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ASOCIACIÓN MEXICANA DE INGENIERIA DE VIAS TERRESTRES, A. C.

IX SEMINARIO DE INGENIERÍA VIAL “INNOVACIONES EN EL CAMPO DE LA INGENIERÍA VIAL Y DE

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INNOVACIONES EN MATERIA DE TECNOLOGÍA DE PUENTES

DR. JAVIER MANTEROLA ARMISÉN CARLOS FERNÁNDEZ CASADO, S.L.

Tenemos experiencia que un cambio radical en la forma y configuración de los puentes la produce el cambio en el material con que se construye. Eso pasó a principios del siglo XIX cuando apareció la fundición, el hierro y el acero en sucesivas etapas de este siglo. Los elementos metálicos se conseguían bien en formas lineales, al contrario de la piedra, material que se había utilizado a lo largo de más de 2000 años y que encierra en su peso y la dovela, como configuración unitaria, para establecer la construcción. Los métodos de unión cambian radicalmente, desde el mortero que no tiene otra misión que la mejora del contacto de caras insuficientemente talladas y el peso de los sillares que establecía una estabilidad suficiente a las fábricas a necesitar del bulón, los tornillos y la soldadura como método de unión y de configuración de elementos complejos que tienen un comportamiento conjunto. Si la gran invención de la construcción con piedra es el arco, con elementos lineales y con la misma importancia es la celosía lo que permitirá que con elementos lineales resolver la flexión, hecho nunca conseguido por la piedra. A partir de entonces todo cambia, la construcción empieza a adquirir la configuración del mundo moderno que disfrutamos.

No estamos en una situación similar en este momento, los materiales compuestos a base de resinas y fibras de vidrio, carbono o aramidas no responden aun suficientemente a lo que es de esperar de ellos, no se resuelven bien los métodos de unión, su escaso peso que podía ser una gran ventaja es también una desventaja en estructuras complejas mal enlazadas, lo que determina que la gran esperanza de sustituir el acero por fibras está aún un poco retrasada.

Así pues el cambio radical en el diseño de los puentes que podrán proporcionar los nuevos materiales no se está produciendo más allá de pequeños intentos en alguna pasarela experimental y sobre todo como un buen sistema para reparar estructuras.

A continuación reproduzco la respuesta de una serie de ingenieros que nos hicieron en el reciente Congreso de Oporto esta misma pregunta.



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En un próximo futuro lo que está pasando es que los materiales clásicos se mantienen pero mejorando claramente sus calidades. Es frecuente utilizar hormigón de 80 Mpa en construcciones comerciales que permiten mejorar las morfologías clásicas. Junto con otro tipo de consideraciones, como la exigencia de hacer puentes cada vez mejor diseñados que repercuten en una estética mejorada, voy a tratar de tres temas principales muy actuales.

El primero serán los cambios en los procesos constructivos con la utilización de las grandes cimbras autoportantes para enfrentar grandes luces, así como la utilización de los puentes empujados. Entre ambos el procedimiento de construcción en avance en voladizo está siendo acotado a puentes cortos y de gran luz.

Me ocuparé también de puentes arco, morfología brillantísima poco utilizada, me parece, en tierras americanas y por último hablaré de los puentes de atirantamiento extradorsal cada vez más frecuentes para luces entre 100 y 200 m.

Naturalmente haré alguna incursión en los puentes atirantados clásicos y otras morfologías.



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CONSTRUCCIÓN DE ARCOS POR VOLADIZOS SUCESIVOS CON ATIRANTAMIENTO PROVISIONAL Y POR ABATIMIENTO DE SEMIARCOS

INTRODUCCIÓN

De entre las diversos procedimientos empleados para construir arcos, se destacan dos por ser los que ofrecen más versatilidad y economía para resolver arcos de gran luz o donde no es posible la ocupación o el acceso bajo ellas: la construcción por voladizos sucesivos y por abatimiento.

Desde su puesta a punto en los años 70 del siglo pasado, ambos han contribuido en gran medida a la recuperación de la tipología arco, una de las más atractivas para los ingenieros tanto por su eficacia resistente como por su aspecto. Con ellas se han realizado algunas de los arcos más notables desde entonces.

EL PROBLEMA DE LA CONSTRUCCION DE ARCOS

Una bella introducción para entrar en el tema que nos ocupa de la construcción de los arcos es la descripción del siglo II del constructor romano del puente de Alcántara (Cáceres, España) Cayus Julius Lacer sobre esta forma resistente: “ars urbi materia vincitur ipsa sua”, esto es “artificio mediante el cual la materia queda vencida por ella misma”

FIGURA 1 Puente de Alcántara

Así es, la esencia del comportamiento resistente del arco es que es la estructura que dispone de una geometría adecuada -el antifunicular de las cargas que lo solicitan- que le permite transmitir estas cargas hasta su punto de apoyo fijo (el terreno o un sistema de autoanclaje) por medio de esfuerzos internos de compresión. Por tanto se puede decir que su mecanismo resistente se basa en un trabajo por forma.

La ventaja es evidente, se minimizan de flexión en la estructura, esto siempre de forma relativa debido a que el antifunicular es para un estado de carga dado, normalmente la carga permanente y las sobrecargas lo distorsionarán inevitablemente. La flexión requiere canto y material y por tanto es un mecanismo resistente que requiere más medios y por



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tanto más costoso. Por tanto los arcos son soluciones estructurales muy eficaces que se puede decir que trabajan por forma donde se produce un gran aprovechamiento del material y un empleo reducido del mismo.

De esta virtud también el origen de uno de sus principales inconvenientes: su construcción. Un arco no puede funcionar como tal hasta que no está completamente construido. Por ello no es posible aprovechar su mecanismo resistente, todo lo contrario, se necesitan sistemas que garanticen su estabilidad y resistencia hasta que pueda estar efectivamente cerrado y poder empezar a funcionar. Diversos sistemas se han empleado para resolver este problema:

El más habitual, heredero directo de la construcción de fábrica con dovelas en mampostería, es la de sujetarlo sobre una estructura auxiliar apoyada en el terreno hasta que está cerrado o tiene suficiente resistencia. El apoyo puede ser continuo (cimbras cuajadas) o discontinuo (torretas puntuales). Por tanto durante la construcción la capacidad resistente de las secciones del arco no se emplean o se hace de forma reducida. Muchas obras notables se han resuelto así (FIG) , pero tiene claras limitaciones. La primera es que es necesario poder ocupar la parte inferior del arco, lo cual entra en conflicto dimensiones de la obra, tráfico, ambientales, hidráulicas, económicas...) no sea posible la ocupación de la sombra del arco. sin duda en los momentos actuales para obras de grandes luces no es una solución económicamente viable y además no aplicable a cruces con profundas quebradas o zonas en las que por el motivo que sea no es posible situar apoyos bajo el arco. Soluciones como la empleada en el magnífico puente de del Ingeniero Morandi, donde la cimbra ya en sí es una obra de arte no son viables en la situación actual de costes de la construcción.

Para evitar este inconveniente y poder competir con otras soluciones, diversas técnicas se han ido poniendo a punto a lo largo del siglo XIX y el XX . Sin ser muy exhaustivos podemos destacar:



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• Cimbra del arco de (Ing. Morandi, Italia, 1955)

• Cimbras con arcos auxiliares ligeros sobre los que se hormigona el arco definitivo

FIGURA 2 Cimbra del arco de Luxembugo (Ing. Sejourné., 1890)

• Arcos con cimbra autoportante (sistemas ideados por los ingenieros Ribera y Melan a principios del siglo XX)

• Lanzamiento, ripado o izado de arcos autoanclados (bow-string).

FIGURA 3 Puente sobre el río Danubio, Hungría. Luz 310 m (2010)

• Construcción por abatimiento de los semiarcos

• Construcción por voladizos sucesivos con atirantamiento provisional.

En todas ellas se busca aprovechar la capacidad resistente del arco durante la construcción en mayor o menor medida y con mejor o peor eficacia. De entre todos estos sistemas



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pensamos que merecen destacarse, por ser los que han permitido un renacimiento del empleo de estas soluciones, los dos últimos que son los que tratamos en este artículo

Para ilustrarlas nos serviremos de diversas realizaciones recientes de la oficina CFCSL donde se han empleado estos sistemas. Con ello se pretende mostrar las posibilidades de aplicación de estas soluciones a diversas situaciones, y que sin duda pueden ser de interés a los proyectistas colombianos implicados en el gran desarrollo de infraestructuras puesto en marcha en su país pues las difíciles condiciones de su orografía harán que se presenten numerosas situaciones donde podrían ser de aplicación.

CONSTRUCCIÓN POR VOLADIZOS CON ATIRANTAMIENTO PROVISIONAL

INTRODUCCIÓN

La construcción de arcos por voladizos ya fue empleada por Eiffel a mediados del siglo XIX con ellas realizó algunas de sus obras más notables como el viaducto de Garabit.

FIGURA 4 Viaducto de Garabit (G. Eiffel, Francia 1865)



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FIGURA 5. Puente de la Roche Bernard (Francia 1895)

Ya en el siglo XX y con puentes de hormigón, en los años 60 y 70, y siguiendo los aprendizajes aportados por la construcción por voladizos de dinteles rectos, se encontró en este sistema un procedimiento barato para hacer puentes en arco de gran luz. Merecen destacarse dentro de estas primeras obras las realizadas en la extinta Yugoslavia, y dentro de ellas sin duda el notables conjunto de los dos puentes de Kerk (1980), el mayor de ellos de 390 m.

