operación se realiza mediante una cinta transparente de plástico.
Después del curado, la galga está firmemente adherida a la barra. Acto seguido, se
despega lentamente la cinta transparente volviéndola sobre si misma y se fija la salida
de la galga e inicio del cable con una brida con el fin de proteger y aislar ésta de
cualquier tirantez posterior a lo largo del proceso de instrumentación.
Figura 5.4 – Pegado de las galgas y colocación brida en inicio de cables en LE2 (Villalba S., 2008).
Una vez pegada la galga se procede a la protección de ésta. Se recomienda
proteger toda banda extensométrica de influencias externas, como puede ser
humedad o carga mecánica. Se sabe que incluso pequeñas variaciones de la
humedad ambiental tienen influencia en la señal de medición de una banda
extensométrica sin protección. Para paliar estas recomendaciones se ha aplicado un
protector tipo ABM 75 (temperatura de resistencia en aire: -196°C...+75°C),
componente moldeable formado por masilla recubierta externamente con una lámina
de aluminio.
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Rubén Villagrán Muñoz 70
Figura 5.5 – Colocación del protector ABM 75 en losa LE2 (Villalba S., 2008).
Aun no considerando suficiente esta protección, para la elaboración de la
instrumentación se ha dispuesto de una protección adicional. Consiste en disponer de
unos caparazones cilíndricos tipo “fergón” de unos 2.50 – 3.00 cm. de longitud donde
se ha pegado la galga. Una vez colocado se sella mediante silicona convencional con
base neutra, con el fin de aislar la banda de cualquier tipo de golpe y/o manipulación
en el transporte, fase de hormigonado “vibrador”, etc…
Una vez se ha finalizado la instrumentación, se acopian debidamente las jaulas
y se les protege mediante una lona plástica.
Figura 5.6 – Colocación del protector fergon en losa LD2, LD1 y LR2 (Villalba S., 2008).
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Rubén Villagrán Muñoz 71
5.2 Hormigonado de Losas
Figura 5.7 – Transporte de la jaula a la zona de hormigonado (Villalba S., 2008).
Una vez encofradas, el último paso es el hormigonado por fases. El
hormigonado de las losas se realiza en dos fases con intervalo de 48 horas, con lo que
se dispone de una junta en el centro de la losa. Ésta se ha materializado mediante
tableros lisos de madera con el fin de no alterar el comportamiento estructural entre
dos hormigones de edades distintas y así poder emular al máximo las condiciones
reales de construcción.
Figura 5.8 – Encofrado de la Losa LR2, LD1 y LD1. Disposición de junta de hormigonado.
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Rubén Villagrán Muñoz 72
Figura 5.9 – Ejecución hormigonado de losas (Villalba S., 2008).
Finalmente, tras transcurrir un mínimo de 24 horas de la segunda fase de
hormigonado (transcurso de tiempo en el cual el hormigón de la segunda fase toma
valores de resistencia del orden de 25 N/mm2) se desencofran y se llevan a la zona del
parque de fabricación donde se acopian (mediante tres zonas de apoyo) debidamente
codificadas y numeradas hasta el momento de que sean transportadas al laboratorio
de tecnología de estructuras de la UPC para ser ensayadas
Figura 5.10 – Acopio de las losas hormigonadas y resultado de la junta de hormigonado de la losa
LE2
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Rubén Villagrán Muñoz 73
5.3 Traslado y acopio de Losas (UPC)
Una vez que los elementos están construidos en su totalidad, son trasladados
a las dependencias de la UPC, específicamente al laboratorio de estructuras de la
ETSECCPB, para su posterior ensayo.
Figura 5.11 – Traslado de losas a laboratorio UPC
Figura 5.12 – Acopio de losas en laboratorio UPC
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Rubén Villagrán Muñoz 74
5.4 Instrumentación Ensayos
Una vez que las losas están acopiadas en laboratorio se procede a montarla en
el sector donde se realizará el ensayo. Luego de tener la losa montada en el sector se
deben realizar las mediciones correspondientes en relación a las distancia para que la
losa quede completamente centrada.
