estudio de puentes flotantes

Universidad Austral de Chile
Facultad de Ciencias de la Ingeniería
Escuela de Ingeniería Civil en Obras Civiles
ESTUDIO DE PUENTES FLOTANTES
Memoria para optar al Título de:
Ingeniero Civil en Obras Civiles
Profesor patrocinante:
José Soto M.
Ingeniero Civil, M.Sc.
Profesor co-patrocinante: Julio Lopetegui T.
Ingeniero Civil, Ph.D.
Profesor examinador:
Hernán Arnés V.
Ingeniero Civil
Constructor Civil
JORGE EDUARDO VELÁSQUEZ TOLEDO
VALDIVIA, 2004
A mi Familia.
INDICE
RESUMEN
INTRODUCCIÓN
OBJETIVOS
vi
viii
xi
CAPÍTULO I
ANTECEDENTES GENERALES
1.1
ESTRUCTURAS FLOTANTES EXISTENTES EN EL EXTRANJERO
2
1.1.1 PUENTE NORDSHORDLANDS
2
1.1.2 PUENTE LACEY V. MURROW
5
1.1.3 PUERTO DE LIVERPOOL
7
1.1.4 TERMINAL DE CONTENEDORES DE PUERTO VALDEZ, ALASKA
9
1.1.5 PUERTO DE IQUITOS, PERÚ
13
1.2
ESTRUCTURAS FLOTANTES EXISTENTES EN CHILE
15
1.2.1 COMPLEJO PESQUERO ARTESANAL DE PUERTO MONTT
15
1.2.2 MUELLE DE PESCADORES ARTESANALES DE QUELLÓN
19
1.3
22
ESTRUCTURAS FLOTANTES DE USO TEMPORAL
1.3.1 PUENTES PLEGABLES
22
1.3.2 PLATAFORMAS DE TRABAJO
23
CAPÍTULO II
CARACTERÍSTICAS ESTRUCTURALES DE LOS PUENTES FLOTANTES
2.1
DESCRIPCIÓN DE UN PUENTE FLOTANTE
27
2.1.1 ESTRUCTURA FLOTANTE
27
2.1.2 PUENTE BASCULANTE
29
2.1.3 PUENTES DE ACCESO
32
2.1.4 SISTEMA DE AMARRAS Y ANCLAJES
32
2.2
SISTEMA DE UNIÓN ENTRE PONTONES
39
2.3
ACCESOS DEL PUENTE AL TRANSITO DE EMBARCACIONES
42
2.4
MATERIALES EMPLEADOS CON FRECUENCIA EN LA FABRICACIÓN DE
PONTONES
42
2.4.1 HORMIGÓN ARMADO
43
2.4.2 FERROCEMENTO
44
i
2.4.3 ACERO
2.5
49
CARACTERÍSTICAS GEOGRÁFICAS APTAS PARA LA INSTALACIÓN DE
PUENTES FLOTANTES
2.5.1 ZONAS APTAS EN CHILE
53
53
CAPÍTULO III
ESTUDIO DE PUENTES FLOTANTES
3.1
CRITERIOS DE CÁLCULO
57
3.2
ESTUDIOS PREVIOS
57
3.2.1 TOPOHIDROGRAFÍA
58
3.2.2 VIENTOS
58
3.2.3 MAREAS
59
3.2.4 OLEAJE
59
3.2.5 CORRIENTES
59
3.2.6 MUESTREO DE LOS MATERIALES DEL FONDO
60
3.2.7 LEVANTAMIENTO ESTRATIGRÁFICO
60
3.2.8 ESTUDIOS ESPECIALES
61
3.3
61
SOLICITACIONES DE DISEÑO
3.3.1 PESO PROPIO
62
3.3.2 CARGAS DE VEHÍCULOS
62
3.3.3 IMPACTO DE EMBARCACIONES
71
3.3.4 VIENTO
73
3.3.5 PRESIÓN HIDROSTÁTICA
73
3.3.6 CORRIENTES DE AGUA
74
3.3.7 OLEAJE
75
3.4
78
MODELACIÓN DE LA ESTRUCTURA
3.4.1 CONDICIÓN DE APOYO
78
3.5
80
ESTABILIDAD DE UNA ESTRUCTURA FLOTANTE
CAPÍTULO IV
EJEMPLO DE CÁLCULO
4.1
INTRODUCCIÓN
91
4.2
CARACTERÍSTICAS PROYECTO ORIGINAL
91
4.3
CARÁCTERÍSTICAS AMBIENTALES Y DEFINICIÓN DE CONDICIONES
DE DISEÑO
91
ii
4.3.1 ANTECEDENTES GEOTÉCNICOS
92
4.3.2 TOPOGRAFÍA DE LA ZONA
93
4.3.3 NIVEL DE MAREA
93
4.3.4 CORRIENTES
93
4.3.5 VIENTOS
94
4.3.6 PREDICCIÓN DE OLEAJE
99
4.4
CONDICIONES GENERALES DE DISEÑO
101
4.4.1 PERIODO DE DISEÑO
101
4.4.2 NIVEL DE MAREA MÁXIMO
101
4.4.3 VELOCIDAD MÁXIMA DE CORRIENTE MARINA
102
4.4.4 VIENTO MÁXIMO
102
4.4.5 ALTURA DE OLA DE DISEÑO
102
4.4.6 EMBARCACIÓN DE IMPACTO DE DISEÑO
102
4.4.7 CARGAS DE DISEÑO
102
4.4.8 DEFINICIÓN DE CARGAS Y SU COMBINACIÓN
103
4.4.9 MÉTODOS DE DISEÑO
103
4.5
103
CONDICIONES ESPECIALES DE DISEÑO
4.5.1 ÁNGULO LÍMITE PUENTE BASCULANTE
103
4.5.2 FLECHA LÍMITE PUENTE BASCULANTE
104
4.6
104
DESCRIPCIÓN DEL TIPO DE ESTRUCTURA ELEGIDA
4.6.1 PUENTE BASCULANTE
104
4.6.2 ESTRUCTURA FLOTANTE
104
a)
105
SELECCIÓN DEL MATERIAL DE DISEÑO
4.6.3 SISTEMA DE ANCLAJE
106
4.6.4 FITTING
106
4.6.5 PUENTES DE ACCESO
106
4.7
106
CÁLCULO
4.7.1 PUENTE BASCULANTE
106
a)
PROPIEDADES FÍSICAS Y GEOMÉTRICAS
106
b)
ESTRUCTURACIÓN Y DISEÑO
107
c)
BASES DE CÁLCULO
107
d)
CÁLCULO DE ELEMENTOS
107
d.1)
CARGAS Y SOBRECARGAS DE USO
108
d.2)
CÁLCULO DE LARGUEROS
109
d.3)
CÁLCULO DE BARANDA PEATONAL
112
d.4)
DISTRIBUCIÓN DE CARGAS SOBRE LARGUEROS A LOS TRAVESAÑOS
114
e)
DISEÑO DE ELEMENTOS
118
iii
4.7.2 ESTRUCTURA FLOTANTE
124
a)
DIMENSIONES
124
b)
FLOTABILIDAD Y ESTABILIDAD
125
b.1)
ESTABILIDAD EN AGUAS TRANQUILAS
125
b.2)
ESTABILIDAD CON CARGA ASIMÉTRICA
128
b.3)
ESTABILIDAD CON COMPARTIMIENTO INUNDADO
131
b.4)
ESTRUCTURACIÓN Y DISEÑO
134
b.5)
CARGAS DE DISEÑO
134
b.6)
VERIFICACIÓN MOMENTO FLECTOR LONGITUDINAL PROVOCADO
POR EL OLEAJE
136
c)
CALCULO DE LOSA SUPERIOR
139
d)
CALCULO DE VIGAS DE APOYO LOSAS SUPERIORES
143
e)
CÁLCULO DE MUROS Y LOSA DE FONDO
147
e.1)
MUROS
149
e.2)
LOSA DE FONDO
152
4.73
ANCLAJES
154
a)
SOLICITACIONES EN LAS AMARRAS
154
b)
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA: ANÁLISIS
158
c)
AMARRAS DE ACERO: ANÁLISIS
162
c.1)
ANÁLISIS CON AMARRA EN UN EXTREMO
162
c.2)
ANÁLISIS CON AMARRA EN AMBOS EXTREMOS
169
d)
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA: CÁLCULO
168
d.1)
SITUACIÓN DE 4 AMARRAS
168
d.2)
SITUACIÓN DE 8 AMARRAS
173
e)
AMARRAS DE ACERO: CÁLCULO
175
4.7.4 CÁLCULO DE ANCLAS
179
4.7.5 OTROS
181
a)
DISEÑO DE FIJACIÓN DE AMARRAS
181
b)
REFUERZO DE LOSA POR EFECTO DE LAS REACCIONES DEL PUENTE
4.8
BASCULANTE
183
ANÁLISIS DE COSTOS
186
4.8.1 INSTALACIÓN DE FAENAS
186
4.8.2 CONSTRUCCIÓN DE LAS PARTES COMPONENTES
187
4.83
GASTOS GENERALES, IMPREVISTOS Y UTILIDADES
190
4.84
COSTO TOTAL
190
4.85
ANÁLISIS COMPARATIVO SOLUCIÓN TRADICIONAL
190
iv
CONCLUSIONES
BIBLIOGRAFÍA
REFERENCIA ELECTRÓNICA
192
194
196
ANEXOS
v
RESUMEN
El objetivo de esta memoria es entregar las herramientas necesarias para desarrollar
correctamente un proyecto de cálculo de un puente flotante para uso carretero. Esta memoria nace
de un desconocimiento de esta técnica muy empleada en algunos países. Se intenta entregar la
mayor cantidad de antecedentes, y en esta etapa de recopilación se descubre que existen algunas
aplicaciones en nuestro país, específicamente en el área portuaria y en la acuicultura. Ejemplo de
ello son los muelles flotantes empleados para el atraque de embarcaciones y viviendas flotantes
de hormigón armado, respectivamente. Se hace notar la escasez de información relacionada con
el tema, que pueda entregar procedimientos o metodologías de cálculo, que dificulta la obtención
de un trabajo final mas completo. Sin embargo, se logra entregar los antecedentes mas
importantes para el desarrollo de un proyecto de este tipo y se trata, en la medida de lo posible,
estudiarlos en mayor profundidad.
Del proyecto desarrollado como ejemplo de cálculo llamado “Puente Moncul”, se
desprende que la técnica estudiada puede ser una buena alternativa en comparación con la usada
en el proyecto original, puesto que el análisis económico así lo reflejó, entregando amplios
márgenes en los costos de ambas alternativas.
vi
SUMMARY
The objective of this memory is giving the necessary tools to developing correctly a
calculation project of a floating bridge for using cartwright. This memory was born of an
ignorance of this technique which is used in some countries. This compilation stage is discovered
some applications exist in our country, specifically in the port and aquiculture area, this memory
try to give a larger quantity of antecedent. It is an example of this are platform floating using to
alongside and floating dwelling made of reinforced concrete, respectively. It is emphasized not
too much information about this topic which give procedures or methodologies of calculation
impede to obtain a final job more complete. However, it is possible to give the most important
antecedents to development of a project of this kind, also trying as is possible to study them
deeper.
About of the developed project as an example of calculation called “Moncul Bridge”,
release the studied technique can be a good alternative to compared the technique used in the
original project, because of economic analysis was revealed of this way giving an extensive
margins in the costs of both alternatives.
vii
INTRODUCCIÓN
En el área de la ingeniería de puentes, existen variadas alternativas convencionales para
salvar algún accidente geográfico (tales como, atirantados, colgantes, de pilotes, de arco, etc). En
zonas donde existen accidentes geográficos tales como ríos, lagos, fiordos o acantilados, con
alguna característica importante de anchura o profundidad, o con malas condiciones de suelo de
fundación, pudiera hacerse poco factible la construcción de algún tipo de puente convencional,
por un factor técnico y/o económico. Con el objeto de encontrar alguna alternativa viable que
solucione estos problemas se llega a la existencia de puentes flotantes.
Un puente flotante, en términos generales, es similar a un puente convencional, con la
diferencia que sus apoyos o cepas no irán fundadas en el lecho o tierra firme, sino que estarán
apoyadas en cepas flotantes (pontones). Esta característica lo convertirá en una estructura con
distintas solicitaciones a las de puentes convencionales, y por ello requiere de un estudio especial.
Las estructuras flotantes son utilizadas hasta el día de hoy en la fabricación de obras de
gran envergadura tales como muelles de carga y descarga para puertos en distintas partes del
mundo. También se han empleado mucho en la fabricación de pequeñas obras tales como muelles
de atracaderos de embarcaciones menores. En el ámbito militar, son muy útiles como barcazas
para el transporte de vehículos pesados.
Distinto es el empleo de estructuras flotantes como solución en puentes. En la actualidad
las referencias de puentes flotantes son muy escasas, teniéndose conocimiento de algunos con
características muy especiales que los hacen disímiles entre ellos. Entre algunas características
destacan las mas variadas formas y la ocupación de distintos tipos de materiales para su
elaboración. La forma elegida para dicha estructura, se debe principalmente por los parámetros
ambientales del medio donde se fabricará.
En Estados Unidos, precisamente en la zona del lago Washington se encuentran
emplazados varios puentes flotantes. Todos ellos son importantes vías de comunicación de
grandes áreas urbanas. Uno de ellos, el “Evergreen Point” es conocido como el puente con el
tramo flotante mas largo del mundo con sus 7200 [pies] (2195 m.), y por el cual circulan
diariamente unos 115.000 vehículos. Es destacable que todos los puentes flotantes existentes en
Estados Unidos son de configuración similar, esto es, pontones continuos de hormigón armado
postensado.
viii
La configuración de puentes flotantes ha sido empleada con éxito en varios países y se
tiene conocimiento del uso estos de puentes en base a pontones ya desde el pasado. La primera
aplicación que se ha dado a la ingeniería, ha sido en la guerra. Por ejemplo, los reyes persas Darío
y Jerjes utilizaban los puentes de pontones en sus expediciones militares. Una vez acabadas éstas,
los ingenieros se ocuparon de resolver problemas de vías de comunicación y otros trabajos para
satisfacer los servicios civiles de las grandes ciudades. También se tiene conocimiento de puentes
flotantes en la red vial del Perú prehispánico. Esta red vial debía permitir una rápida
intercomunicación entre el Cuzco y el Tawantinsuyo y viceversa para lograr la integración
territorial. Para lograr este objetivo, fue importante la creación de distintos tipos de Puentes, entre
ellos destacan los puentes flotantes que se utilizaban para los casos de aguas tranquilas o
detenidas. La técnica empleada para su fabricación era en base a cuerdas de fibras vegetales
diversas; es famoso el puente que existía en el Inkario sobre el río Desaguadero (Lago Titicaca)
hecho en base a cañas de totora trenzadas a manera de plataforma sobre la que se colocaba una
cantidad grande de más cañas que eran cosidas a las maromas. (cuerda gruesa de esparto o
cáñamo)
Actualmente, ésta técnica no es popular en el mundo y solo se ha optado por ella como
única solución posible ante la no viabilidad de otra mas tradicional.
Si bien el sistema de estructura flotante no suele ser considerado para uso carretero, está
siendo usado con mayor frecuencia para crear los puertos de embarque y desembarque. En Chile,
ha surgido un auge en la última década en lo que se refiere a la construcción de muelles flotantes
para el atraque de embarcaciones en la zona sur, que ofrecen condiciones óptimas en lugares de
olas pequeñas y grandes variaciones de marea, lo cual por la configuración que poseen permiten
ser utilizados todo el año.
En esta memoria se entregarán las herramientas necesarias para desarrollar correctamente
un proyecto de cálculo de un puente flotante para uso carretero, tales como, información acerca
de criterios de cálculo, estudios que se deben realizar, tipos de solicitaciones para el diseño,
modelación estructural, y la teoría de estabilidad de una estructura flotante. Para complementar lo
anterior se entregará una síntesis de información con características y datos técnicos de distintas
estructuras flotantes y, un estudio de los componentes de este tipo de estructuras. El proyecto de
cálculo elegido será el “Puente Moncul” para el cual se estudiará su factibilidad técnica y
económica.
ix
Figura 1.1 Puente “Yumemai Ohashi”,. Estructura flotante giratoria ubicada en la ciudad Japonesa de Osaka. Posee
410 m. de longitud y 31.2 m. de ancho. (Fuente: http://www.jasbc.or.jp)
x
OBJETIVOS
GENERALES
Analizar y estudiar nuevas alternativas en soluciones estructurales para los problemas que
se presentan al momento de construir puentes sobre la superficie de un medio líquido, sea este
para uso vial o peatonal.
PARTICULARES
-
Recopilar y dar a conocer la mayor cantidad de antecedentes posibles en relación a obras
civiles flotantes en Chile y en el Mundo.
-
Estudiar y describir cada una de las partes que componen un puente flotante, junto con
describir las distintas configuraciones posibles y variantes en lo que a sistemas constructivos
se refiere.
-
Definir las características geográficas que hacen apta la ejecución de este tipo de proyectos en
Chile. Junto con esto último indicar también las zonas en las cuales podría ejecutarse un
proyecto de este tipo.
-
Dar a conocer criterios de cálculo, e indicar métodos de obtención de datos de los estudios
previos relacionados con características geográficas y climatológicas.
-
Definir y estudiar los diferentes tipos de solicitaciones, para diseñar y calcular estructuras
sobre un medio líquido.
-
Definir la teoría de la estabilidad de estructuras flotantes.
-
Desarrollar un ejemplo de cálculo de una estructura flotante para tránsito de vehículos,
analizar su factibilidad técnica y económica que tendría este proyecto, y compararlo con
alguna solución mas tradicional.
xi
CAPÍTULO I
“ANTECEDENTES GENERALES”
1.1 ESTRUCTURAS FLOTANTES EXISTENTES EN EL EXTRANJERO
1.1.1 PUENTE NORDSHORDLANDS *
Es uno de los puentes flotantes mas grandes del mundo y cruza 1.6 kilómetros con doble
pista a lo ancho del fiordo Salhus en Noruega.
Posee una configuración muy especial, no tiene apoyos intermedios, y es particularmente
firme. Está Compuesto por una viga cajón de acero, continua, sobre 10 pontones de hormigón
armado de alta resistencia y baja densidad que flotan en aguas de 500 [m] de profundidad.
Debido a las características del lugar (por lo ancho y profundo del fiordo), un puente flotante era
la única solución ante la ausencia de lugares adecuados para anclajes suspendidos. El cruce
incluye además un tramo de puente colgante en uno de los extremos, sobre un canal de
navegación. Otra característica importante de este puente es la forma que tiene: cajones continuos
que flotan en forma de arco en posición horizontal apuntando hacia el océano. De esta manera la
estructura es muy firme a las fuerzas laterales.
El contrato de la construcción de la parte flotante fue por 63 millones de dólares y la parte
colgante fue de 10 millones de dólares.
La construcción de viga de efectuó en 11 secciones, en instalaciones lejos del lugar de
emplazamiento del puente, por lo tanto, un barco remolcador tubo que cumplir la función de
trasladar las secciones al lugar de destino. Al final del viaje los soldadores debían esperar para
conectar una viga continua sobre los pontones de concreto.
La estructura flotante usada se basa en una tecnología americana. Como el puente no
podía ser atado a un anclaje intermedio en las aguas de 500 [m] de profundidad los cajones
debieron ser continuos sobre los 1.2 [Km.] y debían estar en forma de arco.
La construcción de cada viga en acero de 16 metros de ancho, por 5.5 [m] de alto y 36 [m]
de largo. Como seguridad se determinó un gran espesor en las placas de los cajones en lugares
muy tensionados, como bajo la rampa y en los extremos de la viga. Para obtener buenas
soldaduras se tuvo que calentar las uniones hasta 300°F (149° Celsius) durante 6 horas.
*
Revista Bit. Nº1 año 1994, artículo “Vigas cajones. Flotan a lo largo de un Fiordo”
2
Detalles del proyecto:
Materiales:
-
Acero estructural utilizado en viga cajón: Tensión de fluencia 355 [MPa], tensión de ruptura
540 [MPa].
-
Acero utilizado en Hormigón liviano de alta resistencia: NS3473
Geometría:
-
Longitud total entre estribos: 1246 [m].
-
Longitud de estructura de la rampa: 350 [m].
-
Distancia entre pontones: 113.25 [m].
-
Nivel de la rasante del puente sobre la superficie de agua: 11.0 [m], mínimo.
-
Dimensiones del pontón: L / B / H = 42.0 / 20.5 / 7.38 [m].
-
Calado del pontón: 4.3 [m] con peso propio y 5.6 [m] con cargas vivas.
Clima:
-
Temperatura a la cual se encuentra sometida la estructura: -20º a +25ºC
-
Viento: Medido a una elevación de 10 m: V10,10=26.9 [m/s].
-
Oleaje: Altura significativa H1/3 = 1.76 [m], Periodo significativo T1/3 = 5.1 [seg].
-
Mareas: -1.40 a +1.60 [m]. crítico; + 0.61 [m] para la fatiga
-
Corrientes marinas: 1.75 [m/s]
Propiedades del hormigón liviano:
-
Absorción de agua del agregado fino: 7.5%
-
Densidad promedio: 1931 [kg/m3]
-
Relación agua/ cemento + arena: 0.35
-
Resistencia especificada a compresión fc = 70.4 [MPa] (probetas cúbicas de 100 [mm] de
lado)
-
Resistencia característica a compresión fck = 64.4 [MPa].
-
Módulo de Elasticidad EC = 20000-23000 [MPa]
Consideraciones de diseño:
La fuerza ejercida por la acción de las olas, es la que controló el diseño. Las fuerzas de la
ola son proporcionales al volumen sumergido de los pontones. Dos alternativas fueron
consideradas para la viga cajón del puente: Una viga de hormigón pretensado y una viga de
acero. La Primera opción requería de un pontón considerablemente más grande de L / B / H igual
3
a 42.0/22.0/16.5 [m], aunque la comparación de costo total era aproximadamente igual a la otra
opción, pero se seleccionó la alternativa de acero debido a una mejor disposición de horarios que
ofrece.
Los pontones se diseñaron con 9 compartimientos separados, estimando que dos pueden
llenarse de agua sin generar daños importantes en la viga del puente. La presión hidrostática
controló el diseño individual de cada pontón.
Figura 1.2 Planta y elevación de los pontones de hormigón. (Fuente: http://www.aas-jakobsen.no)
Figura 1.3 Vista del puente Nordshordlands. (Fuente: http://www.aas-jakobsen.no)
4
1.1.2 PUENTE LACEY V. MURROW †
Es uno de varios puentes flotantes existentes en el estado de Washington en EE.UU.
Originalmente data de fines de los 1930s y cruza el Lago Washington entre Seattle y la Isla
Mercer. Abierto para el servicio en 1940, fue el primer puente flotante de hormigón armado en el
mundo y el mas grande en su tipo. Con los años un solo puente fue insuficiente para absorber el
tráfico existente y debió construirse otro puente de las mismas características a un costado del
anterior. A principios de 1990 fue sometido a remodelación para mejorar las condiciones de uso y
absorber así el flujo de vehículos en un solo sentido. La etapa de remodelación estuvo llena de
problemas que obligaron a reemplazar los pontones que se hundieron durante una tormenta.
Configuración original:
Los diseñadores seleccionaron un concepto de puente flotante para la sección del centro
del puente Lacey Murrow porque las profundidades de agua en el lago alcanzan unos 60 [m] (200
pies) y la tierra al fondo del lago posee muy baja capacidad de soporte; se intentaron otros
sistemas estructurales pero resultaron impracticables. La porción flotante del puente fue
conformada por 22 pontones de hormigón armado. Estos pontones, cada uno aproximadamente
106.7 [m] (350 pies) de longitud, 18.0 [m] (59 pies) de ancho, y 4.3 [m] (14 pies) de alto, se
conectaron extremo a extremo, para formar el puente. Extremos con apoyos fijos conectaron el
puente flotante a la autopista en tierra firme.
Un pontón típico fue dividido en 96 celdas, distribuidos 4 a lo ancho y 24 a lo largo,
formando compartimientos aislados de grupos de ocho celdas con paredes dispuestas en forma
transversal. Para acceder a cada uno de estos compartimientos se dispuso una compuerta en la
acera. Dentro de estos compartimientos aislados, se dejaron vanos en las paredes y otras aperturas
como filas de agujeros de 1.9 [cm] (3/4 pulg.) en la parte superior y otras de 7.6 [cm] (3 pulg.) al
nivel del suelo. (ver Fig. 1.5)
Para mantener en posición el puente flotante se usaron cables extendidos a las anclas en el
fondo del lago. Dos cables en el centro de cada pontón, orientados uno al norte y otro al sur,
sirvieron para afianzar la estructura en la dirección transversal. A modo de refuerzo se colocaron
una serie de cables orientados en sentido diagonal cerca del extremo oriente.
†
http://www.sgh.com/technicalpapers/techpap.htm
5
Figura 1.4 Configuración del puente “Lacey
http://www.sgh.com/technicalpapers/techpap.htm)
V.
Murrow”
previo
a
la
remodelación.
(Fuente:
Figura 1.5 Interior de un pontón típico del Puente “Lacey V. Murrow” previo a la remodelación. (Fuente:
http://www.sgh.com/technicalpapers/techpap.htm)
Remodelación del puente:
En el plan de la remodelación contemplaba reparar una serie de grietas (algunas de las
cuales superaban el ancho de una celda), y quitar la acera para ensanchar la calzada, por tal
motivo, el hormigón de la parte superior y parte de los bordes extremos de los pontones serían
quitados. El puente había estado cerrado para las renovaciones durante varios meses cuando
colapsó. Aproximadamente la mitad de la porción flotante del puente se hundió el 25
de
noviembre de 1990 después de una tormenta. Había muchos cambios estructurales y condiciones
provisorias que afectaron su función.
El tramo afectado por la tormenta fue reemplazado por 20 pontones de hormigón posttensado con un peso de 8800 [T] aproximado cada uno y 110 [m] de largo (360 pies aprox.). Los
pontones fueron fabricados en las ciudades de Seattle, y Tacoma, y remolcados posteriormente al
lugar del proyecto.
6
También se incluyó la instalación de 56 anclas de hormigón de 1500 [T] de peso cada
uno. El interior de los pontones es muy similar a la configuración antes de la remodelación, con
una serie de celdas y accesos. Además el interior fue dotado de sistemas de iluminación,
comunicaciones y sensores de agua para facilitar el control periódico.
El valor del contrato para la remodelación fue de 88 millones de dólares y el período de
las obras se efectuaron entre Febrero de 1992 y Agosto de 1994.
Figura 1.6 Vista sobre el lago Washington de los puentes flotantes “Lacey V. Murrow” a la derecha y “Homer M.
Hadley” a la izquierda. (Fuente: http://www.grouptravels.com)
1.1.3 PUERTO DE LIVERPOOL ‡
Ubicado en la ciudad de Liverpool, Inglaterra. Sus instalaciones cuentan con un muelle
flotante de hormigón armado formado por 6 pontones logrando de esta manera una longitud total
de 350 [m] con 19 [m] de ancho y 5 [m] de altura. Su construcción data de 1977 como reemplazo
de un antiguo muelle flotante existente en el lugar desde 1874.
Los pontones están unidos por un sistema de cables tensados que comprimen ambos
extremos de cada pontón por el centro y a nivel de la plataforma superior. Entre los pontones
alrededor de los cables tensados posee un sistema amortiguador de goma. (véase Fig. 1.8)
El sistema de anclaje está constituido por tres puentes pivotantes de acceso y cinco
botavaras de enrejado tubular apoyadas en los pontones y en tierra.
‡
Gregory P. Tsinker. “Floating Ports, Design and Construcction Practices”
7
1.- Pontón de Hormigón
6.- Botavaras tubulares
2.- Puente peatonal
7.- Embarque de río
3.- Acceso de vehículos
8.- Marco de hormigón prefabricado
4.- Acceso de Camiones a través de un puente flotante 9.- Defensas
5.- Encauce para el muelle flotante
10.- Botavara flexible
Figura 1.7 Vista en planta y corte del muelle flotante de Liverpool. (Fuente: “Floating Ports, Design and
Construcction Practices”, Gregory P. Tsinker)
1.- Tendón pretensado ∅ 100 (mm)
6.- Grasera
2.- Terminal muerto del tendón
7.- Goma amortiguadora
3.- Terminal vivo del tendón
8.- Pontón
4.- Ducto metálico lleno de grasa
9.- Tapa removible
5.- Cobertura del tendón engrasada
Figura 1.8 Unión flexible entre los pontones de hormigón del muelle flotante de Liverpool. (Fuente: “Floating Ports,
Design and Construcction Practices”, Gregory P. Tsinker)
8
1.1.4 TERMINAL DE CONTENEDORES DE PUERTO VALDEZ, ALASKA §
El primer proyecto de construcción de este puerto fue un modelo convencional, sin
embargo, debido a la mala calidad del terreno existente para fundaciones y el consolidado del
relleno de material para el patio de maniobras, se optó por la construcción de un muelle flotante.
Este muelle fue construido en Tacoma (Washington) y remolcado, posteriormente, hasta Valdez
(Alaska), en un viaje que duró 16 días para una distancia de 2000 [km]. El tiempo total de
construcción e instalación fue de 10 meses, siendo terminado en Junio de 1982.
El sistema de muelle flotante consiste de 3 elementos principales: un módulo flotante de
hormigón pretensado de 30 [m] de ancho por 214 [m] de largo por 9[m] de alto, el sistema de
amarre y el sistema de defensa. Para lograr las dimensiones del módulo flotante se
confeccionaron dos pontones separados de 30 [m] de ancho por 107 [m] de largo y 9 [m] de alto,
que se unieron posteriormente. Los accesos están solucionados por dos puentes pivotantes de 61
