Calculo de Un Puente de Hormigon Armado de 50 m Umss

DISEÑO DE UN PUENTE VEHICULAR DE HORMIGÓN PREESFORZADO DE 50 M, EN LA LOCALIDAD DE PULACAYO PARA LA EMPRESA MINERA APOGGE MINERALS BOLIVIA S.A.

UNIVERSIDAD MAYOR DE SAN SIMÓN

FACULTAD DE CIENCIAS Y TECNOLOGÍA

CARRERA DE INGENIERÍA CIVIL

PROGRAMA DE TITULACIÓN DE ALUMNOS

ANTIGUOS NO GRADUADOS

“DISEÑO DE UN PUENTE VEHICULAR DE HORMIGÓN PREESFORZADO DE 50 M DE LONGITUD, EN LA LOCALIDAD DE PULACAYO PARA LA EMPRESA

MINERA APOGGE MINERALS BOLIVIA S.A.”

(PERFIL DE TRABAJO DIRIGIDO)

Presentado por: Ing. Alejandro Quiroz paredes

Docente: Ing. MSc. Omar David Pérez Fuentes

COCHABAMBA – BOLIVIA

ABRIL – 2012

ÍNDICE

Cristian Miguel Alipaz Condo Página 1


1. ANTECEDENTES.

1.- Resumen……………………………………………………………………Página 8

1.1 Antecedentes generales.....................................................................Página 8

1.1.1 Inversión para el proyecto………....................................................Página 11

1.2 Descripción del problema..................................................................Página 11

1.2.1 Identificación del problema………..................................................Página 11

1.2.1.1 Árbol de problema………………..................................................Página 11

1.2.2 Descripción del problema………….................................................Página 11

1.2. 3 Formulación del problema………..................................................Página 11

1.3 Objetivos............................................................................................Página 12

1.3.1 Objetivo general..............................................................................Página 12

1.3.2 Objetivos específicos. ....................................................................Página 12

1.4 Justificación y alcance.......................................................................Página 12

1.4.1 Justificación. ..................................................................................Página 12

1.4.2 Alcance. .........................................................................................Página 12

1.5 Metodología.......................................................................................Página 13

1.5.1 Tipo de investigación......................................................................Página 13

1.5.2 Matriz de diseño metodológico.......................................................Página 13

2 MONOGRAFÍA DEL LUGAR

2.1 Antecedentes del municipio...............................................................Página 14

2.2 Ubicación y localización.....................................................................Página 19

2.3 Extensión Territorial...........................................................................Página 20

2.4 Límites y Colindancias.......................................................................Página 20

2.5 Vías de acceso..................................................................................Página 21



2.6 Clima..................................................................................................Página 22

2.7 Población e idioma............................................................................Página 23

2.8 Servicios Públicos..............................................................................Página 25

2.9 Economía...........................................................................................Página 40

2.10 Investigación diagnóstica sobre necesidades de servicios básicos e

Infraestructura………………………………………………………………...Página 41

2.11 Justificación social...........................................................................Página 47

3 SERVICIO TÉCNICO PROFESIONAL

3.1 Descripción del proyecto...................................................................Página 48

3.2 Estudios De Hidrología e Hidráulica..................................................Página 48

3.2.1 Objetivos de un estudio hidrológico.................................... Página

3.2.2 Recolección de datos para un estudio hidrológico..............Página

3.2.3 Consideraciones para el Diseño..........................................Página

3.2.4 Interrelación con los Estudios Geológicos y Geotécnicos...Página

3.2.5 Información de apoyo..........................................................Página

3.2.6 Documentación requerida....................................................Página

3.2.7 Intensidad de lluvias.................................................................Página

3.2.8 Análisis Hidrológico...................................................................Página

3.3 Estudio de suelos...................................................................................Página

3.3.1 Objetivos de un estudio de suelos............................................Página

3.3.2 Sondeo para las cimentaciones................................................Página

3.3.3 Ensayos de campo...............................................................Página

3.3.4 Ensayos de laboratorio.........................................................Página

3.3.5 Interrelación con los Estudios Hidrológicos..........................Página



3.3.6 Documentación requerida.....................................................Página

3.4 Estudios topográficos.........................................................................Página

3.4.1 Objetivos de un estudio topográfico......................................Página

3.4.2 Alcances de estudios topográficos........................................Página

3.4.3 Instrumentación para trabajos topográficos...........................Página

3.4.4 Documentación requerida........................................................Página

3.5 Clasificación de los puentes...................................................................Página

3.5.1 Según su longitud.....................................................................Página

3.5.2 Según su función......................................................................Página

3.5.3 Según material utilizado............................................................Página

3.5.4 Según sección transversal........................................................Página

3.5.5 Según estructura longitudinal...................................................Página

3.6 Partes fundamentales de puentes..........................................................Página

3.6.1 Superestructura........................................................................Página

3.6.2 Subestructura............................................................................Página

3.7 Especificaciones de diseño....................................................................Página

3.7.1 Cargas que soporta un puente.................................................Página

3.7.2 Cargas muertas........................................................................Página

3.7.3 Cargas vivas.............................................................................Página

3.7.4 Recubrimientos.........................................................................Página

3.7.5 Longitud de desarrollo..............................................................Página

3.7.6 Traslapes..................................................................................Página

3.7.7 Ganchos....................................................................................Página

3.8 Diseño de la super-estructura.................................................................Página



3.8.1 Dimensionamiento de la losa entre vigas.................................Página

3.8.2 Diseño de losa entre vigas........................................................Página

3.8.3 Diseño de acera (banqueta).................................................... Página

3.8.4 Diseño de barandal.................................................................. Página

3.8.5 Diseño de diafragmas...............................................................Página

3.8.6 Diseño de vigas........................................................................Página

3.8.7 Diseño de apoyos de neopreno………………………………… Página

3.9 Diseño de la subestructura.....................................................................Página

3.9.1 Diseño de viga de apoyo para estribo en voladizo...................Página

3.9.2 Diseño de cortina para estribo en voladizo...............................Página

3.9.3 Diseño de estribos en voladizo.................................................Página

3.9.4 Diseño de viga de apoyo para pila central................................Página

3.9.5 Diseño de pila central...............................................................Página

3.9.6 Diseño de cimiento para pila central.........................................Página

4 PRESUPUESTO GENERAL DEL PROYECTO

4.1 Especificaciones técnicas.......................................................................Página

4.2 Cómputos métricos.................................................................................Página

4.3 Planillas de precio unitario......................................................................Página

4.4 Presupuesto............................................................................................Página

5 CRONOGRAMA DE EJECUCION DEL PROYECTO

5.1 Determinación de ruta critica..................................................................Página

5.2 Diagrama de Gantt.................................................................................Página

5.3 Cronograma de desembolsos.................................................................Página



CONCLUSIONES

RECOMENDACIONES

9. BIBLIOGRAFÍA

1. Sociedad Mexicana de Suelos MANUAL DE CIMENTACIONES PROFUNDAS,

Ed SMMS, 2002)

2. Crespo Villalaz, Carlos. Vías de comunicación. México: Noriega Editores, 3a

edición, 2,002, 715 pp., Kassinali Islam,

3. ANALISIS ESTRUCTURAL, Internacional Thomson Editors 28 Ed, 2004)

4. American Association of State Highways and Transportation Offcials (AASHTO).

Standard Specifications for highways and bridges. Estados Unidos: 16a.

edición, 1,996.

5. Reglamento ACI

6. Reglamento CBH

7. Programa Computacional SAP

RESUMEN

Este proyecto tiene como fin la construcción de un puente vehicular adecuado para la

circulación del flujo vehicular, resolviendo de esta manera la necesidad de la Empresa Minera

Apogge Minerals Bolivia S.A. de trasladar mineral.

Para el diseño del puente, se realizaron estudios correspondientes, para así determinar los

factores del mismo. De estos estudios, se concluyó que deberá tener una luz de 50 metros, que

se dividirá en dos luces de 25 metros utilizando una pila intermedia, un ancho de rodadura de



7.20 metros para dos vías, una carga viva de diseño AASTHO HS-25, una carga de impacto no

mayor del 30%, estribos de muro en voladizo con zapata, para un valor soporte de 32.9 Ton/m2

El proyecto contempla los siguientes aspectos en:

Estudio topográfico, geotécnico, hidrológico e hidráulico.

Diseño de la superestructura e infraestructura del puente.

Cómputos métricos, precios unitarios y especificaciones técnicas.

Cronograma de actividades.

Conclusiones y recomendaciones

1. ANTECEDENTES:

1.1 ANTECEDENTES GENERALES:

Pulacayo está ubicada a 22 Km. al Noreste de la ciudad de Uyuni, políticamente constituido en

cantón desde el año 1.833 de la Provincia de Porco que más tarde se denomino, Antonio

Quijarro del Departamento de Potosí y cuya Capital es Uyuni.

Pulacayo está ubicado a 198 Km. al Sud Oeste de la Ciudad de Potosí y a 553 Km. al Sud Este

de la Ciudad de La Paz, se encuentra rodeado por varios cerros de la Cordillera de Chichas

como el Cerro Paisano o el Cerro Pupuzani.

El Cantón por encontrarse próxima a la Localidad de Uyuni es accesible:

Por carretera: estables desde las Ciudades de Potosí y La Paz, siendo el acceso por camino de

tierra entre Potosí - Uyuni. La carretera La Paz – Uyuni, asfaltada hasta Challapata y prosigue

carretera de tierra hasta Pulacayo.

Por Vía Férrea, presenta interconexión ferroviaria desde la Ciudad de Oruro hasta Uyuni.



Por Vía Aérea, cuenta con una pista de aterrizaje ripiada, que permite operar aviones

pequeños.

MAPA GENERAL DE LA LOCALIZACION DE PULACAYO

Figura N° 1 MAPA DE LOCALIZACIÓN DE PULACAYO

Potencial Minero:

La producción minera en esta zona del país tiene una amplia historia, con un pasado lleno de

acontecimientos importantes y personas notables. Lastimosamente este pasado no tiene

relación con el medio ambiente; mismo que ha quedado seriamente afectado. Efectos que en

algunos casos son irreversibles.

En la actualidad la Cooperativa minera de Pulacayo, aún desarrollan actividad de extracción y

procesamiento del mineral pero con tecnología muy artesanales, sin asistencia técnica ni

cooperación gubernamental. Como resultado obtiene muy poca o ninguna rentabilidad para los

trabajadores y Estado, a cambio obtiene grandes conflictos ambientales.

Las empresas mineras actuales constituidas por la Cooperativa Minera Pulacayo y la Empresa

Apogee Minerals Bolivia S.A., tienen el compromiso de implantar sistemas de gestión

ambiental en sus operaciones de manera de controlar los posibles efectos ambientales,

cumpliendo normativa del Código de Minería, la Ley de Medio Ambiente y el Reglamento

Ambiental para Actividades Mineras.



La exploración prevista por APOGEE MINERALS, dan buenas expectativas de crecimiento en

la explotación y por tanto en la economía de Estado.

PROBLEMAS IDENTIFICADOS

Pulacayo, como tantos centros mineros quedo a la merced del olvido, inactiva por ley, con una

data significativa de obreros despedidos, instalaciones cerradas y desmanteladas,

campamentos desiertos, viviendas desocupadas, calles en mal estado y vacías, falta de

luminarias, falta de una infraestructura de servicios básicos y una pobreza generalizada. Esta

es la realidad actual del pueblo de Pulacayo, cuya población, aun abriga la esperanza de

tiempos mejores.

Fuentes de Trabajo

La actividad económica principal de la región esta centrada en el sector Minero (rentistas y

cooperativistas), COMIBOL (obreros), Empresa APOGEE MINERALS (obreros), panadería y

otras actividades adicionales que constituyen una minoría.

De acuerdo a los resultados de la encuesta realizada por la Empresa de APOGGEE, se pudo

advertir que el 43% de la población es adulta (que oscila entre 21 a 55 años de edad) se

encuentra sin empleo.

1.1. INVERSION PARA EL PROYECTO.- Para la realización del puente tanto en su

diseño como para su construcción se planifico la suma de 2´544.677.- Bs, lo cual

es un precio realmente razonable considerando la dificultad de trabajo en la

zona y de la obtención de los materiales necesarios para construir el puente.

1.2 ANTECEDENTES ESPECIFICOS:

El hombre ha utilizado las vías de comunicación como uno de los principales mecanismos para

fortalecer el desarrollo económico, cultural y social de sus comunidades.



Los puentes pueden ser de estructura de madera, piedra, ladrillo, concreto simple, concreto

armado o fierro estructural, y ser utilizados para que la vía de comunicación pueda salvar un

río, una depresión de terreno u otra vía de comunicación.

La empresa Apogee Silver Bolivia S.A. en su afán de reactivar la mina que hasta la fecha está

siendo explotado por cooperativas, tiene en su plan construir una planta de tratamiento de

mineral donde diariamente se tratara 6000 ton de mineral extraído de interior mina en su

primera fase.

Este mineral tratado necesariamente se tendrá que trasladar a la ciudad de Potosí por medio

de volquetes de 12 m3 de capacidad diariamente, el cual para poder cumplir con esta demanda

de mineral es necesario la construcción de un puente.

1.2. DESCRIPCIÓN DEL PROBLEMA

1. 2.1 Identificación del problema

La importancia de los puentes en el desarrollo y en las relaciones humanas ha sido el objetivo

principal del impulso para el conocimiento en la construcción y mantención de dichas

estructuras.

En general el propósito inicial de un puente es superar un obstáculo para luego continuar el

camino. Sin embargo, es necesario considerar aspectos de diseño, tales como obstáculos

superados, vistas laterales, cantidad de vanos libres, área de soporte que constituye el

material, naturaleza del tránsito, etc.

El propósito es demostrar que la construcción de este puente beneficiara con la calidad de vida

de toda esta región creando fuentes de trabajo.

1.3 OBJETIVOS.-

1.3.1 General.-

El objetivo general del presente trabajo es realizar el cálculo y diseño de un puente vehicular de

50 metros, ubicado en el municipio de Pulacayo (área industrial)

1.3.2 Específicos.-



1. Determinar el emplazamiento de la estructura

2. Establecer las características y capacidad portante del suelo

3. Determinar las características de la estructura

4. Determinar la hiperestática de la estructura

5. Dimensionar sus elementos estructurales

6. Establecer el costo final de la obra

7. Establecer el tiempo óptimo de ejecución de obra

8. Elaborar las Especificaciones Técnicas

1.4 Justificación y Alcance.-

1.4.1 Justificación.- El presente trabajo dirigido se justifica plenamente por la

necesidad que tiene la población de pulacayo de tener una vinculación directa entre el

centro minero que ocupa y explota actualmente la empresa minera APOGGE

MINERALS BOLIVIA S.A. ya que la misma se encuentra planificando actualmente la

construcción y materialización del puente analizando la mejor expectativa en el diseño

y funcionalidad según convenga a sus intereses.

1.4.2 Alcance.- Se tiene como alcance la vinculación de la localidad de pulacayo

precisamente con las instalaciones de explotación de la empresa minera APOGGE

MINERALS BOLIVIA S.A. para de esta manera poder transportar el material y

comercializarlo o procesarlo según el mercado boliviano en UYUNI.

1.5 Metodología.- Para realizar el presente trabajo dirigido se procedió que recopilar

toda la información disponible mediante a visitas en el lugar y teniendo la ventaja de

haber trabajado en la empresa APOGGE MINERALS BOLIVIA S.A. sobre la cantidad

aproximada de mineral por volqueta en m3, que se habrá de transportar por dicho

puente, por ejemplo la Volqueta mas cargada que circulara por el puente será la de 12

m3, por tanto el requerimiento de diseño será para camiones denominados HS - 25 o

HL - 93.



1.5.1 Tipo de Investigación.- Se ideo una investigación plenamente práctica y

científica en base al conocimiento adquirido y el existente mediante lo aprendido en el

área de puentes de Hormigón Preesforzado y a través de toda la revisión bibliográfica

sobre el tema que se tenga a disposición.

1.5.2 Matriz de Diseño Metodológico.-

Figura N° 2 Matriz de Diseño Metodológico

CAPITULO 2

2. MONOGRAFIA DEL LUGAR

2.1 Antecedentes del Municipio.-

Existen tres versiones sobre el nominativo dado a Pulacayo:

1. Pulacayo deriva del quechua – lipeño pujllay cayo, que quiere decir lugar donde

juega el viento (Ciertamente remolinos de viento son características del lugar).


Comprensión del Problema y su

Solución

(Diseño y Cálculo del Puente de H°

P°)

Revisión de Antecedentes

Previos

Sobre otros Puentes

Recopilación de Información

Relevante en el área de Puentes

Diseño y Cálculo del Puente de

Hormigón Preesforzado de 50 m de longitud


2. Manuel de Lucca sostiene que la voz aymara de Pulinayu, indica viento del

Oeste. De Pulinayu a Pulacayo no dista (efectivamente los vientos del Oeste son

violentos en la región).

3. Jesús Lara, dice que la voz quechua de Pullpuyu significa; donde brota el agua.

En esta última consideración, existen allí, muchas fuentes de agua cristalina

como las del Canchon, Miraflores o el chutuscu, corrientemente conocidas como

pozos.

2.2 Aspectos Históricos

Como la mayoría de los pueblos, Pulacayo carece de datos históricos fehacientes que

acrediten, la fecha, el año de su fundación, en muchos casos el inicio de las actividades

económico mineras o acontecimientos sociopolíticos.



Figura N°3 Vista general de Pulacayo (fuente Google earth)

Sin embargo, existen dos criterios que pretenden explicar la apertura de las operaciones

mineras.

El primero sostenido por el Historiador Prudencio Bustillos, ratifica su posición en algo

legendario: “un minero español llamado Mariano Ramírez, se empeñaba en el año de 1.833, en

explotar una mina pobre situada cerca de Pulacayo, a principios de año, una india campesina le

dijo: No te mates trabajando aquí patrón, yo te mostrare una mina donde encontraras tanta

plata como sea necesaria para edificar una ciudad y le llevo sigilosamente a muchas leguas de

Tolapampa, que era el pueblo donde ambos Vivian; transmontando cerros y cruzando llanuras,

la india se detuvo por fin, en una de las montañas de la cordillera montada. Ya estamos, le dijo,

ahora puedes cavar donde quieras y hallaras lo que tanto has buscado.

La versión histórica se la encuentra en el año 1.580 cuando un experimentado grupo de

españoles se asentaron en las faltas de los nevados de Khosuña y Koscaña a la altura del

paralelo 20° 20’, donde no satisfechos de las vetas pequeñas de plata encontradas, se

descolgaron, en pos de mejores resultados, al sur del mismo sistema cordillerano, arribando a

Huanchaca, zona de limpias aguas cantarinas, deteniéndose finalmente en Pulacayo Viejo

donde algunas pequeñas bocas de una mina estaban hábilmente tapadas que distraían y

confundían su presencia desde tiempos incaicos, iniciados los trabajos, los resultados fueron

satisfactorios y su explotación se prolongo hasta la revelación de Tupac Amaru y Tupac Katari

en el año 1.780, año en que se interrumpió la labor.

Mariano Ramírez, el 17 de diciembre de 1.833, alentado por la política del Mariscal de Zepita,

Don Andrés de Santa Cruz, organizó la Sociedad Mineralógica de Huanchaca con algunos

socios de Sucre y Potosí. Aún sin saborear la satisfacción que ofrece el éxito y pese a sus

esfuerzos en 1.856 Aniceto Arce adquiere de Mariano Ramírez, junto a Manuel Argandoña,

José Ignacio Del Río y Juan Elías del Dúo, las acciones; estos nuevos dueños cambian la

razón social por la de “Compañía Huanchaca de Bolivia”.



En 1.872 desde el Palacio de la Moneda de Santiago de Chile se digitan las maniobras

financieras y sus representantes de la banca y el comercio son encomendados a dirigir al

objetivo único; Huanchaca. Así Chile es participe de la Compañía Huanchaca de Bolivia con

una mayoría de acciones y como agraviado la soberanía nacional establecen la sede de la

Compañía en lo político y lo administrativo, en el Puerto de Valparaíso, contacto natural con

Santiago y Pulacayo en términos de equidistancia.

Por una parte, si bien con ese paso dado se consolida y vitaliza el capital financiero e industrial

de Huanchaca, en el fondo significa acentuar la voracidad sobre nuestro patrimonio territorial.

Por otra parte Chile convierte a Huanchaca en la base de su servicio de inteligencia y actúa

contra Bolivia dentro de Bolivia y por ello paradójicamente, cuando las pestes, el hambre y la

sequía diezmaban el resto del territorio, Huanchaca se mantenían expedita e inmune a tales

daños.

La Compañía Huanchaca de Bolivia Junto a Aniceto Arce y sus socios Anglo – Chilenos,

asumieron un papel de base política y de espionaje desde donde se irradio la “Doctrina –

postulado del PACIFISMO”, que entre otras proponía un acercamiento y acuerdo con

Chile contra Perú, defender el plan del ejercito Chileno de “Hacer la guerra al Perú a

favor de Bolivia”.

Luego la Compañía Huanchaca de Bolivia neutralizo toda inquietud patriótica de

movilización:

Primero.- Porque no se les permitió a los trabajadores, clase obrera fundir los cañones

en la tecnificada fundición de propiedad de la Compañía, ni usar la maestranza donde

se daría el acabado a los mismos, tampoco se les accedió la demanda de licencia

indefinida para enrolarse al Ejercito, bajo la pena de despido masivo.

Segundo.- La Compañía Huanchaca de Bolivia otorgo un empréstito a regañadientes

para formar el Ejercito del Sud en complicidad con el Gral. Campero, que se pasó

veraneando en Cotagaita y posteriormente se disperso en Tomave lejos del teatro de

operaciones.



Tercero.- El ganado caballar de Chile pastaba en los bofedales de Pulacayo reunidos

en la Ex Hacienda de Ramírez.

¿Qué podía aguardarse de una empresa o compañía donde todo era olor y sabor a

Chileno? Todas las oficinas de administración y jefaturas de talleres eran controladas

por personal chileno, solamente la mano de obra no calificada y barata era boliviana:

Obreros nacionales.

Hablar de auge y prosperidad de la ERA DE LA PLATA, es mencionar a Pulacayo por

cuanto la economía nacional giró en torno a la pilastra granítica de su tesoro

argentífero que reposaba en sus entrañas. Las exposiciones internacionales de la Plata

realizadas en Francia, Inglaterra, Malasia, China y otras naciones, entre los años de

1.839 a 1.899, tenían en Pulacayo como la eminencia representativa de Bolivia, por la

calidad de su producto que iban de 70 a 90 marcos de plata.

Bastan algunos ejemplos, de los muchos, para ilustrar lo que logró la bonanza

económica de este centro minero en provecho de la nación:

El primer ferrocarril que desde territorio chileno se extendió hasta Pulacayo, el 29 de

noviembre de 1.888, se costeo con dineros de la compañía.

La Ciudad de Uyuni, fue creada por D.L. del 11 de julio de 1889 y se fundó formalmente

el 20 de febrero de 1890 con capitales de la Compañía de Huanchaca de Bolivia, pero

irónicamente, los primeros habitantes y trabajadores de los FF. CC. Eran Chilenos, ni

un boliviano y se aprueba el plano de la ciudad por D.L. del 25 de noviembre de 1889.

El puente colgante, sobre el Río Pilcomayo, actual reliquia nacional fue costeada por

Huanchaca al igual que el puente colgante sobre el Río Grande o Guapay, límite entre

Chuquisaca y Cochabamba, actualmente en ruinas. En Sucre se construye el Palacio

de la Florida, el Castillo de la Glorieta demoliendo todo un cerro, el cine teatro Mariscal

Sucre. La bella mansión de Arce en los campos de Eliseo de la Ciudad de Paris, por

otra parte las Haciendas Tiripayas, La Barca, Carapari, Pasopaya, El Ferrocarril a



Oruro (15 de mayo de 1.892) y otras tantas fueron construidas con los fondos de

Huanchaca, al margen de caminos, líneas telefónicas, puentes menores etc.

En el año 1.927 Mauricio Hoschild compra la Compañía Huanchaca de Bolivia, dando

al inicio del segundo “boom” en su explotación, bajo la administración se profundizo la

mina hasta el nivel 776 y se descubrió la Veta Cuatro, que aportaba con un 25% de la

producción total.