FIGURA 6 Puentes de Krk (Croacia, 1980)

Como en todo sistema de construcción evolutivo por avance en voladizo, se pretende aprovechar la capacidad resistente de la estructura durante las situaciones parciales. A diferencia de los tableros rectos construidos por avance voladizo donde tanto el elemento empleado en su estabilización (los cables de pretensado) sirven tanto para la construcción como para resistir los esfuerzos de la obra en servicio, para construir un arco para lo cual es necesario un elemento auxiliar, en este caso cables, que lo sujetan provisionalmente pero que luego hay que retirar. Por tanto se tratan de elementos con una repercusión importante en el coste de la obra, que interesa estudiar en detalle para minimizar su repercusión en el conjunto y para



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Con este sistema el arco es cabeza de compresión del sistema triangulado que se crea entre tirantes, torre de atirantamiento y arco. Como en todo sistema con tirantes activos lo que se busca es controlar la flexiones hasta valores adecuados para la sección o para el coste de la misma. De esta forma se ajustan el sistema de atirantamiento.

Existen dos alternativas de realizar el atirantamiento provisional de los voladizos del arco empotrados en su estribo:

Una es emplear una torre auxiliar y anclar los tirantes al terreno o a la cimentación independizándolo del tablero.

Otra consiste en triangular los trapecios que se forman entre el dintel, el arco y las pilas, formando así una celosía de gran canto. Esto implica solicitar al tablero con esfuerzos adicionales.

Cada caso requiere un estudio comparativo para evaluar la solución más favorable.

La técnica es aplicable tanto a arcos con tablero superior como con tablero inferior, y para arcos metálicos o de hormigón. Las obras que presentamos cubren toda esta casuística.

ARCOS CON TABLERO SUPERIOR

En este apartado presentamos dos proyectos realizados para las líneas de tren de alta velocidad de España en los cruces sobre unos grandes embalses realizados con arcos de hormigón y tableros contínuos con cajones de hormigón pretensado.

PUENTE SOBRE EL EMBALSE DE CONTRERAS Descripción

Este puente es actualmente record absoluto de España en puente arco de hormigón y record de Europa en puente arco ferroviario. El puente tiene una longitud total de 587.25 m La distribución de luces del tablero superior es de 32.625+12x43.50+32.625. Se trata de un puente arco con tablero superior.

Viaducto de Contreras. Vista aérea de la obra acabada



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FIGURA 7 Alzado del Viaducto de Contreras.

La luz del arco es de 261 m y la flecha en el centro 36,944 m lo que determina una relación flecha-luz de 1/6.77, El arco está empotrado en dos grandes plintos, que permiten la difusión de la carga en el competente terreno mediante cimentación directa. El arco tiene una directriz poligonal curvilínea en el plano vertical, correspondiente al antifunicular de las cargas permanentes. Está inscrito en planta en la alineación circular de radio 3875 para evitar excentricidades en el empotramiento de las pilas sobre el mismo. El arco es de hormigón armado HA-70, debido a las grandes compresiones a soportar.

La sección del arco es un cajón de canto variable entre 2,8 m. en clave y 3,4 m. en arranque y ancho, también variable entre 6 m. en el centro del arco y 12,0

FIGURA 8 Viaducto de Contreras. Definición del arco

El tablero está formado por una viga en sección cajón de 3.00 m. de canto (espesor de 0.30 m. Las pilas tienen una altura variable entre 3.53 y 35.376 m. Todas ellas están generadas por una pila básica de sección cajón rectangular de 2.60 m. de ancho constante y canto variable entre 5.20 m. en la parte superior, 3.20 m. en la “cintura” situada a 5 m. de la parte superior y un ensanchamiento hacia la base.



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FIGURA 9

Proceso Constructivo

La construcción prevista era muy similar a la descrita para el puente de Alcántara: dada la situación del agua respecto del arco estaba previsto un avance en voladizos sucesivos atirantados con los semiarcos en voladizo desde el empotramiento en sus estribos.

FIGURA 10 Viaducto de Contreras. Construcción del arco prevista en proyecto

Sin embargo unas condiciones favorables del nivel del pantano durante la construcción permitieron simplificarlo y realizar una pila provisional auxiliar que permitió reducir el voladizo del arco y trasladar la torre de atirantamiento a esta sección.



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FIGURA 11 Torre de atirantamiento y modelo de cálculo

La secuencia fue similar a la descrita para la obra anterior, dovelas de 4 m con avance semanal, y control de la carga de los tirantes próximos al avance para reducir esfuerzos en el arco

FIGURA 12 Vista de la construcción del arco antes de cerrar en clave

La construcción del tablero estaba prevista por empuje pero finalmente se adaptó a una construcción con cimbra autoportante.



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FIGURA 13. Cierre en clave.Construcción de tablero sobre autocimbra

PUENTE SOBRE EL EMBALSE DE ALCÁNTARA Descripción

Este viaducto pertenece a la línea de alta velocidad Madrid-Lisboa que cruza sobre el embalse de Alcántara del río Tajo en la provincia de Cáceres (España). Actualmente se encuentra en construcción.

Los estudios de trazado llevaron a fijar como alternativa globalmente más económica para el tramo un cruce a gran altura sobre el embalse, esta es la justificación de su gran altura sobre el agua (76 m). La anchura del pantano o río, en el punto de cruce, es del orden de 300 m.

FIGURA 14 Fotomontaje del Viaducto sobre el Embalse de Alcántara

La solución final del viaducto es una obra de 1488 m de longitud con una distribución de luces de 45.0+9x60.0 + 57.0 + 324.0 +57.0 +7x60.0 + 45.0 m. Las luces del tablero sobre el arco son de 54.0 m siendo el canto del tablero de 3.50 m.

FIGURA 15 Alzado del Viaducto sobre el Embalse de Alcántara



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El arco tiene sección rectangular con dimensiones en clave de 3 m. de canto por 6 m. de ancho y en arranque 3,5 m. de canto por 12 m. de ancho.

El arco tiene una directriz curvilínea en el plano vertical. Esta directriz ha sido obtenida a partir de un estudio detallado de optimización de las flexiones de carga permanente para aproximarla a la curva antifunicular de dichas acciones.

El tablero está formado por una sección cajón de hormigón pretensado de 3.50 m de canto. Esta esbeltez permite salvar adecuadamente las luces de 60.0 m de los vanos de acceso y de 54.0 m sobre el arco que, debido a su flexibilidad introduce flexiones complementarias. El empleo de hormigones de elevadas resistencias HP-50 en los vanos del Viaducto de acceso y HP-70 para los vanos situados sobre el arco permite conseguir estas elevadas esbelteces.

La fijación del tablero longitudinalmente –crítica en los puentes de TAV por las enormes cargas de frenado- se realiza en la clave del arco, recogiendo éste las todas las cargas horizontales del puente. De esta forma pueden emplearse juntas de dilatación de vías en ambos estribos con dimensiones convencional.

Proceso Constructivo del arco

La construcción del arco se realizará por voladizos sucesivos atirantados, por medio de una torre metálica de atirantamiento de 57 m colocada sobre la pila vertical que arranca del estribo del arco. La torre está formada por dos columnas arriostradas por una triangulación en K. La torre se atiranta a las cimentaciones de las pilas próximas que precisan de unidades de anclaje al terreno.

FIGURA 16. Viaducto de Alcántara. Construcción del arco

El arco se construye sobre un carro de hormigonado anclado en la zona del arco ya hormigonada. Las dovelas son de cuatro metros.



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El sistema de tirantes de acero está formado por quince parejas de cables que sujetan el semiarco completo y otras quince parejas que retienen la torre, la longitud de los tirantes oscila entre ochenta y ciento ochenta metros. Se anclan en el arco cada doce metros. El anclaje de los tirantes en la cimentación se hace de la manera siguiente: los ocho primeros cables en la zapata de la pila adyacente a la que se encuentra la torre y los otros siete a la cimentación de la pila contigua.

Estas cimentaciones es necesario a su vez anclarlas al terreno. Para ello es necesario aplicar la carga en tres etapas.

El proceso de ejecución es repetitivo una vez realizadas las primeras dovelas, en las que debe ir actuándose a la vez sobre los cables previamente colocados para conseguir la ley de esfuerzos adecuada en el arco, normalmente consiste en destesar uno o dos cables del arco más cercanos al último colocado.

Una vez cerrado el arco la construcción del tablero se realizará vano a vano por medio de una cimbra autoportante dispuesta desde ambos estribos. Para no crear esfuerzos excesivos sobre el arco se ha previsto un hormigonado simétrico del tablero, admitiendo un desfase máximo de un solo vano.

FIGURA 17 Viaducto de Alcántara. Construcción del tablero por empuje simétrico

PUENTE SOBRE EL RÍO ODIEL - HUELVA Descripción

El puente ocupa el cruce del río en el conjunto del viaducto de unión entre la ciudad Huelva y Punta Umbría en el sur de España. La anchura alcanza aproximadamente los 907 metros. El cruce se ha resuelto con un arco en el centro del cauce de 450 m de luz del que se cuelga un tablero metálico. El empuje horizontal del arco es recogido por el tablero, que actúa como tirante, por medio de las células triangulares dispuestas entre tablero y arranque del arco.



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FIGURA 18 Imagen virtual del nuevo puente sobre el río Odiel

El tramo correspondiente al cruce tiene una longitud de 960 m, dividido en siete vanos, 3x85 m+450 m (arco principal)+3x85 m. Los vanos laterales corresponden a los viaductos de acceso al puente arco principal y se prolongan hacia Huelva (ciudad) y Punta Umbría con la misma sección transversal.

FIGURA 19 Alzado del tramo central .

El centro del puente arco tiene un gálibo libre vertical sobre las aguas de 46,8 m. a lo largo de una longitud de 300 m.