[m] de largo, cuyos apoyos en ambos extremos consisten en rótulas que permiten el giro del
puente en la vertical.
El muelle fue equipado con una grúa pesada enrielada de 27.5 [m] de ancho destinada a
levantar contenedores de 40 T[m], debido a que la función principal de este muelle consiste en
permitir la carga y descarga de contenedores provenientes de barcos o cargadores.
Para el diseño del muelle se consideraron las cargas concentradas provenientes de los
contenedores y las cargas de los equipos de transporte que funcionan en su cubierta.
Los factores ambientales tienen un efecto significativo sobre el diseño de la plataforma,
por lo que se analizó la información disponible relativa a la velocidad y dirección del viento,
Fetch del frente marítimo, etc.
El sistema de amarre y fondeo del conjunto consiste en seis cables de 200 [m]
aproximadamente, tensionados a muertos de anclaje de dimensiones 6.1 [m] de ancho, 6.1 [m] de
largo y 4 [m] de alto, de hormigón, rellenos con grava de un peso boyante de 205 [T]. De esta
forma se controlan los desplazamientos en el eje longitudinal del pontón, además de la
colaboración de dos puentes de acceso articulados a tierra. Para evitar los desplazamientos en el
eje transversal, además de las restricciones de movimiento que provocan los puentes pivotantes,
existen dos cadenas lanzadas hacia tierra, también ancladas en bloques de hormigón. Este sistema
fue diseñado para satisfacer las condiciones de corrientes y diferencias de mareas entre las cotas
§
Gregory P. Tsinker. “Floating Ports, Design and Construcction Practices”
9
+5.0 [m] y –1.8 [m]. Además se diseñó para absorber cambios repentinos de hasta ±2.7 [m] en el
nivel del agua como resultado de la actividad sísmica, lo que es posible debido a que Valdez se
localiza en una zona de alto riesgo sísmico.
Figura 1.9 Planta y elevación general del muelle flotante del terminal de contenedores de Puerto Valdez en Alaska.
(Fuente: “Floating Ports, Design and Construcction Practices”, Gregory P. Tsinker)
Descripción de los pontones:
Cada pontón tiene 16 compartimientos estancos. Las paredes fueron construidas con 133
piezas de hormigón prefabricadas, cuyo peso varía entre 45 y 55 [T]. Las juntas verticales entre
estas piezas se realizaron “in situ”. La losa de fondo de cada compartimiento también se
construyó “in situ”. La construcción de la cubierta comprendió la instalación de 234 paneles de
hormigón pretensado que proporcionaron una base de trabajo para la confección de la losa de
cubierta final de 30 [m] de espesor.
10
Los pontones se reforzaron en tres sectores diferentes destinados a recibir los 6 cables de
conexión a los muertos de anclaje, y en los lugares de conexión a los puentes de acceso. A lo
largo de todo el perímetro de la cubierta se construyeron “in situ” defensas guardarruedas y 12
bitas de 50 [T] cada una. Se dejaron accesos, de cierre estanco metálico, para la inspección de
cada compartimiento.
Cada pontón contiene tendones postensados longitudinales, transversales y verticales. Los
tendones longitudinales dan al pontón la resistencia necesaria a la flexión y esfuerzo de corte que
se producen durante el traslado, o debido a las cargas que actúan sobre la cubierta y debido a las
cargas de oleaje en el lugar de emplazamiento. Los tendones transversales se dispusieron en la
losa de fondo, en la cubierta y en el término de dos cabezales; estos resisten la flexión transversal,
pero, mas importante, ellos proveen áreas para resistir la flexión local producida por la losa de
fondo y por la cubierta en la distancia comprendida entre cabezales. La losa de fondo fue
diseñada para una carga hidrostática de 10 [m], y la cubierta, para el equipo de transporte en
movimiento, con cargas de 4500 [kg/m2].
Las paredes exteriores son postensadas verticalmente con barras de acero de alta
resistencia. Este diseño coopera a la estanqueidad y a la resistencia de las cargas de presión
hidrostática y de las cargas concentradas aplicadas sobre las defensas laterales del muelle.
Se emplearon largos tendones postensados para proveer la capacidad adecuada de fuerza y
movimiento de sujeción cuando se unieron los pontones. Estos tendones se anclaron 6 [m] a cada
lado en secciones de hormigón convenientemente reforzadas. Todos los tendones postensados,
incluyendo las barras verticales, fueron cubiertos con cemento a presión, y el término de los
anclajes fue tratado con una completa protección anticorrosiva.
Fabricación de los componentes prefabricados:
Durante el diseño se dio importancia a la normalización de los elementos prefabricados de
los muros y de la cubierta con el objeto de lograr una producción repetitiva o en serie que genere
una disminución de los costos. Como resultado de este análisis se emplearon, finalmente, cuatro
moldajes de acero para las piezas mas repetitivas y uno de madera para las partes que presentaron
variaciones en algunos detalles o dimensiones. El empleo de cemento de resistencia temprana,
baja razón agua/cemento y fraguado rápido permitió la fabricación de 268 paneles (para paredes)
en 80 días.
11
En la cubierta se ocuparon 468 paneles postensados de 1.8 x 7.4 [m] y se confeccionaron
a razón de 6 diarios. Se distinguen dos tipos de paneles básicos para cubierta: los que soportan el
riel de la grúa, por lo que debieron reforzarse apropiadamente, y los paneles típicos que se
localizan en el resto de la cubierta.
Figura 1.10 Planta y elevación del pontón del terminal de contenedores de Puerto Valdez en Alaska. (Fuente:
“Floating Ports, Design and Construcction Practices”, Gregory P. Tsinker)
Plazos y costos:
El primer pontón de 107 [m] requirió 13 semanas para ser ensamblado en el dique, más 8
semanas para completar la cubierta, su postensado, los detalles y los aditamentos; trabajos, éstos
últimos, realizados a flote. Como consecuencia de la experiencia adquirida por supervisores y
trabajadores fue posible acortar el plazo de confección de la segunda unidad, requiriendo sólo 8
semanas para el ensamblado más 5 semanas para completar la cubierta y las terminaciones,
mientras se encuentra a flote. El tiempo total de construcción para las dos unidades (listas para
ser remolcadas) fue de 6 meses. La operación de prefabricación comenzó un mes antes. El
diseño, detalle, planeamiento, construcción de moldajes y otros aspectos preliminares
comenzaron 3 meses antes del prefabricado. El tiempo total de proyecto, excluyendo el traslado y
la unión de los pontones en Valdés, fue de 10 meses.
El costo de construcción para los pontones fue de US$10.000.000, a flote, en el lugar de
construcción. Este total incluye materiales, pero no el equipamiento, la unión de los pontones ni
12
su instalación final. Tampoco incluye el costo del sistema de defensa, los rieles de la grúa que
porta ni del sistema de anclaje.
1.1.5 PUERTO DE IQUITOS, PERÚ **
Se ubica en la ribera del río Ucayali en la confluencia de éste con el río Napo, en donde
nace el río Amazonas. Este puerto comenzó a construirse en 1976 y se terminó en 1977 con el
propósito de manipular 550000 [T] de carga anuales, por lo que se convierte en el puerto más
importante de la región de la amazonía.
La plataforma de este muelle está constituida por 5 pontones de estructura y casco
metálicos de 36 [m] de largo, 15.36 [m] de ancho y, 1.8 [m] de altura, más dos pontones
pequeños en los extremos de 1.8 [m] de largo, 15.36 [m] de ancho y, 1.8 [m] de altura. Todos
éstos están unidos entre sí por uniones flexibles. Todos éstos están unidos entre sí por uniones
flexibles, configurando un largo de 187.2 [m]. Además tiene una plataforma flotante anexa
conectada al nuevo muelle a través de una rampa articulada, constituida por un antiguo muelle
flotante existente en el lugar de dimensiones de 87 [m] de largo por 9.3 [m] de ancho, formado
por varios pontones de medianas dimensiones. El longitud máxima del muelle es 274.5 [m].
El sistema de anclajes es a tierra y al fondo del río, por medio de cables de acero y
cadenas conectadas a anclas gravitatorias de hormigón armado, respectivamente. El control de la
tensión de los cables de amarras se hace manualmente a través de huinches conectados a éstos.
Los accesos están solucionados por dos puentes pivotantes de 60 [m] de largo,
constituidos por una superestructura de acero enrejada con carpeta de rodado de hormigón
armado. Los apoyos hacia tierra está hechos sobre rótulas, las que permiten el pivoteo del puente
en la vertical. En el extremo del río cada uno de estos puentes de acceso está apoyado sobre un
pontón de estructura y casco metálico de 26 [m] x 8[m] x [1.8 [m]. La conexión entre este pontón
y el muelle mismo se solucionó a través de una rampa metálica de 6 [m] de largo.
Las diferencias de cotas estacionales del río en este sector llegan a sobrepasar los 11 [m],
por lo cual un puerto de estas características se hace indispensable. El ángulo de inclinación
máximo sobre la horizontal que logran los puentes de acceso cuando el río se encuentra en sus
niveles mínimos es de 18.5%.
**
Gregory P. Tsinker. “Floating Ports, Design and Construcction Practices”
13
Figura 1.11 Vista en planta y secciones típicas del Puerto de Iquitos en Perú. (Fuente: “Floating Ports, Design and
Construcction Practices”, Gregory P. Tsinker)
14
1.2 ESTRUCTURAS FLOTANTES EXISTENTES EN CHILE
1.2.1 COMPLEJO PESQUERO ARTESANAL DE PUERTO MONTT ††
Se encuentra localizado en el Estuario Reloncaví, en la Décima Región de los Lagos,
alrededor de 10 Km. al sur del centro de Puerto Montt, y ha sido formulado para fomentar el
desarrollo pesquero en la zona (el volumen de desembarque proyectado es de 41 T / día).
Para la realización de este proyecto el gobierno de Chile solicitó ayuda al gobierno de
Japón y el estudio de diseño básico fue llevado a cabo por la Agencia de Cooperación
Internacional de Japón (JICA).
El gobierno de Japón, basado en los resultados del estudio de diseño básico, decidió
financiar el proyecto sobre la base de una concesión de ayuda.
Descripción del Proyecto:
-
Un muelle flotante compuesto por un pontón de 75 [m] de largo, 10 [m] de ancho, y 3 [m] de
profundidad,
-
Un puente móvil de 36 [m] de largo y 3.6 [m] de ancho,
-
Un puente de acceso de 80 [m] de largo y 5.5 [m] de ancho,
-
Una calzada elevada de 35 [m] de largo.
-
Un varadero de 10 [m] de ancho y estacionamiento de barcos de 30 [m] de ancho.
Detalles del proyecto:
Pontón: Fabricados en hormigón armado, con espesor de muros exteriores de 25 [cm] y los
interiores de 15 [cm]. Está compuesto por 30 celdas distribuidas 2 a lo ancho y 15 a lo largo. Un
compartimiento aislado se conforma por 5 celdas en sentido longitudinal existiendo 6 en total con
sus respectivas escotillas. Su peso se calcula en unos 1450 [T] aproximadamente.
Puente Móvil: Estructura fabricada íntegramente en Acero. El objetivo es servir de conexión
entre el módulo flotante y el puente de acceso. La conexión con el pontón se efectuó por medio
de un apoyo deslizante y una pequeña rampa para permitir el correcto paso de vehículos, y la
conexión con el puente de acceso se efectuó por medio de rótulas.
††
Ministerio de Obras Públicas.
15
Figura 1.12 Vista en planta del Complejo Pesquero Artesanal de Puerto Montt. (Fuente: Ministerio de Obras
Públicas)
Puente de Acceso: La sección compuesta por el puente de acceso es un estructura de 5 tramos
apoyados a 16 [m] de distancia. Se fabricó en hormigón armado a excepción de las vigas del
puente que fueron hechas en hormigón pretensado de sección T.
16
Sistema de fondeo: El pontón posee 5 cadenas de anclaje, dispuestas una en cada vértice y una en
el extremo libre (ver fig. 1.12), de distintas dimensiones, según si éstas dan hacia el mar o hacia
la costa. Las dimensiones son: 2 cadenas de anclaje de ∅ 76 de 200 [m] de longitud hacia la
costa y 3 cadenas ∅ 68 de 160 [m] de longitud hacia el mar. En el fondo del mar están
conectadas a bloques de hormigón de 200 y 50 [T], ubicados hacia la costa y hacia el mar
respectivamente.
Condiciones de Diseño:
Vida útil: 30 años.
Marea:
-
Nivel promedio de pleamar (H.W.L) DL + 6.71 [m].
-
Nivel promedio de bajamar (L.W.L) DL + 0.49 [m].
-
Nivel promedio de marea (M.S.L) DL + 3.60 [m].
Calado del pontón: 2.5 [(m].
Oleaje:
-
Altura significativa de olas de diseño H1/3 = 2.0 [m].
-
Período significativo de olas de diseño T1/3 = 5.5 [Seg].
-
Dirección de las olas de diseño: S – SE.
-
Periodo de retorno = 30 años
Corrientes marinas:
-
Según estudios, fue determinada una velocidad máxima de corriente en pleamar de v = 0.25
[m/s].
Velocidad del viento:
-
Según estudios, fue determinada una velocidad máxima de v = 35 [m/s], en base a estadísticas
de vientos registradas durante un periodo de 10 años.
Embarcaciones de Diseño:
-
Lanchas de 7 [m] de eslora y 2 [m] de manga, con un calado final con plena carga de 1.4 [m]
y velocidad de atraque v = 0.5 [m/s].
-
Fuerza de tracción de embarcaciones = 5 [T / Barco]
17
18
Figura 1.13 Croquis del Complejo Pesquero Artesanal de Puerto Montt. (Fuente: Ministerio de Obras Públicas)
La realización de este proyecto se desarrolló entre los períodos de 1987 y 1988 por la
empresa Japonesa Nipón Koei Co. Ltda. con un costo estimado en US$ 10.000.000, para los
cuales solo la fabricación del muelle flotante costo US$ 950.000, este además fue fabricado
íntegramente en Japón y su traslado a Chile se efectuó por medio de una barcaza semisumergible.
1.2.2 MUELLE DE PESCADORES ARTESANALES DE QUELLÓN ‡‡
Se encuentra localizado en la costa de la ciudad de Quellón, en la isla de chiloé, Décima
Región de Los Lagos. Según mandato del Ministerio de Obras Públicas a través de la Dirección
de Obras Portuarias de la Décima Región se construyó esta Obra para mejorar las condiciones de
trabajo de los pescadores de la zona.
Descripción del Proyecto:
-
Muelle flotante, compuesto por 2 pontones, cada uno de dimensiones: 24.7 [m] de largo, 12
[m] de ancho y 3 [m] de profundidad,
-
Un puente móvil de 36 [m] de largo y 3.6 [m] de ancho,
-
Un puente de acceso de 97.5 [m] de largo y 5 [m]. de ancho,
-
Una explanada elevada de 35 [m] de largo.
Detalles del Proyecto:
Pontones: Fabricados en hormigón armado. Cada pontón posee en su interior 6 compartimientos
estancos, con espesor de muros de 15 [cm] y espesor de losas superiores e inferiores de 20 [cm].
El peso estimado de cada pontón es de 500 [T]. La unión entre pontones se efectuó amarrando los
extremos con cadenas de ∅ ¾” en forma longitudinal y transversal, y 9 defensas cilíndricas. (ver
fig. 1.14) Para permitir el paso de vehículos se instaló una pequeña rampa metálica.
Puente Móvil: Estructura fabricada íntegramente en Acero. Estructura se similares características
a la pasarela basculante del proyecto “Complejo pesquero Artesanal de Puerto Montt”.
‡‡
Ministerio de Obras Públicas.
19
Figura 1.14 Vista en planta del Muelle de pescadores artesanales de Quellón. (Fuente: Ministerio de Obras Públicas)
20
Puente de Acceso: Estructura conformada por 2 módulos de 48.64 [m] y 48.84 [m] con cepas a
cada 4 [m] de luz. Fabricada en hormigón armado (losas y vigas) y acero (pilotes tubulares de ∅
12 ¾” x 6.17. El ancho de la calzada es de 3.6 [m] dejando aceras a cada lado de 70 [cm] de
ancho.
Sistema de fondeo: Cada pontón posee 4 cadenas de anclaje (8 cadenas en total), dispuestas una
en cada vértice (ver fig. 1.14), Todas de ∅ 1 ½” y longitud variable dependiendo de su ubicación.
En el fondo marino cada cadena está conectada a un muerto de 6.000 [kg] y éste último a la vez
está conectado a un ancla de 3.540 [kg]. La distancia de muerto a anclas es de 40 [m].
Defensas: Alrededor de todo el perímetro de los pontones se instalaron defensas de tipo
neumático afianzadas a la estructuras por medio de cadenas de ½” unidas a ganchos empotrados
por medio de grilletes. Además de defensas cilíndricas de 2.5 [m] de largo.
Condiciones de Diseño:
Vida útil: 20 años.
Mareas: Se estimó una variación de 6.0 [m].
Calado de los pontones: 1.73 [m] sin carga y 2.28 [m] con carga.
Oleaje:
-
Altura significativa de olas de diseño H1/3 = 1.3 [m].
-
Período significativo de olas de diseño T1/3 = 3.64 [Seg].
-
Periodo de retorno = 50 años.
Corrientes marinas:
-
Según mediciones en el lugar se estimó una velocidad de corriente de v = 0.5 [m/s].
Velocidad del viento:
-
Según estudios, fue determinada una velocidad máxima v = 30 [m/s],
-
Período de retorno: 50 años.
Embarcaciones de Diseño:
-
Se consideró una embarcación de 20 [m] de eslora y peso de 80 [T], con un calado final con
plena carga de 2.7 [m]
21
La realización de este proyecto se desarrolló entre Septiembre de 1991 y Agosto de 1992 un
costo estimado en $500.000.000.
1.3 ESTRUCTURAS FLOTANTES DE USO TEMPORAL
Al pensar en una estructura de uso temporal que pueda servir en distintas condiciones
ambientales es fundamental que tengan un fácil y rápido montaje y desmontaje. Si a esto se le
exige que pueda ser de utilidad en más de una ocasión, estamos hablando de una estructura que
puede ser comercialmente rentable y atractiva desde el punto de vista de la serviciabilidad. Existe
en el mundo distintos sistemas en base a pontones que ofrecen estas alternativas. A continuación
se detallan dos tipos de estructuras flotantes especialmente diseñadas para otorgar un servicio
provisorio que actualmente se encuentra en el mercado muchas partes del mundo.
1.3.1 PUENTES PLEGABLES §§
Las fuerzas armadas de algunos países utilizan sistemas de pontones cuyo fin es facilitar
el desplazamiento de maquinaria militar terrestre en condiciones donde existen cursos de agua.
En Chile, el Ejercito cuenta con estructuras de este tipo, y más precisamente en la zona sur el
regimiento Arauco dispone y tiene a cargo la utilización de éstos.
Uno de ellos es el puente plegable FSB 2000. Sirve para salvar rápidamente las aguas
mediante vehículos de gran tonelaje. Puede ensamblarse en forma modular en base a secciones
individuales. Además el diseño de estas secciones permite su utilización como pequeños
transbordadores. La adaptación a las distintas condiciones de las orillas se efectúa mediante una
sección de rampa extra larga, regulable hidráulicamente en la altura, siendo posible elevar la
rampa hasta 2.2 metros aproximadamente sobre el nivel del agua.
Las secciones de puentes de este tipo pueden trasladarse fácilmente de un lado a otro en
camiones y pueden desplegarse automáticamente dentro de pocos segundos al lanzarse al agua
desde el mismo camión. Por medio de secciones transversales hidrodinámicamente óptimas se
hacen especialmente apropiadas para su uso en aguas de escasa profundidad con velocidades de
corriente muy altas (por sobre 3 [m/s]).
§§
Catálogo de Productos MAN GHH.
22
Figura 1.15 Vista de un Puente flotante temporal en base a secciones, que cruza el Río Sava entre Croacia y Bosnia.
(Fuente: http://www.af.mil)
En Repúblicas de la ex Yugoslavia se han utilizado puentes plegables de características
prácticamente idénticas al FSB 2000 para reemplazar rápidamente puentes destruidos a causa de
la guerra por ser ellos importantes vías de conexión entre distintas zonas. (ver figuras 1.15 y
1.16).
1.3.2 PLATAFORMAS DE TRABAJO ***
En el mercado de la construcción alrededor del mundo se ofrecen distintas variedades de
sistemas de plataformas de trabajo enfocadas al área de la edificación sobre lecho marino,
siempre modulares por su fácil manejo, con muy pequeñas diferencias entre sí. Estas estructuras
se construyen fundamentalmente en acero, pero pueden encontrarse otros tipo de materiales,
principalmente compósiles.
Estas plataformas siempre son construcciones de precisión, específicamente diseñadas
para aguas profundas y zonas marinas protegidas (ejemplo: canales ríos, pantanos, lagos, bahías
etc.) que puedan resistir cargas pesadas en condiciones extremas. Es por ello que son muy aptas
para utilizarse como puentes que permitan el paso de vehículos debido a su gran capacidad para
soportar carga. A estas plataformas se les puede dar todo tipo de usos.
Este tipo de pontones modulares siempre poseen dimensiones adecuadas que permiten ser
apilados fácilmente y transportados generalmente por medio de camiones. Poseen sistemas muy
sencillos de conexión que permiten conectar los módulos lado a lado, extremo a extremo o
***
http://www.flexifloat.com
23
extremo a lado pudiendo formar así plataformas bastante grandes y de varias formas, apropiado
para transporte marino y aplicaciones en la construcción.
Figura 1.16 Dimensiones del puente flotante plegable FSB 2000. (Fuente: MAN GHH)
24
El sistema de conexión es importante en este tipo de estructuras, pues deben ser diseñadas
para transmitir grandes esfuerzos no solo de tensión, sino también de compresión y cizalle, es por
ello que siempre se diseñan con acero de alta resistencia.
Un ejemplo de estas plataformas de trabajo es una llamada comercialmente “Flexifloat”
construido por la empresa norteamericana “Robishaw Engineering”, disponible en distintos
modelos dependiendo de sus dimensiones y requerimientos de carga. Para las piezas de conexión
entre módulos se utiliza acero con tensión de fluencia que supera los 4.22 [T/cm2]. Además la
superficie de estas plataformas puede resistir sin problemas 5,000 [lbs/ pie2] (24.4 T/m2 aprox.)
sin dañarse, al estar reforzados interiormente, permitiendo soportar perfectamente cargas de
tráfico.
Figura 1.17 Utilización de los pontones como puentes para el traslado de maquinaria pesada. (Fuente:
http://www.flexifloat.com)
Figura 1.18 Etapa de armado de una plataforma. (Fuente: http://www.flexifloat.com)
25
CAPÍTULO II
“CARACTERÍSTICAS ESTRUCTURALES
DE LOS PUENTES FLOTANTES”
2.1 DESCRIPCIÓN DE UN PUENTE FLOTANTE
Los puentes flotantes al igual que los convencionales tienen características estructurales
propias impuestas por varios factores: lugar de emplazamiento, condiciones naturales (como el
tipo de suelo) y ambientales reinantes (como vientos, mareas y oleaje), uso, vida útil y posibles
mantenciones; todo esto considerando el presupuesto que se va a disponer. Teniendo en cuenta
cada uno de estos factores los proyectistas evalúan que tipo de soluciones estructurales son las
más apropiadas.
Fundamentalmente, en el diseño y fabricación de un puente flotante se distinguen cuatro
ítems principales los cuales son:
-
Estructura flotante
-
Puente basculante
-
Puentes de acceso
-
Sistema de amarras y anclajes.
Puente basculante
Puente de acceso
Pontón
Amarra
Anclaje
Figura 2.1 Composición principal de un puente flotante.
2.1.1 ESTRUCTURA FLOTANTE
Esta etapa es controlada por un elemento estructural llamado “pontón”, el cual sirve de
soporte de la carpeta de rodado, ya que es éste el que proporciona la flotabilidad.
De los puentes flotantes existentes en el mundo se destaca que la configuración de una
estructura flotante puede ser muy variada dependiendo de cómo se ubiquen los pontones a lo
27
largo y ancho de ésta. Existen variadas formas de diseño y distribución de los pontones que
conformarán la estructura flotante final, es por ello que su distribución pasa básicamente por la
elección de una de 4 alternativas. La elección de alguna de ellas es controlada generalmente por
el factor costo construcción. Éstas pueden ser:
a) Un solo pontón: El puente flotante estará compuesto por un gran pontón (o módulo flotante)
sobre el cual descansará la carpeta de rodado. Recomendable para cubrir pequeñas luces.
b) Pontones unidos en serie: El puente flotante estará conformado por módulos de pontones
unidos a lo largo. El tipo de unión se determinará según diseño. Sobre cada módulo
descansará la carpeta de rodado. Como solución permite un fácil montaje de las estructuras y
futuras modificaciones a su forma.
c) Pontones unidos a lo largo y ancho: Similar al anterior con la salvedad de que los pontones
están unidos no solo a lo largo sino que también a lo ancho entre sí. El tamaño de los
pontones
disminuye
notoriamente.
Este
sistema
permite
mantener
los
pontones
independientes entre si, facilitando un posible reemplazo de elementos en mal estado o
adherencia de nuevos elementos (pontones), cambiando las dimensiones del puente final.
d) Pontones separados por grandes luces: La estructura en este caso se asemeja más a un
puente tradicional puesto que las vigas que conforman el puente descansan sobre apoyos en
sus extremos. Si la configuración se desea dar de manera tal que existan tramos
independientes, el acceso entre tramos puede darse por medio de rampas pivotantes. Puede ser
recomendable para cubrir grandes extensiones de agua y de gran profundidad y lograr un
costo construcción relativamente barato con respecto a la alternativa a) y otras soluciones
como puentes atirantados o colgantes. Además esta configuración ofrece la posibilidad de
alterar lo menos posible el movimiento de embarcaciones permitiendo el paso de
embarcaciones bajo la carpeta de rodado, menos probables en puntos a), b), y c).
De acuerdo con experiencias en otros países, los diseños mas comunes se basan en la
creación de una estructura flotante en base a uno o varios pontones en serie por sobre el cual se
dispone la carpeta de rodado para el tráfico de vehículos. Este es el caso de varios puentes
existentes en los Estados Unidos, que han desarrollado a con éxito esta técnica, como por ejemplo
el puente “Lacey V. Murrow” del estado de Washington (caso b)). (ver también el Capítulo 1,
punto 1.3.2) También destacan los puentes basados en una gran viga cajón de gran rigidez que
descansa en pontones distanciados por grandes luces, como es el caso del puente
“Nordshordlands” en Noruega (caso d)) (ver también Capítulo 1, punto 1.3.1). Un ejemplo del
28
caso c) son las estructuras de tipo temporales que se ofrecen en el mundo (ver Capítulo 1, punto