En el año 1.952 se nacionalizan las minas, su administración pasa a manos de

COMIBOL, que continua con la explotación hasta julio del año 1.958; año en que el

Gobierno del Dr. Hernán Siles Suazo, cerro la mina ocasionando el despido masivo de

los trabajadores mineros y el consiguiente desmantelamiento del gigantesco ingenio,

montado en la administración de Hoschild.

En Septiembre del mismo año, la Ex – Mina, administrada por COMIBOL es convertida

en Centro Industrial, en merito a la bien montada fundición y la excelente Maestranza

equipada modernamente y finalmente en los años 60, cambia la razón social y la

denominan PLANTA INDUSTRIAL DE PULACAYO (P.I.P.) La mano de obra altamente

calificada de sus obreros y técnicos, hacían del hierro, la materia plástica que

obedecían a su creatividad, se fabricaban bombas Witfley para agua, cuya alta

resistencia a la corrosión se traducía en la longevidad del producto, logrando ahorros a

la COMIBOL, grúas de mucha capacidad, tolvas, carros metaleros de variadas

dimensiones, andariveles, ascensores o llamadas jaulas, anillos sin fin para los

ingenios, cintas transportadoras polines de ida y retorno, pernos, clavos y material de

mucha precisión para todas las minas nacionalizadas. Su calidad, perfecto acabado y

presentación solamente podían ser competidas por la industria americana y japonesa.

Hasta que en diciembre del año 1.995 cancelan con sus operaciones y en la actualidad,

quedan personas que hacen únicamente el servicio de vigilancia.

En el año 1.962 se instalo la fábrica de lana con la razón social de COMBOFLA

(Compañía Boliviana de Fomento Lanero) luego cambio por la IMPUL (Industrias



Pulacayo), el producto era de irrebatible calidad con una demanda preferentemente por

Inglaterra. En los años 90 la hilandería cierra sus operaciones.

2.3 Ubicación y localización

Pulacayo esta ubicada a 22 Km. al Noreste de la ciudad de Uyuni, políticamente

constituido en cantón desde el año 1.833 de la Provincia de Porco que mas tarde se

denomino, Antonio Quijarro del Departamento de Potosí y cuya Capital es Uyuni.

Pulacayo esta ubicado a 198 Km. al Sud Oeste de la Ciudad de Potosí y a 553 Km. al

Sud Este de la Ciudad de La Paz, se encuentra rodeado por varios cerros de la

Cordillera de Chichas como el Cerro Paisano o el Cerro Pupuzani.

El Cantón por encontrarse próxima a la Localidad de Uyuni es accesible;

1. Por carretera: estables desde las Ciudades de Potosí y La Paz, siendo el acceso

por camino de tierra entre Potosí - Uyuni. La carretera La Paz – Uyuni, asfaltada

hasta Challapata y prosigue carretera de tierra hasta Pulacayo.

2. Por Vía Férrea, presenta interconexión ferroviaria desde la Ciudad de Oruro

hasta Uyuni.

3. Por Vía Aérea, cuenta con una pista de aterrizaje ripiada, que permite operar

aviones pequeños.



Figura N ° 4 Mapa general de la localización de Pulacayo (fuente Google earth)

2.4 Descripción Geográfica

La configuración fisiográfica de la zona donde esta previsto llevar adelante las

operaciones del Proyecto Pulacayo – Paca, corresponde a la Cordillera Oriental de Los

Andes, ubicado específicamente el área en sus estribaciones accidentales, localmente

en el extremo Sur de la Cordillera de los Frailes, formado por serranías onduladas de

un relieve topográfico moderado, con una altura que varía entre los 3.700 a 4.600

msnm.

En el relieve topográfico de la zona sobresalen, de sur a norte: el Cerro Pupusani

(4.562 msnm), el cerro Wanca Cancha (4.587 msnm), el Cerro Pulacayo o Porvenir

(4.550 msnm) y el Cerro Paca Orcko (4.589 msnm); además de la planicie ondulada

de Lupitaca Pampa que se encuentra entre 4.360 y 4.446 msnsm, de igual manera la

planicie que se sitúa en el extremo Sudeste del área denominada Khasa Pampa en una

altura media de 3.740 msnm.

La población de Pulacayo por encontrarse en un cañadón de la Cordillera Chichas y las

faldas de la Cordillera de los Frailes, esta rodeada de los Cerros Paisano y el

Pupuzani, a una altitud de 4.200 msnm.

La Población de Pulacayo esta ubicado en las siguientes coordenadas:



GEOGRAFICAS UTM

Longitud 66°44´08´´ 7749990 N

Latitud 20°22´13´´740500 E

2.5 Vías de Acceso

Para llegar a la Población de Pulacayo, del interior del País, se puede utilizar dos

tramos:

• De la Paz a Pulacayo

Ruta Kms Carretera

La Paz Oruro 229 Km. Asfaltado

Oruro Challapata 121 Km. Asfaltado

Challapata Uyuni 202 Km. Terraplén de tierra

Uyuni Pulacayo 18 Km. Terraplén de Tierra

La Paz - Pulacayo 570 Kms

• De Potosí a Pulacayo

Ruta Kms Carretera

Potosi Pulacayo 198 Km. Asfaltado

Potosi - Pulacayo 198 Kms

En ambos casos se puede utilizar combinaciones Vía terrestre hasta Oruro,

continuando por Vía Férrea hasta Uyuni y posteriormente se prosigue carretera de

tierra hasta Pulacayo.

Otro vía de acceso es por Vía Área, Uyuni cuenta con un Aeropuerto ripiado, donde

aterrizan aviones pequeños únicamente.



2.6 Clima

Pulacayo por encontrarse en un cañado de la cordillera de Chichas esta a una altitud

de 4.200 msnm y su clima es típico de las zonas andinas de frío - seco y de vientos

fuertes, durante casi todo el año.

Los valores registrados en los últimos periodos determinan:

1. Una temperatura máxima extrema que varía entre 25.80º C en verano (febrero)

a 13.32º C en invierno (junio). Con valor promedio anual de 21.82ºC

2. Una temperatura mínima extrema de 1.38º C en verano (enero) que varía a

15.66º C en invierno (junio), indicando un valor promedio anual de 7.10º C

3. La temperatura medio ambiente indica valores que oscilan entre 13.45º C en

verano (enero) a 2.02º C en invierno (junio) con un termino medio de 8.12º C.

4. La precipitación media anual alcanza a 221.44 mm. Con una mayor

concentración entre los meses de diciembre a febrero.

5. La dirección del viento predominantemente es hacia el noreste con una

velocidad que varia de 4 a 8 nudos (7.41 a 14.82 Km/hr), indicando una

dirección media Noreste con una velocidad media de 6 nudos (11.11 Km/hr).

6. La humedad relativa de la región oscila de 36.00% en el mes de junio a 55.80%

en el mes de febrero, con un valor medio de 43.42%.

2.7 Población e idioma

Según datos obtenidos por el Instituto Nacional de Estadística (INE) en el ultimo

CENSO realizado el año 2001, la población de Pulacayo alcanzaba a 555 habitantes, y

se estima una cantidad de 44% hombres y 56% mujeres.

En Julio de 2011 APOGEE MINERALS S.A., llevo a cabo un Censo interno, que revelo

los siguientes datos aproximados:


http://es.wikipedia.org/wiki/Msnm

http://es.wikipedia.org/wiki/Cordillera_de_Chichas


Población Permanente 393 88 %

Magisterio 30 7 %

Población que visita el Pueblo eventualmente

24 5 %

TOTAL 447

Este dato numérico toma en cuenta a personas que viven permanentemente en la

población, Docentes del Magisterio con estadías únicamente por trabajo y pobladores

Pulacayeños que radican por temporadas en la población.

Los datos indican que la pirámide poblacional tiene la siguiente estructura:

Figura N ° 5 (GRÁFICO DE LA EDAD DE LA POBLACION DE PULACAYO)

De acuerdo al grafico se observa una considerable disminución demográfica de

habitantes a partir de los 21 años, lo que confirma que la gente migra del pueblo una

vez que sale bachiller, sea en busca de fuentes de trabajo o en su caso continuar sus

estudios en el interior del País. Los datos muestran a su vez que el mayor numero de

habitantes esta en las personas de la tercera edad, lo que muestra que, estos



pobladores son los relocalizados que permanecieron durante toda su vida en el pueblo,

pese al cierre de la mina.

El cuadro siguiente muestra la distribución de la población según Edades y Sexo, los

rangos de las edades se distribuyen en: Niños, Adolescentes, Adultos y Adultos

Mayores, donde se advierte que los niños comprendidos entre 0 y 10 años, constituyen

casi la cuarta parte de la población, lo mismo que los adolescentes entre 11 y 20 años,

predominando en este grupo pobladores de sexo femenino; los Adultos de entre 21 y

55 años constituyen el 29%, y por último el grupo adultos mayores de 56 años adelante

con el 27%, en este grupo se advierte una diferencia mayoritaria del sexo femenino con

respecto al sexo masculino, lo que nos muestra claramente que las madres de familia

prefieren quedarse en el Pueblo.

• Distribución de la Población según Edades y Sexo

Mujeres % Hombres % Total %

Niños (0-10) 39 17 42 25 81 21.0

Adolescentes (11- 20) 60 27 46 27 106 27.0

Adultos ( 21- 55) 65 29 51 30 116 29.5

Adultos Mayores (56

adelante)60 27 30 18 90 22.5

Haciendo una comparación con cifras del Censo 2001 y los datos actuales, se advierte

un decrecimiento demográfico de la población, poco significativo debido a la falta de

fuentes de trabajo.

En los municipios se habla los idiomas el castellano (100%) y el quechua (48%)

predominantes entre ellos el idioma Castellano.

2.8 Servicios públicos



Medios de comunicación:

El sindicato de Trabajadores Mineros de Pulacayo, hasta el año 1.998 contaba con una

radio emisora de onda corta de 49 metros “Radio 9 de Abril”. Por falta de repuestos la

radio dejo de funcionar.

Actualmente los medios de comunicación utilizados por la población, para informarse

sobre los acontecimientos sucedidos en la Población, departamento o el País, son: a

través de la televisión, los vecinos, cabildos y autoridades, conforme se observa a

continuación en el grafico.

Figura N ° 6 TORTA ACERCA DE LOS MEDIOS DE COMUNICACIÓN VISTOS EN

EL LUGAR

El medio de comunicación más utilizado para informarse es la Televisión. Otro servicio

de comunicación con el que cuenta la población, es el servicio telefónico de Prepago

de ENTEL, a larga distancia a través de una antena satelital.

Medios de transporte:



El transporte local, utilizado por la población Pulacayeña en general, entre Uyuni -

Pulacayo y viceversa, es el servicio particular de chóferes, conformado por propietarios

Pulacayeños, que realizan los servicios casi en forma diaria, siendo el lugar de partida

el sector del Polígono a partir de Horas 8:00 AM y retorno desde las 14:30, el costo del

pasaje es de Bs. 5.

La población que necesita movilizarse en horas fuera de servicio de transporte de

Pulacayeños, lo hace en los buses que pasan en dirección a Potosí, así como los que

se encuentran en retorno de Potosí a Uyuni.

Salud:

Medicina Convencional

El 45% de los pobladores asisten a la Caja Nacional de Salud (CNS) de Pulacayo, el

13% prefieren utilizar medicinas caseras porque les resulta más económico y más

eficaz, el 11% recurre directamente a las farmacias, el 10% recibe atención particular,

el 9% prefiere ser atendido en la CNS de Uyuni, por la atención especializada que

presenta ese nosocomio y el 6% asisten al Puesto de Salud de Pulacayo, que esta al

servicio de toda la población con atención primaria.

Cuadro de asistencia de Salud en Casos de Enfermedad



Figura N ° 7 GRÁFICO DE LOS SERVICIOS MEDICOS USADOS EN EL LUGAR

De acuerdo a la información del Director de la CNS de Pulacayo, la atención está

dirigida a familias de asegurados(as). Existen 285 asegurados aproximadamente, entre

ellos; los cooperativistas pasivos y activos, rentistas de COMIBOL, Magisterio,

Trabajadores del Seguro Social. Sólo en caso de emergencias se da atención a los no

asegurados, quienes deben cancelar por el uso de equipos y medicamentos, un precio

que establece la institución.

La CNS cuenta con un médico internista, un odontólogo, que atiende 2 veces a la

semana, una enfermera, una auxiliar de enfermería y una manual, como personal de

apoyo.

La CNS presta servicios en las instalaciones del Ex Hospital San Juan de Dios, de

propiedad de la COMIBOL, la infraestructura esta en malas condiciones. Se pudo

observar la existencia de un quirófano, laboratorio, farmacia, salas de internaciones de

varones y mujeres, cirugía de mujeres y varones, gineco-obstetricia, pediatría,

reumatología, cocina, lavandería, rayos X, además de camas, frazadas y ropas de

trabajo.

Los equipos se encuentran obsoletos y se van deteriorando por la falta de uso y

mantenimiento. Dentro de la misma infraestructura se encuentra la Posta Médica,

dependiente del Ministerio de Salud y SEDES que da cobertura a toda la población a

través de una auxiliar en enfermería.

Los niños menores de 12 años, cada 6 meses están sujetos a controles de crecimiento

y desarrollo, además, los niños/as de 6 a 12 años reciben sulfato ferroso, los menores

de 5 años se benefician con jarabe de hierro para evitar enfermedades de anemia. En

caso de desnutrición les dan aceite vitaminizado en cantidades necesarias hasta

mejorar la nutrición y el desarrollo.

Drenajes:



La Red de Alcantarillado para la recolección de las aguas servidas, no tiene planta de

tratamiento para los residuos que son descargados por la población en el río Pulacayo,

encontrándose colindante a la CNS. Se encuentra al aire libre, sin ningún sistema de

cobertura o protección. Las canaletas construidas para el sistema de alcantarillado

están deterioradas y en las Calles se pueden observar sifón amientos que merecen

atención inmediata.

Figura N ° 8 RED DE ALCANTARILLADO USADO EN EL LUGAR

La situación ambiental en el pueblo se hace más crítica al sumarse los lugares donde

depositan las excretas.



Figura N ° 9 GRÁFICO DE LUGARES DONDE DEPOSITAN LAS EXCRETAS

Como se puede advertir la mayoría de la población, representada por el 48%, hace sus

necesidades a campo libre, el 28% en baños públicos y el 24% en Baños propios. De

acuerdo a las observaciones, en Pulacayo existen sólo dos baños públicos que se

encuentra en pésimas condiciones.



Figura N ° 10 GRÁFICO DE LOS SERVICIOS SANITARIOS PÚBLICOS DEL LUGAR



Baños Públicos

En cuanto a servicios de limpieza y recojo de basura, la situación es crítica, la

mayoría de los pobladores echan descuidadamente sus desechos en cualquier lado,

especialmente en las calles, alcantarillas, campo abierto y/o en las quebradas. Si bien

existe un relleno sanitario que se encuentra a 2 Km. de la población camino a Uyuni, el

mismo es utilizado únicamente solo por la Empresa APOGEE MINERALS, debido a

que la población no cuenta con medios de transporte.

Existen dos basureros en todo el Pueblo, y por falta de limpieza se han convertido en

verdadero focos de infección y lugar de incubación de las moscas.

Electricidad:

El sistema de energía eléctrica provee servicio durante las 24 horas del día, la

Cooperativa de Servicios Eléctricos de Uyuni (COSEU) es la encargada del suministro

y control.

El 99% de las viviendas cuentan con energía eléctrica y su control se realiza a través

de medidores.

Agua Potable:

La Población de Pulacayo, a través de las encuestas realizada, señala que el 53%

tienen agua por conexión de red domiciliaria y el 47% se abastece de piletas públicas

ubicadas en distintos barrios.

Las personas que no cuentan con instalación propias indicaron que las piletas se

encuentran en malas condiciones por el deterioro sufrido en el tiempo y que las mismas

se encuentran con rupturas.



En la época de COMIBOL existían 30 piletas que funcionaban en excelentes

condiciones, en la actualidad, solo 10 piletas funcionan.

La población califica al agua, como buena un 30%, regular el 47% y de mala calidad el

23%. Si bien antes el agua fluía limpia y cristalina, ahora por el deterioro de los ductos,

esta turbio,

De manera general toda el área del Proyecto tiene importantes fuentes de agua, en la

parte norte de las concesiones mineras se encuentra la fuente alternativa de agua

dulce, que abastece al centro poblado de Pulacayo llamada Represa Yana Pollera. La

micro cuenca del río Huanchaca cuenta con vertientes de agua dulce que fluyen al río

principal, que al parecer se trata de buena calidad.

El agua proviene de una vertiente permanente denominada el Tomillo, ubicada en las

faldas del Cerro Cozuña a unos 47 Km. de Pulacayo. La represa data del año 1.879 y

las instalación de las cañerías es del año 1.900.

El servicio de agua esta bajo la responsabilidad de la Empresa de COMIBOL., la

limpieza y mantenimiento de la represa y canaletas esta a cargo del personal de la

Cooperativa Minera, rentistas y población en general. Actualmente la situación de los

ductos de agua se encuentra en condiciones críticas, lo cual provoca cortes

permanentes en la provisión, que se presentan por las constantes filtraciones que se

dan en las cañerías debido a su desgaste, causando interrupciones de hasta una

semana.

El consumo de agua continua siendo gratuito y las reparaciones de las cañería,

realizan empleados de COMIBOL con el apoyo de Apogee.

Turismo:

Todo lo que ostenta Pulacayo en sus diversas dependencias es motivo de curiosidad y

admiración, todo es historia o tiene una historia.



Sin lugar a dudas la historia es el primordial atractivo de Pulacayo, que fue toda una

ciudad con una población de más de 22.000 hab., los mejores tiempos del poblado. No

es posible dejar de evidenciar la singularidad de una gran cantidad de atractivos, como

ser:

La Ferrovía y Estación de Trenes

Es imposible no notar la presencia de la estación de trenes, hace ya más de 50 años

fuera de funcionamiento, cuyas ferrovías hoy quedan como resabios desmantelados.

La primera locomotora que en el año 1.890 circuló por suelo boliviano, con tan solo 70

cm. de alto, casi un juguete se encuentra al lado de un barco a escala. La pequeña

locomotora estadounidense “1” fue construida por la “BALDWIN LOCOMOTIVE

WORKS” en Filadelfia, se la bautizó como “Unión”; se encuentra en buen estado, bien

pintada y con las placas resplandecientes. El nombre probablemente se debe a que la

maquinita unía Antofagasta en la costa del Pacífico y Pulacayo, para transportar el

mineral Pulacayeño extraído y que debía ser exportado desde el Pacífico.



Figura N° 11 Primera Locomotora en Bolivia

Actualmente lo poco que queda de la desmantelada línea férrea pertenece a la

Corporación Minera de Bolivia, fruto de la nacionalización de las minas, debido a que la

compañía al vender el ferrocarril se reservo la propiedad de este ramal.



Figura N° 12 Situada en la Estación de Trenes de Pulacayo

El Vagón asaltado por Busch Cassidy & The Sundance Kid

Los pistoleros más afamados de E.E.U.U. llegaron a territorio boliviano, para hacer

prevalecer su oficio: el asalto. Anoticiados de la existencia de ricas minas de plata y

oro, se aposentaron en los andes bolivianos el año 1.907. El asalto más importante

propiciado por ellos (entre varios) fue al tren que iba con dirección Uyuni - Pulacayo,

que en su interior llevaba dinero para el pago de sueldos al personal de la “Compañía

Huanchaca de Bolivia. Posteriormente en 1.915 sin más, desapareció la banda, y así

se tejieron bastantes versiones sobre el porque, donde y como murieron los pistoleros;

dicen algunos que murieron rodeados en la población minera de San Vicente (cerca de

Tupiza), otros indican que una vez atrapados fueron conducidos a E.E.U.U. para ser

juzgados y condenados y en el camino se fugaron. A ciencia cierta se desconoce el

paradero de los cuerpos de los bandidos. Acá en Pulacayo, queda de ellos solo el

vagón asaltado, en el que aún se pueden observar con claridad los disparos salidos de

sus armas de fuego.



Figura N° 13 El Vagón Asaltado por Buch Casidy & The Sundance Kid

La Casa de Aniceto Arce o “Casa Gerencia”

La Casa del abogado e industrial minero y Ex – Presidente de Bolivia, Aniceto

Arce Ruiz, mas conocida como la “Casa Gerencia”, fue Construida en el año

1.878, edificación que constituye un potencial turístico por los elementos y

antigüedades que guarda en su interior y que brindaría al turista una idea del auge que

vivió Pulacayo en su mejor época y que hoy se perdió.

Entre los principales elementos de mayor importancia y transcendencia que acoge el

interior de la propiedad documentación de la Compañía Huanchaca de Bolivia; Pinturas

de 1.891 del Mariscal Andrés de Santa Cruz; Muebles Carlos V; Sillas de madera

Francesa de 1.820; Maquinas de Escribir; Cajas fuertes; Relojes; Pianos; Vajillas;

Teléfonos; Espejos y una Infinidad de muebles con valor histórico incalculable.



Figura N° 14 Casa Gerencia vista de frente y de lado

En Pulacayo hubo quienes dijeron que en una época, el presidente de Bolivia vivió en

la casona de bellos balcones decorada al estilo europeo, mudando la administración

del país, debido a su necesidad de cumplir también sus funciones como administrador

de la mina de plata.

Bocamina y sus Interiores

La puerta principal del socavón principal es del estilo neoclásico, compuesto por dos

pilares y un capitel, a través de este socavón se extrajo el argentífero mineral. El

socavón auxiliar se encuentra en las faldas del Paisano y tiene una extensión total de 6

Km., la profundidad de excavación alcanzo hasta 1.000 Mts. de profundidad, llegando a

trabajar en el mismo hasta unos 7.000 trabajadores mineros con la extracción de

minerales.



Figura N° 15 Puerta principal del Socavón

Otros Atractivos

Dentro de otros atractivos valiosos que Pulacayo tiene por mostrar son:

La Fundición y la Maestranza, sitios donde se producían productos en metal de

calidad prestigiosa en base a chatarra, empresas estatales creadas en 1.962, con la

premisa de evitar la muerte de Pulacayo, de ellas quedaron la maquinaría empleada y

algunos trabajos realizados antes de su cierre.

La Empresa Hilandera Pulacayo; (HIPUL) poseedora de una maquinaría

sorprendente al cual se conserva como nueva, en su auge realizaba ovillos con calidad

de exportación de lana de alpaca.

2.9 Economía:

Varios fueron los motivos que determinaron el cierre de las operaciones mineras en

Pulacayo en el año 1.958; sin embargo el aspecto predominante fue la acción política.

En lo económico – social existía una desproporción en los niveles de producción. En

exterior mina (planta burocrática), los supernumerarios iban en proporción geométrica



debido a las recomendaciones políticas; en el interior de la mina eran pocos los obreros

y la producción era limitada, lo que incidió en pésimos resultados de extracción de

minerales. Esa escasa producción y el mantenimiento de la mina, llevo al colapso

económico y la COMIBOL se vio en dificultades al extremo de plantear a los

trabajadores pagarles sus sueldos en sus casas.

La primera fuente de ingresos fue la minería hasta el cierre de la mina, donde se

produjo el despido masivo de trabajadores mineros y el consiguiente desmantelamiento

del gigantesco ingenio, montado en la Administración de Hohchild. En el año 1.962 el

presidente Víctor Paz Estensoro encomendó a su hijo Ramiro fundar una serie de

industrias en Potosí con el fin de reactivar la economía local. Así, una serie de fabricas

se instaron en Pulacayo, las que abastecieron al resto de las minas del país de

herramientas y repuestos.

En el gobierno de Gonzalo Sánchez de Lozada en los años 90, determino el cierre de

todas las fábricas de Pulacayo, la hilandería intento mantenerse unos años más de la

mano de sus trabajadores, pero sin el apoyo estatal, los 200 obreros quedaron sin

trabajo.

Luego del cierre de todas las fábricas de Pulacayo, la gente decidió migrar al interior y

exterior del País, llegando a reducir el número de pobladores considerablemente.

Actualmente la explotación de minerales opera a través de una pequeña Cooperativa

donde operan los cooperativistas mineros y las palliris.

Entre otras actividades económicamente activas de la Población podemos indicar: el

trabajo de los Empleados de COMIBOL, Empresa de APOGEE, Chóferes, personal de

la CNS, Profesores, Electricistas, Panaderas, Albañiles y Defensora de la Niñez.