Se trata de un puente arco de tablero intermedio. Cada arco tiene una luz libre de 450 m y está formado por una sección cuadrada metálica de 4,5 m de lado. Los dos arcos, uno a cada lado del tablero tienen una inclinación respecto a la vertical de aproximadamente 10º, lo que determina una anchura variable entre 62,00 m en la cimentación y 29,5 m en clave. Estos arcos tienen una directriz parabólica, del tablero para arriba y recta del tablero hasta la cimentación, con una flecha máxima de 92,58 m. Se trata, en realidad, de un arco plano que se gira 10º alrededor de eje longitudinal que une las cimentaciones.



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FIGURA 20 Seccion tipo y perspectiva interior de la obra

Los dos arcos se arriostran entre sí por un tejido de vigas distribuidas perpendicularmente a la directriz y separadas 10 m entre sí.

FIGURA 21. Planta del arco



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FIGURA 22

Las cuatro cimentaciones principales se apoyan sobre 36 pilotes de 2,00 m de diámetro y 60 m de profundidad. Como se ha referido las cimentaciones no recogen los empujes horizontales de los arcos, estos se transmiten al dintel por medio de puntales inclinados. En éste se recogen por medio de tirantes de cables de pretensado.

La mayoría de los grandes puentes chinos sobre el río Yangtze se han realizado con este esquema estructural que no trasmite empujes horizontales a la cimentación.

El tablero es mixto constituido por dos vigas de borde en doble “T” metálicas de 2 m de canto y vigas transversales del mismo canto distribuidas cada 5 m. Se cubren con una losa de hormigón armado.

FIGURA 23

Proceso Constructivo

El arco se monta por avance en voladizo con atirantamiento desde torres provisionales de 115 m de altura. Por debajo del dintel son de hormigón y por encima metálicas.



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FIGURA 24 Puente sobre el río Odiel. Construcción del arco prevista en proyecto

FIGURA 25 Detalle de la torre de atirantamiento prevista en proyecto

Una vez realizado el arco se va montando sucesivamente el tablero colgándolo de las péndolas Las dovelas metálicas son de 10 m. de longitud.

Una vez terminado el arco se procederá a colgar del mismo los cajoncitos que alojarán los tirantes horizontales de pretensado y se colocarán y pondrán en carga 2x6 unidades de 31 φ0,6” por cada viga cajón.

Una vez puestos en carga los tirantes que recogen el empuje horizontal del arco se elimina el sistema de atirantamiento provisional y se retiran las torres

Posteriormente se procede a montar las dovelas del dintel también de 10 m transportadas en barcazas e izadas desde el tramo ya construido.



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FIGURA 26 Construcción de tablero por izado de dovelas transportadas sobre barcaza

CONSTRUCCIÓN DE PUENTES ARCOS DE GRANDES LUCES POR ABATIMIENTO DE SEMIARCOS

INTRODUCCIÓN

Aquí se aborda una segunda técnica empleada muy frecuentemente en los últimos años, especialmente en líneas de alta velocidad como las desarrolladas en España, para salvar luces importantes, el record actual de este sistema que tenemos constancia es de 200 m.

Que mejor introducción para abordar este tema que hacer referencia a la definición de arco de Leonardo da Vinci: “arco non é altro que una forteza causada da due deboleze”, esto es, “el arco no es otra cosa que una fortaleza causada por dos debilidades”. Esta observación de que los semiarcos por sí mismos son débiles y se caen hasta que no se unen en el centro es la síntesis del sistema de montaje que se va a tratar.

El montaje de arcos por abatimiento o volteo es una operación en la que éste se construye previamente en dos mitades que se llevan a su posición definitiva haciéndolos girar con respecto a sus arranques por medio de rótulas, normalmente provisionales actuando sobre ellos por medio de cables auxiliares. Lo habitual es montar los semiarcos en vertical y abatirlos, pero también se han realizado obras en las que los semiarcos se construyen sobre el terreno y se levantan.

ANTECEDENTES

Como la mayoría de las técnicas constructivas actuales, tuvo su origen o sus antecedentes en el siglo XIX, el gran siglo del desarrollo de los puentes sin duda. Se empleó tanto para la colocación de las cimbras sobre las que se soportaban luego los arcos definitivos (que ya en sí eran unos verdaderos arcos) como para voltear el arco definitivo.



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FIGURA 27 Abatimiento cimbra de Puente Longeray

En el siglo XX, este sistema se empezó a emplear en soluciones de hormigón después de la segunda gran guerra.

Se presentan dos obras en las que el condiciónate principal que justificaba la solución arco era la era la imposibilidad del apoyo sobre el cauce. En cada uno venía por un motivo diferente y la solución es distinta, un arco parabólico para un puente de carretera y un viaducto de FFCC con un arco formado por puntales rectos.

NUEVO PUENTE DE ENDARLATSA (GUIPUZCOA-NAVARRA, ESPAÑA 2008) Descripción

En este caso la justificación de la solución proviene de unos restrictivos condicionantes ambientales que impedían cualquier contacto con el río durante la construcción. Esto llevó a plantear un arco que saltaba de una margen a a otra limpiamente. La obra tiene en conjunto 190 m de longitud, estando formado por 10 luces de 15,00 m + 8x20 m + 15,00 m. Los cinco vanos centrales de 20 m de luz se apoyan sobre un arco parabólico de 100 m de luz flecha en clave de 10.



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FIGURA 28 Vista de la obra acabada

FIGURA 29 Alzado y planta del nuevo puente Endarlatsa

El tablero tiene sección cajón mixta acero-hormigón con vuelos laterales sobre costillas transversales metálicas sobre las que se apoya una losa de hormigón armada realizada “in situ” de 20 cm de espesor.

FIGURA 30 Sección transversal tipo

Una particularidad que convierte esta obra en única es que la planta del arco es curva para ajustarse al trazado curvo de la carretera. Esto configura una geometría espacial de los arcos y unos esfuerzos adicionales sobre el mismo. La sección tiene forma de con dos tubos laterales de 1,00 m de diámetro unidos por chapas horizontales. Los tubos se rellenan con hormigón sin retracción de alta resistencia. La anchura de su sección transversal es variable, con 3,00 m en clave y 5,00 m en arranques.



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FIGURA 31 Sección tipo del arco

Proceso de abatimiento

Los semiarcos se montaron en vertical, construidos en dos tramos soldados “in-situ”. Se apoyaron sobre articulaciones provisionales que una vez completado el abatimiento se bloquean Las rótulas provisionales inferiores disponían de un sistema de control y corrección de los desplazamientos por medio de gatos hidráulicos (Fig. 8). Se estabilizaban por medio de dos torretas que a su vez servirían luego como elemento de reacción para romper el equilibrio.

FIGURA 32 Torreta de estabilización y rótulas provisionales y gatos de recentrado

El abatimiento se realizó reteniendo con tirantes provisionales anclados en unidades de retenida en los estribos. Constaban de 2 unidades hidráulicas de 200 Tn que giraban de forma solidaria mediante el apoyo de un gato de carrera larga para su correcta orientación, así como la salida recta de los tirantes. La conexión del semiarco con el anclaje de la unidad de tiro se realizaba con una horquilla de enganche.

FIGURA 33 Situación inicial de abatimiento



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El abatimiento se inicia rompiendo el equilibrio de los semiarcos por medio de unos gatos que reaccionaban contra las torretas, avanzando progresivamente y con controles continuos hasta enfrentar en clave los semiarcos que se bloqueaban provisionalmente con empotramiento atornillado. La corrección de la posición de cierre, si hubiera sido necesaria se habría realizado activando los gatos hidráulicos en los arranques de los arcos. Posteriormente se procedió al bloqueo longitudinal en las rótulas y su posterior hormigonado de las rótulas provisionales

FIGURA 34 Secuencia de abatimiento

La planta curva del arco que provoca la falta de alineamiento de los tirantes y la directriz del arco hizo más compleja la comprobación y el cálculo de la disposición de los elementos de abatimiento, pero debidamente calculados el abatimiento se realizó sin ningún contratiempo en una sola jornada.



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FIGURA 35 Vista de los cables de retenida

VIADUCTO SOBRE EL RÍO TERA EN ZAMORA (ESPAÑA) Descripción

El viaducto sobre el río Tera se encuentra en el corredor Norte-Noroeste de alta velocidad de la línea Madrid-Galicia.

Se trata de una obra de gran longitud (645 m), situación que se presenta de forma bastante habitual en las líneas de tren de alta velocidad por los estrictos condicionantes de trazado que presentan.

La obra se adaptaba perfectamente a modulaciones de luces para construcción del tablero por empuje o con autocimbra (50-70 m). El problema se presentaba en el cruce del cauce del río, de unos 150 m de longitud, lo cual obligaba a un apoyo en el mismo. Esto no era posible por pertenecer a una explotación hidroélectrica que imposibilitaba cualquier vaciado. Para ello ello se resolvió saltando el cauce sin apoyos por medio de un arco desde ambas márgenes y con apoyo del tablero sólo en el centro. De esta forma se pudo hacer un reparto de 60 +75 + 150 (2x75) +4x75 + 60 manteniendo la tipología y el sistema constructivo del tablero constante en toda la obra.

Sin duda así la solución no resulta sólo mucho más económica sino también formalmente más compensada y atractiva.



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FIGURA 36 Viaducto sobre el río Tera

Para el tablero se ha empleado una solución muy habitual en los viaductos de las líneas de alta velocidad en España, sección cajón de hormigón pretensado de canto constante. En nuestra obra 4.40 (1/18 de la luz) .