1.52). Ejemplos del caso a) pueden encontrarse en Chile en varios muelles flotantes del sur de
Chile. (ver Capítulo 1, punto 1.4.1)
Carpeta de rodado
Pontón único
Rampa de acceso
Estructura tipo A
Carpeta de rodado
Pontón individual
Estructura tipo B y C
Carpeta de rodado
Pontón independiente
Estructura tipo D
Figura 2.2 Diferentes posibilidades de disposición de los pontones en una estructura flotante.
2.1.2 PUENTE BASCULANTE
Tienen la función de conectar la estructura flotante con tierra firme. Este puente
basculante se conecta al puente de acceso (tierra firme) con un apoyo (pivote) que restringe los
desplazamientos permitiendo el giro en la vertical. La conexión entre el puente basculante y la
estructura flotante se realiza con un pivote deslizante, permitiendo así desplazamientos en la
vertical y en la horizontal.
29
30
Figura 2.3 Planta y elevación del puente basculante del Complejo Artesanal de Puerto Montt. Estructura construida íntegramente en acero.
31
Figura 2.4 Sección transversal del puente basculante del Complejo Artesanal de Puerto Montt.
De las experiencias de estructuras flotantes que existen en nuestro país puede destacarse
que los puentes basculantes se construyen en su totalidad en acero, como enrejados laterales
apoyados sobre vigas longitudinales, sobre las cuales se dispone una parrilla metálica por donde
circulan los vehículos (ver figuras 2.3 y 2.4). Este sistema es económico y su configuración
permite un buen comportamiento a la torsión. En puentes flotantes de otros países suele utilizarse
la combinación hormigón acero, como una solución mas óptima.
2.1.3 PUENTES DE ACCESO
En muelles flotantes existentes en Chile, los puentes de acceso suelen ser muy extensos, la
razón se debe a que deben alcanzar profundidades compatibles con los calados de embarcaciones
que llegarán al muelle, en distintas condiciones de marea que se producirán a diario. Así se logra
disminuir la longitud del tramo pivotante. Esto no difiere mucho para casos de puentes
vehiculares flotantes, aunque solo el calado que controla las longitudes de los puentes de acceso
es el producido por la estructura flotante mas las cargas por eje de los vehículos.
2.1.4 SISTEMA DE AMARRAS Y ANCLAJES
Su función es proteger los tramos flotantes de posibles desplazamientos causados por las
corrientes marinas, oleaje y viento. Si la estructura flotante fuera amarrada por un ancla, giraría
necesariamente en torno a ella hasta situarse en forma paralela a la corriente y al viento. Tal
forma de sujeción no es adecuada para una estructura que debe mantenerse lo mas estática
posible si el viento y la corriente cambian la dirección constantemente. Por lo tanto, una
estructura flotante debe ser amarrada al fondo marino directamente con fundaciones permitiendo
desplazamientos en la vertical (ver Fig. 2.5) o; con anclas ojalá cubriendo todos los sentidos de
movimiento, por medio de cadenas, cables o cordeles de nylon. La primera opción restringe de
mejor manera el movimiento de los pontones, pues solo permite los desplazamientos en un
sentido, pero los costos van en directa relación con la calidad de los suelos de fundación y la
profundidad del agua. De acuerdo a esto la segunda alternativa resulta bastante mas económica
que la primera. Además está última opción puede demandar menos tiempo de implementación en
terreno. Si se opta por la alternativa de amarras, la elección del material para la línea de anclaje
es importante de acuerdo a la magnitud de las solicitaciones que produzcan las corrientes de
agua.
32
33
Figura 2.5 Marina del Sur, Puerto Montt (Vista en elevación). Puede apreciarse el sistema de sujeción de los pontones en base a pilotes, permitiendo solo desplazamientos en la vertical.
Disposición de las amarras:
El problema del amarre de un puente flotante puede asociarse al amarre de embarcaciones
en un puerto. A continuación se describe su metodología empleada.
La forma mas usual de amarrar una embarcación es colocando entre 2 y 8 boyas, este
número está determinado por el tamaño de las embarcación, por el viento, la corriente y las olas,
la condición del fondo del mar y las condiciones económicas.
Figura 2.6 Arreglos típicos para amarraderos mar adentro. A representa el ancla de la embarcación; B, la boya; C, el
ancla de la boya.
En la Fig. 2.6 pueden apreciarse diferentes arreglos de amarraderos que se componen de 3
a 8 boyas, complementadas en la mayoría de los casos con una o ambas anclas de barco. El
arreglo mas común para embarcaciones de 17000 [DWT] es el de tres boyas, que tienen dos
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cabos de cuarto y un cabo de popa, complementadas con las anclas de la nave colocadas en un
ángulo de 30º a 45º fuera de proa. Cuando puedan incidir vientos laterales sobre el costado del
barco, suelen usarse dos cabos adicionales, haciendo un amarre de cinco boyas. Para
supertanques de 100000 [DWT], se ha encontrado necesario realizar amarres de seis a ocho boyas
para asegurar un amarre firme. Cuando la dirección predominante del viento pueda variar en
diversas temporadas del año, es necesario proporcionar un amarre de ocho boyas con boyas para
cabos de cuarto y en ambos extremos del amarradero, de manera que se mantenga firme la nave
en ambas cabeceras.
Figura 2.7 Ancladero o boya de amarre típico.
Las componentes de un amarradero de boyas o ancladero consisten en las boya de amarre
y fijadores hundidos, el ancla o las anclas, y la cadena de conexión a tierra entre las anclas y la
boya de amarre. En la Fig. 2.7 se muestra una típica unidad de boya de amarre.
Las boyas de amarre son generalmente grandes botes o tambores cilíndricos que están
provistos con sujetadores. El gancho para el amarre está asegurado en la parte superior y la
cadena del ancla en el extremo inferior bajo el agua. La cuerda o cable de la nave se sujeta al
gancho de amarre sobre la boya, que es normalmente un gancho del tipo que se suelta solo. Esto
hace posible que el cabo de amarre de la nave se desenganche de la boya por alguien desde una
lancha o desde la nave misma.
Las boyas de amarre se diseñan para que tengan una capacidad de flotación suficiente
para absorber la componente hacia abajo, que se produce entre el jalón del cabo de amarre del
barco y la cadena de sujeción al terreno firme. Para mantener la parte superior de la boya en una
posición mas o menos horizontal, puede utilizarse una boya excéntrica de amarre.
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Las anclas de boyas de amarre son generalmente anclas sin cepo de acero colado, tipo
Navy o Danforth.
La cadena de ancla más usada es de eslabones con travesaños y de acero colado, el
tamaño generalmente no excede 2 ¾” para barcos de un tamaño hasta 17000 DWT y 3 3/8” para
grandes buques tanque hasta de 100000 DWT. Las secciones de los espacios de enlace se hacen
algunas veces de 1/8” mayores en diámetro para compensar el desgaste.
La cuerda de amarre de alambre normalmente es de acero de arado galvanizado, hasta de
1½” de diámetro para los grandes buques tanque. Para obtener el máximo valor de tracción del
ancla, esta no debe estar sujeta a un jalón de mas de 3º por arriba de la horizontal. Teniendo esto
como base, la longitud de la cadena puede obtenerse para cierta tracción y profundidad del agua.
La distancia horizontal de la boya al ancla varía habitualmente entre 6 y 8 veces la profundidad a
la que queda el ancla bajo el nivel del agua, siendo aplicable la distancia más corta, si el peso de
concreto hundido que retiene la boya está sujeto a la cadena de anclaje.
Se usa un peso de hormigón para colocar la boya de amarre. El peso puede sujetarse
separadamente a la boya por medio de una cadena o a la cadena de anclaje a una distancia de
11/2” veces la profundidad del agua. El peso de hormigón, que puede ser de 2 a 10 toneladas,
según el tamaño del ancladero, reduce la longitud de la cadena requerida agregándose el peso
propio de la cadena.
De la técnica empleada en el amarre y anclaje de barcos se destaca que en la mayoría de
las Obras Civiles flotantes se emplean sistemas muy similares adaptados a las propias
necesidades de cada proyecto. Un ejemplo de esto último puede ser el optar o no por el empleo
de boyas en el sistema de amarras, cuya función primordial es desconectar los módulos flotantes
con facilidad. Cabe destacar que en proyectos ejecutados en Chile, se han utilizados sistemas de
conexión directa de los módulos flotantes con las anclas, evitando así el empleo de boyas.
A continuación se describen 2 tipos anclas: las anclas comerciales y los grandes pesos
(muertos).
Muertos:
Llamados también anclas de gravedad. Su poder de anclaje radica en la fricción de su base
con el fondo marino. Este tipo de fondeo se comporta bien frente a tensiones verticales y baja su
efectividad cuando aumentan las tensiones horizontales. Ejemplos comunes de este tipo de
anclaje son los bloques de hormigón, macizos o como cajones, pudiéndose llenar este último con
todo tipo de material como por ejemplo roca, grava o chatarras de fierro. Experiencias
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demuestran que puede lograrse un mejor rendimiento de estos anclajes si se diseña una base
cóncava a objeto de provocar un efecto de succión sobre el terreno.
Anclas comerciales:
A diferencia de los muertos, las anclas se agarran al fondo. Constan de una caña con un
brazo móvil en la parte superior, llamado cepo, y dos brazos con forma de pala en su parte
inferior, llamados uñas. Existen muchos tipos de ancla en el comercio: Danforth, Hook, Stevin,
etc. Todas tienen distinta geometría y peso y las tracciones que pueden soportar varían entre 10 y
30 veces su peso propio, dependiendo del tipo de ancla y del terreno en que descansen.
Normalmente se hacen de acero forjado. y sus pesos fluctúan entre 400 y 30000 [kg]). En
embarcaciones se utilizan este tipo de anclas por la facilidad de su utilización diseñadas
especialmente para tal efecto.
Figura 2.8 Anclas comerciales.
Para todo tipo de plataformas flotantes, como por ejemplo las utilizadas como bodegas
flotantes, basta con emplear anclas de tipo no comercial como los bloques de hormigón. De la
misma forma en muelles flotantes se utilizan este tipo de anclaje con amarras tipo cadenas de
acero de grandes dimensiones para entregar un gran factor de seguridad.
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Figura 2.9 Ancla gravitacional del muelle de Pescadores Artesanales de Quellón.
Accesorios:
Existe una amplia gama de accesorios que pueden conformar un sistema de amarras y
anclaje. Puede denominarse “herraje” al conjunto de piezas en las que se incluyen todos los
accesorios metálicos cuya función es proteger o unir los diferentes componentes del sistema de
anclaje. Entre ellos destacan los “grilletes”, cuyo objetivo es servir de unión para cadenas, cables
y cabos. Se encuentran 2 tipos diferentes en el mercado, dependiendo de su forma. Estos pueden
ser: normal o recto y tipo corazón o violín. Su utilización dependerá de las características
técnicas que estos posean tales como resistencia, tamaño, etc.
2.2 SISTEMA DE UNIÓN ENTRE PONTONES
El sistema de unión que se desee utilizar entre módulos flotantes depende principalmente
del tipo de solicitaciones a las cuales se verán afectadas. Al estudiar una estructura del tipo a), b)
o c) del punto 2.1.1. resulta importante analizar el sistema de unión entre pontones, que en su
conjunto conforman la estructura.
Si se requiere lograr una unión que logre una buena distribución de esfuerzos, un método
de unión es el sistema de postensado por medio de cables de acero. Por ejemplo, el puente con el
tramo flotante mas largo del mundo, el “Evergreen Point”, posee entre pontones, en sus paredes
laterales, cables de acero postensados. Entró en funcionamiento en 1963 con una tensión en sus
cables de 600 [Psi]. Después de muchos años de uso, este puente fue remodelado, colocando 16
tensores de 15 cuerdas cada uno de ∅ 0.6”. Así se aumentó la tensión longitudinal de los cables
en 1000 [Psi]. (ver Fig. 2.10)
También se tiene conocimiento de uniones sin transferencia de cargas y momentos. Como
ejemplo puede mencionarse: el muelle de pescadores artesanales de Quellón. Este muelle está
compuesto por más de un pontón, y posee una unión mediante cadenas. El punto de interrupción
de la carpeta de rodado es solucionado con una placa de acero. (ver Fig. 2.11)
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Figura 2.10 Sistema de postensado del puente flotante “Evergreen Point” . Vista del Puente, trabajos de tensado y de
la unión misma. (Fuente: http://www.ctlgroup.com)
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Figura 2.11 Detalle unión entre pontones muelle de Pescadores Artesanales de Quellón.
2.3 ACCESOS DEL PUENTE AL TRANSITO DE EMBARCACIONES
Si se desea considerar el paso de embarcaciones de cierto tamaño, el diseño se complica, a
causa de la obstrucción que puede provocar la estructura en su conjunto, principalmente los
apoyos flotantes. En los puentes que consideran dicho propósito, pueden encontrarse las mas
variadas soluciones, más y menos complejas, pero en la mayoría se coincide en utilizar sus
extremos para tal efecto, por motivos técnicos y económicos. Dependiendo de la envergadura del
proyecto, esta dificultad puede salvarse por ejemplo con tramos de puentes colgantes, atirantados,
o con puentes tradicionales de gran altura y grandes luces entre cepas; evitando alterar la sección
flotante.
Existen casos en donde se opta por permitir giros de los módulos flotantes en la
horizontal. Este último es el caso de un puente de reciente fabricación en Osaka, Japón, en que la
sección flotante completa puede moverse en torno a un eje. (ver Fig. 1.1, Capítulo 1).
Un sistema muy singular es el que se utilizó en el puente flotante “Canal Hood”, que une
las áreas de North Olimpic Península con Puget Sound, del Eastern Jefferson County, en el estado
de Washington en Estados Unidos. Data del año 1961. tal como puede apreciarse en la fig. 2.12
una sección se desplaza en sentido del eje longitudinal, cortando el tráfico en instantes que desee
cruzar una embarcación.
Pontón Móvil
Figura 2.12 Esquema en planta de la sección móvil del puente “Canal Hood” .
2.4 MATERIALES EMPLEADOS CON FRECUENCIA EN LA FABRICACIÓN DE
PONTONES
Los pontones se pueden fabricar de distintos materiales dependiendo no solo del tamaño
de éstos, sino que del nivel de solicitaciones a que pueden verse afectadas. Es común la
fabricación en acero, hormigón armado y ferrocemento. A continuación se describen algunos de
los materiales mas empleados en la fabricación de pontones.
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2.4.1 HORMIGÓN ARMADO
En Chile existe experiencia acerca de construcciones flotantes en hormigón armado. En la
Décima región se están construyendo pontones de grandes dimensiones para soportar gran
cantidad de peso muerto para la fabricación de bodegas para el cultivo de salmones. Debido a un
tema económico lo más factible en nuestro país es la utilización del hormigón armado como
alternativa en la fabricación de plataformas que puedan soportar gran cantidad de carga. Quizás el
factor más relevante para la fabricación de pontones de grandes dimensiones es encontrar
instalaciones apropiadas para ello. Por ejemplo en la ciudad de Puerto Montt la empresa
“Sitecna” cuenta con instalaciones para una adecuada fabricación de pontones de hasta [m] de
longitud, la máxima que han llegado a construir. El sistema de plataforma es el mismo esta
empresa utiliza en la fabricación de muelles flotantes unidos a tierra por medio de pasarelas
pivotantes, actualmente muy difundido y existente en distintas zonas del sur. Estas plataformas al
ser construidos en hormigón armado logran gran rigidez y resistencia a grandes solicitaciones.
Como referencia se tiene que han logrado espesores de losa de hasta 22[mm].
Figura 2.13 Muelle flotante fabricado en hormigón armado. (Fuente: http://www.sitecna.cl)
a) FABRICACIÓN
-
Normas y Códigos:
Para el cálculo y diseño de pontones de Hormigón Armado puede seguirse las
recomendaciones de las “normas Chilenas” del INN, además de las recomendaciones de la
“American Concrete Institute” (ACI), de EE.UU. También puede complementarse con la
“normas Japonesas para el diseño de Puertos” traducidas al español por el Ministerio de Obras
Públicas.
43
-
Consideraciones que se deben tener para la determinación de las dimensiones:
Para la determinación de las dimensiones de un pontón de hormigón armado se aconseja
tomar en consideración los siguientes puntos:
1) Verificar la capacidad de las instalaciones para la fabricación de los pontones. Entre ellas se
puede destacar:
-
Área y capacidad de soporte de la cama de fabricación de la estructura: Límites del tamaño y
peso del pontón de hormigón armado.
-
En caso de utilizar una grúa, verificar su capacidad
-
Capacidad de colocación de concreto de la planta elaboradora de hormigón.
-
Capacidad de lanzamiento: calado, ancho de la compuerta del dique, ancho del canal de
acceso, profundidad del agua, capacidad del dique flotante, resistencia del carro de
lanzamiento.
-
Posición de la aplicación de la gata.
2) Dimensiones mínimas requeridas para la fabricación del pontón de hormigón armado.
3) El calado del pontón y la profundidad de agua en el lugar de instalación (profundidad de agua
sobre el coronamiento del núcleo basal).
4) Estabilidad de flotación.
5) Condiciones de trabajo durante el remolque y la instalación: corrientes de marea, olas y
viento.
6) Asentamiento diferencial del núcleo basal.
2.4.2 FERROCEMENTO
La construcción en ferrocemento también ha sido difundida debido a sus grandes
propiedades que ofrecen en ambiente marino, duración y adecuada reparación que no ofrece
mayores dificultades. Los primeros muelles flotantes en Chile fueron fabricados en este material,
debido a que se logra un menor peso propio que utilizando hormigón, pero cabe destacar que
debido a su baja posibilidad de diseñar modelos que puedan soportar grandes esfuerzos, es que
está siendo desplazado por el hormigón. Vale la pena comentar la experiencia obtenida del
44
proyecto de uno de los primeros muelles flotantes construidos en Chile en forma experimental.
La Subsecretaría Regional de Obras Públicas de la XI Región de Aisén y la Dirección de Obras
Portuarias respectiva acordaron que se proyectara y se construyera un muelle flotante de dos
módulos de 2.5 x 10 [m], unidos a tierra por un puente basculante. Dicho sistema permitía su uso
permanente, cualquiera fuese el nivel de marea, lo que no ocurre con los muelles tradicionales en
zonas de grandes diferencias de nivel, como es en general la región de los canales del sur. El
diseño fue especificado para aguas tranquilas pero el lugar de instalación del muelle fue en el
puerto de Melinka, en las islas Guaitecas, donde las olas de temporal, muy frecuentes en el golfo
de Corcovado, doblan una puntilla y chocan sesgadas pero con regular violencia contra el litoral
de dicho puerto. El muelle ha resistido perfectamente 5 temporales, pero en el sexto ocurrió un
desastre debido a un supuesto sabotaje al constatarse que los cabos del anclaje (de polipropileno)
estaban limpiamente seccionados a cuchillo. Los módulos flotantes se separaron, el puente
basculante cayó al agua y por acción del oleaje perforó uno de los módulos, que se hundió
lentamente, con lo cual se destruyó su fondo por impactos sucesivos contra las agudas rocas del
fondo marino. Dada las dificultades climáticas del período invernal, el reflotamiento y reparación
del módulo tardó varios meses, pero se ejecutó perfectamente, en el lugar, sin requerirse
herramientas, equipos o instalaciones especiales, salvo una soldadura eléctrica y desde luego unas
resinas epóxicas, auxiliares valiosísimos del ferrocemento.
El ferrocemento resulta conveniente en obras menores con poca solicitación de carga,
pero es perfectamente posible su consideración en grandes estructuras pero sometido a un nivel
de estudio mayor y un posterior control de calidad apropiado en su fabricación, donde la
ingeniería de detalles cobra una mayor importancia.
a) FABRICACIÓN
Ferrocemento es “un material compuesto de mortero de cemento y de diversas mallas
metálicas. Es un material similar al hormigón armado, en cuanto a su comportamiento
mecánico”. El material presenta extraordinarias características mecánicas. Además es un material
suficientemente impermeable y con suficiente resistencia al impacto, lo que lo hace un material
muy apropiado para la construcción de balsas para distintos usos en ambiente marino.
-
Normas y Códigos:
Actualmente en nuestro país no existe una norma que se refiera específicamente al diseño
y uso del ferrocemento, pero la American Concrete Institute (ACI) sí hace referencia en la
“Guide for the design, construction and repair of Ferrocement”. Para efectos de diseño se pueden
45
emplear las recomendaciones de la ACI, las que han sido utilizadas en la mayoría de los países de
América Latina y el resto del mundo, avaladas por largos años de experimentación y experiencia ,
las que se mantienen vigentes por muchos años. También se puede utilizar la norma Brasilera
ABNT 1259 “Proyecto e execucao de orgamassa armada”.
-
Componentes del Ferrocemento:
Mortero:
Se compone principalmente por cemento, arena y agua. En lo que se refiere a cemento se
recomienda de tipo Pórtland siderúrgico de grado corriente, clasificado según la norma chilena
NCh 148 Of. 68. “ Cemento – Terminología, clasificación y especificaciones generales”.
Es importante que la graduación de arena a utilizar sea tal que al fabricar la mezcla de
mortero permita obtener una buena trabajabilidad y se obtenga una buena densidad. Por lo
general no se toleran arenas que superan un máximo nominal de 2.5 [mm]. Al igual que en la
fabricación de H.A. es importante que las arenas tengan buena solidez, durabilidad y resistencia a
la intemperie, que esté libre de impurezas como materia orgánica. Los requisitos granulométricos
se encuentran en la norma Chilena NCh 163 Of. 79 “Áridos para morteros y hormigones Requisitos generales”.
De la misma manera que en el H.A. el agua debe estar libre de materias orgánicas y de
soluciones nocivas que deteriorarían el mortero. El agua potable es aceptable para este efecto.
Según requerimientos de diseño puede ser útil emplear algún tipo de aditivo, que pueden
reducir la relación agua-cemento, aumentar trabajabilidad, etc.
Armadura:
El ferrocemento está compuesto principalmente por 2 tipos de armadura de distinta
característica. Éstas son la Armadura difusa y la armadura discreta.
La Armadura difusa está constituida por alambres de pequeños diámetros, formando
mallas con espaciamiento pequeño (como por ejemplo: malla de gallinero), las cuales se
distribuyen uniformemente dentro del mortero.
La Armadura discreta sirve de esqueleto, formada por barras de acero de pequeño
diámetro sobre las cuales se sujeta la armadura difusa. A su vez se distinguen 2 tipos de armadura
discreta: la armadura de esqueleto y la armadura suplementaria. La armadura de esqueleto está
constituida generalmente por barras de acero de diámetro entre 4 [mm] y 12 [mm]; van soldadas
o amarradas entre sí, para luego sostener las mallas de alambre. Su uso está normalmente
limitado a aplicaciones artesanales, sin uso de moldaje. Las armaduras suplementarias tienen
función estructural, actuando en conjunto con las mallas de alambre. Está constituido por barras
de acero.
46
-
Construcción de los Pontones:
La construcción del esqueleto de acero que reproduce la forma del cajón o balsa puede
realizarse utilizando cerchas o reticulados con barras de acero de diferente diámetro.
Posteriormente el esqueleto debe cubrirse con telas de mallas que se fijan a barras longitudinales
amarrándose con alambres de forma similar a la fabricación de la enfierradura en hormigón
armado. El recubrimiento fluctúa entre los 3 y 5 [mm].
Para la fabricación del mortero se recomienda una relación cemento-agregados de 1:2,
(entre 600 y 700 [Kg. de cemento / m3]) y una relación agua-cemento entre 0.35 y 0.45.
Existe un fenómeno que ocurre cuando existe contacto entre las barras de refuerzo de
acero estructural y las mallas de alambre galvanizado, conocido como acción galvánica que
produce corrosión del refuerzo disminuyendo su resistencia. Para eliminar esta acción química se
agrega trióxido de cromo en una proporción de 300 partes / millón de la cantidad de agua en
peso.
La durabilidad del cajón de ferrocemento depende fundamentalmente de la correcta
aplicación del mortero.
Existen 3 métodos básicos para fabricar pontones. Éstos son el método abierto o de
esqueleto, el método de molde cerrado y el método en que se utilizan elementos prefabricados.
El método abierto o de esqueleto se compone por un reticulado formado por una unión de
acero de esqueleto con refuerzos de las mallas de alambre por cada lado. A la estructura se le
aplica mortero, pudiendo ser de 2 maneras: una en que se aplica el mortero por un solo lado o
cara forzándolo a salir por el lado opuesto; y la otra aplicando el mortero por ambas caras. Tiene
las siguientes ventajas: no necesita encofrado ya que el acero de esqueleto debiera sostenerse por
si solo y para ello debiera elegirse apropiadamente las secciones de acero; puede lograrse una
buena infiltración del mortero si se labora adecuadamente al empujar el mortero a través de las
mallas y; es recomendable cuando se requiere obtener formas complejas. A su vez tiene las
siguientes desventajas: puede aumentarse el espesor de las paredes debido a la forma y espesor