Los/as trabajadores/as rentitas se constituyen en un grupo económico significativo. Si

bien no desarrollan ninguna actividad por la edad y el servicio ya prestado, cuentan con

un ingreso económico, que en la mayoría de los casos les permite mantener a su

hijos/as y/o nieto/as que no cuentan con ingresos.



En las entrevistas realizadas, los pobladores manifiestan que los ingresos que perciben

son muy relativos, por ejemplo, en el caso de la minería, cuando los precios están altos

el trabajo es rentable y cuando ocurre lo contrario, desfavorece mucho y por ello

buscan desarrollar otras estrategias de sobrevivencia como la agricultura, ganadería y

comercio, aunque estas actividades son muy incipientes.

2.10 Investigación diagnostica sobre necesidades de servicios básicos e

infraestructura:

Pulacayo, como tantos centros mineros quedo a la merced del olvido, inactiva por ley,

con una data significativa de obreros despedidos, instalaciones cerradas y

desmanteladas, campamentos desiertos, viviendas desocupadas, calles en mal estado

y vacías, falta de luminarias, falta de una infraestructura de servicios básicos y una

pobreza generalizada. Esta es la realidad actual del pueblo de Pulacayo, cuya

población, aun abriga la esperanza de tiempos mejores.

Infraestructura y Servicios Básicos

Agua Potable:

El agua proviene de una vertiente permanente denominada el Tomillo, ubicada en las

faldas del Cerro Cosuño a unos 47 Km. al norte de Pulacayo. La represa que se

encuentra en la zona de Huanchaca data de 1.879 y la instalación de las tuberías

procede del año 1.900. Solo el 53% de la población cuenta con este servicio, el resto

se provee de este recurso en piletas públicas.

El mantenimiento de las cañerías es responsabilidad de COMIBOL, mientras que la

limpieza y mantenimiento de la represa y canaletas esta a cargo del personal de la

Cooperativa Minera, rentistas y población en general.

Desde la instalación del tendido de la tubería, no se realizaron innovaciones y/o

reposiciones de las mismas. Actualmente la situación es crítica, toda vez que, por el

transcurso del tiempo estos ductos han sufrido deterioros considerables al margen que

se encuentran corroídos, lo que genera riesgos de salud en la provisión de este vital



recurso hídrico. Otro problema observado radica en los cortes permanentes en la

provisión, que se presentan por las constantes filtraciones que se dan en las cañerías

debido a su desgaste, causando interrupciones de hasta una semana.

Alumbrado Público:

La instalación del Alumbrado Publico data del año 1.930, posteriormente, con la

nacionalización de las minas, paso a manos de COMIBOL hasta el año 2001, a partir

de ese periodo, la Cooperativa de Servicios Eléctrica Uyuni (COSEU) firma un convenio

haciéndose cargo del servicio de energía eléctrica de Uyuni y sus cantones. En el año

2.001, la empresa eléctrica asume compromiso con la Población de Pulacayo para

instalar 10 pantallas en las calles que luego se incremento con 30 tubos fluorescentes.

De acuerdo a La ley de Municipalidades 2028, Ley de Participación Popular, Ley de

Electricidad 1604 y Ley del SIRESE, es responsabilidad de los Gobiernos Municipales

la provisión del servicio de alumbrado público en calles, avenidas, parques, plazas y

otros espacios públicos municipales. Los costos de consumo de energía, operación y

mantenimiento, deberán ser cobrados a los habitantes de la Población a través de

Tasas.

El Gobierno Municipal de Uyuni acatando disposiciones legales, estableció la

instalación de 180 luminarias para la Población de Pulacayo; sin embargo, a la fecha

funcionan solo 20 de ellas, generando un ambiente tenue e inseguro para la población;

no obstante, COSEU continúa realizando los cobros respectivos de la Tasa de

alumbrado público.

Saneamiento Básico

La Red de Alcantarillado para la recolección de las aguas hervidas, no tiene planta de

tratamiento para los residuos que son descargados por la población en el río Pulacayo,

el mismo se encuentra al aire libre, sin ningún sistema de cobertura o protección. Las

canaletas construidas para el sistema de alcantarillado están deterioradas y en las

calles se pueden observar sazonamientos que merecen atención inmediata.



Solo el 29% de las viviendas tienen el Servicio de Alcantarillado que funciona

regularmente, el 71% de la población emplea los baños públicos, los mismos que se

encuentran en pésimas condiciones, por lo que la población suele utilizar aun el campo

abierto.

Por otra parte, no existe un sistema de recolección de basura, la mayoría de los

pobladores echan descuidadamente sus desechos en cualquier lado, especialmente en

las calles, alcantarillas, campo abierto y/o en las quebradas. Si bien existe un relleno

sanitario que se encuentra a 2 Km. de la población camino a Uyuni, el mismo es

utilizado únicamente solo por la Empresa APOGEE MINERALS, debido a que la

población no cuenta con medios de transporte.

En toda la población existen 2 botaderos de basuras, dispuestos en distintas

ubicaciones. La falta de limpieza de estos lugares ha dado lugar a que se constituyan

en focos de infección.

La falta de sanitizacion y desinfección en los baños higiénicos de los establecimientos,

campos deportivos y baños públicos, pone en riesgo a la población en general, de

contraer enfermedades gastrointestinales y respiratorias. Al respecto se advierte que

los docentes de los establecimientos, las autoridades del pueblo, así como la población

en general, no cuentan con planes ni acciones encaminadas a la protección del medio

ambiente.

Calidad de la Educación:

Pulacayo cuenta con dos Unidades Educativas: Nivel Inicial y Primario, Escuela

“Mariano Zubieta” y Secundaria, Colegio Nacional Mixto “Pulacayo A y B”, este

establecimiento tiene como grado superior cuarto medio, es decir hasta obtener el titulo

de Bachiller.

Los problemas que se presentan en la educación de los niños y adolescentes de

Pulacayo, son:

Calidad en la Enseñanza:



Se puede advertir que la calidad de enseñanza es de regular nivel, tanto en el Ciclo de

Primaria como de Secundaria. Si bien los docentes aseguran cumplir con el programa

escolar, no se evidencia que exista un control adecuado por parte de la Dirección

Distrital de Uyuni.

A su vez se observa que ambos establecimientos, no cuenta con Laboratorios técnicos

básicos, Bibliotecas, Internet, que les permitan a los estudiantes, fortalecer sus

conocimientos, teórico – prácticos y a los maestros acceder a una formación integral

donde mejoren y actualicen los procesos pedagógicos.

Asimismo, se pudo advertir una ausencia constante por parte de los docentes, con la

justificación permanente de tener que ausentarse por seminarios, talleres, cursos o en

su caso porque es día de pago salarial. Otro factor negativo preponderante es que el

90% de los profesores residen en la población de Uyuni, motivo que les lleva a

presentarse a diario con retraso a sus fuentes de trabajo.

Como efectos colaterales a estos problema educacionales que sufren los jóvenes

bachilleres del Pueblo, se nota una baja tasa de aprobación a los exámenes de

ingresos a Universidades/Normales o Centros de Estudios de Capacitación Superior; el

cambio permanente de carreras o universidades; el abandono y deserción académica;

la migración nacional o internacional; mala práctica laboral; desempleo, etc.

Infraestructura:

La infraestructura del “Colegio Nacional Mixto Pulacayo A y B”, no ofrece las

condiciones básicas indispensables para los alumnos (as). Las aulas no reciben un

adecuado mantenimiento, los baños higiénicos se encuentran en pésimo estado, el

inmobiliario esta en malas condiciones, muchos de ellos datan de 1.961, la biblioteca

no tiene libros actualizados y las canchas deportivas carecen de una adecuada

iluminación e infraestructura.

Infraestructura y Equipamiento en los Centros de Salud:



Pulacayo cuenta con dos establecimientos de salud: C.N.S. y una Posta Sanitaria,

dependiente del Ministerio de Salud. La infraestructura de la CNS, si bien es amplia,

carece de equipamiento y lo poco que existe está obsoleto por falta de uso y

mantenimiento. Actualidad funcionan 6 pequeños ambientes y la atención médica que

se presta es primaria, sin la posibilidad de internaciones ni tratamientos o curaciones

complejas. Toda enfermedad complicada, así como los exámenes complementarios de

laboratorio, radiografía, electrocardiograma u otros son derivados a la CNS de Uyuni.

Dentro de la misma infraestructura se encuentra la Posta Médica, dependiente del

Ministerio de Salud y SEDES, que da cobertura a toda la población a través de una

auxiliar en enfermería, con atenciones de salud comunitaria, como ser curaciones

leves, vacunas e inyectables.

Viviendas:

COMIBOL a la fecha transfirió a titulo gratuito en favor de los ex – trabajadores de la

Planta Industrial de Pulacayo, relocalizados y Cooperativistas Mineros, 120 viviendas,

conforme a lo estableció en la Ley No. 2580; resta por transferir 109 viviendas

aproximadamente; las misma que se van deteriorando por falta de mantenimiento, los

tenedores de dichas viviendas, no realizan las reparaciones correspondientes, debido a

que no se encuentran saneadas legalmente.

Por otra parte, según información obtenida por COMIBOL, existen 320 viviendas en

mal estado, que podrían ser refaccionadas y entregadas a los que estén en posesión

de ellos, sin embargo a la fecha aun permanecen bajo la administración de COMIBOL,

hasta que se inicie el tramite de transferencia correspondiente.

Otros:

Turismo:



La historia de Pulacayo (Huanchaca) es parte de la historia de Bolivia, con grandes y

emblemáticos atractivos del lugar, con una cantidad de elementos históricos que allí

viven, entre los más trascendentales mencionaremos ha Pulacayo:

1. Como la mina de plata más importante del siglo XIX.

2. La primera en contar en Bolivia con un Complejo Industrial, hornos de fundición

(hierro y acero), maestranza y modelaría bien montadas, fabrica de pernos,

clavos, maquinaria de alta calidad e hilandería de alpaca.

3. Para su tiempo tuvo el primer túnel ferroviario, mas largo de America del Sur:

2.867 Mts. de longitud, que conecta Pulacayo con Pacamayo.

4. Lugar en el que reposan los restos del Ex – Presidente de Bolivia Hilarión Daza,

asesinado en Uyuni el 27 de febrero de 1.894.

5. Custodia el primer tren que llego a Bolivia, la locomotora asaltada por los

estadounidenses Butch Cassidy y Sundance Kid.

6. Padre de Uyuni, por cuanto con su energía económica concibió y apoyo a su

desarrollo.

7. En educación, fue el primer centro en convertirse en Escuela Piloto de la

Reforma Educativa, liberal de 1.900, con la escuela Luis María Sola.

8. En lo Político, “LA TESIS DE PULACAYO” constituye un documento político

sindical como aporte invalorable para el movimiento obrero.

Ante las muchas riquezas encontradas de valores incalculables y únicos en el mundo,

Pulacayo, es considerada como ZONA TURISTICA; sin embargo no puede explotar la

infinidad de maravillas que posee, por: Falta de financiamiento económico, que le

permita poner en condiciones los muebles e inmuebles a ser expuestos, los inmuebles

son de propiedad de COMIBOL lo que ha llegado a originar mucha discrepancia entre

los pobladores.



Fuentes de Trabajo:

La actividad económica principal de la región esta centrada en el sector Minero

(rentistas y cooperativistas), COMIBOL (obreros), Empresa APOGEE MINERALS

(obreros), panadería y otras actividades adicionales que constituyen una minoría.

De acuerdo a los resultados de la encuesta realizada por la Empresa de APOGGEE, se

pudo advertir que el 43% de la población es adulta (que oscila entre 21 a 55 años de

edad) se encuentra sin empleo

2.11 Justificación social:

Como puede observarse, toda la propuesta mantiene un espíritu y una política clara de

apoyo al desarrollo social y económico de la población, e indirectamente de la región.

Este hecho se ratifica con una proyección integral que permitirá no solo el

mejoramiento de las condiciones de vida de los pobladores en términos socio-

económicos, sino también culturales y tecnológicos.

El hecho de proyectar un nexo directo para poder vender el mineral que se extrae de

interior mina a otras regiones del país , permitirán una reactivación económica del

pueblo y una proyección hacia niveles de desarrollo humano con más oportunidades,

especialmente en el campo laboral, puesto que la tecnificación y elevación de

estándares de calificación laboral, permitirán a la población, especialmente joven, a

acceder a mejores fuentes de trabajo, siendo una de sus primeras alternativas la

misma Empresa APOGEE, que se vería muy beneficiada con el factor humano

adecuado y con residencia en la misma ubicación geográfica.



CAPITULO III

3. SERVICIO TÉCNICO PROFESIONAL.-

3.1 Descripción del proyecto.-

El proyecto consiste en el diseño de un puente vehicular de concreto reforzado de dos

vías, para soportar una carga viva AASHTO HS-25, con una luz libre entre apoyos de

50 metros, compuesta en dos tramos de 25 metros cada uno, con viga y losa

simplemente apoyada, vigas de apoyo, barandales de protección, pila intermedia y a

los extremos, estribos en voladizo de concreto reforzado, con un ancho de rodadura de

7.20 metros,

El diseño de los elementos estructurales se basa en las normas AASHTO y ACI para

elementos de concreto, utilizando la teoría de esfuerzo último.

El puente vehicular de concreto armado tendrá tres fases de construcción que son:



1. Sub-estructura

2. Super-estructura

3. Aproches y obras de protección

3.2 Estudios De Hidrología e Hidráulica.-

Este estudio debe contener por lo menos la media anual de las precipitaciones, las

crecidas máximas y mínimas, la velocidad máxima de la corriente, el caudal, las

variaciones climatéricas y materiales de arrastre (palizada, témpanos de hielo, y otros).

En los planos de puentes sobre ríos, se deben registrar siempre los niveles de

agua, cuya notación presentamos a continuación:

M.A.M.E. = Nivel de aguas máximas extraordinarias.

N.A.M. = Nivel de aguas máximas

N.A.O. = Nivel de aguas ordinarias

N.A.m. = Nivel de aguas mínimas

En el caso de la zona de estudio en el rio que habrá de atravesar el puente se tiene los

siguientes datos:

M.A.M.E. = 4 M

N.A.M. = 3 M

N.A.O. = 2M

N.A.m. = 1M

3.2.1 Objetivos de un estudio hidrológico.-



Son simplemente los de predecir cualquier precipitación en excedencia, la cual pueda

generar una elevación abrupta del nivel de agua y de esta manera pueda afectar la

estabilidad del futuro puente a ser diseñado ya que los parámetros de diseño hidráulico

e hidrológico pueden afectar las pilas, los estribos, en su estabilidad o en su altura de

cálculo, etc.

3.2.2 Recolección de datos para un estudio hidrológico.-

Se procede a la recopilación de datos de la estación meteorológica más cercana que

corresponde a la localidad de Uyuni (Potosí), la cual nos dio toda la información

pertinente en cuanto a la precipitación media anual en el lugar y la temperatura

predominante en el lugar.

El programa de estudios debe considerar la recolección de información, trabajos de

campo y trabajos de gabinete, cuya cantidad y alcance será determinado con base en

la envergadura del proyecto, en términos de su longitud y el nivel de riesgo

considerado.

Los estudios hidrológicos e hidráulicos comprenderán lo siguiente:

a) Evaluación de estudios similares realizados en la zona de ubicación del puente; en el

caso de reemplazo de un puente colapsado es conveniente obtener los parámetros de

diseño anteriores.

b) Visita de campo: reconocimiento del lugar tanto en la zona de cruce como

de la cuenca global.

c) Recolección y análisis de información hidrométrica y meteorológica existente; esta

información puede ser proporcionada por entidades locales o nacionales o entidades

encargadas de la administración de los recursos hídricos del lugar.

d) Caracterización hidrológica de la cuenca, considerada hasta el cruce del curso de

agua; con base en la determinación de las características de respuesta lluvia –

escorrentía, considerando aportes adicionales en la cuenca, se analizará la

aplicabilidad de los distintos métodos de estimación del caudal máximo.



e) Selección de los métodos de estimación del caudal máximo de diseño; para el

cálculo del caudal máximo a partir de los datos de lluvia se tienen: el método racional,

métodos con base en hidrógramas unitarios sintéticos, métodos empíricos, etc., cuya

aplicabilidad depende de las características de la cuenca; en caso de contarse con

registros hidrométricos de calidad comprobada, puede efectuarse un análisis de

frecuencia que permitirá obtener directamente valores de caudal máximo para distintas

probabilidades de ocurrencia (periodos de retorno).

f) Estimación de los caudales máximos para diferentes períodos de retorno y según

distintos métodos; en todos los casos se recomienda llevar a cabo una prueba de

ajuste de los distintos métodos de análisis de frecuencia, para seleccionar el mejor.

Adicionalmente, puede corroborarse los resultados a través de factores obtenidos a

partir de un análisis regional o, de ser posible, evaluando las huellas de nivel de la

superficie de agua dejadas por avenidas extraordinarias recientes.

g) Evaluación de las estimaciones de caudal máximo; elección del resultado que, a

criterio ingenieril, se estima confiable y lógico.

h) Determinación del periodo de retorno y la descarga máxima de diseño; el período de

retorno dependerá de la importancia de la estructura y consecuencias de su falla,

debiéndose garantizar un estándar hidráulico mayor para el diseño de la cimentación

del puente, que usualmente es requerido para el dimensionamiento del área de flujo a

ser confinada por el puente.

i) Caracterización morfológica del cauce: es especialmente importante la determinación

de la estabilidad, estática o dinámica, o inestabilidad del cauce y a la vez, el aporte de

escombros desde la cuenca, los cuales permitirán pre-establecer las condiciones a las

que estará expuesta la estructura.

j) Determinación de las características físicas del cauce, incluyendo las llanuras de

inundación; éstas incluyen la pendiente del cauce en el tramo de estudio, diámetro

medio del material del lecho tomado a partir de varias muestras del cauce, coeficientes

de rugosidad considerando la presencia o no de vegetación, materiales cohesivos, etc.



k) Selección de secciones transversales representativas del cauce y obtención del perfil

longitudinal; la longitud del tramo a ser analizado dependerá de las condiciones de flujo

previstas, por ejemplo, alteraciones aguas arriba o aguas abajo que debieran

considerarse.

l) Determinación del perfil de flujo ante el paso del caudal de diseño a lo largo del

cauce.

m) Determinación de las características hidráulicas del flujo: comprendiendo la

velocidad media, ancho superficial, área de flujo, pendiente de la línea de energía, nivel

de la superficie de agua, etc., cuyos valores son necesarios para la determinación de la

profundidad de socavación.

n) Determinación de las profundidades de socavación general por contracción, local y

total.

ñ) Evaluación de las estimaciones de socavación total.

o) Recomendaciones de protección y/o consideraciones de diseño adicionales.

3.2.3 Consideraciones para el Diseño.-

Los puentes ubicados en el cruce con un curso de agua, deben ser diseñados de modo

que los obstáculos y alteraciones que éstos representen ante este curso de agua, sean

previstos y puedan ser admitidos en el desempeño de la estructura a lo largo de su vida

útil o se tomen medidas preventivas. Para esto debe establecerse las características

hidrogeodinámicas del sistema fluvial con el objeto de determinar la estabilidad de la

obra respecto al comportamiento del cauce. Es importante considerar la posible

movilidad del cauce, el aporte de escombros desde la cuenca y los fenómenos de

socavación, así como la posibilidad de ocurrencia de derrumbes, deslizamientos e

inundaciones.

Dado que, generalmente el daño ocasional producido a la vía y accesos aledaños al

puente ante una avenida extraordinaria, puede ser rápidamente reparado para

restaurar el servicio de tráfico y, por otro lado, un puente que colapsa o sufre daños

estructurales mayores ante la erosión puede amenazar la seguridad de los transeúntes

así como, crear impactos sociales y pérdidas económicas significativas por un largo



periodo de tiempo, debe considerarse mayor riesgo en la determinación del área de

flujo a ser confinada por el puente, que en la estimación de las profundidades de

socavación.

El estudio debe indicar los períodos de sequía, de avenidas, y de transición, para

recomendar las previsiones a tomarse en cuenta antes, durante y después de la

construcción de las estructuras ubicadas en el cauce.

3.2.4 Interrelación con los Estudios Geológicos y Geotécnicos.-

Dentro cualquier obra civil en general y más aun en el diseño de estructuras tan

importantes como son los puentes se tiene que tener un pleno conocimiento de la parte

geológica y del suelo en el que vaya a ser emplazado el puente por tanto en la zona de

estudio se tiene un material predominantemente aluvial devónico, el cual es fruto del

intemperismo de los siglos y de las formaciones existentes en pulacayo, por tanto el

suelo es muy apto para servir de fundación porque se debe decir que no existe mejor

fundación que la rocosa.

3.2.5 Información de apoyo.-

Se refiere a toda la información relevante de la cual se pueda disponer para la

realización del proyecto, por ejemplo el material que transporta el rio en suspensión y la

carga de fondo que arrastra diariamente por su lecho aluvial, el grado de socavación

existente el cual pueda afectar a las pilas y/o a los estribos, las áreas posibles de

inundación, el nivel de agua en época de estiaje, también:

a) Perfil estratigráfico del suelo

b) Tamaño, gradación del material del lecho

c) Secciones transversales del cauce

d) Vista en planta del curso de agua

e) Características de la cuenca

f) Datos de erosión en otros puentes

g) Historial de avenidas

h) Ubicación del puente respecto a otras estructuras



i) Carácter del curso de agua (perenne, intermitente, etc.)

j) Geomorfología del lugar (con llanuras de inundación; cruza deltas o

abanicos aluviales, meándrico, recto, trenzado, etc.)

k) Historial erosivo del curso de agua

l) Historial de desarrollo del curso de agua y de la cuenca. Adquirir mapas, fotografías

aéreas; entrevistar residentes locales; revisar proyectos de recursos hídricos

planificados a futuro.

m) Evaluación cualitativa del lugar con un estimado del potencial de movimiento del

curso de agua y su efecto sobre el puente.

3.2.6 Documentación requerida.-

Los estudios deberán ser documentados mediante un informe que contendrá como

mínimo, lo siguiente:

a) Características del río en la zona del proyecto

b) Régimen de caudales

c) Características hidráulicas

d) Caudal de diseño y periodo de retorno

e) Definición de la luz del puente y de los niveles del fondo de la superestructura

f) Profundidad mínima recomendable para la ubicación de la cimentación, según el tipo

de cimentación

g) Características de las obras de defensa y de encauzamiento

h) Conclusiones y recomendaciones

3.2.7 Intensidad de lluvias.-

En la determinación de lluvias para el período de retorno establecido, se utiliza el

siguiente procedimiento: se analiza la distribución de frecuencias de lluvias máximas de

24 horas, del mapa de isoyetas de precipitación máxima de periodo de retorno de 50

años.



3.2.8 Análisis Hidrológico.-

Método sección–pendiente:

Este método es empírico del cual no es necesario realizar una investigación profunda

en cuanto a intensidad de lluvia y características de la cuenca se refiere; es un método

que se basa en informaciones de orden general que se tienen de visitas al lugar o

entrevistas a los pobladores cercanos a la ubicación del punto en estudio; se necesita

determinar la máxima altura de agua alcanzada por una corriente en el pasado.

Para determinar la pendiente y la cota de crecida máxima del terreno se utilizaron los

datos obtenidos en el estudio topográfico; teniendo los perfiles transversal y longitudinal

de la crecida, se obtuvieron los siguientes datos:

h aguas arriba = 3991.00 msnm

h aguas abajo = 3983.00 msnm

Dh = 100.00 m

S = 3991 – 3983 = 0.08

100.00

Datos:

Área Hidráulica = 710,61m2

Perímetro Mojado = 205.21 m

Radio Hidráulico = 3.47 m

Pendiente = 8 %

Resultados:

V = 0.65 m/seg

Q = 461,90 m3/seg

Método racional:

El método racional se expone a continuación:

Q = (C * I * A) / 360

Donde C es el coeficiente de escorrentía

C = 0.1 para terrenos montañosos

C = 0.2 zonas descubiertas planas

C = 0.5 zonas residenciales



Q = caudal (m3/s)

I = intensidad de lluvia (mm/hr)

A = área de la cuenca (Ha)

Área tributaria: el cálculo del área tributaria se realizó con planímetro. La cuenca se

delimitó en una hoja del Instituto Geográfico Militar (I.G.M.), escala 1:50,000. El área

de cuenca es de: AT = 115 km2 = 11500 Ha. Intensidad de lluvia: Con el diseño

hidráulico se busca determinar si el área hidráulica de la sección del río es segura para

la evacuación de la escorrentía originada por eventos de lluvias intensas asociadas a

una duración y a una frecuencia de ocurrencia. Normalmente para este tipo de

aplicaciones se hace uso de las curva de Duración-Intensidad-Frecuencia (DIF).