FIGURA 37 Vista de los cables de retenida

Como en gran nº de viaductos de alta velocidad de gran longitud, la construcción se hace por empuje. Este procedimiento con el de cimbra autoportante son extraordinariamente eficientes, rápidas y económicas para este rango de luces e incluso las últimas tendencias y realizaciones apuntan hasta los 95 m.



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Para recoger las extraordinarias cargas de frenado del tren, el tablero se fija al estribo donde está el parque de fabricación y empuje. Esta es una ventaja adicional de los puentes empujados pues se dispone de un elemento enormemente rígido para esta función sin coste adicional. Es igualmente ventajoso para puentes en zonas sísmicas como Colombia, donde toda la acción sísmica longitudinal puede recogerse de esta forma liberando las pilas.

Como se ha referido el vano de 150 m se salva por medio de un apoyo central sobre dos puntales. Esta configuración no es sino un arco con un solo apoyo, el antifunicular de esta carga proporciona la geometría sensiblemente recta de los semiarcos solamente corregida por la curvatura necesaria para compensar el propio peso del arco.

En esta obra se compararon las alternativas metálicas y de hormigón para este elemento. La conclusión ha sido que es más económica la solución metálica, empleando en ella acero de alto límite elástic (fy 460 MPa). El mayor precio del acero compensaba largamente la solución de hormigón que provocaba un gran incremento de reacciones en estribos y una mayor dificultad para ejecutarlo. En otras muchas obras del país sin embargo se han empleado soluciones de hormigón también.

FIGURA 38

La sección de los arcos es rectangular con chapa de 15 o 20 mm adecuadamente rigidizada en sentido longitudinal y transversal.

Proceso constructivo

Los puntales que forman el arco, se construyen en vertical, estabilizados provisionalmente contra las pilas verticales que coinciden en los arranques del arco, Una ver erigidos, se disponen tirantes provisionales anclados en las cimentaciones de las pilas contiguas y desviados en el extremo de las pilas y se procede al abatimiento de los mismo.



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FIGURA 39



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FIGURA 40

El proceso es similar al descrito para el arco de Endarlatsa.

PUENTES ARCO MIXTOS

Voy a presentar tres puentes arco con una única característica común, los tres tienen arcos mixtos, acero y hormigón.

El primero es el puente sobre el río Ebro en Zaragoza con arco superior de sección triangular de 120 m de luz y dintel de hormigón pretensado. El segundo es el puente sobre el río Escudo, también de 120 m de luz, pero en este caso con arco inferior el dintel. Los arcos son tubulares, mixtos y el dintel formado por vigas doble “T” también mixto.

Así como estos dos puentes están terminados, el tercero, el puente sobre el río Ebro en Logroño, de 140 m de luz, está en un muy avanzado estado de construcción. El arco es superior al dintel, mixto y también de sección tubular.

Aparte de las características propias de cada puente, el comportamiento de la interacción acero-hormigón en los arcos mixtos, se reproduce bien suponiendo, a tiempo cero, que el módulo de elasticidad del hormigón corresponde a su módulo de elasticidad inicial y reduciendo por el valor de “ϕ” el módulo de elasticidad del hormigón para obtener las características conjuntas del arco a tiempo infinito.

En un estudio preciso en el que el hormigón y el acero del arco se reproducen independientemente, se comprueba que la deformación por fluencia del hormigón equivale a una fuerza longitudinal en el arco y otra igual y contraria en el hormigón que produce la trasferencia de carga en el tiempo de uno a otro material.



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PUENTE SOBRE EL RÍO EBRO. RONDA DE LA HISPANIDAD (ZARAGOZA)

FIGURA 41 Puente Ronda de la Hispanidad

El tercer cinturón de Zaragoza cruza el río Ebro por medio de un puente cuyo dintel, de 31,9 m de anchura y 304 m de longitud, tiene una sección lenticular de 2,2 m de canto. Se producen cinco vanos de 42 m+52 m+120 m+52 m+42 m. Todas estas luces se tranquean con el dintel lenticular, salvo en lo que se refiere al vano de 120 m que cruza el Ebro. Para solventar este vano se añade un arco superior de 120 m de luz que ayuda al soporte del dintel en esta zona.




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Es una tipología bastante utilizada por nosotros últimamente. Un dintel continuo, recto, constante, dimensionado para luces pequeñas o medias y que se ayuda o bien de un arco; caso de este puente; o de un atirantamiento, caso del puente de Córdoba sobre el Guadalquivir, actualmente en construcción, para salvar la luz principal.

Transversalmente, los 31,9 m de anchura están divididos en dos aceras de borde de 4 m, una mediana central de 3 m y dos calzadas de 10,5 m cada una.

El puente se subdivide en tres partes. La parte central, constituida por el puente arco de 120 m de luz y las otras dos partes, latearles, de 92 m de longitud están separadas de la central por una junta de dilatación. Las partes laterales y la central no se interfieren resistentemente en nada. Únicamente utilizan la misma pila, como apoyo común, apoyo que se realiza a media madera.

El arco, mixto, de directriz parabólica de 18 m de flecha tiene una sección triangular variable, desde un canto mínimo en el centro de 1,6 m, hasta un canto máximo junto a los apoyos de 1,74 m. La sección triangular se achaflana en las esquinas. El espesor de la chapa es de 60 mm de acero. El hormigón interior rellena completamente el arco, lo que es muy fácil de realizar y ahorra bastante acero.


El tablero está formado por un cajón central bicelular de 2,2 m de canto en el eje del puente y disminuye ligeramente hacia los bordes de este mismo cajón, que distan entre sí 10 m. Las almas exteriores son de espesor variable entre 0,45 y 0,8 m, y las interiores, entre 0,5 y 0,8 m. Transversalmente el dintel se completa con dos unidades nervadas de 10,8 m de anchura, que completan la forma lenticular del núcleo central. Los tirantes que unen arco y tablero se disponen a una distancia de 8 m y se anclan a los lados del alma central. Se dispone, en ese mismo punto, una viga transversal que transfiere la carga conducida por las almas laterales al tirante.



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El dintel está pretensado longitudinal y transversalmente. Longitudinalmente para enfrentar el empuje del arco, que se cortocircuita a lo largo del dintel y además para resistir el efecto de la flexión vertical. Transversalmente, en los nervios transversales para transmitir su efecto al cuerpo central.

Las péndolas están formadas por dos unidades separadas entre sí, en dirección transversal, 1,3 m.

Los tramos de acceso tienen dos luces continuas de 50 m y 42 m. En este caso en el cajón desaparece el alma central así como los diafragmas transversales interiores. Por lo demás se mantienen las características del dintel bajo el arco.

Se pretensa longitudinal y transversalmente, así como se arma con la armadura pasiva correspondiente.

El tramo principal, el tramo arco, apoya sobre la pila por medio de dos apoyos principales de neopreno-teflón en caja fija y el dintel por otros dos apoyos laterales. Como en casos extremos de carga, unos de estos últimos apoyos podría ponerse en tracción, para evitar anclarlo a la pila, se le pone encima el apoyo del tramo de acceso de 52 m de luz.

FIGURA 44

De la misma manera, aunque los tramos, principal y de acceso, están separados, el arco penetra en el tramo de acceso a lo largo de su mediana, lo que determina una particular configuración de los apoyos.

Entre ambos tramos de acceso se dispone una pila principal y en su extremo un estribo nuevo. Pilas y estribos descansan sobre pilotes.

Se disponen dos estribos curvos en planta cuya disposición encaja muy bien formalmente con el dintel de sección transversal también curvo.



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El puente se ha construido de la siguiente manera:

Se construye el núcleo central del dintel, de uno a otro extremo del puente, apoyándose, en la zona de las orillas, en una cimbra y en la zona del río sobre vigas metálicas apoyadas sobre 3 pilas provisionales. Cuando se elimina la cimbra, la parte del dintel situada sobre el río queda apoyada sobre tres apoyos provisionales pilotados.

Una vez concluido el núcleo central, se monta un carro transversal que deslizando sobre el núcleo central va fabricando los voladizos transversales. Terminado el dintel se monta el arco metálico apoyándolo sobre apoyos provisionales, se suelda y se rellena interiormente por hormigón.

Una vez concluido el arco, se ponen en carga las péndolas hasta que el dintel se despega de los 3 apoyos provisionales situados en el río. Se vuelan los apoyos provisionales y se realizan las terminaciones correspondientes.

PUENTE SOBRE EL RÍO ESCUDO EN LA AUTOPISTA DEL CANTÁBRICO – CANTABRIA

FIGURA 45 Puente sobre el río Escudo

Era intención de la Administración y del estudio de impacto ambiental realizar una obra singular en un paraje tan hermoso como la zona de desembocadura del río Escudo en el Mar Cantábrico.

Morfológicamente el cruce de la Autovía – Tramo Lamadrid-Unquera – sobre el río Escudo se encuentra con una plataforma rocosa de unos 110 m de anchura, prácticamente horizontal, encajada entre dos montes rocosos de no excesiva pendiente.



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La plataforma horizontal está ocupada por el río en su totalidad en el caso de mareas altas y ocupa aproximadamente la mitad izquierda en mareas bajas.

En la margen izquierda está instalado un ferrocarril de vía estrecha en servicio.

No existe nada más que señalar que la gran belleza del entorno y la insistencia del informe ambiental de realizar un puente de más de 70 m de luz.

Solución adoptada


Se trata de un puente de arco mixto de tablero superior con una longitud entre estribos de 229 m, la luz del arco es de 126,4 m.

La plataforma tiene una anchura total de 29,2 m formada por dos calzadas de 13,6 m de ancho cada una y una mediana central de 2 m. A los lados de la plataforma hay una barrera rígida para impedir la caída de los vehículos.