del acero de refuerzo; de no aplicar adecuadamente el mortero a través de las paredes, no se tiene
una buena compactación, pudiendo ocasionar futuras filtraciones de agua y; la utilización de
acero de refuerzo solo cumple una función de molde y no trabajará ante solicitaciones en flexión
por estar ubicado en el eje neutro.
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El método del molde cerrado consiste en utilizar un molde cerrado sobre el cual se
colocan en posición las mallas de alambre. El mortero es aplicado desde el lado libre de moldaje.
De ser removido el encofrado debe aplicarse previamente desmoldante. Ventajas: elimina el
acero de esqueleto y; es apropiado para fabricación en serie gracias a la reutilización de
encofrados. Desventajas: grandes moldajes pueden ser antieconómico si no se está frente a una
estructura de grandes proporciones.
El método con elementos prefabricados se utiliza cuando la construcción es de tipo
industrial, generalmente las plantas tienen equipamiento técnico para tal efecto como es el caso
de plantas de hormigón armado, obteniendo así elementos prefabricados con un mejor control de
calidad implicando mejores terminaciones. Ventajas: se logra una alta productividad con la
introducción de equipos y; se obtiene una mejor calidad. Desventajas: Requiere de una inversión
inicial.
Para una elección apropiada de uno de los métodos se debe considerar el tamaño , forma y
programa de producción.
-
Reparación y Mantención:
Los pontones fabricados de ferrocemento pueden durar muchos años, si se ha tenido
especial cuidado en el proceso de su construcción y se controlan posibles averías propias del
desgaste y acción del ambiente marino. La aplicación de pintura como recubrimiento ayudará a
mantener la estructura sana por mucho tiempo.
Posibles fallas que pueden afectar la estructura son las oquedades y las fisuras. Las
oquedades generalmente se producen por deficiente compactación del mortero sobre todo en
zonas donde existen diminutos espacios a causa de gran concentración tanto de mallas como de
acero. Las fisuras pueden ser ramificadas y aisladas, pueden producirse por impactos, un mal
curado y aplicación de cargas mayores a la que pueda soportar la estructura.
Todas las reparaciones a realizar en las paredes de un pontón consisten en aplicar mortero
fresco a la zona afectada. Para garantizar una perfecta unión entre el mortero fresco y la
superficie afectada debe aplicarse resina epóxica según instrucciones del fabricante.
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2.4.3 ACERO
La fabricación de pontones en acero puede asemejarse bastante a construcciones navales,
específicamente en barcazas y Ferries, las cuales deben soportar las solicitaciones de vehículos.
También se conoce experiencias en Alemania en la fabricación de pontones en acero para uso
militar. Estos módulos forman paralelepípedos de dimensiones pequeñas y de pequeño espesor
que se unen por medio de ganchos en cada uno de sus extremos. El objetivo es conformar una
estructura muy sencilla y de fácil montaje que cumpla el objetivo de soportar el paso de tanques.
La ventaja de este sistema es que pueden formarse plataformas de los distintos anchos que se
requieran y mejorar su estabilidad aumentando el volumen del módulo flotante. Este material
requiere de una adecuada mantención y protección ante el proceso de corrosión que genera el
ambiente marino. Este factor puede limitar el periodo de vida de la estructura.
a) FABRICACIÓN
-
Normas y Códigos:
Pueden seguirse las recomendaciones del Instituto Nacional de Normalización a través de las
siguientes normas técnicas:
NCh 203 Of.77
Acero para uso estructural. Edificios.
NCh 427 Of.74
Construcción,
Especificaciones
para
el
cálculo,
fabricación
y
construcción de estructuras de acero.
NCh 428 Of.57
Ejecución de estructuras de acero.
NCh 697 Of.74
Acero. Barras y perfiles livianos. Clasificación y tolerancias.
NCh 698 Of.74
Acero. Barras y perfiles livianos. Requisitos generales.
NCh 730 Of.71
Acero. Perfiles estructurales soldados al arco sumergido.
NCh 776 Eof.70 Electrodos desnudos para soldar al arco sumergido. Aceros al carbono y
aceros de baja aleación. Especificaciones.
NCh 304 Of.69
Electrodos para soldar al arco manual. Terminología y clasificación.
NCh 305 Of.69
Electrodos para soldar al arco manual aceros al carbono y aceros de baja
aleación. Códigos de designación e identificación.
NCh 308 Of.62
-
Examen de soldadores que trabajan con arco electrónico.
El material:
El acero como material para la construcción es fuerte y fácil de trabajar. Las juntas
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soldadas se consideran de igual resistencia a la materia básica, siempre que los soldadores
dispongan de suficiente destreza y práctica para lograr estructuras estancas. También es fácil
reparar, cortando y soldando material nuevo, haciendo uso de las facilidades disponibles en
todo lugar. El acero es incombustible y de larga duración, siempre que se mantenga una
adecuada protección contra la oxidación. Finas planchas de acero en contacto permanente con
el agua de mar son muy sensibles a la corrosión, especialmente bajo condiciones tropicales.
Necesitan un mantenimiento constante que consume tiempo debido a la limpieza y pintado
regular y rotatorio de las partes expuestas al ataque del herrín.
Una extensa gama de aceros se comercializan en forma de planchas y en variedad de
perfiles. Los aceros simples, con poco carbono, son adecuados para la construcción de estructuras
flotantes, gracias a un precio razonable.
Al adquirir el acero en forma de planchas se aconseja inspeccionar los posibles defectos
tales como fisuras y deslaminado. Las planchas de acero y perfiles deben ser almacenados
adecuadamente para evitar la curvatura por su peso propio.
-
Lugar de Fabricación:
Sería ideal que la estructura flotante fuese construida íntegramente en el interior de locales
cubiertos, para así protegerla de la intemperie, si la forma y tamaño así lo requieren. Sin
embargo, esto no es siempre posible, necesitando proveer una protección temporal en
operaciones críticas de soldadura durante condiciones climatológicas desfavorables.
-
Equipo para Corte de Aceros:
Para este propósito, uno o dos juegos de sopletes manuales oxiacetilénicos son suficientes
para una estructuras o módulos sobre los 15 metros de longitud. El mas conveniente, es el soplete
ligero con boquilla haciendo un ángulo recto con el mango. Es preferible un regulador de 2 fases
a uno simple. La manguera ha de ser suficientemente larga para alcanzar cualquier zona durante
la construcción, mientras que las botellas de gas deben permanecer en tierra. Para este fin es
preferible utilizar una manguera liviana, fabricada para este propósito y suministrada junto con el
equipo oxicorte. Es muy útil el empleo de una carretilla de mano para transportar las botellas de
gas.
Equipo de Soldadura:
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Lo primero es la disponibilidad de flujo eléctrico en el lugar de fabricación y la naturaleza
del mismo si lo hubiera. Cuando se carezca de electricidad o la corriente sea inadecuada u
ocurren fluctuaciones considerables de voltaje, se debe utilizar una unidad generadora soldadora,
propulsada por un motor de gasolina o diesel, el cual puede también utilizarse para herramientas
mecánicas y alumbrado.
Si se dispone de un fluido eléctrico satisfactorio, es fácil conseguir una amplia gama de
máquinas soldadoras del tipo preferido. Si se quiere utilizar una planta generadora propulsada a
motor, hay que tener en cuenta que los generadores eléctricos normales no son adecuados para
soldadura por arco.
El grosor de los cables del electrodo y masa (tierra) están en razón con la corriente
conducida y la longitud, y ésta no debe ser mayor de lo necesario pues haría difícil e ineficaz su
manejo. Se recomienda usar tramos cortos de cable con conectadores, de forma que puedan ser
desempalmados del circuito si fuese necesario.
El metal depositado por los electrodos debe ser el más próximo posible en composición al
metal de origen. Para la construcción convencional en acero dulce, debería utilizarse un electrodo
de uso múltiple capaz de depositar cordones de metal en todas las posiciones. Un proveedor
acreditado de electrodos puede aconsejar sobre tipos y disponibilidad de los mismos. Los
electrodos se deben guardar en un recipiente cerrado y en lugar seco y si la atmósfera es muy
húmeda o si antes de utilizar los electrodos se tiene sospecha que están humedecidos, debe
cocerse en un horno ordinario a unos 150°C aproximadamente.
-
Corrosión:
Una de las mayores desventajas en el uso de acero para la construcción de estructuras
flotantes, particularmente en zonas tropicales, es la rápida tendencia del material a la corrosión en
agua de mar a no ser que se las proteja y mantenga adecuadamente. Debido a su uso, este tipo de
estructuras no suelen recibir mantención, por lo que se debe poner empeño durante el diseño,
evitando áreas de difícil acceso al propósito de mantenimiento y pintado. La adición de
estructuras metálicas con fines cosméticos que incrementan las exigencias de mantenimiento, es
una práctica que ha de ser desterrada, limitándose a estructuras puramente funcionales. Se ha
averiguado que la composición del acero dulce, dentro de un alcance práctico que este tiene para
estructuras con plancha, influye poco en su grado de corrosión en el agua de mar.
51
-
Limpieza e imprimación de la estructura flotante de acero:
Las planchas y secciones de acero de forman generalmente por el proceso de laminado en
caliente, durante el cual se oxida la superficie saliendo de la fabrica de producción de aceros con
una fina capa de óxidos de hierro o cascarilla de laminado. Es muy importante que antes de
aplicar cualquier revestimiento a la superficie, se quite la cascarilla, herrumbre, grasa, suciedad u
otro tipo de contaminación artificial. El método ideal para asegurar una limpieza completa de la
superficie de la estructura de acero es soplando el casco con arena (chorro de arena) e
inmediatamente aplicando una imprimación de pintura a base de cinc o aluminio. Esta capa de
imprimación debe tener el grosor suficiente para aportar una protección adecuada a la superficie
áspera que ha sido limpiada al chorro.
El chorreado con arena es una tarea desagradable y arriesgada, pero merece la pena a
pesar de su costo, y debería realizarse de si es posible.
La aplicación de la pintura de imprimación debe hacerse lo más rápido posible después de
haber soplado la superficie con arena. El intervalo entre el soplado y la imprimación no debe
exceder de las dos horas. También existe la posibilidad de comprar acero que ha sido
previamente chorreado e imprimado.
Si el equipamiento de chorro de arena no está disponible, entonces hay que hacer
desaparecer la cascarilla y contaminación de superficie, lo máximo posible a través de otros
medios. Las planchas que han permanecido almacenadas y expuestas a la intemperie durante
largos períodos, estarán muy oxidadas y esta herrumbre puede quitarse esmerilando o rascando
cuidadosamente y cepillando a mano con un cepillo de alambre, el cual sacará la mayor parte de
la cascarilla. Sin embargo no se puede garantizar su total eliminación. Una mejor alternativa a la
limpieza manual es la llama, si está disponible, pero se debe tener mucho cuidado de no
recalentar las planchas ya que pueden alterarse las propiedades físicas del acero.
Hay que advertir que si la superficie no se chorrea, entonces hay que buscar información
respecto a la pintura de imprimación que se aplique subsecuentemente, puesto que las modernas
pinturas para servicios esmerados son formuladas su aplicación sobre superficies debidamente
preparadas. Para evitar problemas se recomienda utilizar el sistema de pintura tradicional y no el
sofisticado para servicios esmerados.
52
Pintura y sistema de aplicación:
Cualquier sistema de pintado está en función de la buena preparación de la superficie
sobre la que se utiliza.
Existen 3 sistemas de pintado: primero, los sistemas tradicionales
con pinturas
convencionales a base de bitumásticos, aluminio y plomo; en segundo lugar están los sistemas
más sofisticados de un solo componente que utilizan pinturas de cloro caucho o de vinilo, y
tercero, son los sistemas sofisticados de doble componente que utilizan pinturas epóxicas. Si se
usa el sistema tradicional, debe renovarse la pintura a los pocos años de la puesta en servicio. El
tercer sistema de pintado ofrece mayor tiempo de protección en ambientes marinos. El método
tradicional es el más apropiado para acero deficientemente preparado.
2.5 CARACTERÍSTICAS GEOGRÁFICAS APTAS PARA LA INSTALACIÓN DE
PUENTES FLOTANTES
Por las características que ofrecen los puentes flotantes, se hacen especialmente aptos en
zonas protegidas de los grandes oleajes, tales como fiordos o lagos de gran profundidad. En el
mundo, es precisamente en Países que presentan en sus costas éste tipo de particularidades es
donde se han ideado nuevas técnicas llegando finalmente a los puentes flotantes como única
solución a viable.
Nuestro país ofrece lugares muy apropiados para la construcción de estos puentes. En
toda costa que se encuentre debidamente protegida del fuerte oleaje del océano pacífico podría
resultar factible la instalación de este tipo de puentes.
2.5.1 ZONAS APTAS EN CHILE
Existen varios lugares en las regiones del sur de Chile donde debe efectuarse transbordos
por medio de barcazas, al no existir la infraestructura vial apropiada. Por ejemplo, en la décima
Región, mas precisamente en el camino que une Cochamó con Puelo, en la Provincia de
Llanquihue, una balsa con una capacidad máxima de 18 [Ton] debe efectuar el cruce de vehículos
por el Río Puelo. Esta solución provisoria limita claramente el flujo de vehículos al depender de
las horas de funcionamiento de esta embarcación.
53
Además existen otros lugares, donde puede contribuirse a un mejoramiento de la
comunicación vial. Por ejemplo, en la comuna de Calbuco en la isla del mismo nombre, a 56
[Km.] de Puerto Montt, hace años se construyó un terraplén que la unió al continente. Para la
elección del tipo de estructura solo se consideró los efectos económicos y no los ambientales,
causando un grave daño ecológico a esa área. Una solución flotante claramente soluciona dichos
problemas.
Carretera Austral:
Chiloé Continental y Aysén conforman un área de 135.000 [km2], constituyendo la sexta parte
del territorio chileno continental. Esta vasta región permaneció prácticamente incomunicada del
resto del país antes de la apertura de la Carretera Austral. Hoy en día, a pesar de la existencia de
esta carretera aún se carece de vías de comunicación entre las distintas localidades, puesto que la
escasa red de caminos, comunicaciones aéreas y marítimas que existen no presentan una solución
para el aislamiento, debido a la difícil morfología geográfica y climática, una de las más
accidentadas del mundo. El aislamiento y los obstáculos naturales, como selvas vírgenes, fiordos,
pantanos, ríos, lagos, acantilados, valles y bosques impenetrables, sumados a la falta de recursos
humanos y materiales, elevan considerablemente el costo de las obras de infraestructura
requeridas. Es por ello que resulta muy conveniente pensar que existe la alternativa de este tipo
de puentes en esta zona, porque los trazados que mas resultan posibles de efectuar son los
emplazados en zonas costeras.
trasbordo
Por ejemplo, la ruta entre Puerto Montt y Chaitén debe realizarse por medio de un
trasbordo entre Hornopirén y Caleta Gonzalo, efectuándose en 5 horas, y solo opera durante los
meses de verano. El resto del año para acceder a Chaitén se debe transbordar directamente desde
Puerto Montt o por Chiloé a través de Quellón, o directamente en avión. Para acceder
directamente por tierra entre Hornopirén y Caleta Gonzalo deben conectarse las localidades de
“Rampa Quintupeu” y “Rampa Huinay” rodeando el fiordo “Comau”. Efectuar un trazado
longitudinal por aquí se ve complicado por la existencia de los esteros “Quintupeu” y
“Cahuelmó”, ambos al lado oriental de fiordo Comau. Ambos esteros tienen grandes
profundidades (superan largamente los 50 [m]), y tienen grandes dimensiones. Se estima que el
Quintupeu y el Cahuelmó poseen en su lado mas angosto unos 250 [m] y 700 [m]
respectivamente.
Hoy en día la carretera longitudinal austral llega prácticamente a Villa O’Higgins y el
próximo paso es unir por vía terrestre Puerto Yungay con Puerto Natales, para lo cual se está
ideando un trazado que arroja en forma preliminar una longitud de 953 [Km.] con 9 transbordos
54
de longitudes. Existen distintos canales, ríos y fiordos en esa zona por donde podría efectuarse la
construcción de puentes flotantes evitando así los transbordos con barcazas. Con esta alternativa
puede pensarse un trazado mas óptimo.
55
CAPÍTULO III
“ESTUDIO DE PUENTES FLOTANTES”
3.1 CRITERIOS DE CÁLCULO
La característica particular más importante de cualquier elemento estructural es su
resistencia real, que debe ser suficientemente elevada para resistir, con algún margen de reserva,
todas las cargas previsibles que puedan actuar sobre éste durante la vida de la estructura, sin que
se presente falla o cualquier otro inconveniente. Es lógico, por consiguiente, calcular los
elementos, de manera que sus resistencias sean adecuadas para sostener las fuerzas resultantes de
ciertos estados hipotéticos de sobrecarga, considerablemente mayores que las cargas que se
espera actúen realmente durante el servicio normal.
El análisis y el diseño de este tipo de proyecto, sigue esencialmente los mismos conceptos
aplicables a cualquier otro tipo de puente, con especificaciones especiales en cuanto a lo que se
refiere al tipo de cargas que debe soportar y a las condiciones de seguridad con que debe operar.
Debe tenerse especial cuidado de que la estructura no reciba impactos importantes o si los
recibe esta debe absorber de buena manera la energía producida , como por ejemplo, el que pueda
producirse por embarcaciones, debido a que los lugares mas aptos para emplazar proyectos de
este tipo son en aguas navegables. Además debe evaluarse bien las condiciones del tiempo para
un período de tiempo importante, porque en ocasiones tan severas, las estructuras están expuestas
a sufrir grandes daños si no se tienen las precauciones necesarias. En general, debe tomarse en
cuenta que al quedar fuera de servicio una estructura de este tipo, se tienen pérdidas mucho
mayores a cualquier gasto adicional para protegerla y asegurar su funcionamiento.
Un aspecto muy importante en el cual debe ponerse especial cuidado, es que suele
predominar para el diseño los esfuerzos que puedan presentarse durante la construcción sobre los
correspondientes a la estructura en operación. Este tipo de estructuras, por su configuración, son
generalmente aptas para ser construidas por partes en distintas instalaciones, por esto, las
solicitaciones por montaje y traslado toman mayor importancia.
3.2 ESTUDIOS PREVIOS
Un estudio de este tipo debe proporcionar básicamente, información de los siguientes aspectos:
-
Topohidrografía.
-
Vientos.
-
Mareas.
57
-
Oleaje.
-
Corrientes.
-
Muestreo de los materiales del fondo.
-
Levantamiento estratigráfico.
De acuerdo a las conclusiones que puedan obtenerse en los puntos anteriores podrá
elaborarse las siguientes recomendaciones:
-
Alternativas para solucionar el problema para el cual va a servir el estudio,
-
Diseño, en su caso, de la estructura tanto para las condiciones de operación como de
construcción con el menor riesgo posible.
Analizar los costos y aspectos técnicos de la construcción es esencial, aunque sea en
forma aproximada, para poder seleccionar la alternativa mas conveniente. Como una base de lo
anterior se tienen que realizar estudios estadísticos y de investigación.
3.2.1 TOPOHIDROGRAFÍA
Se debe obtener un levantamiento general de la zona, de preferencia, haciendo sondeos
por medios acústicos y trazando curvas de nivel, puesto que la configuración del fondeo
normalmente sufre cambios frecuentes y en ocasiones muy considerables.
Si lo anterior no puede hacerse, en una forma más aproximada y económica, se tratarán de
aprovechar levantamientos existentes llevados a cabo por instituciones reconocidas en la
especialidad.
3.2.2 VIENTOS
El viento al soplar sobre el océano origina corrientes y oleajes, dado al esfuerzo tangencial
que ocasiona sobre la superficie del agua, que junto con las variaciones de presión, hace que el
agua se mueva. Por otro lado, las estructuras flotantes reciben la presión del viento siendo una
carga básica de diseño.
Por las razones anteriores, es necesario contar con registros de viento reinante o mas
frecuente y de intensidad máxima dominante, los cuales son muy importantes para la orientación
de un estructura flotante. Dichos registros pueden obtenerse de datos estadísticos del lugar.
58
3.2.3 MAREAS
Las mareas son importantes no solo por los niveles que alcanzan, sino también por las
corrientes que originan.
Para definir el nivel de operación de una estructura flotante, se recomienda referir las
elevaciones al nivel de marea baja media (NMBM), siendo muy importante conocer la pleamar
máxima registrada, la bajamar mínima registrada y el nivel medio del mar, al cual se refieren
otras observaciones. En nuestro país estos datos pueden obtenerse de la publicación SHOA
N°3009 “Tablas de mareas de la costa de Chile”, documento oficial que distribuye anualmente el
Servicio Hidrográfico y Oceanográfico de la Armada de Chile. Esta publicación entrega
información detallada de cada localidad, para todo el año calendario.
3.2.4 OLEAJE
Es un efecto que no puede despreciarse aún si la estructura flotante se pretende ubicar en
zonas protegidas.
Es necesario un realizar un análisis del oleaje para obtener su altura, longitud, dirección,
período y probabilidad de ocurrencia. Para un diseño racional se requeriría obtener registros de
un año cuando menos, lo cual raras veces es posible.
El procedimiento más común consiste en instalar un ológrafo, el cual mide amplitud y
longitud. Esta información, junto con las olas observadas y datos estadísticos, proporcionarán las
olas de diseño que se utilizarán para determinar la forma en que puede afectar la estructura. De
ser posible, es recomendable llevar a cabo un modelo físico o matemático. También puede
recurrirse a la información aproximada que proporciona la Armada de Chile.
Con base en los principios de la hidrodinámica y la teoría del oleaje, es posible determinar
la fuerza sobre un cuerpo sumergido en el mar.
3.2.5 CORRIENTES
Las corrientes pueden ser producidas por la acción del viento, la variación de mareas y el
oleaje. En ocasiones llegan a ser oscilatorias. Sus efectos en obras marítimas son determinantes
para el proyecto de éstas.
59
Existen varias maneras de determinar las velocidades de las corrientes. Para tal efecto se
recomienda la colocación de corrientómetros en diferentes localizaciones y profundidades. De no
ser posible, puede realizarse un estudio en base a estadísticas conocidas, aplicando expresiones
teóricas dadas por diferentes autores.
3.2.6 MUESTREO DE LOS MATERIALES DEL FONDO
Para propósitos de diseño puede ser necesario obtener muestras de los materiales del
fondo, de requerir la construcción de cualquier obra fundada en el lecho marino. Existen varios
tipos de equipos para llevar a cabo este tipo de trabajo, de hasta profundidades de 400 [m],
obteniendo 50 muestras por día.
La longitud de sondeo depende desde luego del tipo de terreno y expertos recomiendan
del orden de 3 [m] para arcilla blanda, 1 [m] a 2 [m] en arena, 0.5 [m] en arcilla compacta y
prácticamente nada en roca.
Para poder determinar la estabilidad del fondo se requiere información de las siguientes
propiedades del terreno: resistencia al esfuerzo cortante; densidad natural; densidad del suelo
seco; límites de Atterberg; contenido de agua; peso específico; factor de erosión del suelo;
densidad líquida de la arena; relación de vacíos; etc.
3.2.7 LEVANTAMIENTO ESTRATIGRÁFICO
Para el cálculo de las cimentaciones proyecto, es necesario llevar a cabo sondeos
distribuidos en tal forma de poder determinar las características del área de estudio y poder trazar
perfiles en ejes principales, en los cuales además de describir las características de cada material
de los estratos subyacentes, se indique: densidad del suelo sumergido; densidad del suelo
saturado; densidad del suelo seco; ángulo de fricción; cohesión; capacidad de carga; resistencia
por fricción en el caso de pilotes; curvas de consolidación; etc. En el caso de que se opte por
utilizar pilotes; es del todo recomendable llevar a cabo pruebas de carga vertical y horizontal y
presentar los resultados de varias de éstas distribuidas en tal forma de abarcar toda el área en
estudio.
60
3.2.8 ESTUDIOS ESPECIALES
Se ha dado referencia a los estudios que proporcionan la información básica previa a la
realización del proyecto. Dicha información será mas útil mientras mejores bases se tenga, es por
ello que los estudios del tipo estadístico y de investigación son muy valiosos.
En estudios de tipo estadístico es conveniente instalar instrumentos por períodos largos de
tiempo, mínimo un año. Estos instrumentos permitirán proporcionar continuamente información
en cuanto a las condiciones oceanográficas en las zonas en que se piense construir la estructura
flotante, tales como: velocidad del viento; variación de mareas; corrientes; oleajes; etc.
Respecto a estudios de investigación, que de hecho también pueden ser de tipo estadístico,