Para obtener las curvas DIF, se utiliza el siguiente modelo matemático.

Donde:

it = intensidad de lluvia (mm/hr)

tc = tiempo de concentración (minutos)

A,B,n son parámetros de ajuste, determinados por una estación meteorológica.

Los parámetros de ajuste que son utilizados en este estudio son los proporcionados por

la estación meteorológica de UYUNI, Departamento de Potosí la cual es una estación

representativa con 8 años de registro y 40 tormentas registradas hasta el año 2001.

Los parámetros de ajuste para un período de retorno de 50 años son:

A = 1,250

B = 7

n = 0.733

R2 = 0.99

Hallando el tiempo de concentración Tc:

Tc = 3*L 1.15 154*H0.38

Donde L es la longitud del cauce desde la cabecera de la cuenca tributaria y H es el

desnivel del cauce.

Tc = 3*(1900) 1.15

154*(232)0.38



Tc = 14.50 min

La intensidad de lluvia es entonces:

itr = 1,250 (7 + 14.50)0.733

Intensidad de lluvia = 131,90 mm / hora

Entonces, calculando el caudal máximo por el método racional, para una zona

montañosa.

Q = C * I * A

360

Q = 0.1*(131,90) * (11500) = 421,35 m3 / seg

360

V = 0.59 m/s

Revisando la capacidad hidráulica para el área determinada para la construcción del

puente se tiene:

Q = V * Am

Am = Q/V

Am = 421.35 / 0.65 = 648,23 m2

El área necesaria para cubrir la crecida máxima es de 648,23 m2 y el área calculada

con el estudio topográfico en campo es de 710,61 m2 entonces se concluye que, el

área actual del lugar de construcción para el puente es aceptable para soportar el

caudal máximo. La velocidad de diseño para la pila central será la mayor de las dos

calculadas anteriormente.

Sección-pendiente = 0.65 m/s

Método Racional = 0.59 m/s

De las cuales la mayor es la calculada por el método SECCIÓN – PENDIENTE que es:

V = 0.65 m/s pero para efectos de diseño se tomará de: V = 1.00 metro / segundo

3.3 Estudio de suelos.-



Para determinar el mejor lugar de emplazamiento del puente se tuvieron que realizar

estudios amplios del en lo referente a sondajes en los puntos que comprenden a los

estribos y a la única pila intermedia a los 25 m, a profundidades comprendidas entre los

0 a 15 m determinándose que a partir del metro de profundidad el lecho es plenamente

rocoso, lo cual es ideal para servir de fundación al proyecto del diseño y cálculo del

puente.

3.3.1 Objetivos de un estudio de suelos.-

Establecer las características geotécnicas, es decir, la estratigrafía, la identificación y

las propiedades físicas y mecánicas de los suelos para el diseño de cimentaciones

estables.

También el objetivo de un estudio de suelos es el de verificar que el suelo de fundación

sea el más apto para resistir las cargas que el puente o elemento estructural le vaya a

transmitir, siendo la resistencia admisible del suelo la que predomina, de los sondajes

determinados y de la resistencia al corte hallada.

3.3.2 Sondeo para las cimentaciones.-

Se procedió a realizar el sondeo de los tres puntos importantes del puente que son los

los estribos laterales y la pila intermedia a 25 m, la profundidad en los tres casos fue de

15 m, procediéndose a recolectar muestras del perfil estratigráfico cada metro de

profundidad y analizar su clasificación en laboratorio.



Figura N° 5 Punto Donde se Sacaron las Muestras de Suelos en el Estribo 1

Figura N° 6 Punto Donde se Sacaron las Muestras de Suelos en la Pila

Figura N° 7 Punto Donde se Sacaron las Muestras de Suelos en el Estribo 2

3.3.3 Ensayos de campo.-

Los ensayos de campo serán realizados para obtener los parámetros de resistencia y

deformación de los suelos o rocas de fundación así como, el perfil estratigráfico con

sondeos que serán realizadas en función de la longitud del puente, número de estribos,

pilares y longitud de accesos. Los métodos de ensayo realizados en campo, deben

estar claramente referidos a prácticas establecidas y normas técnicas específicas

relacionadas con los ensayos respectivos. Pueden considerarse los ensayos que se

listan a continuación:



a) Ensayos en suelos:

• Ensayo de penetración estándar

• Ensayo de cono estático

• Ensayo de veleta de campo

• Ensayo de presurometría

• Ensayo de placa estático

• Ensayo de permeabilidad

• Ensayo de refracción sísmica

b) Ensayos en rocas:

• Ensayo de compresión uniaxial en roca débil

• Determinación de la resistencia al corte directo, en discontinuidades de roca

• Ensayo de carga en placa flexible

• Ensayo de carga en placa rígida

• Ensayo con el método de fracturamiento hidráulico

3.3.4 Ensayos de laboratorio.-

Los métodos usados en los ensayos de laboratorio deben estar claramente referidos a

normas técnicas especializadas relacionadas con los ensayos respectivos. Pueden

considerarse los ensayos que se listan a continuación:

a) Ensayos en suelos:

• Contenido de humedad

• Gravedad específica

• Distribución granulométrica

• Determinación del límite líquido y límite plástico

• Ensayo de corte directo

• Ensayo de compresión no-confinada

• Ensayo triaxial no consolidado - no drenado

• Ensayo triaxial consolidado - no drenado

• Ensayo de consolidación



• Ensayo de permeabilidad

• Ensayo Proctor Modificado y CBR

b) Ensayos en rocas:

• Determinación del modulo elástico

• Ensayo de compresión triaxial

• Ensayo de compresión no confinada

• Ensayo de resistencia a la rotura

3.3.5 Interrelación con los Estudios Hidrológicos

3.3.6 Documentación requerida.-

Los estudios deberán ser documentados mediante un informe que contendrá, como

mínimo, lo siguiente:

a) Exploración geotécnica e indicación de sondeos y ensayos de campo y

laboratorio realizados.-

Se indicarán las normas de referencia usadas para la ejecución de los ensayos.

Los resultados de los sondeos deben ser presentados con descripciones

precisas de los estratos de suelo y/o base rocosa, clasificación y propiedades

físicas de los suelos y/o roca, indicación del nivel freático y resultados de los

ensayos de campo.

b) Descripción precisa de los estratos de suelos: clasificación y propiedades físicas

de los suelos.

c) Indicación del nivel freático

d) De los resultados de ensayos de campo y laboratorio, como mínimo se deben

establecer los siguientes parámetros, de acuerdo con el tipo de suelo: peso

volumétrico, resistencia al corte, compresibilidad, potencial de expansión o de colapso,

potencial de licuación. En caso de rocas, se deberán establecer: dureza, compacidad,

resistencia al intemperismo, índice de calidad y resistencia a la compresión.

e) Tipos y profundidades de cimentación recomendadas.

f) Normas de referencia usadas en los ensayos



g) Canteras para materiales de construcción y características de los materiales

de las canteras.

h) Zonas de deslizamientos, derrumbes y aluviones pasados.

i) Conclusiones y recomendaciones.

3.4 Estudios Topográficos.-

3.4.1 Objetivos de un estudio topográfico

Los estudios topográficos tendrán como objetivos:

a) Realizar los trabajos de campo que permitan elaborar los planos topográficos

b) Proporcionar información de base para los estudios de hidrología e hidráulica,

geología, geotecnia, así como de ecología y sus efectos en el medio ambiente.

c) Posibilitar la definición precisa de la ubicación y las dimensiones de los elementos

estructurales.

d) Establecer puntos de referencia para el replanteo durante la construcción

3.4.2 Alcances de estudios topográficos

c) Levantamiento topográfico general de la zona del proyecto, documentado en planos

a escala entre 1:500 y 1:2000 con curvas de nivel a intervalos de 1 m y comprendiendo

por lo menos 100 m a cada lado del puente en dirección longitudinal (correspondiente

al eje de la carretera) y en dirección transversal (la del río u otro obstáculo a ser

transpuesto).

d) Definición de la topografía de la zona de ubicación del puente y sus accesos, con

planos a escala entre 1/100 y 1/250 considerando curvas de nivel a intervalos no

mayores que 1 m y con secciones verticales tanto en dirección longitudinal como en

dirección transversal. Los planos deberán indicar los accesos del puente así como,

autopistas, caminos, vías férreas y otras posibles referencias. También se deberá

indicar con claridad la vegetación existente.

e) En el caso de puentes sobre cursos de agua deberá hacerse un levantamiento

detallado del fondo. Será necesario indicar en planos la dirección del curso de agua y

los límites aproximados de la zona inundable en las condiciones de aguas máximas y



mínimas, así como los observados en eventos de carácter excepcional. Cuando las

circunstancias lo ameriten, deberán indicarse las curvas pronunciadas del río.

f) Ubicación e indicación de cotas de puntos referenciales, puntos de inflexión y puntos

de inicio y término de tramos curvos; ubicación o colocación de Banco de Marca.

g) Levantamiento catastral de las zonas aledañas al puente, cuando existan

edificaciones u otras obras que interfieran con el puente o sus accesos o que requieran

ser expropiadas.

3.4.3 Instrumentación para trabajos topográficos.-

La instrumentación y el grado de precisión empleados para los trabajos de campo y el

procesamiento de los datos deberán ser consistentes con la dimensión del puente y

sus accesos y con la magnitud del área estudiada. En cualquier caso, los instrumentos

y los procedimientos empleados deberán corresponder a la mejor práctica de la

ingeniería.

3.4.4 Documentación requerida

La topografía de la zona donde se ubicará el puente deberá documentarse mediante

planos con curvas de nivel y fotografías, registros digitales e informes. Los informes

deberán detallar las referencias preliminares consultadas, la descripción y las

características técnicas del equipo utilizado para la toma de datos, la metodología

seguida para el procesamiento de los datos de campo y la obtención de los resultados.

Si se dispusiera de estudios topográficos previos, de zonas adyacentes o que

involucren el área del proyecto, éstos deberán ser revisados con el fin de verificar la

compatibilidad de la información obtenida.

Los planos serán presentados en láminas de formatos A0 ó A1, excepto cuando las

dimensiones de la estructura hagan indispensable el uso de un formato distinto.

3.5 Clasificación de los puentes

Los puentes generalmente se clasifican de la siguiente forma: según su función, el

material del cual están construidos, la sección transversal del tablero, la estructura



longitudinal, su longitud, la posición del piso, el ángulo entre la superestructura y los

estribos.

3.5.1 Según su longitud

Corto (hasta 15 metros)

Moderado (de 15 a 30 metros)

Largo (de 30 a 300 metros)

Muy largo (de 300 metros en adelante)

3.5.2 Según su función

a) Vehicular: se diseñará para las cargas especificadas por la AASHTO, según el tipo

de carretera donde se sitúe.

b) Tren: se diseñará para un tren de carga con el peso especificado por el código

correspondiente

c) Peatonal: tomando la carga especificada para peatones por la AASHTO, y que

funciona como una pasarela.

3.5.3 Según material utilizado

a) Madera

b) Mampostería de piedra o mampostería de ladrillo

c) Concreto ciclópeo, simple, reforzado, preesforzado (pretensado o postensado)

d) Acero

e) Mixto (concreto y acero)

f) Híbrido

3.5.4 Según sección transversal

a) Losa

b) Viga y losa

c) Cajón

3.5.5 Según estructura longitudinal

a) Luz simple

b) Luz compuesta

c) Luz continúa



d) Marco sencillo

e) Voladizos compensados

f) Marco múltiple

g) Arco

h) Armadura

i) Puente colgante

3.6 Partes fundamentales de puentes

En todo puente se distinguen tres partes fundamentales: la superestructura, la

subestructura y la infraestructura. La super-estructura es la parte de la estructura

destinada a transmitir las cargas (muertas y vivas) a los apoyos. La subestructura es la

que transmite las cargas de los apoyos a la Infra-estructura, y esta última es la que

lleva las cargas al suelo de cimentación.

De igual forma, la superestructura se divide en isostática, como el caso de trabes

libremente apoyadas, trabes con voladizos y arcos de tres articulaciones, y en

hiperestáticas, como el de las trabes continuas, arcos empotrados, arcos de dos

articulaciones, marcos rígidos, etcétera. Aquí se estudiará nada más el caso de

superestructura isostática, y en particular, el de las trabes libremente apoyadas.

3.6.1 Súper-Estructura

La superestructura comprende todos los componentes que se encuentran por encima

de los elementos de soporte como: vigas, diafragmas, losas, barandas, banquetas.

Sobre la superestructura se realiza la circulación de los vehículos y de los peatones.

Usualmente se le llama tablero del puente.

Superficie de rodamiento, sobre ella circulan los vehículos. Puede ser de asfalto o de

concreto.

Losa, cuya función principal es distribuir las cargas transversal y longitudinalmente en

toda la longitud del puente.

Vigas. Las vigas son los miembros principales del puente y se diseñan para resistir el

trabajo a flexión.



Figura 12 Elementos que forman la superestructura de un puente

Consideraciones en la superestructura

a) La acera y el barandal se deben construir posteriormente a que las vigas se hayan

reflectado libremente.

b) Se debe colocar una capa de 5 centímetros, de espesor de asfalto para proteger la

superficie del concreto y eliminar irregularidades en la superficie del mismo.

c) Todos los elementos de acero estructural del puente deberán cubrirse con dos capas

de pintura anticorrosivo de diferente color, exceptuando los pernos que deberán

dejarse correctamente engrasados.

Cualquier soldadura que se ejecute deberá ser conforme las normas establecidas en el

manual de la American Welding Society y siguiendo el detalle de los planos.

3.6.2 Sub-estructura

La sub-estructura está formada por todos los elementos que requiere la superestructura

para sustentarse, como son apoyos, columnas, pilas, estribos y cabezales. Su función

es la de transmitir eficientemente las cargas de la superestructura a la cimentación.



Figura 13 Elementos que Forman la Sub - Estructura de un Puente

a) Pilas

Se entiende por una pila de un puente aquella parte de la subestructura que recibe la

acción de dos tramos de la superestructura y tiene como función el transmitir las cargas

al terreno y repartirlas en tal forma que no exceden al esfuerzo admisible del terreno.

Para poder lograr lo anterior de una manera económica, es necesario que las pilas tengan

un costo (incluyendo su cimentación) aproximadamente igual al costo de un tramo de la

superestructura en cuanto al sistema de piso se refiere.

Además; éstas deberán causar la menor perturbación posible al paso del agua, por lo que

su forma generalmente empleada es rectangular con triángulos o segmentos de círculo en

los extremos aguas arriba y aguas abajo, estos extremos frontales a la dirección de la

corriente reciben el nombre de "tajamares", y tienen por objeto el hacer a la pila menos

fluido-dinámica. La ventaja de hacer iguales los tajamares estriba en que la cimentación se

hace simétrica con las cargas verticales de la pila.

Un aspecto muy importante que hay que tomar en cuenta en la cimentación de las pilas

de puente, es el relacionado con la socavación debida a la acción erosiva del agua.

El método más adecuado para conocer en forma aproximada la profundidad de

socavación es el llamado "método alemán" que consiste en lo siguiente:

En diferentes puntos del lecho del río se hacen excavaciones, el material extraído se

pinta con una sustancia insoluble en el agua y así pintado se vuelve a colocar en el



interior de la excavación en el mismo orden que antes se encontraba y con la misma

compactación, en esas condiciones se dejan sujetas a las avenidas del río.

Cuando ocurre una creciente máxima se iniciará la socavación y una vez que haya

pasado dicha avenida se vuelven a repetir las excavaciones en los mismos puntos para

obtener por observación directa la profundidad de socavación, que será aquella a la

cual vuelven a aparecer las piedras pintadas y que no fueron removidas por la

creciente.

i. Diferentes tipos de pilas:

Pila sólida

Pila de marco rígido

Pila de columna con voladizo

Pilotes

Pila escalonada en secciones verticales

Pila con columna y arriostramiento en la base

ii. Partes de la pila

Corona: es la parte que recibe directamente la carga de la superestructura

para transmitir al cuerpo.

Cuerpo: su función principal es la de ligar y transmitir las cargas de la corona a

la zapata.

Zapata: transmite las cargas del terreno de manera que no sobrepasen el

esfuerzo admisible de éste.

iii. Fuerzas actuantes sobre la pila

Las fuerzas que deberán ser soportadas por cualquier plano horizontal de una pila son

las siguientes:

Fuerzas verticales

o Carga muerta de la superestructura

o Carga móvil de la superestructura

o Peso propio de la pila arriba del plano considerado



o Carga por impacto = C por carga móvil ≤ 30% de carga móvil

Fuerzas laterales

o Presión debida al viento sobre la superestructura

o Presión debida al viento sobre la pila se tomará una intensidad de 100 kg/m2 sobre el

área expuesta (considerando los niveles de aguas máximas y mínimas)

o Presión de hielo (si hay)

o Presión debida al agua

Donde:

E = empuje dinámico del agua aplicado a 1/3 de la altura de dicha agua

K = coeficiente de forma de pila

A = área expuesta proyectada en un plano normal a la dirección de la corriente

V = velocidad del agua en aguas máximas

γw = peso volumétrico del agua

g = aceleración de la gravedad

Fuerzas longitudinales

Frenaje: se considera como un 5% de la carga móvil aplicada a una distancia de 1.83

m sobre la rasante del camino (AASHTO).

Presión de viento: se considera una intensidad de 100 kg/m2 sobre el área expuesta

(generalmente de desprecio).

iv. Estabilidad de la pila

Para que una pila sea estable deberá ser proyectada contra volcamiento, deslizamiento

y aplastamiento. Se recomienda además que esté libre de tensiones en cualquier plano



horizontal y en la base. La fuerza de deslizamiento unitario se encontrará dividiendo la

fuerza horizontal resultante por encima de la sección sobre el área de la misma.

Los esfuerzos máximos y mínimos de compresión serán determinados por la fórmula:

Donde:

σ = esfuerzo a la fibra considerada

P = carga vertical total

A = área de la sección considerada

M1 y M2 = momentos debidos a las excentricidades de las cargas con respecto a ambos

ejes.

C1 y C2 = distancia normal a los ejes de la orilla de la sección considerada

I1 y I2 = momentos de inercia de la sección con respecto a ambos ejes

b) Estribos

i. Formas y dimensiones

Los estribos de un puente son estructuras en los extremos de un puente usados con el

propósito de transmitir cargas de la superestructura a la cimentación, y dar además un

soporte lateral al terraplén.

El estribo sirve como pila y como muro de contención y en la mayoría de los casos

consiste en una pared frontal y dos paredes en forma de ala.

Ordinariamente es independiente de la superestructura pero en algunos casos forma

parte de un marco rígido y transmite además fuerzas y momentos de ella.

ii. Diferentes tipos de estribos

Estribos de gravedad

Estribos en voladizo

Estribos con contrafuertes

Caballete con pilotes



Marco rígido

c) Consideraciones en la subestructura de un puente

• Los estribos deben ser diseñados para la capacidad soporte establecida,

según el estudio de suelos y a la profundidad definida por el ingeniero de suelos para

cada caso.

• Deberá evitarse la explotación de los bancos de materiales circundantes a las

riberas del río para evitar posibles socavaciones en el futuro.

• No se debe permitir la destrucción de los bancos de materiales de manera

• que la excavaciones sean del tamaño estrictamente necesario para

• acomodar los estribos.

• Deberá proporcionarse un adecuado drenaje a los estribos para evitar

• presiones nocivas a la estructura

3.6.3 Especificaciones de diseño.-

• Conceptos y normas para las cargas.-

Entre las diversas solicitaciones que se deben considerar en el diseño de los

puentes, se tiene: El peso propio, la carga viva, el impacto, el frenado, el viento, la

fuerza de la corriente de agua, la subpresión, la fuerza centrifuga, el sismo y otras

particulares como ser el choque de los hielos, etc.

Las magnitudes de estas solicitaciones están basadas en datos empíricos y

están definidas en normas o reglamentos para el diseño de los puentes.



En el presente texto se usan las normas AASHTO (American Asociation of State

Highway and Transportation Officials) cuya aplicación fundamental es para puentes

camineros.

3.6.3 Cargas por peso propio y peso muerto.-

El peso propio, (pp) es una carga que debe ser definida previo

predimensionamiento de la estructura y en ningún caso debe ser menospreciada y

tampoco exagerada ya que la limitación de la longitud de los vanos fundamentalmente

se debe al peso muerto de las estructuras.

Para el prediseño se tiene una serie de datos que guardan relación con obras

que ya han sido construidas.

Este peso depende de las dimensiones finales de los elementos; para su

determinación se podrán usar los valores unitarios de algunos materiales más

empleados que se muestran en la tabla 1.

Peso muerto (carga muerta CM ), está constituido por el peso de todas las

partes sobrepuestas del tablero que no forman parte de la estructura resistente, por

ejemplo: capa de superficie de rodadura (asfalto), veredas, barandas, rieles,


MATERIAL AASHTO

CONCRETO ARMADO 2400 KG/M3

ACERO 7200 KG/M3

CARPETA ASFALTICA 2250 KG/M3

Tabla N° 1 Pesos Específicos de Varios Materiales


durmientes, cables, tuberías, balasto, etc. El peso muerto se calcula de acuerdo a las

propiedades y dimensiones de los materiales en cada caso particular.

3.6.4 Carga viva.-

La carga viva en los puentes está constituida por el peso de los vehículos más

los efectos derivados por su naturaleza dinámica y móvil. Además, en el caso de los

puentes urbanos, se debe considerar la carga viva peatonal en las veredas

Para evitar las confusiones que muchas veces se presenta, es necesario

comprender y diferenciar adecuadamente lo que son estas distintas cargas:

- Cargas reales que circulan por el puente,

- Cargas máximas legales

- Cargas de diseño

3.6.5 Las cargas reales.-

Son cargas móviles que realmente circulan por un puente, estas son de

magnitud y distribución muy variada, por ejemplo, un camión volvo de 26.5 toneladas

tiene mayor peso que un micro-bus.

3.6.6 Las cargas máximas legales.

Son las cargas máximas que están autorizadas a circular libremente por las

carreteras y puentes de la red vial. Cada país tiene al respecto sus normativas para el

peso máximo por eje. Además, nuestro país es firmante de la decisión Nº 94 del

Acuerdo de Cartagena que fija las cargas mínimas para el diseño de los puentes de la

red vial de todos los países del Grupo Andino.



3.6.7 Carga viva de diseño.-

La carga viva de diseño, es aquella que se utiliza para el diseño estructural. En

vista del amplio espectro de tipos de vehículos que pueden actuar sobre un puente de

carretera, lo que se hace es utilizar un sistema hipotético de cargas y no un sólo

camión de diseño. Con dicho sistema de cargas, debe ser posible simular las

condiciones más desfavorables que causan los vehículos reales normales.

La carga viva que el proyectista debe utilizar en el diseño se establece en

Normas, Códigos o Especificaciones de diseño de puentes. En la fecha, en nuestro

país no existe un reglamento para el diseño de puentes. Durante muchos años se ha

utilizado las especificaciones americanas de la AASHTO y desde hace algunos años se

emplea especificaciones como ser especificaciones españolas.

En esta sección nos referimos únicamente a la parte básica de la carga viva, es

decir la componente vertical estática que transmiten los vehículos al puente. La

amplificación dinámica y demás efectos derivados por la naturaleza móvil de la carga

viva, son tratados más adelante.

3.6.8 Carga viva para puentes de carretera

Según el reglamento AASHTO , la carga viva a considerar en el diseño de

puentes debe ser:

- El camión de diseño.

- La carga equivalente.

- La carga de ejes tándem

- Otras cargas mayores (sobrecargas)

Al camión más pesado de las normas AASHTO, se le denomina H20-S16 ó

HS20 y tiene un peso total de 36 toneladas americanas que equivale a 32.67 toneladas

métricas.