El dintel estaba formado, inicialmente, por dos cajones metálicos con una losa superior de hormigón formando una estructura mixta. Posteriormente se sustituyó por un emparrillado de vigas doble “T”, también mixto. Longitudinalmente está formado por seis vigas doble “T” de 1,1 m de canto, agrupados en dos conjuntos de 3 vigas, arriostrados entre sí por vigas transversales, cada 15,8 m, también doble “T”, que sirven para transmitir la carga a los pilares cilíndricos únicos que salen de cada uno de los dos arcos tubulares inferiores.

Encima de las vigas metálicas se colocan prelosas prefabricadas de hormigón que sirven de soporte a la losa “in situ” de 25 cm de espesor y con la cual forma la estructura mixta del tablero.



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FIGURA 47

Los arcos son de directriz parabólica de 126,4 m de luz y 15,8 m de flecha. Cada arco está formado por dos tubos metálicos de 1,2 m de diámetro, rellenos de hormigón para formar un arco mixto.

Cada pareja de tubos están unidos entre sí en los puntos donde recibe la carga del dintel. Esta unión está compuesta por dos chapas de acero verticales y una según la inclinación del arco en cada posición, lo que proporciona la rigidez horizontal conjunta a los arcos.

Los arcos se cimentan por medio de un elemento de hormigón armado que transmite la carga a la roca. Esta cimentación es común con la pila adyacente al arco.



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Cada tres vigas longitudinales están apoyadas en el centro por medio de una pila que es un tubo de acero de 0,8 m de diámetro constante. La altura de las pilas es variable, entre un metro y doce.

Las pilas llevan en su parte superior una placa rigidizada para recoger la carga del dintel. Las pilas se apoyan bien en la roca mediante una zapata de hormigón armado, o bien sobre los arcos por medio de una pieza metálica que transmite la carga a los tubos. Entre la pila y el dintel hay apoyos de neopreno para independizar los movimientos relativos.

Memoria de cálculo




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El viaducto sobre el río Escudo es un puente de arco y tablero superior mixto. Par su análisis se ha hecho un modelo de barras especial con el que se obtiene la respuesta general de la estructura.

Los elementos de unión entre tablero y pilas y entre pila y arco se han estudiado mediante modelos elasto-plásticos de elementos finitos para comprobar la transmisión de cargas.

La estructura del puente se ha discretizado por un emparrillado de vigas para el dintel y una barra longitudinal por cada pareja de arcos.

El arco se ha desdoblado en dos conjuntos de barras, uno que reproduce el acero y otro, el hormigón. En los nudos longitudinales ambos materiales están solidarios lo cual permite introducir diferentes condiciones reológicas en acero y hormigón y recoger con precisión el intercambio de esfuerzos entre ellos a lo largo del tiempo. Aunque el acero recoge a tiempo infinito parte de la carga que inicialmente recogía el hormigón, se ha conseguido reducir el arco metálico inicial de 1,6 m de diámetro a 1,2 m y con reducción de espesor incluido.

Se ha tenido en cuenta la no linealidad geométrica del comportamiento del arco a través de la matriz geométrica que es función del axil aplicado. Por ello se ha obtenido el nivel de carga permanente y se han calculado todas las hipótesis de sobrecarga con dicha matriz geométrica. Para el peso propio y carga muerta se ha puesto el axil de peso propio acero más hormigón.

PUENTE DE LOGROÑO

FIGURA 50 Puente de Logroño



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En un proyecto anterior, el de un puente arco realizado para Elche, separamos el tablero en dos partes a través de un corte curvo en el eje. Calzada más acera derecha se separaba de calzada más acera izquierda y obteníamos un atirantamiento espacial del puente.

FIGURA 51

En este caso la espacialidad la hemos conseguido de otra manera. En lugar de separar la calzada, separamos solo las aceras, con lo cual la dimensión espacial buscada se realizaba con más intensidad, el tráfico podría desarrollarse con normalidad en una alineación recta y es el peatón el que podrá sentir la tensión de su aislamiento y espacialidad.

El puente de Logroño tiene 140 m de luz y está formado por tres tableros. Uno centrado por el que pasa el tráfico y dos laterales para el paso de peatones.

El tablero para el paso del tráfico es de estructura mixta y está constituido por una viga cajón de sección trapecial de 2,0 m de canto y 18,6 m de anchura. Está formado por tres células, la central de 4,00 m y las laterales de 7,3 m de anchura. La losa de hormigón tiene 0,26 m de espesor y está constituida por una chapa plegada y una losa de hormigón.

Este tablero se encuentra pretensado longitudinalmente.

Los tableros laterales tienen una sección trapecial, con cara superior de 4,00 m, inferior de 2 m y canto de 1,1 m. Es totalmente metálico.

En este puente como en los ya mencionados, la capacidad de resistencia a flexión, del arco en su plano está muy limitada, por lo que ante la sobrecarga, sobre todo las alternadas, es el dintel el que produce la máxima contribución a su resistencia.



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FIGURA 52

La sustentación de las pasarelas obligó, para no interrumpir con los tirantes el paso de los vehículos del dintel principal, a realizar un arco funicular en el cual las péndolas extremas salen desde posiciones elevadas del arco, a recoger la carga de los bordes de las pasarelas en las proximidades del apoyo. Esto conduce a una terminación del antifunicular del arco en recta.

En cuanto al problema específico planteado por este puente es el mismo que el analizado en Elche y es el que corresponde a la situación de la sobrecarga de peatones, sobre una sola de las pasarelas, cuyo borde interno se encuentra situada a 23,00 m del eje del puente en el centro de la luz.

Para esta sobrecarga la deformabilidad transversal del arco central era enorme y por tanto las flechas verticales de la pasarela que alcanzaban 1,3 m. La primera solución al problema que encontramos fue una consecuencia de nuestra experiencia en Elche y consistía en la disposición de un conjunto de vigas transversales entre el tablero central y los laterales así como el cierre de la gran anchura dispuesta entre pasarelas de peatones y vía principal. Sin embargo esta solución era absolutamente insatisfactoria. El concepto de flotar en el espacio de la pasarela de peatones desaparecía.



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FIGURA 53

La solución adoptada, que resolvió perfectamente el problema sin adoptar disposiciones especiales fue:

• Aumentar la rigidez transversal del arco. Desdoblamos el arco en dos tubos de 1,2 m de diámetro, con una separación máxima de 3,00 m en el eje, y la realización de un tejido transversal, también de tubos, que proporcionaba al arco una gran rigidez horizontal.

• Pero con esto no bastaba. Se adoptó una segunda disposición Anclar transversalmente los arcos, por los tirantes extremos que van al estribo. Además como la forma empleada en la directriz del arco permitía que este anclaje se produjese a 40 m del arranque del arco, convertía a esta estructura, en dirección transversal en una viga continua, sobre apoyos flexibles, de tres vanos con luces de 40 m + 60 m + 40 m, lo cual unido a su gran rigidez de eje vertical, tenía una respuesta formidable a la acción de la sobrecarga de peatones dispuesta en un solo lado.



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FIGURA 54

• La sustentación de las pasarelas era muy simple. Colgadas del borde cada 7,75 m se encuentran torsionadas, comprimidas y por tanto flexionadas con eje vertical, además de la flexión propia de eje horizontal. Sin embargo estos esfuerzos son muy pequeños pues la pasarela pesa poco. Horizontalmente actúa como un arco, transmitiendo, a una gran viga situada tras el estribo, su carga axial que es recogida por el tablero central que está axialmente pretensado.

• El puente reposa sobre dos estribos curvos, claramente curvos, artificio que hemos utilizado bastantes veces para acoplar la oblicuidad de la geometría en planta del puente con la normalidad de un puente ortogonal.

• Se ha realizado un estudio dinámico para controlar las vibraciones de la pasarela a plena satisfacción.



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SISTEMA INNOVADOR DE CONSTRUCCIÓN VANO A VANO CON DOVELAS PREFABRICADAS O “IN SITU” PARA LUCES SUPERIORES A 100 M

INTRODUCCIÓN

En viaductos de gran longitud con luces medias (50-100 m) una solución muy competitiva es la construcción en hormigón pretensado con dovelas prefabricadas. El montaje de las dovelas se puede realizar vano a vano o por avance en voladizo. En el primer caso pueden emplearse vigas de lanzamiento o apoyar las dovelas sobre apeos provisionales si las condiciones bajo el tablero lo permiten. En el caso del montaje por voladizos puede recurrirse a vigas de lanzamiento también, emplear pórticos de izado en el frente de avance o izar las dovelas directamente con grúas desde la parte inferior si las condiciones bajo el tablero lo permiten.

Centrándonos en el sistema de las vigas de lanzamiento - solución que permite los mayores rendimientos e independizarse de las condiciones existentes bajo el tablero- las luces máximas de la solución vano a vano o de la de voladizos sucesivos vienen lógicamente condicionadas por las capacidades y coste de la maquinaria auxiliar de montaje.

Los equipamientos habituales en el mercado actualmente llevan a que el rango económico en la construcción vano a vano esté actualmente bajo el entorno de 50-60 en competencia con la construcción in-situ con autocimbra-, en tanto el vano completo debe colgarse de la viga de lanzamiento. En la solución con voladizos, donde sin embargo sólo es necesario colgar una o pocas dovelas de la máquina, lógicamente las luces son mayores, en el entorno de 70-90 m, con algunas realizaciones que han alcanzado luces superiores a 100 m.