consistirán en obtener además de la información en cuanto a condiciones oceanográficas, la
correspondiente al comportamiento de la estructura en condiciones reales o bien, en un modelo
físico o matemático. La información que se presentaría en este caso sería: esfuerzos o
deformaciones obtenidas con medidores especiales; elementos mecánicos; efectos corrosivos; etc.
3.3 SOLICITACIONES DE DISEÑO
Un puente flotante, como toda estructura de ingeniería, está sometido a ciertos esfuerzos
originados por la acción de causas externas y debe, por consiguiente, ser capaz de soportar esos
esfuerzos con un razonable margen de seguridad.
Los esfuerzos mencionados son numerosos en carácter e importancia, pero pueden
clasificarse, en primera instancia, en esfuerzos del puente como estructura integral o esfuerzos
estructurales, y esfuerzos sobre partes determinadas del puente llamados también esfuerzos
locales. Como en muchos problemas de ingeniería, el interés principal está en considerar
solicitaciones que puedan generar esfuerzos internos importantes, por lo general en una dirección
en particular.
A continuación, se referirá en detalle a cada una de las solicitaciones que pueden originar
esfuerzos de importancia, cada una en forma independiente en combinación con otras.
61
3.3.1 PESO PROPIO
Compuesto por toda carga permanente, es decir, toda acción cuya variación en el tiempo
es despreciable en relación a sus valores medios, o aquella cuya variación tienda a un valor
constante.
3.3.2 CARGAS DE VEHÍCULOS
La American Association of State Highway and Transportation Officials (AASHTO)
establece las disposiciones que controlan las cargas y su distribución en el diseño de puentes
vehiculares.
a)
CARGAS VIVAS
- Carga móvil o camión estándar:
Para estos efectos, la AASHTO especifica una serie de camiones estándares, clasificados
según la cantidad de ejes, y la existencia o no de acoplado, y nivel de tonelaje capaz de soportar.
Los 2 camiones estándar que suelen utilizarse con mayor frecuencia en el diseño de puentes
poseen acoplado, estos son: el camión HS20-44 y el HS15-44. La sigla H indica que es un
camión de 2 ejes y la sigla S indica que el camión posee un acoplado. El número después de las
letras indica el peso del camión en [lbs].
1.82 [T]
7.26 [T]
7.26 [T]
Figura 3.1 Cargas de camión estándar HS20-44.
62
- Carga fija o por pista de circulación:
Se diseñan para aproximar los efectos de una serie de camiones. Deben utilizarse cuando
produzcan esfuerzos mayores que las cargas correspondientes por camión. Corresponde a una
combinación de carga concentrada por pista más una carga uniformemente distribuida actuando a
todo lo largo de la pista. Para un camino proyectado para el camión estándar más pesado, la carga
por pista consiste en una carga concentrada ubicada en la posición más desfavorable de 8.2 [T]
para la evaluación del momento flector o 11.8 [T] para la evaluación del esfuerzo de corte, mas
una carga uniformemente distribuida de 1 [T/m].
Carga concentrada
8.2T para momento
11.8T para cortante
1
?
?
Figura 3.2 Cargas por pista de circulación para un camión estándar HS20-44.
b)
APLICACIÓN DE LAS CARGAS
- Debe suponerse que la carga por pista de circulación o la carga de camión estándar ocupa un
ancho de 3 [m]. Estas cargas deben colocarse en carriles de tráfico de diseño de 3.7 [m] de ancho,
espaciados a todo lo ancho de la calzada del puente, en la cantidad y posiciones que se requieran
para producir los esfuerzos máximos. Las calzadas cuyos anchos estén entre 6 y 7.3 [m] deben
tener dos carriles de diseño, cada uno con una anchura igual a la mitad del ancho de la calzada.
- Cada carga por pista de circulación de 3 [m] o cada carga de camión estándar debe
considerarse como una unidad y no deben utilizarse fracciones de anchos de cargas fijas o
fracciones de cargas de camiones.
- La cantidad y posición de las cargas por pista de circulación o de las cargas de camión serán
las especificadas anteriormente y tanto unas como otras deben disponerse para producir los
máximos esfuerzos posibles que se someten a la reducción especificada más adelante.
Para la improbable situación de que las cargas actúen simultáneamente en todas las pistas
del puente, se aplica un factor de reducción igual a 0.9 si el puente tiene 3 pistas, 0.75 si posee 4
o mas pistas o 1.0 si posee 1 o 2 pistas.
63
c)
IMPACTO
Las cargas deben amplificarse por un factor de impacto. Este incorpora el efecto de la
vibración y la aplicación súbita de la carga. Este incremento se calcula mediante la fórmula:
I=
15.24
l + 38.1
(3.1)
I = Fracción del esfuerzo por carga viva que corresponde a impacto.
l = Longitud cargada en [m].
La máxima consideración de impacto que se utilice deberá ser del 30%.
d)
DISTRIBUCIÓN DE CARGAS
Cuando se coloca una carga concentrada sobre una losa de hormigón armado, la carga se
distribuye sobre un área mayor que el área real de contacto. Por ejemplo, si se coloca una carga
concentrada con un área de contacto de 1 [m2] sobre una losa de un puente en viga continua, es
razonable suponer que por la rigidez de la losa las franjas de ésta perpendiculares a la viga y
adyacentes a la franja de 1 [m] que está en contacto directo con la carga ayudarán a sostener la
carga. En forma similar, en un puente con vigas T relativamente poco espaciadas, una carga
concentrada aplicada de manera directa sobre una de las vigas no estará soportada en forma total
por esa viga, pues la losa de hormigón será suficientemente rígida para transferir parte de la carga
a las vigas adyacentes.
No se supone ningún tipo de distribución en la dirección de la luz del elemento. El efecto
de cualquier distribución de este tipo sería comparativamente pequeño.
A continuación se presentan cada una de las recomendaciones que la AASHTO hace
referidas a la distribución de cargas sobre losas de hormigón.
d.1)
DISTRIBUCIÓN DE LAS CARGAS DE RUEDAS SOBRE LOSAS DE
HORMIGÓN
i.
LONGITUDES DE LAS LUCES
64
En luces sencillas, la longitud teórica de la luz debe ser la distancia centro a centro entre
apoyos, pero no debe exceder la luz libre más el espesor de la losa.
Para el cálculo de la distribución de las cargas y de los momentos flectores en losas
continuas sobre más de dos apoyos, deben utilizarse las siguientes longitudes efectivas de luces:
Losas monolíticas con las vigas (sin
:
Sef
= Luz libre
:
Sef
= Distancia entre los bordes de las
acartelamiento)
Losas apoyadas en largueros de acero
alas más la mitad del ancho de
ala del larguero
Losas apoyadas en largueros de madera
:
Sef
= Luz libre más la mitad de espesor
del larguero
ii.
DISTANCIA DE LA CARGA DE LA RUEDA AL BORDE
En el diseño de losas para puentes, el centro de la carga de las ruedas debe suponerse
localizado a 0.301 [m] de la cara del guardarueda. Si este último elemento o los pasillos no son
usados, el centro de la carga de rueda estará referida a la cara interior de la baranda.
iii.
MOMENTO FLECTOR
El momento flector por pie de ancho de losa debe calcularse de acuerdo con los métodos
determinados en los casos 1 y 2 que se presentan más adelante. En ambos casos,
Sef
= Longitud de luz efectiva definida antes, [m]
E
= Ancho de la losa donde se distribuye la carga de la rueda, [m]
P
= Carga en una rueda trasera del camión
P15
= 5.443 [T] para carga H15
P20
= 7.257 [T] para carga H20
CASO 1: Refuerzo principal en dirección perpendicular al tráfico (luces entre 0.61 metros y
7.3 metros inclusive)
El momento para carga viva en luces sencillas debe determinarse mediante las siguientes
fórmulas (no se incluye impacto):
65
CARGA H20:
M LL =
Sef + 0.61
9.74
P20
(3.2)
P15
(3.3)
en [T-m] por [m] de ancho de losa
CARGA H15:
M LL =
Sef + 0.61
9.74
en [T-m] por [m] de ancho de losa
En losas continuas sobre tres o mas apoyos, puede aplicarse un factor de continuidad de 0.8 a las
fórmulas anteriores, tanto para momento positivo como para momento negativo.
Cuando una losa queda en voladizo, la distribución de cargas de ruedas es:
E = 0.8 X + 1.14
(3.4)
Donde X es la distancia de la carga al punto de soporte en [m]. El momento por [m] de ancho de
losa, sin incluir el impacto, puede aproximarse por la siguiente fórmula:
M LL =
P
X
E
(3.5)
donde P = P20 ó P15 según sea el caso.
CASO 2: Refuerzo principal paralelo al tráfico
La distribución de cargas de las ruedas es:
E = 0.06S ef + 1.22 ≤ 2.13 [m]
(3.6)
Las cargas por carril se distribuyen sobre un ancho de 2E. Las losas reforzadas de manera
longitudinal deben diseñarse para la carga HS apropiada.
66
Para luces sencillas, el momento máximo por carga viva MLL por [m] de ancho de losa, sin incluir
el impacto, puede aproximarse bastante mediante las siguientes fórmulas:
CARGA HS20:
Luces hasta 15.24 [m] inclusive : MLL
= 1.36 Sef
Luces entre 15.24 y 30.48 [m]
= 1.93 Sef – 9.1 [T-m] por [m] de ancho de losa (3.8)
: MLL
[T-m] por [m] de ancho de losa (3.7)
CARGA HS15:
Utilizar ¾ de los valores obtenidos a partir de las fórmulas para cargas HS20.
Los momentos en luces continuas deben determinarse mediante una análisis adecuado utilizando
las cargas de camiones o las cargas apropiadas por carril.
Para losas en voladizo, reforzadas longitudinalmente, la distribución de cargas de ruedas es:
E = 0.35 X + 0.98 ≤ 2.13 [m]
(3.9)
Donde X es la distancia de la carga al punto de soporte en [m]. El momento por [m] de ancho de
losa, sin incluir el impacto, puede aproximarse por la siguiente fórmula:
M LL =
P
X
E
(3.10)
donde P = P20 ó P15 según sea el caso.
iv.
VIGAS DE BORDE (LONGITUDINALES)
Deben suministrarse vigas de borde en todas las losas que tengan el refuerzo principal en
dirección paralela a la del tráfico. La viga puede ser una sección de losa reforzada
adicionalmente, una viga integral de mayor espesor que el de la losa o una sección reforzada
integral de losa y borde. Debe diseñarse para resistir un momento por carga viva de:
M LL = 0.10 P Sef
(3.11)
67
donde:
P
= Carga por rueda, en [T] (P15 o P20)
Sef = Longitud efectiva, en [m]
El establecido de esta manera es para una luz libremente apoyada. Puede reducirse en un 20%
para luces continuas a menos que se obtenga una reducción mayor con un análisis más exacto.
v.
DISTRIBUCIÓN DEL REFUERZO
Debe colocarse refuerzo en las partes inferiores de todas las losas en dirección transversal
a la dirección del acero de refuerzo principal para tener en cuenta la distribución lateral de las
cargas vivas concentradas, excepto que no se requerirá refuerzo para alcantarillas o losas de
puentes cuando el espesor del relleno sobre la losa exceda 0.61 [m]. La cantidad de acero debe
ser un porcentaje del acero de refuerzo principal requerido para momento positivo como se
determina en las siguientes fórmulas:
Refuerzo principal paralelo al tráfico
:
Refuerzo principal perpendicular al tráfico :
% = 55.2
% = 121.5
Sef
Sef
máximo = 50%
(3.12)
máximo = 67%
(3.13)
Donde Sef es la longitud efectiva de la luz en [m].
vi.
ESFUERZOS CORTANTES Y DE ADHERENCIA EN LOSAS
Las losas que se diseñan para momentos flectores de acuerdo con lo anterior, pueden
considerarse satisfactorias con respecto a la adherencia y al cortante.
DISTRIBUCIÓN DE LAS CARGAS DE LAS RUEDAS A LOS LARGUEROS, A LAS
VIGAS LONGITUDINALES Y A LAS VIGAS DE ENTREPISO
Las siguientes reglas controlan la distribución de las cargas de las ruedas que afectan a las
vigas longitudinales y transversales de hormigón que soportan las losas de hormigón.
i.
POSICIÓN DE LAS CARGAS PARA CORTANTE
Para calcular los cortantes y las reacciones en los extremos para vigas transversales de
entrepiso y vigas y largueros longitudinales, debe suponerse que no se presenta una distribución
68
longitudinal de la carga de rueda para la carga de rueda o de eje adyacente al extremo donde se
determina el esfuerzo. La distribución lateral de la carga de rueda debe ser la que se produce al
suponer que el entrepiso actúa como una luz sencilla entre los largueros o las vigas. Para cargas
en otras posiciones sobre la luz, la distribución para determinar el cortante debe establecerse
mediante el método descrito para momento.
ii.
MOMENTO FLECTOR EN LARGUEROS Y EN VIGAS LONGITUDINALES
Para el cálculo de los momentos flectores en vigas o largueros longitudinales, debe
suponerse que no se presenta una distribución longitudinal de las cargas. La distribución lateral
debe hacerse de la siguiente forma:
LARGUEROS INTERIORES
Los pisos de soporte en hormigón deben diseñarse para las cargas determinadas de
acuerdo con la siguiente tabla, en donde S es el espaciamiento promedio de los largueros en [m].
Sistema de piso
Un carril de tráfico, fracción
Dos o más carriles de tráfico,
de la carga de rueda
fracción de la carga de rueda
asignada a cada larguero
asignada a cada larguero
Losa de hormigón sobre
largueros en vigas I de acero y
vigas principales de hormigón
S / 2.13 (Smáx=3.05 [m])
S / 1.68 (Smáx=4.27 [m])
S / 1.83 (Smáx=1.83 [m)
S / 1.52 (Smáx=3.05 [m])
S / 2.44 (Smáx=3.66 [m])
S / 2.13 (Smáx=4.88 [m])
pretensado
Losa de hormigón sobre
largueros de hormigón
Viga cajón de hormigón
NOTA: Si S excede el valor entre paréntesis, la carga sobre cada larguero debe ser igual a la reacción de las cargas
de ruedas, suponiendo que el piso entre los largueros actúa como una viga sencilla.
Tabla N°3.1
LARGUEROS EXTERIORES
La carga viva soportada por los largueros exteriores debe ser igual a la reacción de las
ruedas del camión suponiendo que el piso actúa como una viga sencilla entre los largueros.
69
CAPACIDAD COMBINADA
La capacidad combinada de todas las vigas en una luz no debe ser menor que las cargas
viva y muerta totales en el panel.
iii.
MOMENTO FLECTOR EN VIGAS DE PISO (EN DIRECCIÓN TRANSVERSAL)
Para el cálculo de los momentos flectores en las vigas de piso, debe suponerse que no hay
distribución transversal de las cargas de ruedas. Si se omiten los largueros longitudinales y si el
piso de hormigón se apoya en forma directa sobre las vigas, la fracción de la carga de rueda
asignada a cada viga de piso es S / 1.83, donde S es igual al espaciamiento de las vigas en [m]. Si
S excede 1.83 [m], la carga de la viga debe ser igual a la reacción de las cargas de ruedas,
suponiendo que el piso entre las vigas actúa como una viga sencilla.
e)
FRENO BRUSCO
El incremento considerado como impacto está pensado para puentes convencionales, y
por lo tanto, no estima el efecto de un freno brusco para estructuras flotantes con la fórmula (3.1).
La magnitud de la fuerza horizontal es significativa, y se aconseja considerar.
Si un vehículo frena bruscamente sobre la carpeta de rodado del puente, producirá una
fuerza horizontal debida a la resistencia que se opone al movimiento entre las ruedas del vehículo
y el suelo. Esta fuerza de fricción que depende de la fuerza normal (peso del vehículo) y del roce
entre las superficies en contacto será aplicada como una carga puntual en el lugar mas
desfavorable del puente.
Estático Cinético
µS
µK
Goma sobre concreto (Hormigón seco)
1.0
0.8
Goma sobre concreto (Hormigón Húmedo)
0.3
0.25
Acero sobre Acero
0.74
0.57
Tabla N°3.2 Algunos coeficientes de roce
70
3.3.3 IMPACTO DE EMBARCACIONES
Las cargas laterales más importantes que debe soportar una estructura flotante pueden ser
las debidas al impacto de embarcaciones. Las embarcaciones que chocan con una estructura
normalmente lo hacen de una de estas tres posibilidades:
-
Un impacto de punta, muy poco probable aún en casos accidentales.
-
Un impacto de lado, es decir, paralelo a la banda de la estructura.
-
Por el cuarto de la embarcación a cierto ángulo con la estructura.
Diseñar una estructura capaz de soportar una colisión de proa, popa u otra condición
excepcional sin daño resulta económicamente injustificable. Según algunos autores, en aguas
tranquilas el contacto de una embarcación con la estructura se hace a todo lo largo, pero algunas
veces la embarcación toca primero en el cuarto con una ligero ángulo. Por lo tanto esta última
posibilidad es la mas probable a la hora de diseñar un impacto accidental.
En un caso real de un puente flotante, la energía cinética total de la embarcación no se
transmite a la estructura, sino que es absorbida por el sistema de defensa del puente, al igual que
como sucede en puertos de atraque. La gran inercia de la parte flotante en comparación con la de
una embarcación contribuye a evitar desplazamientos de importancia. Al rebotar la embarcación,
gran parte de la energía se transforma en resistencia del agua. A continuación se describe de una
forma mas precisa la forma como se absorbe la energía cinética de una embarcación al chocar
con una estructura:
-
Trabajo de deformación de la misma embarcación.
-
Resistencia del agua durante los cambios en dirección de la embarcación.
-
Calor debido a fricción entre la embarcación y la estructura o las mismas defensas mientras se
logra el reposo. Por ejemplo, durante el deslizamiento a lo largo de la pared de la estructura
que sufre el impacto.
-
Trabajo de deformación de la estructura y las defensas.
-
Restricción de los cabos de las amarras.
Un análisis de la determinación de la estabilidad de estructuras flotantes puede ser por
consiguiente dividido en los siguientes aspectos:
-
Determinación de la magnitud y dirección del impacto.
71
-
Estimación de la proporción de la energía cinética de la embarcación transmitida y absorbida
por la estructura y defensas en el impacto.
-
Determinación del monto de esta energía que será absorbida por las defensas junto con el
diseño de éstas.
-
Determinación de los esfuerzos en la estructura debido al impacto lateral que recibe.
Desafortunadamente los datos aprovechables son vagos e incompletos y el impacto puede
ocurrir bajo un amplio rango de condiciones. Obviamente un buen tratamiento tiene que tomar en
cuenta la velocidad de la embarcación al momento de chocar, el ángulo al cual el impacto es
transmitido y la masa. Según la literatura especializada es recomendable considerar una velocidad
de impacto de 15 [cm/s] y un ángulo de 20 grados con respecto al eje longitudinal del puente.
a)
ENERGÍA DISIPADA EN EL IMPACTO
Pueden considerarse dos componentes de energía, una transversal y otra longitudinal
debido al ángulo de impacto:
ET =
W
(ν sen α )2
2g
(3.14)
EL =
W
(ν cosα )2
2g
(3.15)
donde:
W = Peso de la embarcación
g = Aceleración de gravedad [m/s2], g = 9.8 [m/s2]
v = Velocidad de atraque de la embarcación
α = Ángulo de impacto
Al imponer en el diseño un impacto accidental por el cuarto de la embarcación a cierto
ángulo con la estructura (por ejemplo 20 grados), la componente que puede considerarse mas
desfavorable con las características de la infraestructura de atraque es la componente transversal.
Eligiendo la magnitud de energía de esta componente se puede demostrar que la mitad de esta
energía la absorbe el agua, y la otra debe absorberla las defensas de la estructura. Por lo tanto la
energía de diseño recomendada es:
72
E=
W
(ν sen α )2
4g
(3.16)
3.3.4 VIENTO
El efecto del viento se considerará, en general, en el eje longitudinal de la construcción,
estimándose como el eje mas desfavorable. La acción no perturbada del viento se ejerce
horizontalmente, en forma perpendicular a la superficie de contacto de los pontones. Las acciones
perpendiculares citadas, podrán ser presiones o succiones.
Las solicitaciones debidas a la acción del viento en el cálculo de puentes flotantes se
determinarán mediante la siguiente ecuación que determina la fuerza ejercida sobre un cuerpo por
el movimiento, en este caso, del viento:
FV =
wv
CD v 2 A
2g
(3.17)
donde:
FV = Fuerza producida por el viento [Kgf]
g
= Aceleración de gravedad [m/s2], g = 9.8 [m/s2]
CD = Coeficiente resistivo
v
= Velocidad del viento [m/s]
A = Área de la construcción perpendicular a la acción del viento
wv = Peso específico del aire = 1.3 [kg/m3]
El coeficiente resistivo depende fundamentalmente del número de Reynolds (R) y de la
forma del cuerpo. El número de Reynolds es un parámetro adimensional que sirve para
determinar la naturaleza del flujo (laminar o turbulento). De la información que se encuentra en
la literatura se considerará un coeficiente resistivo de CD=2.0. suponiendo una aproximación del
flujo ( en este caso aire) sobre una placa rectangular plana, con régimen turbulento ( R > 5× 105 ).
3.3.5 PRESIÓN HIDROSTÁTICA
Actúa sobre la obra viva distribuyéndose como se indica en la Fig. 3.3. El fondo y los
costados de cada pontón tienden a ser hundidos, y por lo tanto, deben ser calculados de modo
que, en conjunto con los elementos que los sostienen, resistan dicha presión. Esta presión por si
73
sola no es una solicitación importante (al encontrarse los pontones a nivel de la superficie del
agua) pero bien vale la pena considerarla en combinación con otras solicitaciones.
PH = wo z
(3.18)
z
PH
PH
Pontón
PH
Figura 3.3 Presión hidrostática.
3.3.6 CORRIENTES DE AGUA
Las corrientes son movimientos de arrastre o traslado de masa de aguas, no constituyendo
un fenómeno de carácter periódico. Su origen puede atribuirse a variaciones en la densidad en los
senos de las olas, vientos sobre las superficie de los mares o desplazamiento de masas producto
de mareas y ondas internas.
La parte de la estructura que se encuentra sumergida en el agua puede ser solicitada por
fuerzas horizontales ocasionadas por las corrientes que puedan generarse en la zona. La magnitud
de estas solicitaciones pueden ser importantes dependiendo si el lugar elegido se encuentra cerca
de desembocaduras, o de entradas de agua.
Para la determinación de las fuerzas producidas por las corrientes no se consideran la
presión hidrostática, la presión dinámica del agua ni la presión de ola. La fuerza ejercida por el
movimiento del agua, sobre la superficie de la estructura que se encuentra sumergida se obtendrá
del mismo modo que en 3.3.4. por ser ésta una fuerza de arrastre:
FC =
wo
CD v 2 A
2g
(3.19)
74
wo en este caso pertenece al peso específico del agua, A es el área sumergida del muro frontal del
pontón y v es la velocidad de la corriente. Para la obtención del coeficiente resistivo ( CD ) se
considera las mismas hipótesis dadas en 3.3.4.
3.3.7 OLEAJE
Las olas son movimientos ondulatorios de las partículas del líquido. Es el resultado de la
perturbación del equilibrio en el líquido causado por el cambio de presión, por influencia de
fuerzas externas.
El más común de los movimientos del mar son las olas. Casi nunca presenta el mar una
superficie lisa y unida; al contrario, se observan que se originan ondulaciones de dos especies: la
Onda y la Ola, ambas producidas por el roce del viento con la superficie del agua. El mar se
apacigua si se vierte sobre él una delgada capa de aceite, porque desaparece el rozamiento. La
onda no transporta agua, sino que le da un movimiento de ascenso y otro de descenso. En
cambio, cuando el viento es fuerte y prolongado, las ondas se convierten en olas que transportan
realmente agua, no en masa que es lo que aparenta, sino en cantidades menores, pero que alteran
sensiblemente el nivel ordinario de las aguas.
a)
PRINCIPALES FENÓMENOS ASOCIADOS AL OLEAJE
Cuando las olas se encuentran con obstáculos físicos sufren alteraciones en sus
características. Se pueden distinguir los distintos fenómenos:
-
Refracción:
Es una variación de la dirección de propagación (y altura) del oleaje debido a los cambios
de profundidad.
-
Reflexión:
Es el producto del encuentro de una barrera vertical. Aquí la ola se refleja con poca
pérdida de energía produciéndose una ola estacionaria de dos veces la altura de la ola incidente.
-
Difracción:
Es el cambio de la dirección del ángulo de propagación del oleaje debido a gradientes de
la altura de ola. Es el paso de la ola a aguas protegidas, situadas detrás de un obstáculo; en un
principio la ola no aparece, para luego reaparecer como pequeños sistemas de olas cuya altura es
menor a las olas que inciden sobre el obstáculo.
75
-
Shoaling:
Es una variación dela altura al reducirse la profundidad. Es un típico fenómeno ocurrido
sobre una playa.
-
Interacción olas-corriente:
Es una variación de la dirección de propagación (y altura) del oleaje debido a la presencia
de corrientes ambientales (oceánicas, de marea o debidas al oleaje).
b)
FETCH
El Fetch se define como una región no interrumpida en la cual la dirección del viento es
razonablemente constante, o también se puede definir como la distancia limpia que tendría el
viento para recorrer una zona sin que encuentre obstáculos. La importancia del Fetch radica en
que a mayor distancia recorrida por el viento mayor es la superficie del agua donde se produce
fricción y que a la postre levanta el agua.
c)
OLA SIGNIFICATIVA (H1/3 , T1/3)
Se define como una ola hipotética que tiene una altura y período respectivamente igual a
valores medios de la altura de la ola y período de un tren de olas que comprende el 1/3 más
grande de todas las olas en el tren de mayor altura. Esta altura de ola es la mas representativa y es
por ello es la que se considera para efectos de cálculo. Las olas que se deben usar en el diseño de
cualquier estructura sobre el mar, como es el caso de los puentes flotantes, pueden ser
determinadas por datos de predicción de olas, con un apropiado procesamiento estadístico
aplicado y tomando en consideración la deformación de las olas.
d)
CALCULO DE LAS ACCIONES DEL OLEAJE
La acción del oleaje sobre un pontón se presenta mediante una fuerza horizontal y una
subpresión. Para cuantificar estas fuerzas se han producido varias teorías, la mayor parte de ellas
son de origen determinístico.
A continuación se utilizará la distribución de presiones propuesta por la norma Japonesa.
La expresión que denota esta presión es la siguiente:
76
1
P = wo H
2
2π (h + z )
2π 
 2π
L
x−
t  − wo z
sen 
2πh
L
T