3.6.7 Camión de Diseño (Camiones tipo).-



Adoptando la nomenclatura del sistema internacional y del AASHTO, se

distinguen los tipos M y los MS.

Los camiones M están formados por dos ejes de ruedas espaciadas a 4.3 m. con

las ruedas delanteras pesando la cuarta parte de las traseras. Cada eje consta de dos

ruedas las que están espaciadas a 1.8 m.

Pertenecen a este grupo los camiones M18 y M13.5 cuyos pesos son de 20 y 15

toneladas inglesas respectivamente (cada tonelada inglesa tiene 2000 libras).

Los camiones MS están formados por un camión M y su acoplado S, es decir

que el M es el detallado anteriormente y su acoplado corresponde a la adición de un

eje trasero cuya separación es variable entre 4,3 y 9.0 m.

Pertenecen a este grupo el MS18 y MS13.5 con pesos en toneladas inglesas de

36 y 27 respectivamente.

En todos los casos incluida la carga equivalente, el ancho mínimo de cada faja

de trafico para el diseño es de 3 m. pudiendo alcanzar un máximo de 4.5 m.

3.7 Carga equivalente.

Tiene la misma nomenclatura que los camiones M, cubriendo a su vez los

correspondientes MS.

La carga equivalente está constituida por una carga distribuida , que se puede

aplicar por tramos o sectores acompañada de una sola carga puntual, que tiene

valores diferentes según sea para corte o para momento flector .Esta carga abarca

el ancho de una faja de tráfico mínima de 3 metros, en consecuencia se trata de

una carga distribuida en superficie y una carga tipo borde de cuchillo

En la figura 4,1 se muestran estas cargas equivalentes aplicadas a un ancho

mínimo de faja de 3 m., observándose una carga por unidad de longitud y otra puntual.



Esta puntual se aplica una sola vez en las líneas de influencia, sin embargo,

existe un caso en el que se aplican dos puntuales tipo borde de cuchillo y es cuando

se calcula el momento máximo sobre un apoyo interior.


Figura 4.1. Detalles de los camiones tipo M

Figura 4.3 Cargas equivalentes


Todos los vehículos anteriormente descritos fueron establecidos el año 1944

bajo la notación inglesa de H para los camiones sencillos y HS para los que llevan

acoplado.

La equivalencia de estas notaciones pueden ser mejor apreciadas en la tabla 4.2

En resumen, los camiones tipo están constituidos por cargas puntuales por lo

que resulta interesante aplicar el teorema de Barre para la ubicación de los momentos

máximos en vigas simplemente apoyadas.

En la actualidad ya se cuenta con un camión tipo de mayor peso, debido a que

en el transporte se vio la necesidad de contar con un vehículo de mayor capacidad,

esto llevó a la aparición de un nuevo camión tipo el HS - 25 , el cual tiene un

incremento del 25 % del HS-20.

3.7.1 El Eje Tándem

El eje tándem está formado por la carga de dos ejes de 12 ton. c/u con una

separación de 1.20 m. longitudinalmente. Transversalmente, la separación entre eje de

ruedas es de 1.8 m.


M 18 = H 20 = H 20/44

M 13.5 = H 15 = H 15/44

M 9 = H 10 = H 10/44 = (en desuso)

MS 18 = HS 20 = H 20 S 16 = HS 20 = HS 20/44

MS 13.5 = HS 15 = H 15 S 12 = HS 15 = HS 15/44

Tabla 4.2 Equivalencia de las Notaciones

Figura 4.4. Detalle para el camión tipo HS-25 y su respectiva carga Equivalente



Figura 4.5 Detalle para el eje Tándem


3.7.2 Otras cargas mayores (Sobrecargas)

Las nuevas especificaciones de la AASHTO (2002), contemplan la consideración

en el diseño, de cargas vivas mayores a los del sistema HS20 (MS18 y M18). De

acuerdo al Art. 3.7.4 1, la carga viva mínima de diseño para puentes que soportan

tráfico pesado es la carga HS20 o la carga de los ejes tándem. En tal estado de carga,

las tensiones resultantes de las combinaciones de carga muerta, viva e impacto

aplicadas en la totalidad de la sección transversal no deben ser mayores que el 150%

de las fatigas admisibles de acuerdo al diseño.

Cuando se consideran cargas vivas mayores (overloads), si el diseño es para

cargas de servicio, se permite incrementar los esfuerzos permisibles; y si el diseño es

en rotura, el factor de carga tiene que ser menor que el que se utiliza con la carga

normal de diseño.

La carga viva de la AASHTO se aplica al diseño de puentes ordinarios de hasta

una longitud de 150 m.; para puentes de mayores luces, como los colgantes,

atirantados, etc., se utilizan generalmente otros sistemas de carga viva.

Es un hecho que las cargas reales que muchas veces circulan por nuestros

puentes son bastante mayores que la carga de diseño del camión de la AASHTO, y

que además existe una tendencia a que cada vez los camiones sean más pesados, es

por ello que es conveniente entender, diferenciar y aplicar racionalmente los conceptos

de carga viva de diseño, y de cargas vivas excepcionales además de los factores de

carga que se utilizan en cada caso

3.7.3 Reducción de la intensidad de cargas.

Para puentes de mas de dos vías, se debe reducir los efectos de la carga viva

ante la menor probabilidad de que todas las vías de tráfico estén cargadas

simultáneamente con sus valores máximos. La AASHTO recomienda aplicar

transversalmente la carga viva de acuerdo a lo siguiente. ( tabla 4.3 )

1 Carga mínima recomendada por la AASTHO , Décimo Sexta Edición 1996 Pág. 21.



Para la 1ª y 2ª vía 100 % de carga viva

Para la 3ª vía 90 % de carga viva

Para las demás vías 75 % de carga viva

Tabla 4.3

La reducción de la intensidad de las cargas en las vigas transversales será

determinada como en el caso de los reticulares principales o vigas maestras, utilizando

el ancho de la calzada, el cual deberá ser cargado para reproducir los máximos

esfuerzos en las vigas transversales.

3.74 Fajas de transito

Las cargas por faja de transito o camiones se supondrá que ocupan un ancho

mínimo de 3 m. pudiendo alcanzar un máximo de 4.5 m.

Las cargas serán colocadas en una faja de transito diseñada con un ancho de:

N

WW c=

Donde:

W = Ancho de la faja de transito.

N = Numero de fajas de transito

Wc = Ancho libre de calzada entre bordillos

En la tabla 4.4 se dan los anchos para diferentes fajas de trafico:


N

Menor a 6.00 1De 6.00 a 9.00 2 3.00 a 4.50De 9.01 a 12.80 3 3.00 a 4.27De 12.81 a 16.50 4 3.20 a 4.13De 16.51 a 20.00 5 3.30 a 4.00De 20.01 a 23.80 6 3.33 a 3.97De 23.81 a 27.50 7 3.40 a 3.93De 27.51 a 31.00 8 3.44 a 3.88De 31.01 a 34.80 9 3.45 a 3.87De 34.81 a 38.50 10 3.48 a 3.85

W (m)W c (m)

Tabla 4.4


3.7.5 Impacto.-

Definición. Del Latín Impactus que quiere decir efecto de una fuerza aplicada

bruscamente.

Las solicitaciones producidas por las cargas M o MS deben ser incrementadas para los

ítems del grupo A, por concepto de efectos dinámicos, vibratorios y de impacto.

No se aplicara el impacto a los items del grupo B.

a) Grupo A

1. La superestructura incluyendo columnas resistentes de acero o concreto,

pies derechos, torres de acero ó pórticos, y en general aquellas partes de la estructura

que se extienden encima de la fundación principal.

2. La porción por encima de la línea de tierra de los pilotes de concreto o

acero que estén rígidamente conectados con la superestructura como en el caso de

pórticos u otras estructuras continuas.

b) Grupo B

1. estribos, muros de contención, pilas y pilotaje con excepción de lo

especificado en el grupo A – 2.

2. Fundaciones.

3. Estructuras de madera.

4. Cargas en las aceras.

5. Alcantarillas y otras estructuras con un relleno superior a 0.9 m.



La cantidad permisible en que se incrementan los esfuerzos para la evaluación

del impacto, se expresa como una fracción de los esfuerzos por carga viva, y se

determina con la formula siguiente:

150.3

38I

l= ≤

+

Donde:

I = Fracción de la carga viva por impacto con un máximo de 30 %

L = Longitud en metros de la porción de la luz que se carga para provocar

los máximos esfuerzos en el miembro.

Para uniformar su aplicación, la longitud cargada, "L", se considerará

específicamente como sigue:

- Para pisos de calzada, usar la luz de calculo

- Para miembros transversales, tales como piezas de puente, usar la luz libre del

miembro, entre centros de apoyo.

- Para calcular momentos debidos a cargas de camiones, usar la luz L del

tramo; y en el caso de tramos en voladizo, se usará la longitud desde el centro de

momentos hasta el eje más alejado del camión.

- Para esfuerzo cortantes debido a cargas de camiones, se usa la longitud de la

parte cargada de la luz, desde el punto en consideración hasta el apoyo o la reacción

mas alejada; con excepción de los tramos en voladizo, donde se considerará para el

impacto por corte como el 30% de la carga viva.

- En vigas continuas, se empleará la luz considerada para momento positivos y

para los momentos negativos, se usará el promedio de las dos luces adyacentes

cargadas.

Para alcantarillas con relleno menor a 0.9 m. se tiene:

905.43.0

2 hhI −−=

Donde h es la altura de relleno en metros



3.7.6 Fuerza centrífuga.-

Se define como la fuerza de inercia que se manifiesta en todo cuerpo hacia

fuera cuando se la obliga a describir una trayectoria curva. Es igual y contraria a la

centrípeta (inercia es la resistencia que oponen los cuerpo a cambiar su estado o la

dirección de su movimiento) ver figura 3.6

Figura 3.6. Definición de Fuerza Centrifuga

• Cuando un puente está ubicado en una curva, o es de planta en curva se debe

considerar una fuerza radial horizontal la fuerza centrífuga que puede provocar

momentos torsores importantes en la superestructura y esfuerzos cortantes a

nivel de los apoyos y coronamientos de la infraestructura.

• Esta fuerza es igual a un porcentaje de la carga viva sin impacto, aplicada en

todas las fajas de tráfico, de acuerdo a la siguiente formula:


a


R

vC

2

0 79.0=

Donde:

Co = fuerza centrífuga en porcentaje de la carga viva sin impacto

V = velocidad de diseño en Km/hr.

R = radio de curvatura en metros.

3.7.7 Cargas en las aceras

Los pisos de las aceras, largueros y sus soportes intermedios serán diseñados

para una carga viva de 4.15 kN/m2. Vigas maestras, reticulares, arcos y otros

miembros serán diseñados para la siguiente carga viva aplicada en la superficie de

la acera:

Luces menores a 7.6 m. de longitud......................... 4.15 kN/m2

Luces de 7.61m. a 30.00m. ......................................2,90 kN/m2

Luces mayores a 30.01 m. de acuerdo a la siguiente expresión:

4 4 6 1 1 6 .8 wP ( 1 4 6 .3 ) ( )

L 1 5 2 0

−= +

Donde:

P = Carga viva en kN/m2 (máximo 2.90 kN/m2)

L = Longitud del miembro a verificar en m.

w = Ancho de la acera en m.

Al calcular los esfuerzos en las estructuras que soportan aceras en voladizo, la

acera será considerada cargada en su totalidad solamente en un lado de la estructura

si es que esta condición produce los máximos esfuerzos.

Los bordillos de seguridad o bordillos anchos para el uso ocasional de peatones



serán diseñados para las cargas especificadas anteriormente si es que el ancho del

bordillo es mayor a 0.6 m. porque de ser menor no se aplica la carga viva.

El ancho mínimo para que se pueda denominar acera es de 0.45 m.

Los elementos de las barandas se diseñaran para las fuerzas que se indican en

el artículo 2.7 de la AASHTO.

3.7.8 Choque.-

Es una fuerza horizontal de 7.5 kN/m provocada por el choque lateral de los

automóviles contra los bordillos.

Dicha carga se aplica a una altura máxima de 0.25 m. por encima de la capa de

rodadura, y en caso de que el bordillo tenga menor altura esta carga debe ser aplicada

en la parte superior. (ver figura 4.7)

3.7.9 Parapetos, postes y pasamanos.

Se prevén en los bordes de las aceras o directamente de las calzadas para

proteger a los peatones o a los vehículos. En algunos casos se prevén parapetos

vehiculares entre la calzada y la acera y al borde de la acera postes y pasamanos

peatonales.

3.8 Parapetos y barreras vehiculares

Cuando el propósito de la vía es para uso exclusivo de vehículos, se debe prever

en el puente parapetos de hormigón, metal o madera o una combinación, de forma tal

que garantice que el vehículo no salga del puente y asimismo sufra un daño mínimo,

para lo que es aconsejable darle continuidad y buenos anclajes, cuidando la estética

del puente.


Figura 4.7. Fuerza de choque aplicada a los bordillos.


En estos casos el reglamento AASHTO, recomienda tomar una fuerza horizontal

total de 45 kN., la misma que puede ser fraccionada como se puede ver en la figura 4.8

donde se muestran algunos casos frecuentes.

Esta carga se la aplica perpendicularmente a la dirección del tráfico y

concentrada ya sea en los postes o al medio de las barreras según cual sea el

elemento que se está diseñando.

La altura máxima de las protecciones debe llegar a 0.7 m. y si lleva parapeto,

este a 0.45.

• Postes y pasamanos peatonales.

Estos se disponen en pasarelas o puentes de ciudad donde las aceras y calzada

coinciden con la sección de las calles. Sin embargo lo correcto es separar la calzada

con los parapetos y barreras vehiculares detallados anteriormente y al borde de la

acera los postes y pasamanos peatonales.

En los pasamanos peatonales se aplican simultáneamente cargas distribuidas

iguales a 0.75 kN/m. en el sentido vertical y ± 0.75 kN/m. en el horizontal.

La altura del pasamanos superior debe llegar a 0.9 m.


Figura 3.8 Parapetos y protecciones para puentes de autopista.

Figura 4.9. Postes y pasamanos de pasarelas


3.8.1 Parapetos, pestes, barreras y pasamanos mixtos.-

Tratándose de puentes de ciudad en correspondencia con vías que permiten

circular a los vehículos con velocidades apreciables o cuando las aceras resultan muy

bajas se recomienda hacer los diseños con este tipo de parapetos, en los que hasta los

0.7 m. de altura se aplican las solicitaciones especificadas en el ítem 4.1.10.1, en

cambio el pasamanos que llega a los 0.9 m. recibe las solicitaciones que se especifican

en la figura 4.10.

• Fuerzas longitudinales.

Son provocadas por el frenado brusco de los vehículos y su magnitud está dada

por el 5 % de la carga viva sin impacto aplicada en todas las fajas de tráfico y

desarrollada en la misma dirección. Se emplea la carga equivalente y su

correspondiente carga concentrada para momento según se detalla a continuación:

( )nCLqF mr += *05.0

Donde:

Fr = Fuerza longitudinal debida al frenado.

q = Carga equivalente del vehículo especificado.

L = Longitud total del puente.


Figura 3.10. Parapetos, postes y pasamanos mixtos.


Cm= Carga concentrada para momento.

n = Numero de fajas de tráfico.

El centro de acción de esta fuerza se encuentra a 1.8 m. sobre la capa de

rodadura.

• Cargas debidas al viento.

Para los puentes regulares convencionales, se recomienda calcular las fuerzas

de viento de acuerdo a los registros de viento de nuestro país. En aquellos casos en

que la acción del viento pueda originar fenómenos vibratorios importantes (por ejemplo:

Inestabilidad aerodinámica), se deberán realizar los estudios especiales

correspondientes. Los puentes colgantes son los más sensibles a las acciones del

viento.

La presión ejercida por el viento incide tanto en la superestructura como en la

carga viva y la infraestructura. Su dirección es variable, pero para el diseño se trabaja

solo con las componentes en la dirección perpendicular al tráfico (sobre la elevación del

puente) y paralela al tráfico.

3.8.2 Viento en la superestructura.

Estas solicitaciones vienen expresadas por unidad de superficie expuesta en

elevación, es decir que esta superficie en elevación sirve para las dos componentes.

Cuando se diseña la superestructura sólo se toman en cuenta las fuerzas

transversales o perpendiculares al tráfico con valores de 3.75 kN/m2 para reticulares y

2.25 kN/m2 para vigas de alma llena.

En cambio cuando se diseña la infraestructura, además de las reacciones en las

dos direcciones transmitidas por la superestructura se tiene las presiones del viento

aplicadas directamente en la infraestructura según se detalla en el inciso

correspondiente.

Las fuerzas transversales como longitudinales transmitidas por la

superestructura para diversos ángulos de la dirección del viento son las que se indican

en la tabla 4.5, en los que el ángulo de esviaje es medido entre la dirección del viento y

la perpendicular al eje del camino. La dirección supuesta del viento será aquella que

produce los máximos esfuerzos en la infraestructura debiendo ser aplicadas

simultáneamente en las dos direcciones.

En puentes corrientes con luces hasta de 50 m. se emplearán las siguientes

cargas:

Viento longitudinales en la superestructura. 0.60 kN/m2



Viento transversal en la superestructura. 2.45 kN/m2

• Viento en la carga viva.

Será considerada como una fuerza por metro lineal de estructura de acuerdo a la

tabla 4.6

Dichas cargas se aplican a 1.80 m. por encima de la capa de rodadura.

En puentes corrientes con luces de hasta 50 m. se emplearan las siguientes

cargas.

Viento longitudinales sobre la carga viva 0.60 kN/m.

Viento transversal sobre la carga viva. 1.50 kN/m


Grados Lateral Longitudinal Lateral Longitudinal

Ángulo del Viento

Reticulares Vigas Maestras

0.00

15 3.42 0.59 2.15 0.29

0 3.66 0.00 2.44

1.61 0.78

30 3.18 1.37 2.00

0.93

Tabla de fuerzas de viento en la superestructura para diferentes ángulos de Incidencia en kN/m

60 1.22 2.44 0.83

0.59

45 2.30 2.00

2

0 1.50 0.00

15 1.30 0.18

30 1.20 0.36

45 1.00 0.48

50 0.50 0.57

Ángulo GradosLateral KN/m

Longitudinal kN/m

Tabla 3.6. Viento sobre la carga viva


• Viento en la infraestructura.-

Además de las reacciones por viento transmitidas por la superestructura se

considerará una presión de 2 kN/m2 aplicadas en la dirección más desfavorable,

tomando el esviajado con relación a la infraestructura, y luego se la descompone en

dos direcciones una normal a la elevación de la infraestructura y otra perpendicular a

ella.

La componente normal a la elevación de la pila corresponde a los esfuerzos o

solicitaciones que hemos designado como longitudinales en el conjunto del puente y en

este caso inciden en la cara acotada con D en la figura 4.10 , en cambio la

componente frontal (transversal) actuará sobre la superficie acotada con B o según la

forma de acabado de esta superficie se transmitirá por fricción en la superficie D.

En la figura 4.11 se muestra la dirección más desfavorable del viento sobre una

pila, de manera que provoque en esta los máximos esfuerzos.

De acuerdo a lo expuesto anteriormente, las componentes sobre la pila pueden

ser deducidas en las siguientes formas:

a) Tomando como resistentes las superficies D y B:

Viento longitudinal:

2 2L

p L D HF

L D

× × ×=+

Viento transversal:

2 2T

p D B HF

L D

× × ×=+

Cristian Miguel Alipaz Condo Página 88Figura 4.11 Viento desfavorable en la infraestructura.


b) Tomando como resistentes solo la superficies D:

Viento longitudinal:2

2 2L

p L D HF

L D

× × ×=+

Viento transversal:2

2 2T

p D L HF

L D

× × ×=+

Donde:

p = Presión del viento en la infraestructura = 2 kN/m2

L = Separación entre ejes de pilas en metros.

D = Ancho de la pila en metros.

B = Espesor de la pila en metros.

H = Altura libre de la pila entre el nivel de aguas y su coronamiento en

metros.

Las unidades para FL y FT serán en Kilo-Newtons kN

3.8.3 Análisis aerodinámico de puentes sostenidos por cables.2

La falla inducida por el viento el 7 de noviembre de 1940 del puente de Tacoma

Narrows en el estado de Washington, produjo una conmoción en la profesión de la

ingeniería. Muchos se sorprendieron al saber que la falla de puentes como resultado de

la acción del viento no era algo sin precedentes. Durante un poco más de las 12

décadas anteriores a la falla del puente Tacoma Narrows , otros 10 puentes habían

sido severamente dañados o destruidos por la acción del viento , fallas inducidas por el

viento han ocurrido en puentes con luces desde 75 metros hasta 855 metros. En otros

puentes «modernos» sostenidos por cables se han observado oscilaciones indeseables

debidas al viento.

3.8.4 Información requerida sobre el viento en el sitio del puente.

2



Antes de emprender cualquier estudio de inestabilidad ante el viento para un

puente, los ingenieros deben investigar las condiciones eólicas en el sitio de la

estructura. La información requerida incluye el carácter de la actividad de vientos

fuertes en el sitio en un periodo de varios años. Los datos se obtienen generalmente de

los registros meteorológicos locales. Sin embargo, se debe tener cuidado porque estos

registros pudieron haberse tomado en un punto a alguna distancia del sitio, tal como el

aeropuerto local o un edificio del estado. Los ingenieros deben ser también conscientes

de las diferencias en las características del terreno entre el sitio de la instrumentación

para el viento y el sitio de la estructura, que pueden tener una importante influencia en

la interpretación de los datos.

Los datos requeridos son la velocidad del viento, su dirección y frecuencia. A partir de estos datos es posible predecir altas velocidades de viento, dirección esperada y probabilidad de ocurrencia.

Las fuerzas aerodinámicas que aplica el viento a un puente dependen de la

velocidad y dirección del viento y del tamaño, forma y movimiento del puente. El que

ocurra resonancia bajo las fuerzas del viento depende de los mismos factores. La

amplitud de la oscilación que puede generarse depende de la fortaleza de las fuerzas

del viento (incluyendo su variación con la amplitud de la oscilación del puente), la

capacidad de almacenamiento de energía de la estructura, el amortiguamiento

estructural y la duración de un viento capaz de excitar el movimiento.

La velocidad y dirección del viento, incluyendo el ángulo vertical, pueden

determinarse mediante observaciones extensas en el sitio, las cuales pueden

aproximarse con un grado razonable de conservatismo con base en unas pocas

observaciones locales y un estudio extenso de datos más generales. La escogencia de

las condiciones de viento para las cuales debe diseñarse un puente dado, siempre

pueden ser primordialmente un asunto de criterio.

Al comienzo del análisis aerodinámico, se conocen el tamaño y forma del

puente. Su capacidad de almacenamiento de energía y su movimiento, que consiste

esencialmente en los modos naturales de vibración, son determinados por completo

por su masa, la distribución de ésta, y las propiedades elásticas y pueden calcularse

por métodos confiables.

El único elemento desconocido es el factor que relaciona el viento con la sección

del puente y su movimiento. Este factor no puede, hasta el presente, generalizarse,

pero está sujeto a una determinación confiable en cada caso. Las propiedades del



puente, incluyendo sus fuerzas elásticas y su masa y movimientos (determinando sus

fuerzas inerciales), pueden calcularse y reducirse a un modelo a escala ver figura 4.12.

Entonces, las condiciones del viento que abarcan todas las condiciones probables en el

sitio se pueden imponer a un modelo de la sección. Los movimientos de tal modelo

dinámico de la sección en el viento a escala apropiada deben duplicar de modo

confiable los movimientos de una conveniente unidad de longitud del puente. Las

fuerzas de viento y la tasa a la cual éstas pueden acumular energía de oscilación

responden a la amplitud cambiante del movimiento. La tasa de cambio de energía

puede medirse y dibujarse contra la amplitud en un gráfico. Así, el ensayo con el

modelo de la sección mide el único factor desconocido, que puede entonces aplicarse

por cálculo a la amplitud variable del movimiento a lo largo del puente para predecir el

comportamiento total de la estructura bajo las condiciones específicas de viento del

ensayo. Estas predicciones no son precisas, pero son más o menos tan aproximadas

como algunos otros parámetros del análisis estructural.