Figura 5.13 – Colocación losa en pórtico de ensayo (Frontal)
Figura 5.14 – Colocación losa en pórtico de ensayo (Lateral)
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Figura 5.15 – Montaje losa en pórtico de ensayo
Luego de esta operación se procede a limpiar los sectores donde se
conectarán las pletinas de anclaje de los tempos para que el pegamento tenga la
adherencia adecuada.
La operación de pegado se debe realizar con mucho cuidado debido a la
peligrosidad del pegamento, que este caso será x-60, mezcla bicomponente A + B
formado por un compuesto en polvo de acril-polimérico basado en metil-metacrilato
con materia orgánica de extensión y un líquido monómero mixto basado en metil-
acrílico-ester, respectivamente. La mezcla se realiza en un vaso de plástico y
mediante una varita de madera, debido a la reacción química que se produce al
mezclar los componentes A y B, uno sólido y el otro liquido, en cantidades iguales se
deben tomar las precauciones necesarias.
Se mezclan estos dos elementos en iguales cantidades hasta obtener una
mezcla homogénea y pastosa la cual se coloca en los sectores donde se van a adherir
las pletinas, procurando no soltar el elemento hasta que haya endurecido
completamente y se haya logrado la adherencia perfecta. Posterior a esta actividad se
debe verificar la verticalidad de los tempos, en caso de encontrarse con alguna
variación debe ser corregida, ya que puede llevar a errores en las mediciones.
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Rubén Villagrán Muñoz 76
Figura 5.16 – Colocación Tempos y LVDT.
Luego se conectarán los terminales de los tempos con los de los equipos de
extracción de datos y medición los cuales nos arrojarán la información necesaria para
cuantificar el desarrollo completo del ensayo, en relación a las variables actuantes.
Posterior a esto se debe realizar la conexión de las galga extensométricas con
los conectores de los terminales de extracción de datos, procurando seguir fielmente
los detalles de los esquemas desarrollados para cada losa, ya que si no realiza este
trabajo con precaución se pueden obtener datos erróneos y finalmente distorsionar la
información recabada.
Luego de verificar que todas las conexiones se hayan realizado de manera
correcta y que además lo corroboren los equipos de medición, se da comienzo al
ensayo.
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6. ANALISIS DE RESULTADOS
En este capítulo se presentan los resultados obtenidos de los ensayos tanto a
carga estática, como dinámica de la losa LE1 (Losa con lazo experimental Ø 20 mm.).
Se estudia la influencia de las cargas en las deformaciones tanto en la conformación
de la junta de hormigonado, la deformación del elemento sometido a flexión pura
(Flecha) y las deformaciones que se producen en el acero pasivo que conforma el
enlace de las armaduras.
Además, considerando que esta tesina se engloba dentro de un proyecto y
tesis doctoral, con los resultados obtenidos no se pretender hacer un análisis
exhaustivo ni sacar conclusiones de carácter absoluto, se busca mas bien tener un
cierto panorama sobre el comportamiento de las losas en relación al enlace de las
armaduras, la conformación de las juntas de hormigonado y la deformación del
elemento sometido a flexión.