cosh
L
cosh
(3.20)
En esta expresión se combinan las presiones dinámicas e hidrostáticas. Las presiones
hidrostáticas serán consideradas por separado, por lo tanto, el efecto que puede producir las olas
sobre un pontón será cuantificado como una presión dinámica (PW). La presión dinámica máxima
es:
PW =
1
wo H
2
(3.21)
donde wo es el peso específico del agua y H es la altura de la ola. Esta última expresión actúa en
toda la superficie de contacto entre el agua y las paredes de la estructura y debe sumarse (acción
de golpe llamado “Crest o cresta”) o restarse (acción de succión llamado “Trough o seno”),
según sea el caso, a la presión hidrostática.
Otro efecto que produce el oleaje sobre una estructura flotante es la acción de
volcamiento, generado por las fuerzas de las olas que golpean y succionan las paredes. El oleaje
incidente tiende a inclinar el pontón, provocando un momento flector. Si la ola de desplaza en
sentido del eje longitudinal del pontón (ver Fig. 3.4), el momento M(x) puede determinarse a
través de la siguiente expresión:
π 2 sen λ
M ( x) = M 0 ⋅
2 λβ 2
 4x2 − l 2

x

⋅
⋅ β sen β + cos 2 β  − cos β 
2
l

 2l

(3.22)
con:
γ b l2 H
2π2
(3.23)
π l cosα
L
(3.24)
M0 =
β =
λ=
π b sen α
b
= β tan α
L
l
(3.25)
donde:
77
l
= Largo del pontón
b = Ancho del pontón
L = Longitud de ola
α = Dirección de la ola con respecto al eje longitudinal del pontón
γ = Peso específico del agua
b
H = ½ de la altura de ola incidente
α
x
l
Figura 3.4 Inclinación de un pontón por efecto del oleaje.
3.4 MODELACIÓN DE LA ESTRUCTURA
Para llevar a cabo el análisis de toda la estructura que conforma el proyecto de un puente
flotante, se necesita realizar un modelo que se asemeje lo mas fiel posible a las condiciones
reales, para que a la hora de simular las cargas que podrían solicitar la estructura puedan
obtenerse resultados (esfuerzos y deformaciones) lo mas exactos posibles, y para eso hay que
tener presente cada una de las restricciones existentes en cada elemento estructural. Dentro de
esta modelación los elementos estructurales que mas llaman la atención son los pontones, por
apoyarse sobre un medio líquido.
3.4.1 CONDICIÓN DE APOYO
El medio líquido sobre el cual descansan los pontones debe ser simulado mediante una
base elástica, con resortes. Por lo tanto, el sistema debe estar simulado por vigas sobre un terreno
elástico.
78
Teoría de la viga sobre terreno elástico:
La viga sobre terreno elástico constituye el caso límite de una viga continua sobre apoyos
elásticos cuando la distancia entre apoyos se hace infinitamente pequeña.
La Fig. 3.5 a) muestra una viga que descansa sobre una serie de apoyos elásticos situados
a una determinada distancia entre sí. En la Fig. 3.5 b) esta distancia ha sido reducida a la mitad.
En el caso límite los apoyos se hallan uno junto a otro. En estas condiciones se encuentra una
viga colocada sobre un suelo elástico.
Para el cálculo de una viga flotante puede suponerse que la flecha de la misma es igual al
asentamiento que experimenta el terreno situado debajo, en este caso el agua. Si además existe
una relación lineal entre el asentamiento del terreno y la presión del suelo (como en el caso de
apoyos elásticos localizados), para un punto cualquiera de la viga (figura 1 c) será válida la
siguiente ecuación:
pi = C ⋅ yi
(3.26)
donde C da una medida de la rigidez elástica del terreno. Si el suelo es agua dulce C =1000
[kg/m3] y si es agua salada C =1025 [kg/m3].
a)
A1
A2
A3
A4
A5
A6
A7
A8
b)
A1
1
Ai
i
n
yi
y1
p1
An
pi
c)
yn
pn
Figura 3.5 Representación esquemática de una viga sobre base elástica.
79
La teoría de la viga flotante sobre terreno elástico permite deducir la ecuación general que
expresa la expresión del suelo en función de la abscisa de cada punto de la viga, es decir:
pi = f (x )
(3.27)
y también, por lo tanto, la del asentamiento yi:
yi =
1
⋅ f ( x)
C
(3.28)
La teoría presupone que el esfuerzo elástico de la viga sobre el terreno puede ser tanto de
compresión como de tracción. No obstante, si la viga tiende a levantarse del suelo en un punto
determinado por efecto de una tensión p de tracción, solo tendrá objeto considerar esta última si
el peso de la viga origina en el mismo punto una tensión de compresión superior a p.
La ecuación no siempre resulta válida, aunque a menudo se le puede interpretar como
aproximada. Un ejemplo de su precisión se obtiene en el caso de una viga flotante de sección
rectangular (situación que presentan los pontones).
El puente flotante dependiendo de su configuración puede ser, en realidad, concebido
como una viga flotante, similar (desde el punto de vista del estudio de su resistencia) a una viga
de construcción terrestre, con una diferencia importante, mientras las vigas comunes se apoyan
normalmente en dos o mas puntos definidos, el puente o parte de él lo hace en una gran
extensión, ya que es soportado por el agua.
3.5 ESTABILIDAD DE UNA ESTRUCTURA FLOTANTE
Principio de Arquímedes:
El principio de Arquímedes expresa que “todo cuerpo sumergido total o parcialmente en
un fluido recibe un empuje vertical, hacia arriba, igual al peso del fluido desalojado por el
cuerpo”
80
Empuje = V ⋅ γ
V
V
Peso específico = ?
P=V?
E
Figura 3.6 Principio de Arquímedes.
El volumen desalojado por el cuerpo es, en el caso de un pontón es el volumen de la
carena V. Como el peso de agua desalojado es, por definición, designado con el nombre de
desplazamiento, también puede expresarse este principio diciendo que el empuje es igual al
desplazamiento.
Primera condición básica de equilibrio:
Para que un cuerpo total o parcialmente sumergido en un fluido permanezca en equilibrio,
sin contacto alguno con otros cuerpos, la primera condición será que el peso del cuerpo y el
empuje que recibe el mismo sean fuerzas iguales y opuestas, ya que dichas fuerzas son las únicas
que actúan sobre el cuerpo en tales condiciones.
Peso = Empuje
Segunda condición básica de equilibrio:
El peso del cuerpo flotante y el empuje, además de ser iguales, deben estar sobre la misma
vertical a fin de anularse. Por lo tanto la segunda condición indica que el centro de gravedad G y
el centro de carena B del cuerpo flotante deben estar sobre la misma vertical.
Metacentro Transversal:
Puede suponerse un pontón con un cierto volumen de carena V. Su centro de carena B se
encontrará en la posición indicada en a). Si se escora el pontón un ángulo ?, pero manteniendo el
mismo volumen de carena V, el centro de carena cambiará y pasará a ser B’, tal como se indica en
81
b). El empuje que pasaba por B cuando el pontón no estaba escorado, pasará ahora por B’. Si se
prolonga la recta de acción de este último hasta cortar la recta de acción del primitivo empuje, se
tendrá un punto M. Este punto variará si se hace escorar la escora elegida. Teóricamente para
ángulos pequeños de escora (hasta 8° a 12°) el punto M es invariable. Para estos casos M recibe
el nombre de metacentro transversal inicial.
M
θ
B
B
B’
E
E
(a)
(b)
Figura 3.7
Refiriéndose ahora a la figura xxx, cuando la flotación del pontón es LF el volumen de la
carena es V y su baricentro, es decir, el centro de la carena es B. Si la flotación rota un ángulo
pequeño ?, pasando a ser L’F’, la carena seguirá siendo de volumen V, pero el centro de la carena
ahora será B’. Todo ocurre como si la cuña LOL’, de volumen v, cuyo baricentro es b, se hubiera
trasladado a FOF’, cuyo baricentro es b’, permaneciendo el resto de la carena inalterado.
M
θ
Volumen v
F’
L
θ
L’
H
b
b’
H’
O
B’
B
F
Volumen V
K
Figura 3.8
82
La traslación mencionada de parte del volumen de la carena originará la del baricentro de
la misma de B a B’, y para calcular esta última se utilizará el teorema de traslación que dice lo
siguiente:
“Si en un conjunto de pesos se mueve uno de ellos, el centro de gravedad del conjunto se
mueve paralelamente y en el mismo sentido una distancia igual a la del peso parcial multiplicada
por la relación entre dicho peso parcial y el peso total del conjunto”
Por lo tanto,
BB' = bb' ⋅
v
V
(3.29)
Como ? es un ángulo muy pequeño, bb’ puede reemplazarse por su proyección HH’= 2HO,
quedando,
BB' =
2 (v ⋅ HO )
V
(3.30)
La expresión entre paréntesis es un momento estático del volumen del plano LOL’ con
respecto al plano perpendicular de HO. Si se descompone la cuña en pequeños prismas (Fig. 3.9)
de base da y altura h = y ⋅ θ . El momento estático podrá expresarse con una integral,
v ⋅ HO =
∫ (da ⋅ h)
y=
∫ (da ⋅ y ⋅ θ ) y
(3.31)
da
y
?
?
h
Figura 3.9
Como ? es el mismo para todos los prismas, puede sacarse fuera de la integral, quedando
v ⋅ HO = θ ⋅ ∫ da ⋅ y 2
(3.32)
83
Esta última integral es por definición el momento de inercia de la mitad de la superficie de
flotación con respecto el eje Z. Designando a este momento de inercia por I, se tiene
v ⋅ HO = θ ⋅
I
2
(3.33)
Reemplazando en (3.30) se obtiene
BB' =
I
2 =θ ⋅ I
V
V
2 ⋅θ ⋅
(3.34)
De la Fig. 3.8 se deduce del triangulo BB’M
BB' = BM ⋅ θ
BM =
(3.35)
I
V
(3.36)
este segmento se llama radio metacéntrico transversal inicial.
En la práctica resulta mas cómodo fijar la posición de M con respecto a la línea de
construcción refiriéndose al segmento KM de la Fig. 3.10.
M
Radio metacéntrico =
I
V
B
Posición vertical del centro de carena
K
Figura 3.10
84
Equilibrio de un cuerpo flotante:
Se han definido anteriormente las condiciones básicas de equilibrio de un cuerpo flotante
(pontón).
A su vez, por el principio de Arquímedes, el empuje es igual al desplazamiento, lo que
equivale a que el peso y el empuje son iguales al desplazamiento; además, estas fuerzas deben ser
opuestas.(Fig.3.11 (a) )
Es sabido también, que la física enseña que el equilibrio de un cuerpo puede ser de tres
clases distintas:
a) Equilibrio estable, si al ser apartado el cuerpo ligeramente de su posición de equilibrio
tiende a volver a él.
b) Equilibrio inestable, si al ser apartado el cuerpo ligeramente de su posición de equilibrio
tiende a seguir apartándose.
c) Equilibrio indiferente, si al ser apartado el cuerpo ligeramente de su posición de
equilibrio, permanece en equilibrio en la nueva posición.
M
W
G
W
θ
G
B
B’
E
E
(a)
(b) Equilibrio Estable
GM > 0
85
W
W
G
M G
B’
B’
E
E
M
(c) Equilibrio Inestable
GM < 0
(d) Equilibrio Indiferente
GM = 0
Figura 3.11
Si se trata al flotador como un cuerpo cualquiera y se aparta ligeramente de su posición de
equilibrio imprimiéndole una pequeña escora ? (Fig. 3.11 (b)).El peso W seguirá aplicado en G y
el empuje E pasará por el nuevo centro de carena B’. Peso y empuje seguirán siendo iguales, pero
no serán fuerzas opuestas. Se puede apreciar de la figura que el cuerpo tiende a enderezar el
flotador debido a la posición de las fuerzas (equilibrio estable). Podría haber ocurrido que
después de escorar el flotador, el empuje quedara como en Fig. 3.11 (c) lo que origina una
inestabilidad ( equilibrio inestable); o en la posición de Fig.3.11 (d) en que las fuerzas siguen
siendo opuestas y el flotador continúa en equilibrio. (equilibrio indiferente).
En los 3 casos se puede prolongar la recta de acción del empuje del cuerpo flotante hasta
cortar la del peso del cuerpo obteniendo el punto M (metacentro transversal). Se puede apreciar
que en Fig. 3.11 (b) M está por encima de G; en Fig. 3.11 (c) por debajo; y en Fig. 3.11 (d)
coincide con G.
Se puede apreciar que las tres posibilidades de equilibrio del flotador corresponden
forzosamente a las tres posiciones relativas de M con respecto a G, teniéndose:
i.
Equilibrio estable, si GM = KM – KG >0
ii.
Equilibrio inestable, si GM = KM – KG <0
iii.
Equilibrio indiferente, si GM = KM – KG =0
Por lo tanto para verificar el equilibrio transversal debe cumplirse con la expresión:
86
GM = KM – KG >0
(3.37)
Escora debida a carga asimétrica:
Al aplicarse una carga a una estructura flotante fuera de su eje de simetría se produce una
modificación de su centro de gravedad, desplazándose en el plano horizontal y produciendo un
cierto ángulo de inclinación (escora). Las escoras pueden alcanzar grandes ángulos, pero como
para ángulos pequeños el metacentro no sufre un cambio en su posición original, el ángulo de
inclinación θ puede determinarse por la fórmula:
tanθ =
G G1
GM
(3.38)
donde:
GG1
= distancia horizontal entre el primer centro de gravedad ubicado en al plano de simetría
G y el nuevo centro de gravedad desplazado fuera del eje de simetría G1.
GM
= Altura metacéntrica.
En el diseño de estructuras civiles flotantes el ángulo de inclinación producido por la
aplicación de cargas asimétricas es importante puesto que influye en su operatividad. La norma
japonesa recomienda un ángulo máximo para la operatividad de estructuras de este tipo de 10%.
Inundación de compartimientos:
Una estructura flotante por lo general se conforma por una serie de compartimientos
estancos cuyo objetivo es atenuar el aumento del calado al detener el volumen que puede ser
ocupado por el agua a un máximo establecido al entrar por una posible fisura de una de las
paredes de la estructura. Si la avería se ha producido debajo de la flotación y el cielo del
compartimiento inundado está asimismo debajo de la flotación, el compartimiento se inundará
totalmente siempre que el aire pueda escapar por un venteo; si se forma un bolsillo de aire por no
poder escapar ésta, el compartimiento se inundará solo parcialmente, pero en ambos casos la
cantidad de agua embarcada permanecerá invariable una vez finalizada la inundación. El peso de
agua embarcada afectará la estabilidad inicial.
87
Para determinar el aumento del calado δH no puede calcularse directamente agregando un
peso conocido. El peso de agua embarcada dentro del compartimiento inundado dependerá, a su
vez de δH, ya que el nivel final en el mismo debe ser igual, por la libre comunicación, al nivel
externo.
De la primera condición básica de equilibrio se puede decir que:
Peso de agua embarcada = Desplazamiento suplementario
Por lo tanto, δH puede determinarse por la siguiente expresión:
δH =
v
A−a
(3.39)
donde:
v
= Volumen del compartimiento inundado hasta la flotación inicial (previa a la inundación).
A
= Superficie de flotación inicial (para toda la estructura).
a
= Superficie libre del agua dentro del compartimiento inundado.
Estabilidad transversal con compartimiento inundado:
En una estructura flotante cuando uno de sus compartimientos se llena el centro de
gravedad del sistema se ve modificado. La primera modificación de la posición del centro de
gravedad se debe al considerar el agua embarcada como peso sólido. El efecto que producen la
superficie libre y la libre comunicación con el medio líquido originan una elevación virtual GG’
dada por:
G G '=
i
A a u2
+
V (A − a) V
(3.40)
Donde:
Aya
= Definidas antes.
u
= Distancia del baricentro de la superficie a al eje longitudinal.
V
= Volumen de carena de toda la estructura una vez averiado.
88
El desplazamiento del centro de gravedad considerando primero el agua como peso sólido
y el desplazamiento dado por GG’ permiten hallar la posición final del centro de gravedad KG’’
y al obtener la posición de metacentro (correspondiente al calado después de la avería) puede
determinarse la altura metacéntrica G’’M y verificar posteriormente la expresión (3.37).
89
CAPÍTULO IV
“EJEMPLO DE CÁLCULO”
“Puente Moncul”
4.1 INTRODUCCIÓN
Con objeto de efectuar un cálculo estructural de un proyecto de puente flotante se indagó un
lugar que sea apto y, que por lo demás sean conocidas sus características geotécnicas y
ambientales. Si bien existen varios lugares donde es necesario la construcción de un puente y en
algunos de esos casos se dan condiciones inmejorables para la elaboración de un proyecto de
puentes flotantes, prácticamente es muy difícil obtener información de las condiciones
ambientales y características físicas del lugar, porque sencillamente no existe el material
necesario. La búsqueda entonces se enfocó en una parte donde actualmente exista un puente del
que se conozcan los estudios de suelos y topografía de la zona, o donde se vaya a ejecutar uno. La
elección fue el nuevo camino Carahue – Tirúa, en el cruce con el río Moncul, en la Novena
Región, y donde se encuentra el “Puente Moncul”, que sirvió de reemplazo al balseo existente.
Durante la ejecución de este proyecto se presentaron problemas por las difíciles condiciones del
suelo de fundación, que han llevado a elevar el presupuesto original.
4.2 CARACTERÍSTICAS PROYECTO ORIGINAL
El puente tiene una longitud total aproximada de 120 [m], con cepas distanciadas en 40[m]
entre sí. Tanto las cepas como los estribos se apoyan sobre pilotes metálicos de sección tubular
hincados. Ver figura 1 ANEXO C.
4.3 CARÁCTERÍSTICAS AMBIENTALES Y DEFINICIÓN DE CONDICIONES DE
DISEÑO
El río Moncul, nace en la laguna Trovolhue (38º29’S – 73º21’W) y termina en la cuenca
del río Imperial. En la desembocadura existe actividad pesquera y un centro de cultivo. Este río y
la laguna de la cual se origina están marcados por la salinidad, por su cercanía con el estuario del
río Imperial, en el cual se mezclan el agua salada del océano pacífico con el agua dulce del río de
origen pluvial. El agua dulce, más ligera que el agua salada, fluye sobre el agua del mar que entra
en el estuario dando lugar a una contracorriente.
El río Moncul es de corta extensión pero presenta un cauce bastante ancho que se
incrementa en la medida que desaparece con el estuario, además de su profundidad. A pesar de
que por su anchura y profundidad mueve grandes volúmenes de agua, presenta velocidades muy
bajas de escorrentía, solo en los meses de mayores precipitaciones presenta un leve aumento del
caudal.
91
La laguna Trovolhue se encuentra en la comuna de Carahue y tiene aproximadamente una
superficie de 250 hectáreas y en el habita una numerosa fauna acuática, como coipos, nutrias,
huillines, garzas, gaviotas, etc.
La zona de la laguna y su desembocadura al río Moncul se caracteriza por ser un humedal.
Es decir, en dicha zona costera, existe una interacción de ambientes marinos, terrestres y aéreos
caracterizada por una dinámica ecosistémica que hace de ellos un lugar altamente productivo, de
alta diversidad específica y esenciales en algunas etapas de los ciclos vitales de muchas especies,
como aves, peces, anfibios, pequeños mamíferos y numerosos invertebrados.
4.3.1 ANTECEDENTES GEOTÉCNICOS
Los antecedentes geotécnicos del terreno fueron obtenidos por el IDIEM de la
Universidad de Chile e interpretados por Petrus Ingenieros para Ingeniería Cuatro Ltda.
El subsuelo presenta un potente estrato, de espesor promedio comprendido entre 32 y 34
[m], constituido por suelos finos blandos normalmente consolidados, los cuales ofrecen una muy
baja capacidad portante y pueden inducir significativas deformaciones en los terraplenes de
acceso y solicitaciones laterales en los pilotes de los estribos.
Bajo el estrato blando, a cotas que fluctúan entre la – 24 [m], en el estribo del lado Tirúa,
y la – 35 [m], en el estribo del lado Carahue, se desarrolla un estrato de suelos finos rígidos de
aproximadamente 4.5 [m] de espesor, después del cual se encuentra un estrato de arena compacta
con trozos aislados de roca pizarra.
A continuación se describen las 3 unidades geotécnicas encontradas.:
HORIZONTE
DESCRIPCIÓN
U-1
Se desarrolla entre la superficie del terreno y 32 [m] de profundidad
promedio. Corresponde a limos plásticos de consistencia muy baja, con
un índice STP, N≤1
U-2
Se desarrolla bajo la unidad anterior con un espesor promedio de 4.5
[m] y corresponde a limos y arcillas de consistencia baja a media con un
índice STP promedio N=10
U-3
Se encuentra bajo la unidad anterior con un espesor reconocido de 5
[m], constituido por arenas finas con compacidad alta con un índice
STP, N>40.
92
La napa de agua se sitúa prácticamente sobre la superficie del terreno y probablemente sobre ella
en algunos períodos de alta pluviosidad.
4.3.2
TOPOGRAFÍA DE LA ZONA
De los resultados de los levantamientos topográficos realizados para el proyecto del
“puente Moncul” se desprende que la sección transversal de río presenta en la cota mas baja 9.67
[m] de profundidad. Esto es, 9.38 [m] de profundidad hasta la cota de marea mas baja
(equivalente a –0.29 [m] desde la cota cero). Ver figura x.
4.3.3 NIVEL DE MAREA
El río, en la zona estudiada tal como se explicó anteriormente, se ve influenciado por el
mar, por su cercanía a la costa, en el cambio de sentido de las corrientes, pero influye en la
misma medida en el nivel del agua, pues se presentan pequeñas variaciones de altura. Estas
variaciones de altura según lugareños no superan los ±30 [cm]. Las estadísticas que se conocen
acerca de las variaciones de altura de la marea son referidas al punto mas bajo de la sección
transversal del río en el lugar donde se pretende emplazar el puente:
Marea alta promedio
:
10.28 [m]
Marea baja promedio
:
9.38 [m]
Cota crecida normal
:
10.81 [m]
Cota de agua del 04/05/00 :
9.98 [m]
Cota crecida año 1980
:
11.62 [m]
Las características del río hacen posible que el o los pontones puedan ser trasladados
desde un astillero cercano hasta el lugar de destino, disminuyendo notoriamente los costos de
fabricación.
4.3.4 CORRIENTES
Las corrientes originadas por las diferencias de mareas existentes en la zona generan al
subir un flujo de entrada hacia el interior y al bajar generan un flujo contrario (flujo y reflujo
respectivamente). Además de esto debe considerarse las corrientes provocadas por el
escurrimiento de agua dulce proveniente de las crecidas del río Moncul.
93
Para estimar el caudal de crecidas del río no se cuenta con una estación fluviométrica
cercana, ni con mayores datos para un mejor análisis, sin embargo, dentro de la información
disponible acerca del proyecto de construcción del puente sobre el río Moncul, se estimó que la
velocidad de la corriente hacia aguas abajo es de escasa magnitud, estimándose en unos 0.5 [m/s],
de acuerdo a mediciones de personal de la obra de construcción del puente sobre el Río Moncul,
en crecida normal.
4.3.5 VIENTOS
Para determinar un valor de diseño de la velocidad máxima del viento reinante en la zona
es necesario conocer de estadísticas de mediciones en cierto periodo de años, para posteriormente
determinar un valor para un cierto periodo de retorno.
-
Determinación de la velocidad del viento:
Para determinar la velocidad máxima del viento se considerará un período de retorno de
T=50 años, según recomendaciones de la norma japonesa de Puertos. Las direcciones
consideradas serán W y SW, los cuales presentan las condiciones mas desfavorables, para inducir
solicitaciones de importancia (generación de oleajes), en sentido del eje transversal del puente.
La estación meteorológica mas representativa de la zona del Río Moncul se encuentra en
Temuco. Se utilizarán estadísticas de vientos obtenidas de la Estación Meteorológica de la
Universidad Católica de Temuco. Las coordenadas de la estación son:
Latitud
: 38º 44’ Sur
Longitud
: 72º 36’ Oeste
Altura
: 110 m. (sobre el nivel del mar)
Las estadísticas utilizadas serán las de vientos máximos mensuales por direcciones y las
de vientos medios mensuales, entre el periodo 1992-2002, de la estación antes mencionada.
En Anexo A se incluyen tablas de velocidades medias mensuales por dirección (Vm), con
sus respectiva frecuencia absoluta (N0) entre el periodo 1992-2002, en la estación meteorológica
de la Universidad Católica de Temuco. Para obtener una mejor visualización de la información
entregada en estas tablas, se construirán las tablas mencionadas antes las tablas de “frecuencias
medias mensuales por dirección” y “velocidades medias mensuales por dirección” para el periodo
completo 1992-2002.
94
El método de elaboración de la tabla “frecuencias medias mensuales por dirección” es el
siguiente:
-
Se suman todas las frecuencias absolutas (No) de cada mes y dirección en los 11 años de
estadísticas (1992-2002), obteniendo el número de observaciones.
11  Diciembre
N T = ∑  ∑
K =1  i = Enero
-
Noroeste
∑ No
j = Norte
ij