FIGURA 55

Como en toda actividad productiva, la evolución tecnológica y la competencia industrial tienden inexorablemente a empujar y modificar los límites existentes de cada momento. Una de los sistemas surgidos estos últimos años que ha abierto la puerta a ello es el sistema OPS de la casa BERD, que por medio de un pretensado activo en la viga de lanzamiento permite reducir las necesidades de acero en la estructura metálica de las



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vigas, a la vez que proporciona un control más efectivo y activo de las deformaciones durante el montaje entre otras ventajas.

FIGURA 56

Basándose en este sistema, CFC ha explorado en colaboración con BERD la aplicación del sistema a diversas soluciones de obras con dovelas prefabricadas construidas vano a vano con luces o con requerimientos especiales.

La primera experiencia ha en el proyecto del Nuevo Puente Pumarejo en Barranquilla (Colombia) donde se ha planteado para los accesos una construcción vano a vano. La singularidad en este caso no era la luz del vano tipo (70 m) sino el gran peso a soportar por la viga dado que se trata de un tablero extraordinariamente ancho (38 m). Los estudios comparativos mostraron que la propuesta se mostraba más económica que una construcción por voladizos o una realización in-situ con autocimbra.

La segunda experiencia, que se presenta en este artículo, ha explorado el potencial del sistema para abordar las grandes luces en los rangos hasta ahora sólo cubiertos por la construcción por voladizos (L>80 m) e incluso luces de hasta 125 m.

FIGURA 57



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La solución a la que se ha llegado consiste en un procedimiento de montaje intermedio entre el montaje en voladizo y el montaje vano a vano, es fruto de un compromiso entre el objetivo de conseguir rendimientos y rapidez de montaje asimilables a una construcción vano a vano con el de conseguir un coste del equipamiento.

PROPUESTA PARA EL “GRAN VIADUCTO” DE CARTAGENA DE INDIAS (COLOMBIA)

Descripción de la Obra

La primera aplicación del sistema se desarrolló para el concurso de un gran viaducto en Cartagena de Indias (Colombia) con la empresa OHL, obra de 3.5 km de longitud con más de 30 vanos de 102 m de luz.

El tablero es una sección convencional en cajón de canto variable de 5.10m en apoyos y 2.40m en centro de vano con sección cajón que tiene una losa superior de 11.70m y una losa inferior de 5.80m. Para optimizar la maquinaria y los elementos de manipulación de dovelas se ha previsto que los vuelos se ejecuten en una segunda fase desfasados con el frente de avance uno o dos vanos.

FIGURA 58

Descripción del procedimiento de ejecución previsto

Se trataba de resolver la ejecución de casi 50.000 m2 de tablero en una obra con vanos inicialmente previstos para ejecutar con el sistema de voladizos sucesivos con dovelas in-situ, pero donde el plazo, dado que se trataba de una concesión, era un factor muy importante. Las ventajas de una industrialización con construcción prefabricada mostraron pues rápidamente que era la opción más adecuada. La imposibilidad de modificar la luz, obligó pues a pensar en una solución para salvar 102 m de la forma más eficiente posible.

Como se ha referido anteriormente la ejecución de un vano se realiza en dos fases:

• En primer lugar se realiza una “T” simétrica desde la pila, con voladizos de una longitud ¼ del vano.

• Posteriormente se completa el tramo central con las dovelas restantes, que se cosen con los sendos voladizos a ambos lados.



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La colocación de dovelas se realiza por medio de una viga de lanzamiento superior en celosía de una longitud aproximada 1.5 veces la del vano. Dadas las características de la obra, el apoyo delantero de la viga se realiza directamente sobre las cimentaciones y el trasero en el extremo del voladizo del tablero construido previamente. Para optimizar el pretensado de esta ménsula, este apoyo se realiza a 20 m del eje de la pila.

FIGURA 59

La viga de lanzamiento cuenta con un par de apoyos delanteros (binarios) en su extremo delantero que se emplean exclusivamente durante las operaciones de lanzamiento.

Las dovelas son alimentadas desde el tablero ya construido por carros-elefante siendo a continuación colgadas y transportadas por un cabrestante que discurre por el cordón superior hasta su posición definitiva de donde son colgadas con elementos regulables

Descripción procedimiento de ejecución previsto

La secuencia de realización de un vano se inicia con el posicionamiento de la viga, apoyada en sus binarios delanteros. A continuación se coloca la dovela de arranque sobre pila. Se trata de la unidad de mayor canto, para aligerar su peso se realiza de una dimensión de 3.0 m y el diafragma no se hormigona, simplemente se traslada con la armadura ya colocada para realizarlo una vez colocada.

FIGURA 60

Una vez colocada esta se avanza la viga de lanzamiento y se apoya sobre los soportes definitivos para la colocación de dovelas apoyados en las cimentaciones delanteras y en el voladizo trasero del tablero ya ejecutado.



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FIGURA 61

Se procede entonces a la colocación del resto de dovelas con la secuencia descrita en dos fases:

Primero se construye la “T” simétrica con respecto a pilas con vuelos de 23.5 m (6 dovelas). Estas dovelas se cosen con una primera familia de cables superiores.

FIGURA 62

A continuación se colocan el resto de dovela centrales (11 dovelas de 5.0 m). En esta situación se producen los mayores esfuerzos en el extremo del voladizo del tramo trasero por el apoyo de la máquina del que cuelgan las dovelas. El pretensado introducido en la fase anterior está diseñado para poder resistirlo de forma estricta.

Una vez colocadas las dovelas y realizados los ajustes de geometría con la ayuda de dos juntas de 0.50 m realizadas in-situ en ambos extremos se coloca la segunda familia de cables de pretensado.



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Consiste en un grupo de cables en la losa inferior que cosen las dovelas centrales y por otro lado una familia adicional de cables superiores de negativos en las secciones próximas a pilas que aportan la reserva de compresiones adicionales en estas secciones para resistir las acciones finales de la estructura.

FIGURA 63

PROPUESTA PARA EL PUENTE “GREEN FIELD SIX LANE EXTRADOSED CABLE BRIDGE”

Descripción de la Obra

Se trata de un estudio para un concurso para la ejecución de un viaducto de casi 10 km con vanos de 123,5 m de luz que debían realizarse con atirantamiento extradosado, concurso actualmente suspendido.

En este caso la gran anchura de la sección 29,40 m llevó a su vez a plantear la realización de la misma en dos fases, primero el núcleo central con dovelas prefabricadas conjugadas y encoladas, completándola en segunda fase con vuelos laterales de losas in-situ sobre puntales.

FIGURA 64



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Desde el punto de vista de la configuración de la obra esta se ordena en 8 subestructuras de manera que en cada tramo se el tablero se empotra en las dos pilas centrales para resistir las acciones longitudinales y se libera en el resto con apoyos deslizantes, mientras que transversalmente se fija en todas las te se dejan deslizantes.

Cada tramo desde la pila consta de una dovela de arranque de 3,50 m y 12 dovelas de 5,00 m de longitud respectivamente.

FIGURA 65

Descripción del procedimiento de ejecución

Las dos ideas principales al construir este viaducto de casi 10 km de longitud son la división en tajos lo más independientes posible, para minimizar el camino crítico, así como conseguir la máxima prefabricación posible.

Por ello se recurrió a un procedimiento similar al desarrollada para la anterior obra realizada en dos fases, primero un voladizo simétrico desde pila y luego el tramo central, todo ello colgando las dovelas prefabricadas de la viga de lanzamiento.

El montaje se hace vano a vano con viga lanzadora de dovelas, con el menor peso posible, por lo que se reducen al núcleo central de la sección transversal, de sólo 11 m de ancho. Una vez montada una viga continua con este núcleo central, se hormigonan los vuelos sobre puntales prefabricados, para completar el ancho total de 29,40 m. Antes de hormigonar los vuelos se montan las torres prefabricadas, con sillas de paso para tirantes, tesados a continuación.

El aspecto más innovador introducido en esta obra es la forma de compensar las tracciones en las fibras extremas de las dovelas durante la construcción. Como es bien sabido en un puente extradosado es una combinación de las compresiones aportadas por cables de pretensado más las compresiones adicionales del sistema de atirantamiento extradosado que igualmente equilibra una parte de las reacciones verticales con la inclinación de los cables. Lo habitual en ellos es ir compensando las cargas desde el principio por medio de los tirantes mediante construcción por voladizos sucesivos, eventualmente ayudado por pretensado. A continuación y una vez cerrada la estructura se introducen el resto de cables de pretensado que colaboran en la resistencia al resto de cargas muertas y sobrecargas que actuarán sobre la estructura.



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En este obra se invierten los papeles del atirantamiento y del pretensado interior adherente. La gran ventaja es que así se facilita enormemente la ejecución de la torre y la instalación de los tirantes sin que esto ralentice el ciclo ni interfiera con el movimiento de la cimbra.

Para ello el peso del núcleo central de la dovela y las reacciones de la cimbra durante el lanzamiento se compensa con pretensado interior convencional. Una vez montada la viga continua con el núcleo de las dovelas, el resto de peso propio (vuelos laterales sobre puntales prefabricados) y la carga muerta se soportan con los tirantes.

Secuencia Detallada

• Lanzamiento de la cimbra metálica, cuelgue de dovelas y montaje de dovelas por grupos de 13 dovelas en el martillo de la pila frontal del frente de avance. Como orden de magnitud aproximado, el peso de las dovelas oscila en torno a unas 125 t de valor medio.

• Pretensado del grupo de dovelas de la T de la pila frontal del frente de avance.

FIGURA 66

• Cuelgue de dovelas y montaje de dovelas en grupos de 6 dovelas al cerrar el vano en curso.

• Pretensado del grupo de dovelas al cerrar el vano en curso.

FIGURA 67

• Lanzamiento de la cimbra al vano siguiente y vuelta al punto 2, hasta completar 80 operaciones de lanzamiento y cuelgue de dovelas.