Escala: 1/100

Velocidad equivalente del viento real: 268 Km/h

Flecha horizontal: 30 m

Giro a torsión: 4


Figura 3.12. Ensayo del puente Akashi, en un túnel de Viento Aerodinámico

(Túnel de viento de la Universidad de Yokohama)


3.8.5 Criterios para el diseño aerodinámico.

Debido a que el factor que relaciona el movimiento del puente con las

condiciones del viento depende del sitio específico y de las condiciones del puente, no

pueden escribirse criterios detallados para el diseño de secciones favorables de puente

hasta que se haya acumulado una gran cantidad de datos aplicables a la estructura

que va a diseñarse. Pero, en general, pueden aplicarse los siguientes criterios para

puentes colgantes:

• Una sección con armadura de rigidización es más favorable que una sección

con viga de rigidización.

• Hendiduras en el tablero y otros artefactos que tienden a romper la uniformidad

de la acción del viento tienden a ser favorables.

• Es aconsejable el uso de dos planos de sistema lateral para formar una

armadura de rigidez de cuatro lados porque puede favorecer el movimiento

torsional. Tal diseño inhibe fuertemente el aleteo y también eleva la velocidad

crítica de un movimiento puramente torsional.

• Para una sección dada de puente, una alta frecuencia natural de vibración por

lo general es favorable:

Para luces cortas y moderadas, un incremento útil de frecuencia, si es

necesario, puede conseguirse al aumentar la rigidez de la armadura (aunque no

se ha definido con precisión. puede considerarse que las luces moderadas

incluyen longitudes desde unos 300 metros hasta aproximadamente 550

metros).

Para luces largas, no es económicamente posible obtener ningún

aumento material de la frecuencia natural de los modos verticales por encima de

los inherentes a la luz y a la flecha del cable.

Debe considerarse la posibilidad de que para las luces largas en el futuro,

con sus inevitables bajas frecuencias naturales, las oscilaciones debidas a

características aerodinámicas desfavorables de la sección transversal, puedan

ser más prevalentes que para los puentes de luz moderada.

• En la mayor parte de los sitios de puentes, el viento puede ser quebrado, esto

es. puede ser no uniforme a través del sitio, inestable y turbulento. Así. una



condición que pudiera causar serias oscilaciones no dura lo suficiente para llegar

a generar una amplitud objetable. Sin embargo. debe tenerse en cuenta que:

Existen sin duda sitios en donde los vientos en ciertas direcciones son

inusualmente estables y uniformes.

Existen secciones de puentes sobre las cuales cualquier viento, sobre un

amplio intervalo de velocidad, continuará hasta generar algún modo de

oscilación.

• Un aumento en la rigidez producido por un aumento de peso aumenta la

capacidad de la estructura para almacenar energía sin aumentar la tasa a la cual

el viento puede contribuir con la energía. El efecto es un aumento en el tiempo

requerido para generar una amplitud objetable. Esto puede tener un efecto

benéfico mucho mayor que el sugerido por el aumento porcentual en el peso,

debido a la rápida reducción de la probabilidad de que el viento continúe sin

cambio por una mayor duración. El aumento de rigidez puede producir un

aumento en el amortiguamiento estructural y otros resultados favorables.

Aunque no pueden darse criterios más específicos que los anteriores, es posible

diseñar un puente colgante con un alto grado de seguridad contra las fuerzas

aerodinámicas. Esto involucra el cálculo de los modos naturales de movimiento de la

estructura propuesta, la ejecución de ensayos de modelos dinámicos de la sección

para determinar los factores que afectan el comportamiento, y la aplicación de estos

factores al prototipo mediante análisis apropiado.

En la mayoría de los puentes de luces grandes construidos desde el colapso del

puente de Tacoma, se han seguido los procedimientos anteriores y se han incorporado

provisiones especiales en el diseño para los efectos aerodinámicos. Los diseñadores

de estos puentes por lo general han favorecido las armaduras de rigidez sobre las

vigas de rigidez. El segundo puente de Tacoma Narrows, el de Forth Road y el de los

estrechos de Mackinac, por ejemplo, incorporan altas armaduras de rigidez con

arriostramiento tanto superior como inferior, formando una armadura espacial para la

torsión. Los puentes de Forth Road y el de los estrechos de Mackinac tienen tableros

con hendiduras. Sin embargo, el puente Severn tiene una viga de rigidez aerodinámica

en cajón cerrado y péndolas inclinadas. En algunos diseños se incorporan tirantas

longitudinales de cable, tirantas de torre o incluso tirantas diagonales transversales

(puente de Deer Isle). Algunos tienen tirantes extremos no cargados. Otros tratan de



aumentar el amortiguamiento estructural mediante fricción o medios viscosos. Todos

han incluido estudios dinámicos de modelos como parte del diseño.

La acción aerodinámica de los puentes atirantados es menos severa que la de

puentes colgantes, debido a la rigidez mayor producida por los cables tensados y el

amplio uso de tableros con cajones de torsión.

3.8.5 Fuerza de levantamiento.

Se tomarán providencias para la unión adecuada de la superestructura con la

infraestructura cuando una carga o combinación de cargas incrementadas al 100 % de

la carga viva más impacto provoque fuerzas de levantamiento en cualquier apoyo.

3.8.6 Fuerza de la corriente.

Las aguas provocan una fuerza con tendencia a volcar particularmente las pilas

por ello estas deben ofrecer la menor resistencia posible, lo que se consigue dándole

formas hidrodinámicas y lo que es más ubicando la pila con la menor sección en la

dirección de la corriente y es por ello según se puede observar en la figura 4.13 que los

puentes son esviajados.

La presión de la corriente esta dada por.2vKp ×=

Donde:

p = Presión de la corriente en kN/m2

v = Velocidad de las aguas en m/seg.

K = Constante cuyos valores se deducen de la figura 4.14

Cristian Miguel Alipaz Condo Página 94Figura 3.13. Emplazamiento de una pila.


• Empuje de tierras.

En las estructuras que retienen tierra, se considerará el efecto de la presión del

suelo de acuerdo al estudio de geotecnia. La AASHTO recomienda utilizar la fórmula

de Rankine, sin embargo, el empuje no será menor que el equivalente a la presión de

un fluido de 500 kg/m3.

Es decir:

22

5.22

0.5h

hE ×=×=

Para determinar la presión del suelo durante sismos se recomienda utilizar el

procedimiento desarrollado por Mononobe Okabe.

En pórticos rígidos, al determinar el máximo momento positivo en vigas, se

recomienda considerar únicamente la mitad del empuje lateral del terreno.

El empuje lateral debe ser incrementado por efecto del tráfico cercano al

elemento estructural considerado, dicho incremento no será menor a 1 t/m2. Cuando se

utiliza una losa de aproximación adecuadamente diseñada y soportada en un extremo

del puente, no es necesario considerar dicho incremento. (ver figura 4.15)


Figura 3.14 Constantes K según las formas de las pilas.

Figura 4.15. Presión de tierra en el estribo.


Los estribos, además de recibir las reacciones transmitidas por la

superestructura están sometidos al empuje de las tierras que conforman el terraplén de

acceso para lo que se aplican las siguientes expresiones:

Cuando no hay sobrecarga en el terraplén:

3

)1(2

)1(2

hy

sen

senhE

=

+−×=

θθδ

Cuando se considera carga viva distribuida sobre el terraplén se trabaja con una

altura equivalente que es adicionada a la altura del relleno o sea:

.6.0' ms

h >=δ

(Mínimo 0.6 m.)

h ( h 2 h') (1 sen )E

2 (1 sen )

δ θθ

× × + × × −=× +

Donde:

E = Empuje resultante en kN/m.

δ = Peso especifico del terreno en kN/m3

h = Altura de relleno en metros.

θ = Angulo del talud natural del relleno en grados.

y = Cota a la que actúa la resultante del empuje en metros.

h’ = Altura equivalente adicional para el diagrama de presiones en metros.

s = Sobrecarga en el terraplén en kN/m2 ( Se recomienda aplicar un

mínimo de 10 kN/m2)

3.8.7 Fuerzas sísmicas.



La primera vez que la AASHTO publica criterios de diseño sísmico de puentes

es en 1958. En dicha oportunidad, se consideraba el sismo en los puentes, como una

fuerza horizontal dada por la ecuación:

DCFh ×=

Donde:

Fh = Fuerza horizontal aplicada en cualquier dirección y en el centro de

gravedad de la estructura.

D = Carga muerta de la estructura.

C = 0.02 para estructuras en cuyo plano de fundación el terreno esta

sometido a presiones mayores a 0.4 Mpa.

C = 0.04 para estructuras en cuyo plano de fundación del terreno esta

sometido a presiones inferiores a 0.4 Mpa.

C = 0.06 para estructuras asentadas sobre pilotes o tubulones. No se

toma en consideración la carga viva.

En esa época el diseño de los elementos de concreto armado se hacía para

cargas de servicio. Cuando se consideraba las acciones sísmicas, se permitía

incrementar los esfuerzos permisibles en un 33.3 %.

En la actualidad, es evidente que el procedimiento descrito anteriormente para

determinar las fuerzas sísmicas es obsoleto y ahora está totalmente superado.

Hasta antes del sismo de San Femando de 1971, se daba poca importancia al

efecto sísmico en los puentes. En el sismo de San Femando colapsaron varios

puentes, y es a partir de entonces que se vio la necesidad de establecer

especificaciones mas realistas para el diseño sísmico de puentes. Se iniciaron de

inmediato los estudios y en 1973, el Departamento de Transportes de California

CALTRANS, introduce nuevos criterios para el diseño sísmico de puentes. Los nuevos

criterios establecen que el coeficiente sísmico se debe obtener mediante espectros de

diseño; iniciándose desde entonces el desarrollo de metodologías mas racionales en el

diseño sísmico de puentes. Las recomendaciones de CALTRANS son incorporados por

la AASHTO en sus especificaciones de 1975 y los mantiene hasta 1982.

La AASHTO, el año de 1983 publica la décima tercera edición de sus

especificaciones para el diseño de puentes. En dicha oportunidad se introducen

cambios importantes en lo referente a las especificaciones para el diseño sísmico de



puentes. Las nuevas especificaciones se mantienen sin cambios hasta 1988 e indican

que se puede aplicar una de las dos alternativas siguientes:

1.- El método de la fuerza estática equivalente (similar a lo establecido durante

los años 75-82).

2.- Los procedimientos de análisis y diseño que se establecen en un documento

aparte, bajo el titulo: "AASHTO Guide Specifícations for Seismic Design of High-

way Bridges".

Se observa que la metodología que se especifica en la segunda alternativa es la

más adecuada para zonas de alto peligro sísmico, por ello en adelante solamente nos

referiremos a la nueva metodología.

3.8.8 Filosofía de diseño de las nuevas especificaciones

El objetivo fundamental del diseño sísmico de un puente es el de proporcionarle

la capacidad suficiente para que pueda soportar un sismo severo sin colapsar.

La tendencia actual es a considerar sismos de diseño más realistas,

distinguiendo los sismos pequeños y moderados de los sismos grandes o severos. Los

sismos pequeños y moderados pueden ocurrir varias veces durante la vida de la

estructura mientras que la probabilidad de que ocurra un sismo severo es bastante

menor. Estas consideraciones han dado lugar a una nueva filosofía de diseño sísmico.

Las nuevas especificaciones de diseño se han desarrollado en base a los

siguientes principios:

a.- Los puentes deben resistir los sismos menores dentro del rango elástico sin

ningún daño.

b.- Deben resistir sismos moderados dentro del rango elástico con algún daño

reparable.

c.- Deben resistir sismos severos sin llevar al colapso total ni parcial, se aceptan

daños reparables. En las cimentaciones no se aceptan daños.

d.- En el proceso de diseño se deben utilizar intensidades realistas para el sismo

de diseño.

Lo anterior implica que durante un sismo moderado la estructura debe

comportarse dentro del rango elástico y durante un sismo severo incursionar en el



rango no lineal para lo cual debe tener la resistencia y ductilidad suficiente para disipar

energía.

Las zonas de disipación de energía y susceptibles a sufrir daño deben ser

accesibles para su reparación. Se acepta que es antieconómico diseñar un puente para

resistir un sismo severo elásticamente.

El sismo de diseño debe estar en función del coeficiente de aceleración máxima

esperada en la zona de ubicación de la estructura. Las últimas especificaciones de la

AASTHO, recomiendan como sismo de diseño aquel evento que tenga el 90% de

probabilidad de no ser excedido en 50 años, que es equivalente a un período de

retomo de 475 años o un riesgo anual promedio de 0.002 eventos por año.

Los puentes deben ser diseñados para que continúen funcionando durante y

después de un sismo.

• Análisis sísmico de puentes de acuerdo a: "AASTHO guide specifications

for seismic design of high-way bridges",

Los métodos de análisis y diseño sísmico de puentes que se establecen en las

especificaciones son totalmente diferentes a todo lo anteriormente publicado por la

AASHTO.

Por ejemplo, los procedimientos de análisis y las exigencias de diseño no son las

mismas para todos los casos, sino que dependen de:

- El nivel de aceleraciones (Ad ) que se espera en la zona de ubicación del

puente.

- La importancia del puente, ( I ó II ).

- El tipo de estructura (regular o irregular).

En la figura 3.16 se muestra el diagrama de flujo del procedimiento de diseño. A

continuación se detalla cada uno de los pasos.

• Determinación del coeficiente de aceleración (Ad)

El coeficiente de aceleración se obtiene del mapa de zonificación sísmica o se

determina mediante un estudio de riesgo sísmico para la zona de ubicación del puente.



El coeficiente de aceleración de diseño (Ad) se debe determinar de acuerdo a la

filosofía de diseño que se ha descrito anteriormente.

En el caso de obras especiales se recomienda realizar un estudio de riesgo sísmico.

• Definir la importancia del puente.

Los puentes de acuerdo a su importancia se clasifican en dos grupos:

Los puentes esenciales deben funcionar durante y después de un sismo severo.

• Categoría de comportamiento sísmico: CCS

En base a los parámetros anteriores (Coeficiente de aceleración Ad e

Importancia), a cada puente se le asigna una categoría de comportamiento sísmico

CCS de acuerdo a la tabla 4.8 .


Puentes Importancia

Esenciales IOtros II

Tabla 4.7

Coeficiente de aceleración

0.29 <Ad D D

0.09<Ad<0-19 B B

0.19<Ad<0.29 C C

Ad I II

Ad<0.09 A A

Importancia

TABLA DE COMPORTAMIENTO SÍSMICO

Tabla 4.8


Una vez definida la categoría de comportamiento sísmico CCS (A, B, C o D), el

método de análisis a efectuar y los requerimientos mínimos que deben cumplir en el

diseño del puente, dependen de dicha categoría.


Figura 3.16


Las exigencias en el análisis y diseño sísmico de puentes, no son las mismas para

todos los casos; por ejemplo:

Los puentes de un solo tramo y los de categoría A, no requieren un análisis sísmico

detallado. En estos casos, las exigencias se refieren principalmente al diseño de las

conexiones y a la longitud que deben tener los soportes de la superestructura Ls.

Mientras que en los puentes irregulares con categoría D, se requiere efectuar un

análisis dinámico multimodal

• Determinación del procedimiento de análisis requerido.

Los puentes con CCS = A, no requieren un análisis sísmico detallado. Para los

puentes con CCS = B, C o D, se debe realizar uno de los dos procedimientos de

análisis que se definen a continuación:

Procedimiento 1: Método espectral uní-modal.

Procedimiento 2 : Método espectral multi-modal

El procedimiento de análisis se determina según la tabla ingresando con la

categoría (B, C, D) y el tipo de estructura del puente (regular o irregular).


REGULAR IRREGULAR

A 1 2

B 1 2

C 1 2

CategoríaTipo de puente con dos o más

tramos

PROCEDIMIENTO DE ANÁLISIS

Tabla 3.9


Para los fines de cómo utilizar la tabla 3.9.

Un puente REGULAR es aquel que no tiene un cambio brusco o inusual en

masa, rigidez o geometría entre apoyos adyacentes (excluidos los estribos).

Por ejemplo, un puente puede ser considerado regular si la rigidez de los pilares

no difieren en más de 25%. Un puente irregular es aquel que no satisface la definición

de puente regular.

• Cálculo de fuerzas y desplazamientos.

Para los puentes con CCS = B, C ó D, las fuerzas o desplazamientos elásticos

pueden ser determinados independientemente en las direcciones longitudinal y

transversal, siguiendo el procedimiento de análisis definido según la tabla 4.9.

En el análisis sísmico se tendrá en cuenta las recomendaciones que da la

AASHTO respecto a:

a.- Espectro de diseño.

b.- Modelo matemático para el análisis.

c.- Combinación de las fuerzas sísmicas ortogonales.

d.- Factor de modificación de la respuesta R.

a.- Coeficiente de Respuesta Sísmica Elástica y Espectro

La AASHTO especifica que el coeficiente de respuesta sísmica elástica Ce, sea

determinado mediante la expresión:

23

1,2 Ad SCe

T=

Donde:

Ce: Coeficiente de respuesta sísmica elástica.

Ad: Coeficiente de aceleración de diseño.

S: Factor de suelo (1.0 , 1.2 , ó 1.5).



T : Período de vibración horizontal del puente en la dirección considerada

(X, Y).

El valor de Ce no será mayor de 2.5Ad. En suelos tipo III cuando Ad = 0.3, Ce no

será mayor que 2 Ad.

Para el caso de análisis multimodal, se utiliza la misma expresión del coeficiente

Ce, reemplazando T por el período Ti del correspondiente modo i de vibración. Es

oportuno hacer notar al estudiante que debe diferenciar el coeficiente de respuesta

sísmica elástica que da lugar a las fuerzas sísmicas elásticas, y lo que son las fuerzas

de diseño, que se obtienen dividiendo las fuerzas elásticas por el factor de modificación

R.

b.- Modelo matemático para el análisis sísmico

Para efectuar el análisis sísmico del puente es necesario idealizar la estructura

mediante un modelo matemático que refleje adecuadamente la distribución de rigideces

y masas del sistema estructural. Igualmente recomendable tomar en cuenta la

interacción suelo-cimentación-estructura.

En el análisis sísmico, en la dirección transversal al eje del puente, se debe

considerar las condiciones de deformación del tablero, por ejemplo, en un puente de

varios tramos, las condiciones de restricción en los estribos son diferentes al de los

pilares, donde pueden existir juntas que no transmiten momentos en el plano del

tablero como un diafragma rígido en su plano, aún en el análisis uní-modal.

Para el caso de análisis espectral multimodal la AASHTO recomienda modelar la

superestructura como un sistema aporticado espacial con nudos por lo menos cada

cuarto de luz, y si las columnas o pilares son altas deberán ser discretizados por lo

menos en tres segmentos. Se considera una columna larga cuando su longitud es

mayor a un tercio de la longitud de una de las luces adyacentes.


Figura 3.17 Modelo para el análisis sísmico


c.- Combinación de las fuerzas sísmicas ortogonales.

La acción sísmica sobre una estructura, puede actuar en cualquier dirección.

Para tomar en cuenta esta posibilidad, las fuerzas y momentos sísmicos que se

obtengan del análisis en las dos direcciones perpendiculares, deben ser combinados

para formar dos estados de carga de acuerdo a lo siguiente:

Estado de carga 1 de acciones sísmicas:

100% dirección longitudinal + 30% dirección transversal

Estado de carga 2 de acciones sísmicas:

100% dirección transversal + 30% dirección longitudinal

d.- Factor de modificación de respuesta R.

Las fuerzas que se obtienen con un espectro de respuesta elástico deben ser

modificadas para tomar en cuenta la incursión de la estructura en el rango no lineal

cuando el sismo es severo. Las fuerzas sísmicas espectrales se deben dividir por el

factor de modificación de respuesta R que se da en la siguiente tabla 4.10.


Figura 4.18. Acción simultánea de las 2 componentes de las fuerzas de sismo

Columna o pilar a cimentación 1.0

FACTOR DE MODIFICACIÓN DE RESPUESTA: R

Conexiones Superestructura a estribo 0.8 Superestructura a pilar 1.0

Columnas aponicadas dúctiles 5.0

Pilar tipo muro 2.0 Columna simple 3.0

Subestructura

Tabla 4.10.


• Requerimientos mínimos de diseño.

Para cada tipo de requerimiento de comportamiento sísmico se especifican

ciertos requerimientos mínimos que debe cumplir el diseño de un puente.

• Requerimientos para puentes de un solo tramo.

Para el diseño de puentes de un solo tramo no se requiere realizar un análisis

sísmico detallado, pero debe cumplir ciertos requisitos mínimos que se describen a

continuación.

a.- Las conexiones entre la superestructura y los estribos deben ser diseñados

longitudinal y transversalmente para resistir una fuerza horizontal igual al producto de la

reacción por carga permanente multiplicado por el coeficiente de aceleración Ad.

b.- La longitud de soporte Ls en los apoyos ver figura 4.19, no debe ser menor

de lo indicado en la tabla 4.11.

Donde:

L = Longitud en metros de la superestructura.

H = Altura del pilar o columnas, (cero para puentes de un solo tramo)


Longitud mínima de Soporte : Ls

C , D Ls = 30,5 + 0,250L +1,00H

CCS Ls (cm)

A , B Ls = 20,3 + 0,167L + 0,67H

Tabla 4.11


Nota:

Si el análisis sísmico da desplazamientos mayores, estos deben ser

tomados con Ls mínimos.

• Requerimientos mínimos para puentes con CCS = A

Para puentes con categoría de comportamiento sísmico CCS = A, tampoco es

necesario un análisis sísmico detallado, pero se debe cumplir los siguientes

requerimientos:

a.- Las conexiones de la superestructura a la subestructura serán diseñadas

para resistir una fuerza sísmica horizontal igual a 0.20 veces la reacción por

carga permanente.

b.- Longitud de soporte

• Requerimientos mínimos para puentes con CCS = B

Para esta categoría de comportamiento las fuerzas sísmicas de diseño se

determinan mediante un análisis sísmico espectral uní-modal; sin embargo, para el

diseño de los elementos de la cimentación se utilizan fuerzas diferentes al resto de los

elementos del puente, así tenemos:


Figura 4.19


A. Fuerzas sísmicas de diseño para elementos estructurales y conexiones.

Las fuerzas sísmicas de diseño se determinaran dividiendo las fuerzas sísmicas

elásticas de los estados de carga 1 y 2 por el correspondiente factor de modificación de

respuesta R de la tabla.

Los esfuerzos sísmicos modificados (EQM) de los dos estados de carga se

combinaran independientemente con los esfuerzos de las otras cargas de acuerdo a la

siguiente expresión:

Combinación de carga = 1.0 ( D + B + SF + E + EQM ) (1)

Donde:

D = Carga permanente

B = Subpresión

SF= Presión de agua

E = Empuje de tierra

EQM = Fuerzas sísmicas elásticas del estado carga 1 ó 2 modificadas por

división entre el factor R apropiado ( EQ / R ).

Nota: Tener presente que la combinación expresada anteriormente corresponde

a condiciones últimas.

B. Fuerzas sísmicas de diseño para cimentaciones.

Para el diseño de las cimentaciones se utiliza un factor R igual a la mitad del

factor R de la columna o pilar correspondiente; en consecuencia, la fuerza sísmica de

diseño para la cimentación es el doble de la que se utiliza en los pilares.

U == 1.0 (D + B + SF + E + EQF) (2)

Donde:

EQF: Fuerzas sísmicas elásticas del estado de carga 1 ó 2 modificadas

dividiendo por la mitad del factor R (EQ / (0.5R)).

El diseño conservador de las cimentaciones se encuadra con la filosofía del

diseño sísmico de no permitir daños en las cimentaciones.



Nota: Para cimentaciones piloteadas el factor R no se divide por 2.

La longitud mínima de soporte se determina de acuerdo al análisis, pero en todo

caso no debe ser menor que lo especificado en la tabla 4.11 .

• Requerimientos para puentes con categoría C y D.

Para los puentes con categoría de comportamiento sísmico C ó D se consideran

dos sistemas de fuerzas sísmicas:

a.- Fuerzas sísmicas modificadas que se obtienen en forma similar al de los

puentes de categoría B, con la excepción que para las cimentaciones (EQF) se

asume un factor R igual a 1.

b.- Fuerzas sísmicas resultantes de considerar rótulas plásticas en columnas y

pilares.