K


(4.1)
Se suman las frecuencias absolutas (No) de un mes i y de un mes j determinadas, de cada
una de las 11 tablas, obteniéndose el número de mediciones nij y la frecuencia del viento
para un mes y dirección fij será el cuociente entre nij y NT:
11
nij = ∑ Noij
(4.2)
K =1
f ij =
nij
NT
⋅ 100
(4.3)
Por lo tanto, se obtiene:
N
NE
E
SE
S
SW
W
NW
ENE
0,28
0,32
0,21
0,26
0,28
3,69
2,71
1,02
FEB
0,29
0,24
0,24
0,24
0,24
1,06
1,25
0,79
MAR
0,44
0,53
0,61
0,48
0,39
2,39
2,41
1,44
ABR
0,65
0,58
0,92
0,33
0,23
1,86
1,83
2,02
MAY
1,45
1,12
0,86
0,41
0,17
0,76
1,76
2,32
JUN
1,66
1,43
0,84
0,33
0,14
0,56
1,37
2,23
JUL
1,32
1,72
0,67
0,34
0,17
0,75
1,69
2,09
AGO
1,25
1,24
0,54
0,27
0,25
1,25
1,93
2,13
SEP
0,82
0,86
0,48
0,32
0,24
1,86
2,11
1,87
OCT
0,71
0,52
0,38
0,40
0,31
2,54
2,34
1,65
NOV
0,40
0,35
0,35
0,40
0,35
2,94
2,40
1,32
DIC
0,18
0,31
0,35
0,29
0,40
3,39
2,59
1,34
Tabla N°4.1 Frecuencias medias mensuales por dirección en la Estación meteorológica de la Univ. Católica de
Temuco. Periodo 1992-2002 (Fuente: Anuarios Climatológicos 1992 al 2002. Universidad Católica de Temuco.)
El método de elaboración de la tabla “velocidades medias mensuales por dirección” es el
siguiente:
95
Se construye una sumatoria del producto de Vm y No en un mes y dirección determinado, en los
11 años de estadísticas:
 11

Vij =  ∑ (Vmij Noij ) N ij
 K =1

(4.4)
Por lo tanto, se obtiene:
N
NE
2,53
3,07
5,85
4,03
5,86
8,98
5,73
8,28
6,02
5,19
4,09
5,05
ENE
FEB
MAR
ABR
MAY
JUN
JUL
AGO
SEP
OCT
NOV
DIC
1,83
2,53
2,43
3,20
4,01
5,35
5,24
4,88
4,71
3,54
1,60
2,30
E
SE
2,25
3,40
2,72
2,93
3,46
4,75
4,41
4,45
4,24
3,03
2,46
2,63
S
3,88
3,16
2,88
3,00
2,14
3,07
2,91
5,18
2,98
4,39
3,07
3,90
SW
6,26
5,21
3,65
2,78
3,95
3,31
3,70
4,48
4,47
5,79
6,06
5,53
W
6,01
4,80
4,37
3,08
3,04
5,00
3,61
4,58
4,79
5,28
5,62
5,47
4,17
4,38
3,82
2,58
2,38
4,62
3,55
3,24
3,95
3,98
4,72
4,26
NW
3,62
4,16
4,42
4,79
5,66
8,21
6,94
6,62
6,30
6,32
4,98
4,89
Tabla N°4.2 Velocidades medias mensuales por dirección en la Estación meteorológica de la Univ. Católica de
Temuco. Periodo 1992-2002. (Fuente: Anuarios Climatológicos 1992 al 2002. Universidad Católica de Temuco.)
AÑO
ENE
FEB
MAR
ABR
MAY
1992 39 SW
56 W
87 NW
47 NW
78 W
1993 57 SW
65 s/o
64 N
87 NW
111 NW
1994 42 SW
48 NW
37 NW
93 NW
77 NW 104 N
1995 48 NW
53 SW
47 NW
63 N
59 NE
111 N
80 NW
106 N
1996 49 W
61 NW
63 W
53 NW
73 N
105 N
81 NW
77 N
1997 46 NW
67 W
43 W
81 NW
79 NW 113 N
69 NW
64 NW 84 N
1998 53 SW
44 SW
66 N
77 N
80 N
81 N
77 N
1999 46 NW
53 N
61 NW
36 SW
92 NW
84 N
63 NW
2000 70 W
75 NW
43 N
47 NE
55 N
105 N
58 N
2001 88 NW
47 W
74 N
51 NW
67 N
90 N
93 N
82 NW
81 NW
112 NW
2002 67 NW s/o s/o
AGO
SEP
OCT
NOV
DIC
72 NW 71 NW
JUN
JUL
63 N
60 NW
61 NW
50 NW
50 W
87 N
68 NW
69 NW 46 N
52 NW
57 NW
58 N
77 N
57 NW 98 NW
46 NW
54 W
56 NW
61 NW
56 NW
39 W
44 SW
52 NW
55 NW
50 NW
44 W
60 N
62 NW
58 NW
54 NW 48 W
40 SW
45 SW
49 NW
73 N
53 SE
50 E
52 NE
67 NW 66 NW
62 N
55 NW
54 NW
91 NW 54 NW
51 N
59 SW
50 NW
87 N
80 NW
69 NW
56 W
91 NW 72 NW
75 NW
94 N
Tabla N°4.3 Vientos máximos mensuales en [Km/hr] en la Estación meteorológica de la Univ. Católica de Temuco.
Periodo 1992-2002 (Fuente: Anuarios Climatológicos 1992 al 2002. Universidad Católica de Temuco.)
Para obtener una serie de valores extremos anuales, para las direcciones requeridas, se
debe obtener una estadística de vientos máximos mensuales para dichas direcciones, la cual no se
tiene. Sin embargo en las Tablas Nº4.1 y Nº4.2, se puede observar que los vientos de W y SW
tienen mayor frecuencia entre agosto y febrero, bajando considerablemente su frecuencia entre
marzo y julio. Se refleja también en el promedio de velocidades medias.
96
En la Tabla Nº4.3 se puede apreciar que los vientos máximos mensuales ocurren en las
direcciones que tienen mayor frecuencia. Los máximos vientos del SW y W ocurren entre agosto
y febrero, y los máximos vientos del N y NW ocurren entre mayo y julio, que coinciden con los
meses de mayor intensidad y mayor frecuencia.
Por lo tanto se puede concluir que los vientos máximos mensuales, para cada dirección,
ocurren en el periodo de tiempo en que su frecuencia e intensidad son mas altos.
Para el caso de los vientos del W y SW este periodo es de agosto a febrero, por lo tanto para
obtener la serie de valores extremos anuales de dichos vientos se puede utilizar la Tabla Nº4.3.
teniendo la seguridad que los vientos mensuales en un año serán los que la tabla entrega.
Por lo tanto, la serie de valores extremos anuales de vientos mensuales está dada por la siguiente
tabla:
AÑO
VELOC. [km/h]
DIRECCIÓN MES
1992
56
W
FEB
1993
57
SW
ENE
1994
54
W
NOV
1995
53
SW
FEB
1996
63
W
MAR
1997
67
W
FEB
1998
53
SW
ENE
1999
36
SW
ABR
2000
70
W
ENE
2001
59
SW
NOV
2002
56
W
DIC
Tabla N°4.4 Serie de valores extremos anuales de vientos máximos mensuales en dirección W y SW.
Para obtener la velocidad máxima del viento en un periodo de retorno T=50 años con la
serie observada de valores extremos, se utilizará la distribución de valores extremos tipo Gumbel.
Esta es:
FX = e − e
−Y
(4.5)
con:
y = a( x − u )
(4.6)
SY
SX
(4.7)
a=
97
∑ (Y − Y )
2
SX =
(4.8)
n
A continuación se entregan valores de Y y SY para diferentes tamaños de muestra N.
Tabla N°4.5 Valores de
N
Y
SY
20
0.52
1.06
30
0.54
1.11
40
0.54
1.14
50
0.55
1.16
60
0.55
1.17
70
0.55
1.19
80
0.56
1.19
90
0.56
1.20
100
0.56
1.21
≥200
0.57
1.28
Y y SY para diferentes tamaños de muestra N.
Se obtiene los siguientes datos:
X = 56.72
S X = 8.486
Y = 0.502
SY = 1.015
a = 0.1196
u = 52.52
Por lo tanto se tiene que la Velocidad Máxima para un período de retorno T=50 años igual a
VMAX = 85.14 [km/h].
98
4.3.6 PREDICCIÓN DE OLEAJE
Dadas las características de la zona en estudio, el oleaje incidente es influenciado por el
viento predominante. Por lo tanto una estadística de vientos es fundamental para la determinación
de la magnitud del oleaje de diseño.
Como no existen mediciones directas de oleaje, puede determinarse la altura de ola
significativa H1/3 (definido en el capítulo anterior) por el método S-M-B propuesto por Svendrup
y Munk y modificado por Bretschneider indicado en la norma Japonesa de diseño de puertos.
Estima la altura de ola y el período de olas significativas desde la velocidad del viento, duración
y longitud del Fetch en un campo de viento.
Las fórmulas son las siguientes:






1
= 0.3 ⋅ 1 −

1/ 2 2

 
g⋅F   
 1 + 0.004 2   
 U   
 
(4.9)






g ⋅ T1 / 3
1
= 1.37 ⋅ 1 −

1/ 3 5
2 ⋅π ⋅U

 
g⋅F   
 1 + 0.008 2   
 U   
 
(4.10)
g ⋅ H1 / 3
U2
tmin =
0.793 F
(U F )
2
1/ 4
(4.11)
donde:
H1/3
: Altura de ola significativa [m]
T1/3
: Período de ola significativa [s]
U
: Velocidad del viento a 10 [m] de la superficie marina [m/s]
F
: Largo del Fetch [m]
g
: Aceleración de gravedad [m/s2], g = 9.8 [m/s2]
tmin
: Persistencia mínima para generar oleaje [hrs]
99
-
Persistencia del viento:
Para tener un oleaje completamente desarrollado en el Fetch y para el viento que se tiene,
se necesita de un viento cuya velocidad persista en el tiempo mas allá de un cierto tiempo
mínimo. (tmin). Para obtener la velocidad media del viento para otras persistencias, puede usarse
el método propuesto por Simiu y Scalan [1]:

Ut
 45  
= 1.277 + 0.296 tanh  0.9 log  
U 3600
 t 

(4.12)
1<t<3600seg
Ut
= −0.15 log t + 1.5334
U 3600
(4.13)
para 3600<t<36000seg
donde:
Ut
: Velocidad del viento con persistencia t
U3600 : Velocidad del viento con persistencia de 1 hora
t
: Tiempo de persistencia del viento
Resolviendo para U600=85.14 [km/h] se tiene U3600=81.08 [km/h].
Finalmente, para obtener una velocidad de viento con cierta persistencia mínima que logre
generar oleaje, debe iterarse entre las ecuaciones (4.11) y (4.12) o (4.13) según corresponda.
Según cartas geográficas de la zona el Fetch no supera los 250 metros. Por lo tanto, de acuerdo a
los datos iniciales que a continuación se resumen se obtendrá la velocidad del viento y su
persistencia en el tiempo mínima para generar oleaje.
U3600 : 81.08 [km/h] ? 22.52 [m/s]
F
: 250 [m]
100
U [m/s]
tmin [hr]
Ecuaciones (4.12) , (4.13)
Ecuación (4.11)
3600
22.52
0.0591
212.69
25.14
0.0559
201.30
25.24
0.0558
200.90
25.25
0.0557
200.86
25.25
0.0557
t [seg]
Se estima entonces, que la velocidad estandarizada del viento para generar el oleaje de diseño es
de U=25.25 [m/s]
Y por último, evaluando las ecuaciones (4.9) y (4.10) se obtiene las altura H1/3 y T1/3.
H1/3=0.3 [m]
T1/3=1.3 [seg]
Este resultado de altura de ola significativa no considera posibles fenómenos asociados al
oleaje, tales como refracción, difracción, etc. (ver punto 3.3.7). un análisis mayor para cuantificar
estos fenómenos implicaría obtener un valor de altura de ola menor aún, minimizando las
solicitaciones por concepto de oleaje a tal punto de no ser necesario considerar.
4.4 CONDICIONES GENERALES DE DISEÑO
4.4.1 PERIODO DE DISEÑO.
De acuerdo a lo expresado en capítulos anteriores, se diseñará para un periodo de diseño
de T=50 años, según recomendaciones de la Norma japonesa para el diseño de puertos.
4.4.2 NIVEL DE MAREA MÁXIMO
Para el diseño se considerará la altura de cota de máxima crecida del año 1980 de acuerdo
tal como se indica en el punto 4.3.3. por lo tanto la altura de diseño será de HD=11.62 [m].
101
4.4.3 VELOCIDAD MÁXIMA DE CORRIENTE MARINA
La velocidad de diseño corresponderá a la velocidad máxima instantánea que tiene un
valor de VC=0.5 [m/s], según punto 4.3.4.
4.4.4 VIENTO MÁXIMO
Se diseñará para las magnitudes extremas de velocidad de viento que para los vientos
predominantes de acuerdo al punto 4.3.5, es VMAX = 85.14 [km/h].
4.4.5 ALTURA DE OLA DE DISEÑO
El altura de Ola significativa diseño, definida como el parámetro representativo del oleaje,
de acuerdo al punto 4.3.6, será de H1/3=0.3 [m]
4.4.6 EMBARCACIÓN DE IMPACTO DE DISEÑO
La estructura no se diseñará para recibir atraque de embarcaciones, sin embargo se
diseñará para un eventual impacto de naves menores, considerando que la zona a estudiar ofrece
las alternativas para una navegación de embarcaciones de tamaño medio.
Se consideran lanchas de 7 [m] de eslora y 2 [m] de manga, con un calado a plena carga de 1.4
[m].
Si bien, las velocidades de atraque de embarcaciones no suelen superar los 15 [cm/s], con
ángulos de 20º, esto corresponde a una situación programada de antemano. En caso de producirse
impacto de una embarcación como la indicada para diseño se considerará una velocidad que
condice mas con la realidad, para la situación verdaderamente eventual, esta es 10 [km/h] con una
dirección de impacto de 30º con respecto al eje longitudinal del puente.
4.4.7 CARGAS DE DISEÑO
Se contempla una sobrecarga de camión AASHTO HS20-44, por ser el mayor que
contempla la norma y porque actualmente se está exigiendo en la mayoría de los puentes en
Chile. La forma de aplicación de este tipo de cargas se detalla en el Capítulo 3, punto 3.3.2
“Cargas de Vehículos”.
102
4.4.8 DEFINICIÓN DE CARGAS Y SU COMBINACIÓN
-
Cargas permanentes:
Correspondiente al peso total de todos los elementos que conforman la estructura. Son las
cargas presentes durante todo el período de servicio de la estructura.
-
Cargas de servicio:
Cargas derivadas de la utilización de la estructura y que están constituidas por las sobrecargas
y las cargas de trabajo.
-
Cargas ambientales:
Cargas producidas por el medio ambiente, tales como la presión del agua, viento, etc.
-
Combinación de cargas:
Se aplicarán las correspondientes combinaciones de carga dependiendo del método de diseño
que se aplique en cada situación.
4.4.9 METODOS DE DISEÑO
-
Cálculo de elementos de Hormigón Armado se empleará el método de carga a la rotura
basado en el Código ACI.
-
Cálculo de elementos en Acero se utilizará el método de tensiones admisibles de acuerdo a la
Norma Norteamericana AISC y la norma Chilena NCh427.
-
Cálculo y diseño de acuerdo a la American Association of State Highway and Transportation
Officials AASHTO.
-
Cálculo y diseño de acuerdo a las recomendaciones de la norma Japonesa de Puertos.
4.5 CONDICIONES ESPECIALES DE DISEÑO
4.5.1 ÁNGULO LÍMITE PUENTE BASCULANTE
La pendiente máxima del puente en cualquier estado de solicitación y ante cualquier nivel
de marea deberá ser menor a 10%, de acuerdo a recomendaciones del Manual de Carreteras (Vol.
3, Instrucciones de Diseño) para una velocidad de diseño de 30 [Km/hr.].
103
4.5.2 FLECHA LÍMITE PUENTE BASCULANTE
Para elementos simplemente apoyados o continuos se permite una flecha máxima, de
acuerdo a la norma AASHTO esta es L/800 en zonas no urbanas.
4.6 DESCRIPCIÓN DEL TIPO DE ESTRUCTURA ELEGIDA
En figura 2 ANEXO C se entrega solución flotante para el Puente Moncul.
4.6.1 PUENTE BASCULANTE
El diseño elegido se basará en una estructura del tipo reticular de acero, con enrejados
laterales apoyados sobre vigas longitudinales y travesaños sobre los que se dispondrán vigas
longitudinales destinadas a recibir una carpeta de rodado. Se elige un puente pivotante de estas
características, principalmente porque se puede obtener una estructura mas liviana, disminuyendo
así el peso que deberá soportar el pontón que sirve de apoyo al enrejado en uno de sus extremos.
Además, esta configuración se comporta de excelente forma ante las distintas solicitaciones a que
se verá afectada, tales como la torsión que pueda generar el oleaje. En proyectos con niveles de
solicitaciones similares por lo general siempre se considera este tipo de configuración, como son
los muelles flotantes construidos en nuestro país.
Para la elección del material a emplear en la carpeta de rodado se analizarán diferentes
alternativas, tales como: losa de hormigón armado, madera y acero.
En el proyecto “Puente Moncul” se contemplan 10 [m] de ancho para la calzada y 1.2 [m]
en cada acera, lo que entrega un ancho total de 12.4 [m]. El ancho del tramo basculante estará
regido en lo posible a cumplir con las dimensiones del puente original.
4.6.2 ESTRUCTURA FLOTANTE
La elección de la configuración flotante, pasa por una del tipo b) del punto 2.1.1. y
diseñando las uniones entre pontones de tal manera que exista una buena distribución de
esfuerzos, como si fuera una sola gran viga, emulando la técnica desarrollada por
norteamericanos. Para la determinación de las dimensiones de cada pontón se considera las
experiencias de otros construidos en nuestro país, y como se ha logrado construir sin problemas
pontones de 40 [m], se diseñarán de esta longitud máxima.
104
a) SELECCIÓN DEL MATERIAL DE DISEÑO
Se descarta el diseño en acero por los siguientes motivos:
-
Baja inercia de los pontones:
Puesto que el diseño de pontones en acero permite obtener estructuras mas livianas que en
hormigón armado, y dado que los pontones tendrán una menor masa que los vehículos de diseño
que puedan pasar para combinaciones de cargas desfavorables, la estructura presentará una
menor resistencia al impacto, lo que puede traducirse en mayores desplazamientos de los
pontones con un respectivo aumento de tensiones en los sistemas de amarre y anclaje,
encareciendo estos últimos o provocando la infactibilidad de utilización de algunos de ellos.
Además, dada la mayor flexibilidad del acero, en comparación con el hormigón armado, se
pueden producir deformaciones irrecuperables en los elementos que conforman los pontones,
diminuyendo la resistencia de los mismos y aumentando la posibilidad de filtración y corrosión,
al mismo tiempo.
-
Alto costo de mantención:
El acero presenta una baja resistencia contra la corrosión producida por el agua, peor aún con
el agua salada. Como consecuencia de lo anterior, además de la disminución de resistencia física
que se produce en los elementos expuestos a la acción de este agente, el diseño de los pontones
en acero debe contemplar la utilización de sistemas de protección adecuados contra la corrosión,
tales como capas de pintura anticorrosiva, tratamientos especiales (llámese protección catódica,
zincado, etc.) además de un adecuado programa de mantención de los mismos, principalmente a
través de repintados periódicos.
El hormigón postensado presenta algunas ventajas con respecto al hormigón armado. En
ambos sistemas constructivos no se producen fisuras en el hormigón debido a la tensión
aplicada, por lo que se evita la corrosión de la armadura y se asegura al mismo tiempo la
impermeabilidad. Si bien, con hormigón postensado es posible alcanzar longitudes mayores de
los elementos y permite el adelgazamiento del espesor de estos mismos que si se utiliza
hormigón armado, requiere mejor tecnología de construcción. De no contar con infraestructura
necesaria resulta muy difícil la fabricación in situ. Además requiere mano de obra especializada.
Con objeto de facilitar la construcción y minimizar los costos de implementación de una
solución de este tipo, los pontones se diseñarán en hormigón armado, por ser un material que
105
presenta buena resistencia al agua y no se ve afectado en gran medida a la corrosión, se comporta
muy bien a todo tipo de solicitaciones y posee buena resistencia al fuego.
4.6.3 SISTEMA DE ANCLAJE
Se analizaran alternativas en base a cadenas de acero y de fibra sintética, con muertos de
anclaje del tipo gravitatorio, dadas las características del fondo marino al ser ambos mas
económicos que un sistema de anclaje fijo.
4.6.4 FITTING
Se contemplan los siguientes elementos:
-
Bita de amarre
-
Pasada de la cadena
-
Fijación de la cadena al pontón y al muerto de anclaje.
-
Escotilla de acceso.
-
Defensas
4.6.5 PUENTE DE ACCESO
No se alterará las características de la estructura de acceso, pues el ejercicio se centrará mas en
materias mas relacionadas con la flotabilidad..
4.7 CÁLCULO
4.7.1 PUENTE BASCULANTE
a) PROPIEDADES FÍSICAS Y GEOMÉTRICAS
La estructuración se basa en 3 enrejados laterales de acero soportadas sobre un tablero
metálico, por sobre el cual descansará una carpeta de rodado, conformada por asfalto de 5 [cm].
DIMENSIONES
Longitud (L)
=
Ancho (B)
= 12.4 [m]
Alto (H)
=
40 [m]
5.3[m]
106
Separación a ejes de cada enrejado =
Ancho de acera
=
5 [m]
1.2 [m]
b) ESTRUCTURACIÓN Y DISEÑO
Las condiciones de apoyo consideradas corresponden a las de un elemento simplemente
apoyado, es decir, un apoyo móvil en un extremo y otro apoyo fijo. En este caso se considera un
apoyo rotulado fijo en la unión del enrejado con el puente de acceso y un apoyo móvil o
deslizante en la unión de la misma con los pontones. De esta forma se absorbe las variaciones del
nivel de agua sin dañar la estructura.
c) BASES DE CÁLCULO
El enrejado de acero se diseñará considerando un comportamiento elástico de sus
elementos que la constituyen y conforme a la Norma norteamericana AISC en complemento con
la Norma de Diseño de puentes AASHTO (American Association of State Highway and
Transportation Officials) y bibliografía vigente. Para la selección de perfiles comercialmente
disponibles se utilizarán las tablas de los manuales de CINTAC e ICHA.
d) CÁLCULO DE ELEMENTOS
Se contempla un análisis estático del enrejado espacial que será desarrollado por medio
del programa SAP2000 no lineal versión 6.11, para los diferentes estados de carga y combinación
de ellos. Este programa se encuentra disponible en el Instituto de Obras Civiles de la Universidad
Austral de Chile.
Dentro del enrejado como conjunto se distinguen varios tipos de elementos, estos son:
cordón superior, cordón inferior, diagonales, verticales, arriostramientos, travesaños y largueros.
Se considera que cada nudo perteneciente al enrejado posee los 6 grados de libertad
correspondientes a desplazamientos y giros en cada una de las tres direcciones (x,y,z). Se
considera un espesor mínimo de 5 [mm] para todos los elementos, debido a que la corrosión
constituye uno de los principales factores que podrían afectar a la estructura durante su vida útil.
Este espesor mínimo no garantiza que no se requiera tratamientos anticorrosivos ni mantenciones
periódicas.
107
Se utilizará la propiedad del programa SAP2000 para diseñar cada uno de los elementos
mediante el método de tensiones admisibles ASD-89 de acuerdo a la Norma Norteamericana
AISC, chequeando los resultados obtenidos del diseño en planilla electrónica.
A
B
Figura N°4.1 Elevación enrejado Puente Basculante.
d.1) CARGAS Y SOBRECARGAS DE USO
Para esta estructura se contemplan 11 estados de carga con 13 combinaciones entre ellas.
A continuación se describe cada una de ellas.
-
Estados de carga:
LOAD1 : Peso propio de los elementos calculados por el programa, entiéndase por
cordón superior, cordón inferior, verticales, diagonales, arriostramientos y
travesaños.
PPCV
: Cargas de otros elementos no considerados, tales como largueros, plancha de
acero bajo la carpeta de rodado, carpeta de rodado en asfalto, baranda en
ambos extremos del puente, defensa de hormigón a ambos lados del enrejado
intermedio.
1CM
: Un camión en la posición mas desfavorable del puente (muy cerca de la mitad
respecto a los apoyos en los extremos, en pista derecha.
2CM
: Un camión en la posición mas desfavorable del puente (muy cerca de la mitad
respecto a los apoyos en los extremos, en pista izquierda
1CBA
: Un camión sobre el apoyo del borde A en pista derecha
2CBB
: Un camión sobre el apoyo del borde B en pista izquierda
SCPP1
: Sobrecarga para pasarela peatonal en pista izquierda = 400 [kg/m2]
SCPP2
: Sobrecarga para pasarela peatonal en pista derecha = 400 [kg/m2]
CFMM
: Carga fija que simula mas de un camión en una pista, para momento flector
distribuida en ambas pistas. Equivale a una carga puntual + una carga
distribuida.
108
: Carga fija que simula mas de un camión en una pista, para corte distribuida en
CFMC
ambas pistas. Equivale a una carga puntual + carga distribuida.
CFMCX : Carga fija que simula mas de un camión en una pista, para corte distribuida en
una sola pista. Equivale a una carga puntual + carga concentrada. Carga
necesaria para evaluar a futuro la estabilidad del pontón. X Denota que puede
ser a la izquierda(1) o a la derecha (2)
Nota
: Las cargas de camión se aumentan en un 20% de acuerdo las exigencias del Ministerio de Obras
Públicas M.O.P.
-
Combinaciones de carga:
COMB1
: LOAD1 + PPCV
COMB2
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CM)
COMB3
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (2CM)
COMB4
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CM) + 1.2 x (2CM)
COMB5
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CBA)
COMB6
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (2CBB)
COMB7
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CBA) + 1.2 x (2CBB)
COMB8
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CBA) + 1.2 x (2CM)
COMB9
: LOAD1 + PPCV + 1.2 x (1CM) + 1.2 x (2CBB)
COMB10 : LOAD1 + PPCV + SCPP1 + SCPP2 + 1.2 x (1CM)
COMB11 : LOAD1 + PPCV + 1.2 x (CFMM)
COMB12 : LOAD1 + PPCV + 1.2 x (CFMC)
COMB13 : LOAD1 + PPCV + 1.2 x (CFMC1)
COMB14 : LOAD1 + PPCV + 1.2 x (CFMC2)
d.2) CÁLCULO DE LARGUEROS
A continuación se calculará la sección necesaria para los largueros del puente Basculante. No se
considera el aporte estructural que pueda tener la carpeta asfáltica considerada para el rodado de
vehículos.
PERFIL IN25X54.4
A
=
69.3 [cm2]
IX
=
8350 [cm4]
WX
=
668 [cm3]
h
=
22.2 [cm]
t
=
0.6[cm]
109
=
50 [kg./ml]
Peso Propio Plancha de acero =
23.55 [kg./ml]
Peso Propio Asfalto
Peso Propio viga IN25X54.4
=
50.4 [kg./ml]
?
=
127.95 [kg./ml]
S = 50 [cm]
CARPETA ASFÁLTICA
ESPESOR = 6 [cm]
ACERO ESPESOR = 0.6 [cm]
X
X
25 [cm]
Y = 15.17 [cm]
VIGA IN25X54.4
20 [cm]
Y =
∑ Y ⋅ A = 12.5 ⋅ 69.3 + 25.3 ⋅ 0.6 ⋅ 50 = 15.17
69.3 + 0.6 ⋅ 50
∑A
[cm]
IVIGA = 8350 + 69.3 ⋅ (15.17 − 12.5)2 = 8899.63 [cm4]
I PLACA =
50 ⋅ (0.6)3
+ (50 ⋅ 0.6) ⋅ (25.3 − 15.17) 2 = 3079.4 [cm4]
12
IT = 11979.03 [cm4]
q=127.95 [kg./ml]
P=7257 x 1.3 [kg]
q ⋅ L2 127.95 ⋅ (4) 2
MD =
=
= 255.9 [kg.m] , carga muerta
8
8
110
ML =
P ⋅ L 7257 ⋅ 1.3 ⋅ 4
=
= 9434.1 [kg.m], carga viva, P carga de camión + impacto (30%)
4
4
VD =
q ⋅ L 127.95 ⋅ (4)
=
= 255.9 [kg.]
2
2
VL =
P 7257 ⋅ 1.3
=
= 4717.05 [kg.]
2
2
Momento de trabajo:
M T = M D + M L = 969000 [kg.cm]
Corte de trabajo:
VT = VD + VL = 4972.95 [kg.]
Tensiones de trabajo por flexión:
Tracción:
f f T TRABAJO =
M T ⋅ YT 969000 ⋅ 15.17
=
= 1227.12 [kg/cm2] Controla!
11979.03
IT
Compresión:
f f C TRABAJO =
M T ⋅ YC 969000 ⋅ 10.43
=
= 843.70 [kg/cm2]
IT
11979.03
Tensión de trabajo por Corte:
fV TRABAJO =
V
4972.95
=
= 373.3 [kg/cm2]
h ⋅ t 22.2 ⋅ (0.6)
Esfuerzos admisibles:
Flexión:
f f ADM = 0.6 ⋅ σ Y = 1440 [kg/cm2]
Corte:
fV ADM = 0.4 ⋅ σ Y = 960 [kg/cm2]
f f T TRABAJO <
f f ADM
fV TRABAJO < fV ADM
Ok!
Ok!
111
Chequeo deformaciones:
δ TRABAJO =
P ⋅ L3
5 ⋅ q ⋅ L4
+
48 ⋅ E ⋅ I 384 ⋅ E ⋅ I
δ TRABAJO
7257 ⋅ 1.3 ⋅ (400)3
5 ⋅127.95 ⋅ (400)4
=
+
= 0.53 [cm]
48 ⋅ (2040000) ⋅ (11979.03) 384 ⋅ (2040000) ⋅ (11979.03) ⋅ 100
δ ADM =
L
400
=
= 0.5 [cm]
800 800
δ TRABAJO ≈ δ ADM Ok!
∴ Se utilizará perfil IN25X54.4
d.3) CÁLCULO DE BARANDA PEATONAL
A’
100 [kg./ml]
TUBO ACERO ø = 2” ESPESOR 2 [mm]
TUBO ACERO ø = 5/8” ESPESOR 2 [mm]
1 [m]
PLANCHA ACERO
ESPESOR =5 [mm]
A’
TUBO 2” e = 2 [mm]
0.5 [m]
0.5 [m]
P
= 2.41 [kg/ml]
A
= 3.07 [cm2]
W = 3.60 [cm3]
TUBO 5/8” e = 2 [mm]
P
= 0.68 [kg/ml]
A
= 0.87 [cm2]
112
W = 0.27 [cm3]
Diseño de Pasamanos:
q=100 [kg./ml]
MD =
q ⋅ L2 100 ⋅ (1) 2
=
= 12.5 [kg.m] , carga muerta
8
8
WTRABAJO =
12.5 ⋅ 100
= 0.87 [cm3] < WADM = 3.6 [cm3]
1440
Ok!
∴ Se utilizará en el pasamanos un tubo de ø 2”. Se reforzará con 2 tubos de ø5/8”.
Diseño Pilar baranda:
B’ – B’
S.C.= 50 [kg.]
5 [cm]
1 [m]
B’
B’
0.5 [cm]
A’ – A’
Sobrecarga = 100 [kg/ml], de acuerdo a NCh 1537 Of.86 “Cargas Permanentes y sobrecargas de
uso”.
M = P ⋅ L = 50 ⋅ 100 = 5000 [kg.cm]
I =
0.5(5)3
= 5.208 [cm4]
12
113
WTRABAJO =
WADM =
M 5000
=
= 3.47 [cm3]
σ f 1440
I 5.208
=
= 2.08 [cm3], con 2 pilares de la misma sección WADM = 4.10 [cm3]
Y
2.5
WTRABAJO < WADM = 3.47 [cm3]
Ok!
∴ Se utilizará un perfil de 5x0.5 [cm] de sección como pilar de baranda cada 50 [cm].
d.4) DISTRIBUCIÓN DE CARGAS SOBRE LARGUEROS A LOS TRAVESAÑOS:
Hipótesis
: Los largueros se suponen apoyados simplemente sobre los travesaños. De
acuerdo a esta suposición se efectúa la distribución de cargas.
Distribución debida a Pesos Propios:
Largueros, Placa de acero, carpeta asfáltica:
Con un espaciamiento entre cada larguero S = 0.5 [m] se tiene:
Peso Asfalto (espesor = 5 [cm])
: 0.05 x 0.5 x 2000 = 50 [kg/ml]
Peso Placa de acero (espesor = 6 [mm]) : 0.006 x 9.5 x 40 x 7850 = 23.55 [kg/ml]
Peso Largueros (perfil IN25X54.4)
: 54.4 [kg/ml]
∑ = 127.95 [kg.] = q
L = 4 [m]
q=127.95 [kg./ml]
255.9 [kg]
255.9 [kg]
∴ La distribución del peso propio hacia los travesaños será en forma puntual y en la ubicación
que descansan los largueros, esto es, cada 0.5 [m] de distancia.
114
Defensa de hormigón:
Geometría:
0.3 [m]
0.15 [m]
q = 0.15 ⋅ 0.3 ⋅ 2500 = 112.5 [kg./m]
L = 4 [m]
q=112.5 [kg./ml]
225 [kg]
225 [kg]
∴ La distribución del peso propio hacia los travesaños será en forma puntual y en la ubicación
que descansan los largueros que son adyacentes a las cerchas.
Pasarela peatonal:
BARANDA
TABLÓN
PERFIL DE ACERO
VIGA DE MADERA
TRAVESAÑO
S = 1.2 [m]
115
Densidad madera latifoliada
800 [kg/m3]
Tablón 3” x 8”
: 1.2 x 0.0762 x 800 = 73.15 [kg/ml]
3 Vigas 4” x 10”
: 3 x 0.25 x 0.1 x 800 = 60 [kg/ml]
Baranda peatonal
: 10 [kg/ml]
Perfil soporte baranda
: 5 [kg/ml]
∑ = 148.15 [kg.] = q
Q = q ⋅ L = 148.15 ⋅ 4 = 592.6 [kg]
Distribución de las reacciones en los travesaños:
Q 592.6
=
= 493.83 ≈ 500 [kg]
S
1.2
L = 4 [m]
q=125 [kg./ml]
250 [kg]
250 [kg]
∴ La distribución del peso propio hacia los travesaños será en forma distribuida y de la siguiente
manera:
Peso en travesaños exteriores = 250 [kg/ml]
Peso en travesaños interiores = 500 [kg/ml]
Distribución debida a sobrecarga pasarela peatonal:
S.C. = 400 [kg/m2] ⇒ 400 x 4 = 1600 [kg/ml]
Se considerará solo 1600 [kg] en tramos de 1.2 m, por considerarse un valor ya razonable.
Por lo tanto para distribuir en los travesaños de 1.2 [m] queda:
116
S.C. =
1600
= 1333 [kg/ml]
1. 2
L = 4 [m]
q=333.25 [kg./ml]
667 [kg]
667 [kg]
∴ La distribución de la sobrecarga hacia los travesaños será en forma distribuida y de la siguiente
manera:
Peso en travesaños exteriores = 667 [kg/ml]
Peso en travesaños interiores = 1333 [kg/ml]
Distribución debida a solicitaciones de vehículos:
Para las cargas debidas a solicitaciones por camión se efectúa una distribución de
reacciones de acuerdo a sus posiciones mas desfavorables. Para cada caso se analiza en un
archivo de Sap2000 (esto es, modelación de un larguero representativo con sus respectivas
solicitaciones de vehículos) para obtener reacciones y posteriormente reflejarlos en el archivo
final donde se modela el enrejado espacial. (PUENTE BASCULANTE.SDB).
Los archivos asociados a carga de camión estándar y por pista de circulación son los siguientes:
1CM.SDB
2CM.SDB
1CBA.SDB
2CBB.SDB
CFMM.SDB
CFMC.SDB
La nomenclatura se definió con en puntos anteriores.
117
e) DISEÑO DE ELEMENTOS
De acuerdo a lo indicado anteriormente, se entrega a continuación una planilla de diseño de cada
elemento. (El archivo es: Calculo PBAS.xls)
El proceso de verificación es el siguiente:
Con acero A37-24ES
FY = 2400 [kg/cm2]
E = 2040000 [kg/cm2]
TRACCIÓN:
Ft = 0.6 ⋅ FY = 1440 [kg/cm2]
CORTE:
Viga sin atiesadores:
si
h 3183
≤
t
FY
⇒
FV = 0.4 ⋅ FY = 960 [kg/cm2]
Viga con atiesadores: (impide el pandeo del alma)
5.34