Para identificar claramente elementos de acero testeados que conforman el
enlace entre armaduras, se presenta el siguiente esquema (Ver Figura 6.1):
Figura 6.1 – Detalle elementos armadura enlace LE1
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Carga v/s Apertura de Junta
0
50
100
150
200
250
300
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
Apertura de Junta (mm)
Car
ga (k
N)
Frontal
Central
Posterior
Carga v/s Flecha
0
50
100
150
200
250
300
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120
Deformación (mm)
Car
ga (k
N)
FrontalCentroPosterior
6.1 Ensayo con carga estática
Figura 6.2 – Gráfico Carga v/s Apertura de Junta
Figura 6.3 – Gráfico Carga v/s Flecha
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Carga v/s Deformación AP (B2)
0
50
100
150
200
250
300
0 5 10 15 20 25 30 35
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
B2B2 Solape
Carga v/s Deformación AP (B3)
0
50
100
150
200
250
300
0 5 10 15 20 25
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
B3B3 Solape
Figura 6.4 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (B2)
Figura 6.5 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (B3)
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Carga v/s Deformación AP (B5)
0
50
100
150
200
250
300
0 5 10 15 20 25
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
B5B5 Solape
Carga v/s Deformación AP (B6)
0
50
100
150
200
250
300
0 5 10 15 20 25 30 35 40
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
B6B6 Solape
Figura 6.6 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (B5)
Figura 6.7 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (B6)
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Rubén Villagrán Muñoz 81
Carga v/s Deformación AP (BT)
0
50
100
150
200
250
300
0 0,5 1 1,5
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
BTBT Solape
Carga v/s Deformación AP (BTI)
0
50
100
150
200
250
300
0 0,5 1 1,5
Deformación (mm/m)
Car
ga (k
N)
BTIBTI Solape
Figura 6.8 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (BT)
Figura 6.9 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (BTI)
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En términos generales, se observa que las curvas Carga-Apertura de Junta,
Carga-Flecha y Carga-Deformación AP, de la losa LE1 de hormigón armado con
enlace experimental, tiene tres zonas bastante diferenciadas. Aparece un primer tramo
aproximadamente lineal, que se extiende hasta que los valores de carga alcanzan el
momento de fisuración.
Luego aparece un segundo tramo, aproximadamente lineal, pero con una
pendiente considerablemente más baja, que corresponde al comportamiento de la losa
con un área de fisuración muy extendida. La pendiente de este tramo depende
principalmente de la resistencia a la flexotracción y de las armaduras dispuestas en el
elemento.
Por último aparece un tercer tramo lineal, con una nueva reducción de la
pendiente y consecuentemente con un enorme crecimiento de las deformaciones que
corresponde al momento cuando el acero de las armaduras comienza a ceder.
Para el primer caso (Carga-Apertura de Junta), podemos visualizar que se
alcanza el momento de fisuración cuando los valores de carga sobrepasan
aproximadamente los 50 KN, correspondiendo para este instante una apertura de
fisura que fluctúa entre los 0,1 a 0,2 mm. Posterior a esto se llega al punto en donde el
acero de las armaduras comienza a ceder, en este instante se sobrepasan los valores
de carga por sobre los 210 KN, correspondiéndole para este instante una apertura de
fisura del orden de los 1 mm. en promedio. De aquí en adelante, el acero de las
armaduras ha comenzado a ceder y se puede verificar el aumento rápido y progresivo
de los valores de apertura de fisura, llegando a casi a los 8 mm. en promedio, cuando
se alcanzan los 250 KN aproximadamente, máximo valor de carga soportado por el
elemento.
Para el segundo caso (Carga-Flecha), se puede ver que cuando se sobrepasa
el instante de fisuración (50 KN) se presentan valores de deformación del orden de 2 a
3 mm. en promedio. En el segundo tramo visualizado en la gráfica se puede verificar
que los valores de deformación comienzan a aumentar a medida que aumenta la
carga, llegando a un punto máximo donde los valores de flecha son del orden de los
30 mm., cuando la carga suministrada es de aproximadamente de 210 KN. Desde este
punto en adelante los valores de deformación comienzan a aumentar rápidamente
coincidiendo con el instante en que el acero comienza a ceder, llegando a valores de
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flecha de aproximadamente 110 mm, en el momento que se llega al máximo de carga
soportado por el elemento (250 KN).
En el caso (Carga-Deformación AP), no se advierten grandes diferencias en
cuanto a valores limites de carga, pero si de valores de deformaciones en relación a
los elementos que conforman el enlace, dependiendo de su ubicación en éste. En el
caso puntual de las graficas Carga-Deformación AP (B2, B3, B5, B6), se pueden
visualizar valores del orden de los 1 mm/m. de deformación, el instante que se
sobrepasa los 50 KN (fisuración). En el segundo tramo, la gráfica nos revela el
aumento de la deformación llegando a los 4 mm/m, cuando la carga sobrepasa los 210
KN. Desde este punto en adelante se produce el rápido aumento de las deformaciones
coincidiendo con los casos anteriores, llegando a valores de deformación del orden de
los 18 mm/m. en promedio.