En el cálculo de los momentos plásticos en las columnas de concreto armado

hay que considerar una sobre-resistencia de 1,3 . La longitud de soporte en los apoyos

debe ser por lo menos igual al mayor de los valores que dé el análisis o la tabla 4.11.

• Requerimientos para el diseño sísmico de cimentaciones y estribos de

puentes

La combinación de carga para el diseño de las cimentaciones se obtiene con la

expresión (1) que corresponde a condiciones últimas, en consecuencia, también se

debe utilizar la capacidad resistente última del suelo de fundación. Además, debido a

que la acción sísmica es de naturaleza cíclica, dinámica y transitoria, se permite

durante sismos, una separación del subsuelo (uplift) de hasta la mitad del área de

contacto de la zapata siempre y cuando el suelo de cimentación no sea susceptible a

perder su resistencia bajo cargas cíclicas.

• Consideraciones para el diseño en concreto armado.

En general, para el diseño estructural de los elementos del puente se

recomienda utilizar las especificaciones de la AASHTO y las recomendaciones del

comité ACI-ASCE 343(4) que son mas exigentes que el código del ACI para

edificaciones. Para el diseño sismo-resistente de los elementos de concreto armado se

debe satisfacer ciertos requisitos adicionales. Para cada categoría de comportamiento



sísmico se han fijado requerimientos de diseño. A continuación se indican algunas de

esas exigencias adicionales para cada CCS.

• . Requerimientos para la categoría A

Para esta categoría de comportamiento sísmico no se establecen requisitos

adicionales excepto lo establecido para las conexiones anteriormente.

• . Requerimientos para la categoría B

Para los puentes con CCS = B se ha establecido un refuerzo transversal mínimo

en los extremos de las columnas en forma de cuantías mínima de refuerzo de corte y

espaciamientos máximos permitidos. Ejemplo:

Para columnas rectangulares:

Ash = 0.30*a*hc*(Ag / Ac-l ) f ‘c / fy

ó

Ash = 0.12*a*hc*f ’c / fy

se toma el que sea mayor,

Donde:

Ag = Área total de la columna

Ac = Área del núcleo de la columna

a = Espaciamiento de estribos, (máx. 10 cm)

hc = Dimensión del núcleo de la columna en la dirección en

consideración.

• Requisitos mínimos para las categorías C y D

Para estas categorías de comportamiento sísmico las exigencias de

requerimientos mínimos son mayores, debe cumplir las exigencias de la CCS = B y

además lo siguiente:

a.- Resistencia a flexión: El factor de reducción de resistencia en columnas

será 0.5 cuando el esfuerzo por carga axial exceda el 0.2*f‘c. El valor puede ser



incrementado linealmente de 0.5 a 0.9 cuando el esfuerzo debido a la carga axial

está entre 0.2 f ‘c y 0.

b.- Refuerzo por cortante: Adicionalmente a lo establecido en las

especificaciones estándar de la AASHTO, se especifica:

En los extremos de las columnas se asume que el esfuerzo cortante que

toma el concreto es cero (Vc = 0) a menos que el esfuerzo mínimo por carga

axial sea mayor que 0,l f ‘c.

• Comentarios. observaciones y recomendaciones.

Las últimas especificaciones de diseño sísmico de puentes de la AASHTO

constituyen un avance importante y se encuadra dentro de la nueva filosofía de diseño

sísmico que se está imponiendo en diversos países.

Entre los aspectos destacables podemos señalar:

1) Los requerimientos de análisis y diseño no son los mismos para todos los

casos sino que depende del peligro sísmico de la zona, importancia de la obra y del

tipo de sistema estructural. Es así como:

a. Para los puentes de un solo tramo y categoría de comportamiento

sísmico CCS = A no se requiere realizar un análisis sísmico siendo suficiente

cumplir con los requerimientos mínimos de longitud de soporte (Ls) y diseño de

las conexiones, mientras que:

b. Para los puentes de varios tramos, irregulares y en zonas de alto

peligro sísmico se especifica que se debe realizar un análisis espectral

multimodal y detallar adecuadamente los elementos de concreto de tal manera

de que tengan la ductilidad suficiente para disipar energía durante sismos

severos.

2) Se utiliza un espectro elástico de diseño que considera sismos severos y

factores de modificación de respuesta (R) que reducen las fuerzas al nivel de fluencia

de la estructura, por lo tanto, para el diseño ya no es necesario amplificar las fuerzas

sísmicas por factores de carga mayores a la unidad.



3) Otro aspecto que merece destacar es el hecho que se da importancia al

cálculo de desplazamientos fijando valores mínimos para la longitud de soporte en los

apoyos (Ls).

El hecho de especificar el diseño de las conexiones de manera mas

conservadora es igualmente aceptado por cuanto el mayor costo que se tenga en

conexiones es poco comparado con el costo total de la obra y los beneficios de

seguridad adicional que se logra. En el pasado han fallado muchos puentes por no

haber tenido la longitud de soporte adecuados o por falla de las conexiones.

• Efecto de temperatura

Los cambios de temperatura originan esfuerzos y/o movimientos de la

estructura. Dichos efectos se pueden evaluar considerando los siguientes coeficientes

de dilatación lineal por grado centígrado.

Para elementos de concreto 1.0 x 10-5

Para elementos de acero 1.2 x 10-5

En los elementos de concreto, a falta de datos particulares para cada caso, se

recomienda considerar un incremento uniforme de temperatura, expresado en grados

centígrados de acuerdo a la siguiente fórmula:

δt = ± [ 20 – 0.75 e ]

Donde:

e = espesor equivalente del elemento en cm.

En los casos en que en un lado del elemento el efecto de la temperatura sea

mayor que en el otro lado, se recomienda considerar un gradiente de 10 centígrados.

En los elementos de acero y en las construcciones mixtas, puede ser necesario con-

siderar mayores cambios de temperatura.

• Distribución de cargas.

• Distribución de las cargas de las ruedas.

Para el diseño de las vigas, las cargas actúan como puntales tanto en el sentido

longitudinal como en el transversal, en cambio en losas se distribuye en lo que se

denomina ancho de distribución.

Si nos imaginamos una sección transversal de un puente, la reacción de



cada fila de ruedas en el sentido longitudinal no incidirá en su totalidad sobre una

sola viga, sino que la influencia sobre cada viga será de todas y cada una de las

filas de ruedas. Para considerar esta influencia se tiene para las vigas interiores las

denominadas fracciones de carga que son coeficientes en función de la separación

entre ejes de vigas. O sea que tanto el esfuerzo cortante como el momento flector

que se calculan para una sola fila de ruedas al ser multiplicados por la fracción de

carga dan la solicitación en cada viga interior.

En cambio para las vigas exteriores o laterales se asume que la losa o el

piso actúan como simplemente apoyados sobre la viga inmediata interior, por otra

parte se debe ubicar el camión tipo a una distancia de 0.6 m. del bordillo y si se

aplica pesos unitarios a las ruedas la fracción de carga para las vigas exteriores

será la reacción isostática sobre ella.

Una vez evaluadas las fracciones de carga se debe tomar en consideración

lo siguiente

• Posición de las cargas para el esfuerzo cortante.

En el cálculo de las reacciones en las vigas longitudinales no se aplica

fracción de carga a la rueda en correspondencia con el apoyo, en cambio si se lo

hace con las ruedas situadas en otras posiciones.

• Momentos flexores en las vigas longitudinales.

En vista de la complejidad del análisis teórico para la distribución de las

cargas de las ruedas sobre las vigas, el método empírico descrito acá está

autorizado para el diseño de puentes corrientes de carretera.

En el cálculo de los momentos flectores en vigas longitudinales se supondrá

que no hay distribución longitudinal de las cargas de las ruedas, la distribución

lateral se determinará como sigue:

• Vigas longitudinales interiores.

El momento flector por carga viva para cada viga interior será determinado

aplicando la fracción de carga que se la obtiene de la tabla 4.12 donde s es la

separación promedio entre ejes de vigas longitudinales.



Nota 1.- En este caso, la carga en cada viga longitudinal será la reacción

producida por las cargas de las ruedas, suponiendo que entre las vigas

longitudinales el piso actúa como simplemente apoyado.

Nota 2.- La carga viva en las aceras será suprimida para las vigas de la

sección cajón, tanto interiores como exteriores diseñadas de acuerdo con la

distribución de la carga de ruedas indicada acá.

• . Vigas longitudinales exteriores.

• Acero - Madera - Vigas T de hormigón.

La carga muerta que se considera soportada por la viga exterior, además de

su peso propio y el de la losa incluida la capa de rodadura está constituida por el


CLASES DE PISOUna Faja de

TráficoDos o más Fajas de Tráfico

Madera

Tablones 0.820 s 0.875 s

Tablas de canto de 0.10 m. 0.730 s 0.820 s

Tablas decanto > = 0.15 m. 0.656 s 0.772 s

Si s > 1.5m. Si s > 2 m.

ver nota 1. ver nota 1.

Hormigón Armado

0.469 s 0.596 s

Si s > 3.05 m. Si s > 4.26 m.


Sobre Vigas T de hormigón 0.505 s 0.547 s

Si s > 1.83 m. Si s > 3.05 m.


Vigas de sección cajón 0.410 s 0.469 s

Si s > 3.6 m. Si s > 4.9 m.


Sobre vigas de madera 0.547 s 0.656 s

Si s > 1.83 m. Si s > 3.05 m.


Parrilla metálica

Espesor menor a 0.1 m. 0.730 s 0.820 s

Espesor de 0.1 m. ó más 0.547 s 0.656 s

Si s > 1.8 m. Si s > 3.2 m.


Sobre Vigas I de acero o de hormigón prefabricado.

Tabla 4.12.


bordillo, acera, postes y pasamanos salvo cuando se construye vaciando primero la

losa y en segunda fase estos últimos, con lo que su carga se la tomará como

soportada por el conjunto de vigas, es decir se evalúa toda la carga muerta y se la

divide entre el número de vigas.

El momento flexor por carga viva, para las vigas longitudinales exteriores

será determinado aplicando al larguero la reacción de la carga de la rueda

suponiendo que entre las vigas longitudinales el piso actúa como si fuera

simplemente apoyado. Si el piso es de hormigón armado y está soportado por

cuatro o más largueros de acero, la fracción de carga de la rueda no será menor

que:

0.596 s Cuando s < 1.8 m.

s

s

×+ 25.022.1 Cuando 1.8 m. < s < 4,3 m.

Si s es mayor que 4.3 m. se aplicará la nota 1.

s = Distancia en metros entre la viga longitudinal exterior y la interior.

• Vigas de sección cajón.

La carga muerta que se considera soportada por la viga exterior será

determinada de la misma manera que para el acero, madera o vigas T de hormigón

armado según se describe en 4.2.1.2.b.1

La distribución de la carga de la rueda para la viga exterior será:

0.469 We

Donde:

We = Ancho de la viga exterior en metros.

El ancho que se emplea para determinar la distribución de la rueda en la viga

exterior será el ancho de la losa superior medido desde el punto medio entre las

vigas hasta el borde superior de la losa. La dimensión en voladizo de cualquier losa

que se extiende más allá de la viga exterior preferentemente no excederá de s /2.

• Capacidad total de las vigas longitudinales.

La capacidad combinada de todas las vigas para la carga de diseño en el

tramo, no será menor que la requerida para soportar la totalidad de las cargas

muerta y viva en dicho tramo.

• Momentos flexores en las vigas transversales

En el cálculo de los momentos flexores en las vigas transversales, estas se



diseñarán para las cargas determinadas de acuerdo con la tabla 4.13 donde s es la

separación entre ejes de vigas en metros.

Nota 3 .- En este caso la carga de la viga será la reacción producida por las

cargas de las ruedas suponiendo que entre las vigas actúa el piso como

simplemente apoyado.

• Vigas Múltiples de hormigón prefabricado

Corresponden a los denominados puentes multiviga que son en base a vigas

prefabricadas que son colocadas lado a lado y son tanto de hormigón armado

como de hormigón preesforzado. La interacción de vigas es desarrollada por llaves

de cortes continuos longitudinales y pernos laterales que pueden ser o no

preesforzados.

En el cálculo del momento flexor en vigas múltiples prefabricadas de

hormigón armado o de hormigón presforzados no se debe tomar una distribución

longitudinal de las cargas de las ruedas y la distribución lateral debe ser

determinada como sigue:

• Fracción de carga.

El momento flexor por carga viva para cada sección de viga debe ser

determinado aplicando la fracción de carga al efecto provocado por una fila de

ruedas determinada por la siguiente relación:

Fracción de carga = S / D

Donde:


CLASES DE PISOFracción de la carga de la rueda en cada

viga transversal.

Tablones 0.820 s

0.729 s

Tablas de canto de 0.15 m. ó más. 0.656 s

Si s > 1.5 m. ver nota 3.

Hormigón Armado 0.547 s

Si s > 1.8 m. ver nota 3.

Parrilla metálica con espesor menor a 0.1 m. 0.729 s

Parrilla metálica con espesor mayor o igual a 0.1 m. 0.547 s

Si s > 1.8 m. ver nota 3

Tablas de canto de 0.1 m. ó entablado de varias capas de espesor mayor a 0.13 m.

Tabla 4.13. Fracción de la carga de la rueda en cada viga transversal según el

Figura 3.20


g

l

N

NS

)912( +×=

L

WKC

×= (Parámetro de rigidez)

W = Ancho total del puente entre cabezales de vigas

prefabricadas en metros.

L = Longitud de la luz en metros.

Si C ≤ 3

2

31

7

2

105

−

×

++= CNND ll

Si C > 3

105 lN

D +=

Nl = Número total de fajas de trafico.

Ng = Número de vigas longitudinales.


Tipo de puente Tipo de viga K

Vigas rectangulares no huecas. 0.7

Vigas rectangulares con huecos circulares. 0.8

Vigas de sección cajón. 1.0

Vigas canal. 2.2

Multiviga

Valores de K a ser utilizados en C

Tabla 4.14. Valores de K para determinar el parámetro de rigidez C

Figura 3.20


•• Distribución de las cargas y diseño de las losas de hormigón.

• Longitud de las luces.

Para tramos simplemente apoyados, la luz de cálculo es la distancia de

centro a centro de los apoyos, pero no debe ser mayor a la luz libre más el espesor

de la losa.

Las siguientes luces de cálculo se emplearán para evaluar la distribución de

las carga momentos flexores en las losas continuas sobre más de dos apoyos

según se detalla en la figura 3.20 en la que Lc = Luz de cálculo.

En losas monolíticas con sus apoyos y sin cartelas Lc es la luz libre (b).

En losas apoyadas en largueros de acero, Lc es la luz libre más la mitad del

ancho del larguero (a).

En losas apoyadas en largueros de madera Lc es la luz libre más la mitad del

ancho del larguero (c).


Figura 3.20(a)

(b)

(c)


• Distancia de la carga de la rueda al bordillo.

En el diseño de losas, el centro de la carga de una de las ruedas traseras

debe ser ubicado a 0.3 m. de la cara del bordillo.

Si no se emplean bordillos ni aceras, la carga de la rueda será ubicada a 0.3

m. de la es los parapetos o los protectores de tráfico.

Los esfuerzos combinados de carga muerta, carga viva más impacto no

deben ser mayores a los esfuerzos admisibles.

Se debe aplicar un factor β = 1 en lugar de 1.67 según el cuadro de

coeficientes que se da en la tabla 3.16, para la acera o losa de cubierta cuando la

estructura es calculada en el estado límite último. Las cargas de las ruedas no

deben dar esfuerzos mayores a los esfuerzos admisibles.

En el diseño de aceras, losas y miembros portantes, una carga de rueda

localizada en la acera debe ir a 0.3 m. de la cara de la baranda. La combinación de

carga muerta, carga viva mas importante no debe dar esfuerzos mayores a los

admisibles incrementados en 150 % para el estado de servicio

Se debe aplicar un factor β = 1 en lugar de 1.67 para el diseño de la losa de

acera cuando la estructura es calculada en el estado límite último. Las cargas de

las ruedas no deben ser aplicadas en las aceras protegidas por barreras de tráfico.

• Momentos flexores.

El momento flexor por metro de ancho de losa, se calculará por métodos de

los casos A y B.

Para lo que:

E = Ancho sobre el que se distribuye la carga de la rueda.



P = Carga de una rueda trasera del camión.

P = 72 kN para camiones M18 y MS18

P = 54 kN para camiones M13.5 y MS13.5

• Caso A; Armadura principal perpendicular al tráfico.

Para luces de 0.6 a 7.3 m. inclusive el momento por carga viva para tramos

simples será determinado por la siguiente fórmula en la que no está incluido el

impacto.

cL 0,61M P

9,75

+= × (kN-m/m)

Donde:

Lc = Luz de cálculo de la losa en metros.

P = Carga de una rueda trasera en kN.

En losas continuas sobre 3 o más apoyos, se aplicará un factor de continuidad

de 0.8 a la fórmula anterior y en este caso se toman los momentos de tramo y los de

apoyo (excepto volados) iguales pero con signos diferentes.

• Caso B; Armadura principal paralela al tráfico.

El ancho de distribución de la carga de la rueda está dado por:

E = 1.22+0,06Lc ; (máximo 2.1 m)

Los momentos en las estructuras continuas serán determinados mediante la

aplicación de líneas de influencia con las cargas de una fila de ruedas divididas

entre E o si se trata de la carga equivalente, distribuida en un ancho 2E.

• Vigas de borde o bordillos de las losas.

En todas las losas con armadura principal paralela al tráfico se deben

proveer bordillos de seguridad los que en realidad consisten en una sección de la

losa con armadura adicional por lo que esta viga debe ser diseñada para resistir un

momento por carga viva de :

0.1 ×P ×Lc

Donde:

P = Carga de la rueda en kN.



Lc = Luz del tramo en metros.

• Armadura de distribución.

En la parte inferior de todas las losas, se dispondrá una armadura

perpendicular a la armadura principal para proveer una distribución lateral de las

cargas vivas, esta especificación no se aplicará en alcantarillas o puentes de losa

donde la altura del relleno sea mayor a 0.6 m.

La cantidad está dada como un porcentaje de la armadura principal

requerida para el momento positivo de acuerdo a las siguientes expresiones:

Para armadura principal perpendicular al tráfico:

cLD

22.1= (Máximo 0.67)

Para armadura principal paralela al tráfico:

cLD

552.0= (Máximo 0.50)

Donde:

Lc = Luz de cálculo de la losa en metros

En losas cuya armadura principal sea perpendicular al tráfico la armadura de

distribución se dispone en la mitad central de la luz, pudiendo ser reducida hasta en

un 50 % para los cuartos restantes de la misma.

• Tensiones de corte y adherencia en las losas.

Las losas diseñadas para el momento flexor de acuerdo con lo anterior, se

consideran satisfactoriamente aseguradas al corte y a la adherencia.

• Bordes transversales

Las suposiciones para el diseño en este articulo no prevén el efecto de las

cargas cercanas a los bordes no apoyados, por lo tanto, en los extremos del puente

y en los puntos intermedios donde se corta la continuidad de la losa, los bordes

serán soportados por diafragmas u otros medios apropiados. Los diafragmas deben

ser diseñados para resistir los momentos y esfuerzos cortantes totales debidos a



las cargas de las ruedas.

• Losas en voladizo.

Dichas losas se diseñaran con las siguientes formulas que incluyen el efecto

sobre elementos paralelos.

Caso A) Armadura perpendicular al tráfico

La carga de la rueda en el elemento perpendicular al tráfico será distribuida

por la siguiente expresión:

14.108.1 += XE (en metros)

Momento por carga viva = E

PX (en kN-m/m)

Donde:

X = Distancia de la carga al punto de apoyo en metros

Caso B) Armadura paralela al trafico

La distribución de la carga de la rueda en el elemento paralelo al tráfico será

como sigue:

98.035.0 += XE (en metros) 2.1 m.

Momento por carga viva = E

PX (en KN-m/m)

• Losas apoyadas en cuatro lados.

Para losas rectangulares apoyadas en sus cuatro bordes y con armadura en

dos direcciones la porción de carga que lleva la luz menor es la que se da mediante

las siguientes expresiones:

Para carga uniformemente distribuida:

44

4

ba

bP

+=

Para carga concentrada en el centro:

33

3

ba

bP

+=

Donde:

P = Proporción de carga que lleva la luz menor.

a = Luz menor de la losa

b = Luz mayor de la losa



Si el largo es mayor a 1.5 veces el ancho, se supone que la carga total la

lleva la armadura transversal.

El ancho E de distribución en cualquier tramo será determinado como para

las losas definidas anteriormente y los momentos obtenidos se usaran en el diseño

de la mitad central de ambas luces, pudiendo ser reducidas al 50% las armaduras

en los cuartos extremos de ambas luces.

En el diseño de las vigas de apoyo se considerara el hecho de que las

cargas transmitidas a estas vigas, no son uniformemente distribuidas a lo largo de

ellas.

• Reducción de momentos en las Losas.

Cuando las losas son vaciadas sobre las vigas prefabricadas o perfiles

metálicos se calculan los momentos con relación al eje de la viga de apoyo y luego

se introduce una reducción , de acuerdo a la siguiente expresión:

δMV * b

3=

Donde:

δM = Momento a reducir en el eje de apoyo.

V = Esfuerzo de corte en la losa exterior relativo al eje de apoyo.

b = Ancho de apoyo que ofrece el cabezal de la viga.

• Distribución de las cargas en terraplenes .

Cuando la altura de los terraplenes es de 0.6 m. o más las cargas

concentradas se distribuirán sobre un cuadrado de lado igual a 1.75 veces la

profundidad del terraplén.

Si se superponen o traslapan varias de estas áreas se tomara la carga total

de entre las que producen el traslape y se distribuirán sobre el área definida por el

limite exterior de este conjunto de áreas, el ancho total de distribución no será

mayor que el ancho de la losa resistente que queda por debajo el terraplén. Para

tramos aislados, el efecto de la carga viva será despreciado cuando la altura es

mayor a 2,4 m. y excede a su luz, para tramos múltiples se la podrá despreciar

cuando la altura es mayor a la distancia entre las caras de los bordes extremos o

los estribos.

Cuando la altura del terraplén es inferior a 0,6 m. La carga de la rueda será



distribuida como en la losa con cargas concentradas.

Si el momento calculado por carga viva e impacto en las losas de hormigón

basado en la distribución de cargas de rueda en terraplenes como se explica aquí

es mayor que el momento calculado para carga viva e impacto de acuerdo al

artículo anterior se empleará este último momento.

Como una interpretación de lo anterior se tiene para camiones MS:

Cuando 0.6 m H 1,8 / 1,75

2

Pm

(1.75H )=

Cuando 1,8 / 1,75 H 4,3 / 1,75

2Pm

1.75H(1.75H 1.8 )=

+

Cuando H 4,3 / 1,75

4.5* Pm

(1,75H 1,8 )(1,75H 8,6 )=

+ +

Donde:

m = Presión por carga viva a la profundidad H en kN/m2

H = Profundidad del terraplén desde la calzada en metros.

P = Peso de una rueda trasera en kN.

• Distribución de cargas de las ruedas en pisos de madera.

Para calcular momentos flexores en pisos de madera la carga de una rueda

trasera será distribuida como sigue:

• Piso transversal al tráfico.

La carga se distribuye:

En la dirección de la luz del piso.- Sobre el ancho de la rueda definido en:

0.38 m para el M 13.5

0.51 m para el M 18

En la dirección normal a la luz del piso.-

Piso de tablones: Ancho del tablón



Piso laminado: 0,38m.

Piso entarugado con espesor mayor a 0,14 m. 4 veces su

espesor.

Para pisos transversales a la dirección de tráfico la luz de cálculo debe ser

tomada como la luz libre más el espesor del piso.

En paneles laminados y engomados para revestimiento empleando madera

laminada vertical con el panel colocado en dirección transversal a los largueros y

con paneles interconectados por medio de ecuaciones para el máximo momento y

corte.

El máximo corte es para una posición de rueda asumida a 0.38 m. o menos

de la línea central del soporte. El máximo momento es para una posición asumida

de rueda centrada entre soportes.

(0.51* log(39.36 ) )M P s k= −

De modo que:

PVx 034.0=

x

b

6 Mt

1000 F=

ó

x

v

3 Vt

2000 F=

De los cuales se tomará en consideración el mayor.