• Transporte y montaje con grúa de las torres de atirantamiento extradorsal, de 16 m de altura y 150 toneladas de peso.

• Atirantamiento del tablero (1ª fase de atirantamiento), constituido por el núcleo central.



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FIGURA 68

• Hormigonado de los vuelos laterales sobre puntales prefabricados y carros de ala.

• Atirantamiento del tablero (2ª fase de atirantamiento), constituido por la sección completa.

• Equipamientos: pavimento, aceras, barreras y barandillas.

CONCLUSIONES – VENTAJAS DEL SISTEMAS

El sistema descrito para la construcción vano a vano con dovelas prefabricadas en dos fases se sale del procedimiento habitual de construcción vano a vano, pero se trata de la solución con la que es posible abordar luces hasta ahora reservadas a la construcción por voladizos. Las ventajas de esta innovadora solución pueden resumirse:

• Menor inversión en las vigas de lanzamiento como consecuencia de la menor luz a tener cargada en cada fase (reducción de acero estructural, reducción de longitud).

• Mejor aproximación de las leyes de esfuerzo durante la construcción a las de la estructura definitiva con la consiguiente optimización la distribución y cuantía del pretensado.

• Mayor control geométrico durante el montaje en tanto permite por un lado corregir la alineación de la “T” inicial, y por otro, y por medio de las dos juntas de cierre, ajustar el montaje del resto de dovelas.

• La secuencia en dos fases no afecta al ciclo de forma importante. Según los estudios realizados se podrían alcanzar valores de un vano cada siete días para el viaducto de Cartagena (luz 102 m) y de dos vanos cada tres semanas para el puente extradosado de 125 m de luz.



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PUENTES EXTRADOSADOS

PUENTES CON PRETENSADO EXTRADORSAL SUPERIOR

La altura normal de la pila de un puente atirantado es del orden de 1/5 de la luz principal. La inclinación de los tirantes respecto al dintel varía entre los 90º correspondientes a los tirantes próximos a la pila hasta los 20º ó 25º de los tirantes más alejados. La sobrecarga, al actuar sobre el dintel, produce en estos tirantes una gran variación de carga con valores que pueden alcanzar hasta 20 Kg/mm2. Esto puede ocasionar problemas de fatiga en tirantes y anclajes y obliga a reducir la tensión máxima admisible en el acero a valores próximos a 0,456 σr. El tirante, para satisfacer estas propiedades alcanza precios considerables.

Ahora bien la variación de la tensión en los tirantes producida por la sobrecarga se puede disminuir sin mas que reducir la altura de la pila.

La rigidez de un tirante individual viene dada por la expresión:

F EAlv = sen .cos .2 α α δ

Es decir cuanto menor sea el ángulo α, y por tanto la altura a que está anclado el tirante, menor es la carga Fv recogida por el tirante para un desplazamiento δ.

En la Fig. 68 representamos diferentes disposiciones relativas entre tirante y dintel. En la figura a representamos un dintel con un canto normal para salvar la luz de 100 m. El tirante es un pretensado interno que se estudia en dos versiones, inyectado y sin inyectar. En la figura b representamos ese mismo dintel con un canto mucho más pequeño, 2 m, y una inercia de dintel del orden del 11% de la anterior. El pretensado sigue estando colocado en la fibra superior del dintel.

En las figuras c a e representamos tres casos con el pretensado colocado fuera del dintel y distinta posición del anclaje en la torre. El dintel es el mismo, de 2 m de canto de la figura b.

A todas estas estructuras se les somete a una carga exterior uniformemente repartida de 4,8 T/ml y observamos la variación de carga en el pretensado o en el tirante.

Si comparamos los casos a y b y observamos la variación de la carga del pretensado. En la representamos el incremento de carga en el pretensado este adherido o no adherido y sea una viga de 2 m de canto o de 5 m. Los resultados son evidentes. Con pretensado adherido se producen tracciones en la zona de apoyos que pasa a cero y se convierte en compresión cuando nos acercamos al centro del vano.



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FIGURA 69

Cuando la viga es más flexible - caso b- los incrementos de carga son mucho mayores por la mayor flexibilidad de la viga. Sin embargo en ninguno de los dos casos la variación de tensión del cable máxima es significativa 127 Kg/cm2 en la viga a y 383 Kg/cm2 en el caso b, muy pequeño comparado a los 11 o 12000 Kg/cm2 a que está solicitado el cable. Es decir un pretensado interior experimenta muy pequeñas variaciones de tensión bajo la actuación de sobrecargas de servicio. Cuando los cables están sin adherir el incremento de carga en el pretensado es aún pequeña.

Si elevamos el punto de anclaje del pretensado no adherido, variando la altura h, convirtiéndolo en extradorsal, el incremento de carga que experimenta el cable crece rápidamente con la altura. De esto se podría decir que la vocación de un pretensado exterior es la de ser extradorsal para que su carga crezca con la sobrecarga del dintel.

Para una altura de la torre de 20 m, lo que supone una altura normal para un puente atirantado, la variación de carga en un tirante formado por una unidad de 24 ∅ 0,6” es de 51,84 Tn. Si la altura es la mitad se reduce a 33,52 Tn es decir del orden del 64%. Ahora bien esta reducción se debe únicamente a la pérdida de rigidez del tirante al reducirse la altura de la torre a la mitad. Pero en ambos casos hemos supuesto un dintel con una rigidez equivalente a una viga cajón de 2 m de canto. En el caso de que el puente fuese atirantado el dintel reduciría su rigidez, lo que llevaría consigo un incremento de carga en el tirante correspondiente. De hecho si el dintel estuviese formado, en este último caso, por una losa maciza de 0,5 m de canto, la inercia del dintel disminuiría en este casi 30 veces y el incremento de carga en el tirante sería de 257 Tn en lugar de 51,84 Tn.



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Comparando ahora el incremento de carga en el tirante para un dintel con esbeltez correspondiente a la altura de torre pequeña y el puente atirantado con altura de torre y rigidez de dintel normal, vemos que el incremento de carga en el tirante para este último es de 257 Tn para la actuación de una carga exterior de 400 kg/m2 y solo de 33,52 Tn, es decir el 13%, para el dintel con torre pequeña (h= 0,1 L)

El atirantamiento extradorsal, con torres de altura 0,1 a 0,12 de la luz principal necesita de dinteles más gruesos que un puente atirantado con alturas de torres del orden de 1/5 de la luz principal, por la falta de eficacia del atirantamiento ante las sobrecargas, pero esto mismo supone una mucho más pequeña variación de la tensión en el tirante lo que permite elevar considerablemente la carga máxima admisible del tirante y simplificar su ejecución por tener una oscilación de tensiones mucho más pequeña.

FIGURA 70

En su disposición clásica, el pretensado ó atirantamiento extradorsal se planteó por primera vez por Mathivat, aunque la primera realización, llevada a cabo en el Japón, es el puente sobre el puerto de Odawara, Fig. 69, que ha sido realizado por DYWIDAG a finales de 1994. El vano principal tiene 122 m de luz y los laterales 74 m. La altura de las torres es de 10 m, 1/12 de la luz principal, el dintel 2,2 m en el centro del vano y 3,5 m en el apoyo lo que supone una esbeltez de 1/55 en el vano y 1/35 en el apoyo. Esbelteces muy pequeñas si se tratase de un puente atirantado y muy grande si fuese un puente recto, lo que le confiere al puente con atirantamiento extradorsal una situación intermedia entre ambas tipologías. La carga admisible máxima que se adoptó para los tirantes fue del 60% de la carga de rotura y la oscilación de las tensiones medias encontradas en los tirantes fueron del orden de la cuarta parte de un puente con atirantamiento normal. Los anclajes utilizados fueron los que normalmente se utilizan en pretensado exterior.



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Utilizando un ejemplo ideal, con disposición parecida del puente del puerto de Odawara. Hemos calculado la respuesta del puente con pretensado extradorsal para la actuación de una sobrecarga uniformemente repartida de 2,6 Tn/ml, correspondiente a 400 Kg/m2 extendidos en la calzada, Fig. 18.5.05. Realizando un cálculo no lineal, por la muy pequeña inclinación de los tirantes, lo primero que se observa es el pequeño incremento de tensión en los tirantes, entre 6 y 10 Kg/mm2 y la relativa poca eficacia del atirantamiento en el sostenimiento de la sobrecarga lo que se ve en la comparación de las leyes de momentos flectores en el dintel con atirantamiento y si suprimiésemos el atirantamiento.

En los puentes con atirantamiento extradorsal japoneses. La altura de la torre oscila normalmente entre 1/9 de la luz principal y 1/12 de la misma. Este hecho unido a la relación canto/luz, en secciones generalmente en cajón monocelular, que oscilan entre 1/50 y 1/60 para el centro del vano principal y próximo a 1/30 sobre el apoyo en la pila (casi todos los puentes son de canto constante) establecen una oscilación de tensiones en los tirantes muy pequeñas que permiten alcanzar la carga admisible máxima de 0,6 fpu. Si se aumenta la altura de la torre o se reduce la rigidez del dintel es necesario bajar a una carga admisible máxima en los tirantes al 40 ó 45% de la carga de rotura del acero.

Establecen una relación lineal entre 0,6 fpu y 0,4 fpu para las cargas admisibles en tirantes en función del incremento de la variación de las tensiones debidas a la sobrecarga.