Para el caso Carga-Deformación AP (BT, BTI), se puede verificar un
comportamiento similar al caso anterior, pero debido a la disposición transversal de las
barras en la conformación del enlace, se obtienen valores de deformación
considerablemente menores, que van desde 0,1 mm/m en el momento de fisuración,
pasando por los 0,5 mm/m antes de que en acero comience a ceder y llegando a los
1,5 mm/m en promedio cuando los valores de carga son del orden de 250 KN.
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Gráfico Apertura de Junta v/s Tiempo
0
0,1
0,2
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Ape
rtura
de
Junt
a (m
m)
Gráfico Flecha v/s Tiempo
0
1
2
3
4
5
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m)
6.2 Ensayo Con carga Dinámica
Figura 6.10 – Gráfico Apertura de Junta v/s Tiempo
Figura 6.11 – Gráfico Flecha v/s Tiempo
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Gráfico Deformación AP (B2) v/s Tiempo
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
B2
B2 Solape
Gráfico Deformación AP (B3) v/s Tiempo
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
B3
B3 Solape
Figura 6.12 – Gráfico Deformación AP (B2) v/s Tiempo
Figura 6.13 – Gráfico Deformación AP (B3) v/s Tiempo
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Gráfico Deformación AP (B5) v/s Tiempo
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
B5
Gráfico Deformación AP (B6) v/s Tiempo
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
B6
B6 Solape
Figura 6.14 – Gráfico Deformación AP (B5) v/s Tiempo
Figura 6.15 – Gráfico Deformación AP (B6) v/s Tiempo
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Gráfico Deformación AP (BT) v/s Tiempo
0
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
BT
Gráfico Deformación AP (BTI) v/s Tiempo
0
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0 5 10 15
Tiempo (Días)
Def
orm
ació
n (m
m/m
)
BTI
Figura 6.16 – Gráfico Deformación AP (BT) v/s Tiempo
Figura 6.17 – Gráfico Deformación AP (BTI) v/s Tiempo
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Rubén Villagrán Muñoz 88
En general, se observa que las gráficas Carga-Apertura de Junta, Carga-
Flecha y Carga-Deformación AP de la losa LE1 de hormigón armado con enlace
experimental sometida a carga dinámica, los comportamientos son similares.
Considerando la aplicación de una carga fluctuante entre 30 y 80 50 KN y con una
frecuencia de 1,5 Hz; se diferencian dos etapas, en la primera se ve claramente una
amplitud de onda en aumento progresivo, haciéndose máxima, cuando se ha llegado
al punto de fisura, lo cual concuerda totalmente con los datos obtenidos en los
ensayos a carga estática, donde se obtuvo el punto de fisura aproximadamente a los
50 KN. Luego aparece un segundo tramo de amplitud constante, que se mantiene
durante todo el periodo que dura el ensayo, para una carga de aplicación constante de
50 KN.
Para el primer caso (Carga-Apertura de Junta), podemos visualizar que
cuando se alcanza el momento de fisuración los valores registrados son del orden de
los 0,1 mm, amplitud de onda que se hace constante hasta finalizar a los 15 días.
Para el segundo caso (Carga-Flecha), se puede ver que cuando se llega al
instante de fisuración (50 KN) se presentan valores de deformación del orden de 3 a 4
mm. en promedio, valores que se mantienen como amplitud de onda hasta finalizar el
ensayo.
En el caso (Carga-Deformación AP), no se advierten grandes diferencias en
cuanto a las relaciones anteriormente descritas. Puntualmente en las graficas Carga-
Deformación AP (B2, B3, B5, B6), se pueden visualizar valores del orden de los 0,2
mm/m. de deformación, el instante que se sobrepasa los 50 KN (fisuración).
Para el caso Carga-Deformación AP (BT, BTI), se puede verificar un
comportamiento similar al caso anterior, pero debida a la disposición transversal de las
barras en la conformación del enlace, se obtienen menores valores de 0,02 mm/m de
deformación.
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Rubén Villagrán Muñoz 89
7. CONCLUSIONES
Como se recordará, el presente trabajo se enmarca dentro de la participación
del proyecto de investigación y tesis doctoral, titulado “Diseño, verificación
experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de
hormigón de sección transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”,
desarrollado por Sergi Villalba Herrero, la cual está dirigida por el profesor Joan
Ramón Casas.