Donde:

Mx = Momento flexor en kN-m/m

Vx = Corte primario en N/m.

x = Dirección perpendicular a los largueros longitudinales

P = Carga de la rueda en KN

s = Luz efectiva del revestimiento en metros

t = Espesor del revestimiento en metros

k = Constante que depende del tipo de vehículo

k = 0.47 para el M 13.5

k = 0.51 para el M 18

Fb = Fatiga admisible en flexión en MPa basada en la carga

aplicada paralela a la cara ancha del laminado.

Fv = Fatiga admisible al corte en MPa basada en la carga



paralela

a la cara ancha del laminado.

La determinación del tamaño mínimo y separación requerida para los tarugos

metálicos para transferir la carga entre paneles esta basada en la siguiente

ecuación:

)(895.6

d

y

d

y

M

M

V

Vn +

Ω=

Donde:

n = Numero de tarugos requerido para la luz s

Ω = Esfuerzo limite de proporcionalidad perpendicular a la fibra

(Para el pino se tiene 6.9 MPa)

Vy = Corte secundario en kN determinado por la relación

yV 0.053P s= Para s 1.27 m.

y

P( s 0.5 )V

2 s

−= Para s 1.27 m.

My = Momento secundario en kN-m determinado por la relación:

y

P sM ( s 0.25 )

40= − Para s 1.27 m.

y

P s( s 0.75 )M

0.508( s 0.25 )

−=− Para s 1.27 m.

Vd y Md = Coeficientes de corte y de momento dados por la

siguiente tabla.


Diámetro del tarugo

Capacidad al corte Capacidad a la flexiónLongitud total

requerida tarugo

D (m) V d (kN) M d (kN-m) C v (m) C m (m) (m)

0,013 2,669 0,096 0,0238 0,00133 0,216

0,016 3,558 0,151 0,01438 0,000683 0,254

0,019 4,537 0,221 0,00955 0,000395 0,292

0,022 5,604 0,307 0,00677 0,000249 0,33

0,025 6,761 0,41 0,005 0,000167 0,369

0,029 7,962 0,528 0,00383 0,000117 0,394

0,032 9,341 0,672 0,00303 0,000086 0,432

0,035 10,764 0,832 0,00244 0,000064 0,457

0,038 12,321 1,016 0,00201 0,000049 0,496

Coeficiente de esfuerzo en el acero


Adicionalmente, los tarugos deben ser verificados para garantizar que el esfuerzo

admisible del acero no sea excedido, para lo que se aplicara la siguiente ecuación:

)(1

m

y

v

y

C

M

C

V

n+=β

Donde: β = Esfuerzo admisible en la fibra de los pernos en MPa.

Cv y Cm = Coeficientes de esfuerzo en el acero dados en la tabla anterior.

• Entablado longitudinal

Este entablado es paralelo a la dirección del tráfico

• En la dirección de la luz del entablado.-

Carga puntual

Normal a la luz del entablado.-

Piso de tablones: Ancho del tablón.

Madera laminada: Ancho de la rueda más el espesor el piso.

Paneles laminados y engomados de no menos de 0.14 m. de espesor:

Ancho de la rueda más dos veces el espesor del piso.

Para entablado longitudinal, la luz se tomara como la distancia libre entre las

vigas transversales más la mitad el ancho de una viga pero no mayor a la luz libre

mas el espesor del piso.

• Entablado continúo.-

Si el piso tiene continuidad sobre tres o más apoyos el máximo momento

flexor se supondrá como el 80% del obtenido para los tramos simples.

• Combinaciones de Carga.

Al estar los puentes durante su vida útil sometidos a la acción simultanea de

varios tipos de carga.

La probabilidad que todas las posibles acciones actúen simultáneamente con

sus valores máximos es muy remota, por ello el ingeniero proyectista debe

considerar las posibles combinaciones e igualmente utilizar los coeficientes y

factores de carga adecuados, de acuerdo con las normas y reglamentos



existentes.

Los grupos de combinaciones de carga para el estado de servicio así como

para el estado último según la AASHTO están dados por:

( )( )

( )d l c e b s w

wl l R eq ice

D L I CF E B SF WGrupo N

WL LF R S T EQ ICE

β β β β β β βµ

β β β β β+ + + + + + + +

= + + + + + + + Donde:

N = Numero de grupo

D = Carga muerta

L = Carga viva

I = Impacto por carga viva

CF = Fuerza centrífuga

E = Empuje de tierras

B = Subpresión

SF = Presión de la corriente de agua

W = Carga de viento en la estructura

WL = Carga de viento en la carga viva) 1.46 kN/m

LF = Fuerza longitudinal de frenado

R = Acortamiento de bielas

S = Retracción

T = Temperatura

EQ = Sismo

ICE = Presión por congelamiento o hielos

µ = Factor de carga de acuerdo a la siguiente tabla

β = Coeficiente de acuerdo a la siguiente tabla




Tabla 4.16


La interpretación de la tabla anterior es la siguiente:

Para diseño en estado de servicio:

La columna 14 es el porcentaje de incremento de fatigas admisibles.

Para miembros o conexiones que solo llevan carga de viento no se

incrementan las fatigas admisibles.

• e = 0.7 para alcantarillas cajón de hormigón armado; 0.83 para otras alcantarillas.

• e = 1 y 0.5 para cargas laterales en estructuras porticadas verificar con cada

valor y adoptar el dominante).

Para el diseño en estado ultimo:

Para vehículos menores al M18 se debe prever cargas muy pesadas

infrecuentes aplicando el grupo de carga IA, suponiendo que la carga viva ocupa

una sola faja de tráfico sin otras cargas en las fajas restantes.

• e = 1.3 para presiones laterales de tierra y 0.5 para verificar momentos positivos

en estructuras monolíticas.

• e = 1 para presión vertical de tierra.

• d = 0.75 cuando se verifica miembros para la mínima carga axial y máximo

momento o máxima excentricidad.

• d = 1 cuando se verifica miembros para la máxima carga axial y momento

mínimo

• d = 1 para miembros en flexo tracción.

• e = 1 en alcantarillas rígidas.

• e = 1.67 en alcantarillas flexibles.

Para las vigas exteriores se aplica:



• Momento máximo ocasionado por carga viva

En vigas libremente apoyadas, el momento máximo se presenta cuando la resultante

del sistema de fuerzas y la carga mayor equidisten del centro de la viga, y su máximo

valor aparece bajo la carga mayor.

El peralte mínimo para controlar deflexiones, según el ACI es de h = L/20 en la que "L"

está en centímetros y es el claro del puente. La AASHTO específica que, para controlar

deflexiones, el peralte mínimo debe ser de:

h = 30

S +10

en la que" S" es el claro en pies

Es muy posible que, en claros cortos, el momento flector máximo que se produce bajo

un sistema de tres ruedas sea menor que el momento producido bajo un sistema de

dos ruedas.

Figura 23. Diagrama de momentos para camión H

Para que se produzca el momento flector bajo un sistema de tres ruedas mayor

que en uno de dos ruedas, hay que buscar que la resultante del sistema y la

rueda intermedia equidisten del centro línea del claro y es entonces cuando

puede suceder que alguna de las ruedas extremas ya no esté dentro del claro,



disminuyendo en esta forma el valor del momento. Cuando se trata de la fuerza

cortante, entonces sí siempre es mayor para tres ruedas.

Figura 24 Diagrama de momentos para camión HS

Para claros menores a 20 m los puentes se proyectan con un ancho total igual

al de la corona del camino, y si su longitud es mayor de 20 m se diseñarán con

una calzada de 7.50 m por cada dos carriles.

Recubrimientos (AASTHO 8.22)

Medido del rostro de la barra a la superficie del concreto el recubrimiento será el

siguiente:

• Cimientos y muros 8.0 centímetros

• Losas en su parte superior 5.0 centímetros

• Losas en su parte inferior 2.5 centímetros

• Columnas y vigas 5.0 centímetros

• Longitud de desarrollo (AASHTO 8.24.1.2)

Se proporcionara a todas las barras la longitud necearía a partir del punto donde se

requieren por diseño, siendo ésta la mayor de la profundidad efectiva del elemento;

15 diámetros es la longitud de la barra o la Luz/20



• Traslapes (AASHTO 8.25, DGC 509.080)

Se calculan con base a la longitud de desarrollo establecida en cada caso. Se

recomienda el uso de uniones mecánicas para las barras No 11, de tal modo que

desarrollen un 125% del Fy nominal de la barra, siguiendo la especificación AASTHO

8.33.2, evitando localizarlas en los puentes de donde se producen esfuerzos de tensión

críticos y nunca en una misma línea, deberán colocarse alternos a cada 60

centímetros.

• Ganchos (AASTHO 8.23.2)

Los dobleces deberán ser hechos en frío y un equivalente a 6 diámetros en su lado

libre cuando se trata de 180 grados o 12 diámetros cuando se trata de 90 grados.

4. Diseño de la superestructura.-

La carga de diseño seleccionada para puentes depende primordialmente de la

importancia y de la proyección económica y social que tendrá la carretera, así como del

tipo de transporte que tendrá acceso a la estructura; por lo cual, la carga seleccionada

para este proyecto es AASHTO H15, con una luz libre entre apoyos de 50 metros,

dividido en dos luces de 25 metros (por medio de una pila intermedia), con un ancho de

rodadura de 7.20 metros. Para el diseño de la losa hay que considerar dos casos: la

losa que actúa como voladizo con las cargas del barandal y la acera y, la losa que

actúa entre vigas.

Figura 25 Sección Transversal del Puente

4.1 Dimensionamiento de la losa entre vigas



El espesor de losas de concreto reforzado según AASHTO, va desde un espesor

mínimo de 15 cms hasta un espesor máximo de 25 cms. Para este proyecto se asumirá

un espesor de 20 cms incluyendo 1.50 cms de superficie En cuanto al diseño de las

vigas, la AASHTO sugiere un peralte de L/16 o L/12; y para la base se recomienda

como mínimo 2/5 del peralte, para efectos de diseño en este proyecto, se tomará L/16,

donde L será de 25 mts, ya que se usarán dos tramos de 25 metros.

Entonces:

Luz = 25.00 mts Luz = 25.00 mts

Peralte = L/16 Peralte = 1.60 mts

Base = 2/5 del peralte Base = 0.60 mts

Datos para el diseño

• Luz del puente = 50 mts (Dos tramos de 25 mts)

• Ancho de rodadura = 7.20 mts

• Base de la viga = 0.60 mts

• Peralte de viga = 1.60 mts

• Espesor de losa = 0.20 mts

• Número de vías = 2 vías

• Número de vigas = 4 vigas

• Pendiente transversal (Bombeo) = 2%

• Separación de vigas (entre centros) = 2.10 mts

• Luz libre entre rostros internos de almas de las vigas = 1.50 mts

• F y = 4200 kg/cm2

• F´ c = 280 kg/cm2

4.2 Diseño de losa entre vigas.-

La losa del puente se diseñará con respecto a las normas AASHTO; para esto, es

necesario determinar cómo trabaja la losa. En el presente caso, la losa trabaja sólo en



el sentido corto y por lo tanto el refuerzo principal de la losa es perpendicular al tráfico.

Por tal razón se debe asignar un espesor adecuado para resistir los efectos que

producirán la flexión y el corte de las cargas muertas y vivas. El refuerzo se verificará,

diseñando para concreto reforzado según ACI.

Donde:

S = luz libre entre vigas (1.50 mts)

d= 1.2*(1.50 + 3.05) = 0.182 m

30

Por tanto se tomara un espesor de 20 cm

4.3 Cálculo de momentos para losa entre vigas.-

h) Momento producido por Carga Muerta. Para las losas deberá calcularse un

momento máximo negativo y uno positivo, perpendicular a las vigas principales, de la

forma siguiente:

Figura 25 Modelo matemático de dos tramos con voladizo

La AASHTO recomienda que el espesor de losa no debe ser menor de 15 centímetros.

Para este diseño se utilizará un peralte de losa de 20 cm.

Determinando las cargas muertas por causa del concreto u otras cargas, se tiene:



Para el cálculo de momentos se utilizará la fórmula siguiente:

Mcm = WS²

10

Mcm = 131.63 Kg*m

• Momento producido por carga viva

Cargas vivas en el sentido transversal: anteriormente se mencionó que existen dos

casos, uno cuando el refuerzo es perpendicular al tráfico, y el segundo cuando el

refuerzo principal es paralelo al tráfico; para este proyecto se hará uso del primer caso

(refuerzo principal perpendicular al tráfico).

La fórmula más usual (AASHTO 3.24.3.1.) es:

Wcm = 585.00 kg/m

MCV = (0.8*(1.50 + 0.61))*P

9.74

MCV = (0.8*(1.50 + 0.61))*14700

9.74

MCV =2547.60 Kg*m

• Incremento causado por la fuerza de frenado

Ff = 5%(Carga total Camión)*1.83 m

Ff = 5%(14700 kg + 3675 kg)*1.83 m

Ff = 1681, 32 kg-m



El momento por carga viva + Fuerza de frenado será entonces:

Cv+Ff = 2547.60 k-m + 1681, 32 k-m

Cv+Ff = 4228, 92 kg-m

• Factor de impacto

El momento producido por carga viva debe ser incrementado por el efecto producido

por el impacto y éste no debe de exceder del 30%.

MCV = 15.24

1,50 + 38.11

MCV = 0.384

I = 38.4% mayor que el 30% entonces usar el 30%

Momento último:

Mu = 1.3 [131.63 + (5/3) (4228, 92 * 1.3)] = 12082,58 kg-m

4.4 Cálculo del refuerzo

a) Refuerzo transversal al tráfico

Si como refuerzo principal de la losa se usan barras ø de 16 mm con un recubrimiento

de 2.54 cm, el valor del peralte de diseño (d) para el espesor adaptado de la losa será

el siguiente:

Figura 16 Cálculo de peralte efectivo para losa entre vigas

El diámetro de la varilla de 16 mm es igual a 1.59 cm, y como el peralte llega sólo hasta

la mitad de la varilla entonces el peralte está dado como sigue:

dlosa = 20 cms - (2.54 cm + 1.59/2 cm)

dlosa = 16.67 cm

Entonces se usarán las fórmulas y los datos siguientes:

Mu = 12082, 58 kg-m



b = 100 cm

d = 16.67 cm

f’c = 280 Kg/cm2

f y = 4200 Kg/cm2

Se obtiene de las ecuaciones de diseño a flexión del A.C.I. 2008:

As min = 11,95 cm2

As req. = 21,67cm2

As máx. = 35,71 cm2

Se tomará el acero requerido 21,67 cm2 para un metro lineal Utilizando refuerzo No. 5,

(Las cuales son simplemente las barras de 16 mm), el armado quedará distribuido de la

siguiente forma:

Espaciamiento = 1,98*(100 cm) = 9,13 cm

21,67

REFUERZO ø 16 mm, cada 10 cm (REFUERZO N °5)

b) Refuerzo por temperatura

Se calcula refuerzo por temperatura:

As = 0.002 * b * t

As = 0.002 * 100 * 16.67 = 3.33 cm2

Utilizando refuerzo ø 10 mm, el armado quedará distribuido de la siguiente forma:



REFUERZO ø 10 mm CADA 20 CM

c) Refuerzo longitudinal

La cantidad de distribución será un porcentaje del acero de refuerzo principal requerido

para momento positivo. Este porcentaje no debe de exceder del 67% del refuerzo

principal. Como se indica en la siguiente fórmula para refuerzo principal perpendicular

al tránsito.

As longitudinal = 121 No debe de ser mayor del 67%

S1/2

As longitudinal = 121 = 98,80 % Entonces se usará el 67%

S1/2

• Entonces se usará el 67% As = 0.67 * 21,67 = 14,52 cm2

Utilizando refuerzo No. 4, el armado quedará distribuido de la siguiente forma:

Espaciamiento = 1.27*(100)

14,52

Espaciamiento = 8,74 cm

REFUERZO ø 12 mm CADA 10 CM

REFUERZO N °4

Figura 16 Detalle transversal del armado de losa



Figura 17 Detalle Longitudinal del armado de losa

• Diseño de acera (banqueta)

La acera del puente se refuerza por temperatura, ya que solamente será para

peatones. Se verificó que tiene un momento último menor que la losa interna, por lo

tanto, no se tiene ningún problema en dejar el mismo armado de la losa.

• Diseño de barandal

• Postes

Se colocarán postes de concreto con dimensiones de 0.17x0.20 m a cada 2.00 m. Se

diseñarán a flexo compresión, es decir, una carga axial + un momento. Para la sección

de los postes de 0.17x0.20 m, se propone usar 4 varillas No. 5, más estribos No. 3 a

cada 0.10 m. Los pasamanos serán de tubo galvanizado de Ø = 2”

• Diseño de diafragmas

Son vigas que sirven para transmitir cargas de la losa a las vigas principales y rigidizar

el sistema ante cargas laterales. Se deben utilizar en los extremos.

Ø 12 mm @ 0.15 m

Ø 16 mm @ 0.20 m

Ø 8 mm @ 0.20 m

Para luces mayores de 12 m, se recomienda intermedios en el punto de máximo

momento positivo AASHTO 8.1.2; en la práctica, para puentes con longitudes mayores

de 40 metros se utilizan diafragmas al centro y en los tercios o cuartos de la luz.



Se puede omitir el uso de diafragmas siempre y cuando se demuestre, según análisis

detallado, que no son necesarios según AASHTO 8.12.1. Los peraltes mínimos para

diafragmas internos como externos los define AASHTO de la siguiente manera:

• Peralte en diafragmas internos. Serán como mínimo ¾ del peralte de las vigas

interiores.

• Peralte en diafragmas externos. Serán como mínimo 1/2 del peralte de las vigas

exteriores. En cualquiera de los dos casos el peralte del diafragma no debe de

ser menor de 50 cms; y la base, no menor de 30 cms.

Los diafragmas exteriores transmiten su peso a los apoyos interiores de las vigas como

cargas puntuales P’.

P’ = P/N

Donde:

P = Peso propio

N = No. de vigas

El esfuerzo que se coloca es acero mínimo = 14.1/fy (Sistema métrico), en dos camas,

superior e inferior, y se recomienda un refuerzo extra de 1.61 cm2 por 0.30 m de alto.

• Dimensionamientos

Para este proyecto, se usaron dos diafragmas exteriores y dos diafragmas interiores,

debido a la luz del tramo de 25.00 m. Los diafragmas exteriores se hacen con una

altura de medio peralte de la viga exterior, y los diafragmas internos, con una altura de

3/4 del peralte de la viga interna; en ambos casos, los diafragmas no tendrán menos de

50 cm. El ancho de los diafragmas es generalmente de 30 cm.

Con base en los criterios anteriores, se procede a dimensionar las alturas de los

elementos:

Diafragma interior = h = 0.75h = 0.75 * 160 cm. = 120 cm utilizar 120 cm.

Diafragma exterior = h = 0.50h = 0.50 *160 cm. = 0.80 cm utilizar 80 cm.

• Diseño de diafragmas internos

Encontrando el peralte efectivo (d), asumiendo varilla no. 6 ø = 1.91 cm (20 mm)



D = 120 − (2.54) (2) − (1.91) / 2 = 113.965 cm.

As mínimo = 14.1 x (30)(113.965) = 11.47 cm2

4200

N° DE BARRAS = As mínimo

Área de la Barra

N° DE BARRAS =11,47 cm 2

3.14 cm2

N° DE BARRAS = 3,65, Entonces asumir 4 barras

Para el refuerzo por temperatura recomendado por la ACI tenemos:

Se colocarán 4 BARRAS N °5 o Ø 20 mm en la cama inferior, y refuerzo por

temperatura (agrietamiento) 6 N ° 4, o 6 Ø 12 mm + estribos Ø 8 mm (N° 3), Cada

0.30 m; en la cama superior se colocarán dos varillas del diámetro correspondiente al

armado de la losa.

• Diseño de diafragmas exteriores

Encontrando el peralte efectivo (d), asumiendo varilla No. 6 Ø = 1.91 cm, (20 mm)

d = 80 − (2.54) (2) − (1.91) / 2 = 73.965

As mínimo = 14.1 x (30)(73.965) = 7.44 cm2

4200

N° DE BARRAS = As mínimo

Área de la Barra

N° DE BARRAS = 7,44 cm 2

3.14 cm2

N° DE BARRAS = 2,37, Entonces asumir 3 barras

Usando varillas No. 6 (20 mm), se tiene:



Para el refuerzo por temperatura recomendado por la ACI tenemos:

• Este refuerzo se compensara con 4 Barras Ø 12 mm

Se colocarán 3 Ø 16 mm en la cama inferior, y refuerzo por temperatura

(agrietamiento), 4 Barras Ø 12 mm + estribos Ø 8 mm cada 0.30 m; en la cama

superior se colocarán dos varillas del diámetro correspondiente al armado de la losa.

• Peso de diafragmas, como carga puntual

WDiaf. = (peso especifico del concreto)* (base)*(altura)*(longitud)

La longitud del diafragma será la luz libre entre rostros internos de almas de las vigas, y

multiplicado por el número de diafragmas que caben transversalmente, que en este

caso son 3 espacios entre las cuatro vigas.

A continuación se presenta una figura en planta de los diafragmas para un mayor

entendimiento de lo anterior mencionado.



Figura 20 Detalle en planta de diafragmas

Figura 21 Sección transversal de diafragmas

Diafragma interior.

• LDiaf. = (1.5) x (3)

• LDiaf. = 4,50 mts

• WDiaf. = (2,400 kg/cm3) (0.30 )(1.50 )(4,50)

• WDiaf. = 4860 kgs

Siendo el peso que soportará cada viga igual a:

P = 4860 kgs = 1215 kgs

4 vigas

• Diafragma exterior.

LDiaf. = (1.5) x ( 3 )

LDiaf. = 4.50 mt

WDiaf. = (2,400 kg/cm3 )( 0.30 )( 0.80 )( 4,50 )

WDiaf. = 2592 kgs

Siendo el peso que soportará cada viga igual a:



P = 2592 kgs = 648 kgs

4 vigas

• Diseño de vigas

Diseño de viga interior

a) Dimensionamiento de viga.

En el diseño de las vigas, la AASHTO establece que el peralte se considere de (l/16) a

(l/12) y para la base, debe tomarse 2/5 del peralte de la viga.

De acuerdo con este criterio, se establecieron las dimensiones siguientes:

Entonces, el dimensionamiento de las vigas será el siguiente:

Peralte de la viga = 1.60 m

Base de la viga = 0.60 m

b) Carga que soporta la viga interior

El cálculo del peso propio de la viga interior incluyendo su filete o espesor de losa se

hizo de la siguiente manera:

Wlosa = 2400 Kg/m3*0.20 m* 2, 10 m = 1008 Kg/m

Wasfalto = 2400 Kg/m3*0.05 m* 2, 10 m = 252 Kg/m

Wviga = 2400 Kg/m3*0.6 m* 1,60 m = 2304 Kg/m

Wtotal viga = 3564 Kg/m

c) Cálculo de momentos viga interior

Momento por carga muerta para viga interior



El momento producido por la carga muerta en las vigas es igual al momento producido

por la carga uniforme (W), más el momento producido por la carga concentrada del

diafragma (P).

M máx. = ql 2

8

M máx. = 278437,50 Kg/m

Q máx. = (3564*12,50)= 44550 Kg

• Momento producido por la carga viva para viga Interior

El momento máximo ocurre bajo una de las ruedas de mayor carga, cuando ésta se

encuentra tan lejos del soporte, como su centro de gravedad del otro extremo.

Figura 22 Vista en Elevación de un Camión HS-25

Ahora lo que se debe de encontrar mediante la teoría de las líneas de influencia es la

distancia X, a la que se encuentra desde el centro de gravedad del camión, esto se

realiza tomando los momentos respecto al centro de gravedad:



Figura 23 Líneas de Influencia Aplicadas al Camión HS-25

MCG = 18160*X = 4550*(4,27 –X)= 0

X = 0.29 M

• Entonces encontrando el valor de “A”

2(A) + X = 25

A = 12,35 M (Distancia del segundo apoyo a la rueda del segundo eje)

• Posición de las cargas de rueda para lograr el momento máximo generado por la

carga viva:

• Encontrando reacción en el punto “A”

ΣMA (+) = 0

25 RA - 4550*(16.06) - 18160 *(12.35) = 0

• RA = 11893,96 kgs


Calculo de Un Puente de Hormigon Armado de 50 m Umss

Documents

Transcript of Calculo de Un Puente de Hormigon Armado de 50 m Umss