Para torones:

Δσ1 ≤ 70 N/mm2 fa= 0,6 fpu

70 N/mm2 < Δσ1 < 100 n/mm2 fa= (1,067-0,0067 Δσ1) fpu

Δσ1= 100 N/mm2 fa= 0,4 fpu

Para alambres:

Δσ1 ≤ 100 N/mm2 fa= 0,6 fpu

100 N/mm2 < Δσ1 < 130 N/mm2 fa= (1,267-0,0667 Δσ1) fpu

Δσ1= 130 N/mm2 fa= 0,4 fpu

Otro hecho importante en los puentes con atirantamiento extradorsal es la relación entre el vano principal y los adyacentes. En general esta relación difiere bastante de los puentes atirantados. En estos es difícil tener vanos de compensación mayores del 40% de la luz principal. En los puentes con atirantamiento extradorsal las relaciones están próximas aunque algo menores a los dinteles continuos normales, es decir, variando entre el 70% y el 55%.



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FIGURA 71

Finalmente hay un último hecho importante. Con el atirantamiento extradorsal no se pretende tener todo el puente colgado de los tirantes, como pasa en el puente atirantado normal. Por el contrario la carga permanente se compensa entre un 60% y un 90% lo que permite un comportamiento del puente intermedio entre un puente continuo y otro atirantado. Normalmente cuanto menor es la carga permanente directamente compensada también es menor la oscilación de carga en los tirantes.

En la figura 70 representamos un puente sobre el río Guadalquivir en Córdoba, con un vano principal de 114 m de luz y un vano de compensación de 90 m. La altura de la torre es de 1/5 de la luz del vano principal, lo cual equivale a 1/10 de “L”, si consideramos la luz doble



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que correspondería a un puente de dos torres. El dintel tiene 2,5 m de canto. En este puente se dan las dos circunstancias que caracterizan el comportamiento de un puente con atirantamiento extradorsal, pequeña rigidez del sistema de atirantamiento y gran rigidez del dintel, acentuada en este caso por los dos puntales inclinados, lo cual es el planteamiento contrario al adecuado funcionamiento de una viga sobre fundación elástica, característica de los puentes atirantados.

Pero también es necesario decir que si los puntales inclinados aumentan la rigidez a flexión del dintel, también permiten que la altura de la torre sea mayor y por consiguiente menor el número de tirantes para la misma carga vertical ascendente que producen.

Lo primero que se analizó fue la conveniencia o no de disponer una pila al final del vano de 90 m. En un puente atirantado normal esta disposición sería obligatoria si quisiéramos obtener un adecuado comportamiento de los tirantes delanteros ante la sobrecarga. En este caso era casi indiferente, aunque por otras razones se colocó la pila citada. La razón es que ante la sobrecarga, la deformación del dintel excita poco la escasa rigidez de los tirantes.

Este mismo hecho se observa en la en la cual se establece la respuesta del sistema ante una sobrecarga uniforme situada sobre los dos vanos principales. Se establece la siguiente casuística.

FIGURA 72



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Curva 1.- E l dintel carece de tirantes.

Curva 2.- Es el puente tal y como está proyectado.

Curva 3.- Variamos la altura de la torre hasta que los tirantes tengan la inclinación de un puente atirantado normal pero manteniendo la rigidez del dintel.

Curva 4.- Además de esta última disposición de los tirantes reducimos a ¼ la inercia del dintel, valor mas próximo al que tendría un puente atirantado normal.

Y la comparación de los momentos flectores en el dintel y la carga en los tirantes es evidente. Los momentos flectores de la estructura sin tirantes va reduciéndose conforme vamos aumentando la rigidez del sistema de atirantamiento y reducimos la rigidez del dintel. El momento de la viga sin tirantes en el centro del vano principal es de 6043 mTn que se reduce a 1363 mTn en el caso de atirantamiento normal y que se podría reducir aún más si los puntales inclinados desapareciesen, elemento que es muy útil para el puente, tal y como está proyectado, pero que es perjudicial para un puente atirantado. Lo mismo se observa en la carga de los tirantes, que crece claramente cuando mejoramos la relación de rigideces entre el sistema de atirantamiento y el dintel.

Dos problemas interesantes a considerar en un caso como este es el del hiperestatismo del pretensado interior y los problemas de fluencia y retracción.

FIGURA 73



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Las flexiones producidas por la excentricidad constante de un pretensado recto, aplicado a un dintel, también recto, sin atirantar, y que es continuo de muchos vanos, se anulan por el hiperestatismo de la estructura. Esto pasa también en un puente atirantado normal, los tirantes hacen el papel de apoyos rígidos para la deformación producida por el pretensado y elimina sus flexiones isostáticas cualquiera que sea su excentricidad. En la fig. 72 a) vemos este efecto en este puente. Si observamos los vanos principales, vemos que el pretensado isostático no pierde toda su excentricidad por la presencia de los tirantes, aunque sí bastante, mucho más que la pérdida que se produce en lo vanos de acceso con un pretensado curvo normal, lo que indica que un atirantamiento, como el correspondiente al puente que estamos estudiando, es un apoyo virtual poco rígido.

En la figura observamos el efecto producido por la fluencia y retracción en este tipo de puentes. En un puente atirantado normal, la fluencia y la retracción convierten la ley de momentos flectores del dintel en la que tendría un puente continuo apoyado en los puntos donde existen tirantes, y esto lo hace cualquiera que sea la ley de momentos flectores que hayamos dejado al final de la construcción. Únicamente existe una desviación respecto a este efecto por el acortamiento axil del dintel que produce un incremento general de la deformación y pequeña pérdida de carga de los tirantes. En este caso representamos la ley de momentos flector de peso propio mas pretensado interior, en la estructura atirantada para t=0, y para t=∞, así como las deformadas por estos mismos tiempos. En la fig. 18.5.05c b) vemos como la ley de momentos flectores se reduce de manera significativa en las zonas no atirantadas y cambia poco en los atirantados.

Pretendíamos describir el efecto de un problema importante. La determinación de la carga inicial en los tirantes, no deseábamos hacerla como la que se obtiene suponiendo apoyado el dintel en los tirantes, suponiendo éstos como apoyos fijos. Este cálculo concentraba la carga en los tirantes primero y último de cada paquete, por corresponderles una zona más importante de dintel, lo que producía un sobredimensionamiento importante de estos tirantes. Nos interesaba que entre todos los tirantes de cada lado se llevasen la carga del dintel de la zona correspondiente, dividida en partes iguales entre cada tirante, pero temíamos que la fluencia y retracción recondujesen los momentos flectores a tiempo infinito, a esa situación primera. Y no ocurrió, la rigidez del sistema de atirantamiento no es suficiente para reconducir el dintel a una viga continua apoyada en los tirantes. Se podría decir que el atirantamiento extradorsal, para todos estos efectos se comporta más como un pretensado interior, que influye poco en la deformación a fluencia de una sección cualquiera, que como un tirante normal que se comporta a estos efectos como un apoyo rígido.

Nosotros hemos construido varios puentes de esta tipología, el puente de Córdoba sobre el río Guadalquivir, Fig. 70, el puente de Lleida, Fig. 73 y el puente sobre el Danubio Fig. 74



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FIGURA 74

FIGURA 75



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PUENTES CON PRETENSADO EXTRADORSAL INFERIOR

El primero que realizó un pretensado exterior extradorsal fue J. Schlaich con el puente de Weitingen, con el fin de eliminar las pilas sobre laderas poco confiables por razones geológicas. En un viaducto de 900 m de longitud los vanos son de 263 m + 3x 134 m + 263 m y pilas de 70 m de altura. En los dos vanos extremos se disponen de pretensado extradorsal con el fin de reducir los esfuerzos en los vanos extremos.

En un planteamiento mucho más modesto pero utilizando el pretensado inferior extradorsal como elemento básico de resistencia, está el viaducto de Osormort (Catalunya) de 504,0 m de longitud y luces de 40,0 m. El dintel en doble sección triangular de 1,6 m de canto total se sostiene con la utilización de dos tirantes inferiores de 27 ∅ 0,6” que refieren la carga al dintel a través de una pieza triangular de 5 m. Las oscilaciones de tensión que se alcanzaron en los tirantes inferiores suponían 8 kg/mm2 que permitían utilizar pretensado exterior como elemento sustentante.

La construcción de este puente se realizó con cimbra autoportante. El atirantamiento inferior se realizaba a la vez que se procedía al pretensado interior. Es un pretensado más

de la sección pero mucho más eficaz.

El puente sobre el Oberargen en la autopista de Munich a Lindau de J. Schalaich responde al mismo principio del puente de Weitingen, una deplorable condición de cimentación en una ladera que obligó a una distribución de luces de 47 m + 6 x 55,30 + 10 m + 86 m + 258 m. El último vano, el de 258 m de luz, que se prolonga al vano de 86 m, se ayuda de un atirantamiento superior y otro inferior conectadas a cuartos de la luz, utilizando un dintel metálico de 3,75 m de canto y 29 m de anchura.

FIGURA 76



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La concepción del puente pasa por la semejanza con un puente continuo, la zona de momentos positivos con atirantamiento inferior y la de momentos negativos con atirantamiento superior. Se mantiene la buena eficacia de la respuesta del sistema de atirantamiento por las inclinaciones de los tirantes son similares a las de los puentes atirantados. La torre tiene una altura de 55 m en lugar de los 100 m que tendría si fuese atirantamiento normal. Los tirantes superiores y los tirantes inferiores se anclan en una viga riostra localizada en el dintel.

El problema que presenta la utilización de cables extradorsales inferiores es la construcción. Fig. 73 En el caso del viaducto de Osormort se puede resolver bien por la utilización de una cimbra autoportante. En este puente fue necesario cimbrar provisionalmente los 258 m de luz y concluir el dintel antes de disponer el atirantamiento superior e inferior.

Julio-Agosto 2015

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