Cabe señalar que el objetivo principal de esta tesina fue el de la preparación,
instrumentación y desarrollo de los ensayos de las distintas campañas experimentales
realizadas, tanto a carga estática como dinámica, del proyecto de tesis doctoral
señalado anteriormente.
Para esto, y a modo de introducirse al tema, se desarrollo un capítulo completo
en relación a las tipologías de puentes construidos en la actualidad y otros que han
caído en desuso, pero es bueno nombrarlas a modo de antecedente histórico.
Además, se desarrollaron algunos sub-capítulos donde se muestra la evolución
histórica y los procesos constructivos de cada tipología de puente presentada. Se
desarrollo de manera más puntual y detallada los métodos de construcción vano a
vano, en puentes de hormigón tipo viga en sección cajón, debido a que es donde es
aplicable el desarrollo de la unión de armaduras mediante lazos.
Luego, se analizan las bases teóricas de adherencia y anclaje según diferentes
normativas EHE, ACI, DIN 1045; donde queda más que claro que las longitudes de
solape necesarias para materializar los enlaces de armaduras, son de longitud
demasiado excesivas, lo cual justifica la búsqueda de soluciones al respecto.
En relación a la participación de las campañas experimentales, cabe señalar que
se ha participado casi en la totalidad de los ensayos, ejecutando labores de
instrumentación de losas a ensayar y de su posterior desmontaje, una vez que ha
finalizado el ensayo.
De los ensayos propiamente tal, se comenta que se tomó como referencia para el
análisis de los resultados, una losa sometida a carga estática y otra a carga dinámica,
la que corresponde a la losa LE1 (Losa con Enlace Experimental).
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Rubén Villagrán Muñoz 90
En términos generales, se observa que las curvas generadas en relación a los
datos obtenidos de la losa LE1 de hormigón armado con enlace experimental,
ensayada a carga estática, tiene tres zonas bastante diferenciadas. Aparece un primer
tramo aproximadamente lineal, que se extiende hasta que los valores de carga
alcanzan el momento de fisuración. Posterior a esto un segundo tramo
aproximadamente lineal se hace presente, pero con una pendiente considerablemente
más baja, correspondiendo al comportamiento de la losa con un área de fisuración
muy extendida. La pendiente de este tramo depende principalmente de la resistencia a
la flexotracción y de las armaduras dispuestas en el elemento. Por último aparece un
tercer tramo lineal, con una nueva reducción de la pendiente y consecuentemente con
un enorme crecimiento de las deformaciones que corresponde al momento cuando el
acero de las armaduras comienza a ceder.
De lo anterior se puede concluir que el comportamiento del elemento sometido
a flexión pura y ensayado a carga estática, es marcadamente no lineal.
Para el caso de las graficas de la losa LE1 sometida a carga dinámica, los
comportamientos son similares. Considerando la aplicación de una carga fluctuante de
30 a 80 KN y con una frecuencia de 1,5 Hz; se diferencian dos etapas, en la primera
se ve claramente una amplitud de onda en aumento progresivo, haciéndose máxima,
cuando se ha llegado al punto de fisura, lo cual concuerda totalmente con los datos
obtenidos en los ensayos a carga estática, donde se obtuvo el punto de fisura
aproximadamente a los 50 KN. Luego aparece un segundo tramo de amplitud
constante, que se mantiene durante todo el periodo que dura el ensayo, para una
carga de aplicación constante de 50 KN.
Para finalizar, puedo concluir que la experiencia realizada cumplió cabalmente
los objetivos planteados para el desarrollo de esta tesina. Partiendo de la base que
jamás había tenido la oportunidad de trabajar y de participar de un proyecto de esta
envergadura y con las tecnologías aplicadas en relación a la cuantificación de las
variables en estudio; se lograron aprendizajes tanto en temas de trabajo de
laboratorio, como lo relacionado con los puentes, su historia, sus tipologías y procesos
constructivos utilizados en la actualidad.
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Rubén Villagrán Muñoz 91
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