2
 4+
a

 

h
KV = 
4
5.34 +
2

a
 

h

FV = KV ⋅
, para
a
, para ≥ 1
h
π2⋅E
t
⋅ 
2
12 ⋅ 1 − ν  b 
(
a
≤1
h
con h = distancia libre entre las alas del perfil.
2
)
con ν = 0.3
COMPRESIÓN:
K ⋅L


3
5 3  r  1 (K ⋅ L )
F .S . = + ⋅
−
CC
3 8
8 CC 3
para
K ⋅L
≤ CC
r
118
F .S . = 1.92
para
K ⋅L
> CC
r
para
K ⋅L
≤ CC
r
para
K ⋅L
> CC
r
con:
CC =
2 ⋅π 2 ⋅ E
FY
  K ⋅ L 2 
 
 
1 −  r   ⋅ F
Y
2

2 ⋅ CC 




FC =
3
 K ⋅L  K ⋅L

 

5 3  r   r 
+ ⋅
−
3
3 8
CC
8 ⋅ CC
FC =
π2⋅E
K ⋅L
1.92 ⋅ 

 r 
2
Elementos secundarios (menor factor de seguridad):
FC =
FC elementos principales
K ⋅L
1.60 −
200 ⋅ r
para 120 <
K ⋅L
< 200
r
FLEXIÓN:
Clasificación de perfiles:
B
e
hc=h/6
t
h
H
119
Efecto de inestabilidad lateral - torsional
Se considera si L > LC




 637 ⋅ B 1.4 × 106 
LC = el menor de 
,

 FY  H  ⋅ F 
A  Y

 a


Ff 1 = 845000 ⋅
Cb
L⋅H
Aa
Usar en IN y HN
0.6 ⋅ FY , puede usarse en perfiles IN y HN
≤

0.6 ⋅ FY


2
 2
λt ⋅ FY 
Ff 1 =  − 93 ⋅ 10
 ⋅ FY
10 ⋅ Cb 
 3

C
12 × 106 b2


λt
Aa = Área del ala comprimida = B ⋅ e
, λt ≤ 2680
Cb
FY
, λt int ermedio
, λt ≥ 5990
λt =
L
rt
Cb
FY
Ft = el mayor de {Ff1,Ff2} pero nunca mayor que 0.6FY
MMAX
M
M
Cb=1
M1
M2
Cb=1
Para momento flector variable:
2
M 
M
Cb = 1.75 + 1.05 ⋅ 1 + 0.3 1  ≤ 2.3 ,
M2
 M2 
condición M 2 > M 1
120
M2
M1
M1
M2
M1
>0
M2
rt =
M1
<0
M2
I ac
A
Aa + wc
3
Awc = hc ⋅ t (área porción comprimida del alma)
Aa definida antes
I ac = momento de inercia con respecto al eje Y - Y
Y
X
X
Y
I ac =
e ⋅ B3 h t 3 1
+ ⋅ ⋅
12
2 12 3
Pandeo local en placas comprimidas de vigas de acero:
FCRÍTICO
4 π2 ⋅E t 
= ⋅
⋅ 
12 1 − ν 2  b 
(
2
)
Inestabilidad global y local:
121
B
545 
≤
2⋅e
FY 
Perfil compacto
H 5366 

≤
t
FY 
Si no se requiere considerar efecto de inestabilidad lateral torsional y el perfil es compacto:
F f = 0.66 ⋅ FY
Si
B
2⋅e
Con
>
545
pero
FY
KC =
4.05
h
 
t 
KC = 1
046
B
796
≤
2⋅e
FY
KC
si
h
> 70
t
si
h
< 70
t
el perfil se dice no compacto y si no requiere considerar efecto de inestabilidad lateral torsional:
2387 B


Ff = 0.79 −
⋅
⋅ FY  ⋅ FY
7
1 × 10 2 ⋅ e


Si el perfil es compacto o no compacto y debe considerarse efecto de inestabilidad lateral
torsional se rigen por Ff con esa consideración
Si
B
796
>
2⋅e
FY
KC
, el perfil es esbelto y debe restringirse, aún más se deberá diseñar por AISI
(Doblado en frío)
122
FLEXIÓN (COMPRESIÓN O TRACCIÓN):
f a f fX
CmX
+
⋅
Fa FfX 
f
1 − a
 FeX
Si
fa
Fa
+



f fY
CmY
⋅
FfY 
f 
1 − a 
 FeY 
≤1
≤ 0.15 o carga axial es tracción basta verificar:
f fY
f a f fX
+
+
≤1
Fa F fX F fY
, a : axial, compresión o tracción.
Fe =
π2 ⋅E
 K f ⋅ Lf
1.92 ⋅ 
 rf





2
, respecto del plano a analizar
β =
Cm = 0.6 + 0.4 β
M1
, para miembros en compresión con extremos empotrados
M2
en pórticos arriostrados contra la traslación de las juntas, y no solicitados por carga transversal
entre sus apoyos en el plano de flexión.
β es (+) cuando es curvatura simple
β es (-) cuando es curvatura doble
Cm = 1, elementos en compresión, para miembros cuyos extremos no estén restringidos.
Cm = 0.85 para elementos en compresión: en pórticos propensos a traslación de las juntas
(desplazamiento lateral), y para miembros cuyos extremos estén restringidos.
TENSIÓNES DE TRABAJO:
Axial:
fa =
P
A
Corte:
fV =
V
2⋅ B ⋅e
Plano menor (inercia menor)
fV =
V
h⋅t
Plano principal (inercia mayor)
123
Flexión:
f fX =
M XX
WXX
f fY =
M YY
WYY
Véase láminas de detalles en ANEXO C.
4.7.2 ESTRUCTURA FLOTANTE
a) DIMENSIONES
Las longitudes de la estructura flotante (pontón) será las siguiente:
Longitud L (eslora) =
45 [m]
Ancho B (manga)
=
15 [m]
Alto h (puntal)
=
4 [m]
El pontón estará formado por losas superiores e inferiores, muros exteriores transversales
y longitudinales, muros interiores divisorios y vigas. El espesor de los muros exteriores y losas
será de 0.3 [m], el espesor de los muros interiores será de 0.25 [m]. La sección transversal de las
vigas será de 0.7 x 0.3 [m]. Esta configuración genera 20 compartimientos estancos de
dimensiones aproximadas 2.5 x 10 [m] y 2.5 x 7.5 [m]. La geometría del pontón se determina de
acuerdo a los criterios entregados en las normas empleadas para el diseño, principalmente en la
Norma Japonesa.
El ancho del pontón queda definido principalmente por la estabilidad ante carga
excéntrica. Además del ancho mínimo requerido para el normal tránsito de los vehículos de
diseño.
La altura del pontón queda definida por el calado del mismo para condición a plena carga,
ya que debe cumplir con la restricción de impuesta por la norma Japonesa que exige que, en esta
condición del francobordo F (altura del pontón libre de agua) no sea inferior a 0.5 [m].
124
b) FLOTABILIDAD Y ESTABILIDAD
b.1) ESTABILIDAD EN AGUAS TRANQUILAS
Para calcular la flotabilidad y estabilidad de la estructura flotante, se debe conocer el
centro de gravedad CG para lo cual se determinará un eje de coordenadas X,Y, ubicado en el
centro de gravedad geométrico CGG del pontón. Ver figura 4.2.
Z
W
F
C.G
ZC.G.
D
B
D/2
E
Posición cero (K)
Figura 4.2 Esquema de coordenadas de la estructura flotante.
KG = Z CG =
∑W ⋅ Z
∑W
i
i
(centro de gravedad del sistema)
i
Zi
= Ordenada del centro de gravedad del elemento i, medido con respecto a la base del
pontón
Wi
= Peso del elemento i
Peso propio Pontón:
ELEMENTO
Losas superiores
Losas inferiores
Muros exteriores longitudinales
Muros exteriores transversales
Muros interiores longitudinales
Muros interiores transversales
Vigas interiores transversales
CANT.
1
1
2
2
3
4
5
VOLUMEN PESO W
V [m3]
[ton]
DIMENSIONES
L [m] B [m]
H [m]
45
15
45
15
45
0,3
0,3 14,4
44,4 0,25
0,25 13,65
0,3 13,65
0,3
0,3
3,4
3,4
3,4
3,4
0,4
Volumen Total :
Peso Total :
202,5
486
202,5
486
45,9 220,32
14,69 70,5024
37,74 271,728
11,6025 111,384
1,638 19,656
514,93 [m3]
1665,59 [ton]
125
Peso W
[kg]
ITEM
PESO PROPIO
Pontón
1665590
Reacciones Puentes Bas. (2)
188533
Baranda peatonal
20000
Accesorios (Fiting, cadenas, etc.)
15000
SUBTOTAL
1889123
SOBRECARGA
2 Camiones HS20-44 + 20%
78374,4
TOTAL
1967498
Z [m]
W*Z
2 3331181
4 754131,3
4,3
86000
4
60000
4231312
5
391872
4623184
Tabla N°4.6 Peso de los componentes de la estructura flotante y las distancias Z a sus respectivos CG.
Para determinar el calado del pontón de acuerdo a lo indicado en punto 3.5 del capítulo 3, se
tiene:
Empuje = Peso total
Por lo tanto:
D=
WTOTAL
γw ⋅ A
con:
2
γw : Densidad del agua salada = 1.025 [T/m ]
A : Área sección bajo el agua = L x B
Resumiendo:
COMBINACIÓN DE CARGA
Z [m]
D [m]
F [m]
P.P.
2,239829 2,73044 1,26956
P.P. + S.C.
2,349779 2,843718 1,156282
Para ambas combinaciones de carga puede apreciarse que el francobordo es mayor a 0.5 [m].
126
De acuerdo al cuadro anterior se verificará la estabilidad del pontón respecto a la
combinación mas desfavorable, es decir a la que incluye peso propio + sobrecarga.
V = L ⋅ B ⋅ D = 45 ⋅ 15 ⋅ 2.84 = 1917 [m3]
(Volumen desplazado)
I XX =
L ⋅ B 3 45 ⋅ (153 )
=
= 12656.25 [m4]
12
12
BM =
I XX 12656.25
=
= 6.60 (Radio metacéntrico)
V
1917
(Momento de Inercia a nivel del agua)
De acuerdo al punto i) del punto 3.5 cap.3), debe cumplirse lo siguiente:
Equilibrio estable, si GM = KM – KG >0
KM = BM +
∴
D
2.84
= 6.60 +
= 8.02 [m]
2
2
GM = 8.02 – 2.35 =5.67 > 0
OK!
La norma Japonesa de Puertos recomienda que para asegurar la estabilidad, GM debe superar el
5% del calado, esto es:
GM = 5.67 [m] > 0.05 ⋅ D = 0.14 [m] OK!
127
b.2) ESTABILIDAD CON CARGA ASIMÉTRICA
Para verificar la estabilidad del pontón ante cargas asimétricas se considerará una
aplicación de cargas a un solo lado del eje de simetría, tal como se indica en la figura (4.3). Solo
se verificará en el sentido transversal puesto que de acuerdo a la configuración global del puente,
los puentes basculantes en ambos extremos ayudan enormemente a la estabilidad del puente.
M
Z
W
G1
G
B
Posición cero (K)
E
Figura 4.3 Estabilidad con carga excéntrica.
La sobrecarga para este caso será:
-
Un camión HS20-44 + 20% sobre una pista del pontón.
-
Reacción del puente basculante con combinación COMB14 descrita en el punto (d.1)
Cálculo del nuevo centro de gravedad y nuevo calado:
ITEM
Peso W
[kg]
PESO PROPIO
Pontón
1665590
Reacciones P. Basculantes (2)
188533
Baranda peatonal
20000
Accesorios (Fiting, cadenas, etc.)
15000
SUBTOTAL
1889123
SOBRECARGA
P. Basculante COMB14 (2)
1 Camión HS20-44 + 20%
84067,01
39187,2
TOTAL
2012377
Z [m]
W*Z
2 3331181
4 754131,3
4,3
86000
4
60000
4231312
4
5
336268
195936
4763516
128
COMBINACIÓN DE CARGA
Z [m]
D [m]
F [m]
P.P.
2,239829 2,73044 1,26956
P.P. + S.C.
2,367109 2,908585 1,091415
Verificando nuevamente la estabilidad del pontón, pero esta vez de acuerdo a esta nueva
combinación de cargas se tiene:
V = L ⋅ B ⋅ D = 45 ⋅ 15 ⋅ 2.91 = 1964.25 [m3] (Volumen desplazado)
I XX = 12656.25 [m4] (Momento de Inercia a nivel del agua)
BM =
I XX 12656.25
=
= 6.44 (Radio metacéntrico)
V
1964.25
KM = BM +
D
2.91
= 6.44 +
= 7.90 [m]
2
2
GM = KM – KG
∴
GM = 7.90 – 2.37 =5.53 > 0
OK!
GM = 5.53 [m] > 0.05 ⋅ D = 0.15 [m] OK!
El francobordo en este caso también supera los 0.5 [m].
Ahora queda por verificar la escora debida a carga asimétrica. Para el cálculo de la escora se
utilizará la fórmula 3.38. del capítulo 3.
Como ya es conocido el valor de GM, falta por calcular el valor de GG1, para lo cual
habrá que calcular el valor de los momentos estáticos de los pesos con respecto al eje de gravedad
(o eje geométrico en este caso) para determinar la posición del centro de gravedad del pontón. Se
asignará un signo positivo a las distancias a la derecha y negativo a la izquierda.
Entonces:
129
GG1 = YCG =
∑W ⋅ Y
∑W
i
i
(centro de gravedad del sistema)
i
Yi
= Absisa del centro de gravedad del elemento i, medido con respecto al eje
geométrico cuando coincide con el eje de gravedad.
Wi
= Peso del elemento i
Peso W Y
W*Y
[kg] [m]
ITEM
PESO PROPIO
Pontón
Baranda peatonal
Accesorios (Fiting, cadenas, etc.)
SUBTOTAL
1665590
20000
15000
1700590
0
0
0
0
0
0
0
SOBRECARGA*
Reacción 1 Camión HS20-44 + 20% pista derecha 19593,6 1,6 31349,76
Reacción 1 Camión HS20-44 + 20% pista derecha 19593,6 3,4 66618,24
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
*
TOTAL
Dentro de estas reacciones se contempla Peso Propio PP.
COMBINACIÓN DE CARGA
P.P. + S.C.
∴
91514,84 5 457574,2
131620,3 0
0
49464,68 -5 -247323
2012377
308218,8
Y [m]
0,15
GG1=0.15 [m]
Evaluando la ecuación (3.38) se tiene:
tanθ =
0.15
= 0.027
5.53
θ = 1.55º
De acuerdo a recomendaciones de la norma Japonesa, θ no debe superar los 5º. Por lo tanto las
escora producida por carga excéntrica no afectan a una buena operatividad del puente.
130
b.3) ESTABILIDAD CON COMPARTIMIENTO INUNDADO
La estructura flotante debe mantener su flotabilidad en forma estable, es por ello que el
pontón está compuesto por una serie de compartimientos estancos, y así en caso de rotura de su
casco exterior solo afectará a un solo compartimiento, evitando el aumento de agua en su interior.
Por lo tanto se verificará su estabilidad transversal con la variable de compartimiento inundado
de acuerdo al punto 3.5 “inundación de compartimientos”
Para evaluar esta situación se considerará la condición de carga excéntrica analizada en párrafos
anteriores, mas precisamente con una combinación de carga de PP + SC.
Se evaluará la ecuación (3.39):
Con:
D = 2.91 [m] (antes de la avería)
v = 2.5 ⋅ 10 ⋅ 2.91 = 72.75 [m3]
A = 45 ⋅ 15 = 675 [m2]
a = 2.5 ⋅ 10 = 25 [m2]
entonces:
δH =
v
72.75
=
= 0.11 [m]
A − a 675 − 25
El calado final será:
D ' = D + δH
D ' = 2.91 + 0.11 = 3.02 [m]
v
δH
H=D
Figura 4.4 Pontón en elevación.
131
A
u
a
Figura 4.5 Pontón en Planta.
El peso de agua embarcada se puede obtener de la siguiente manera:
WW EMBARCADA = γ w (v + a ⋅ δH )
WW EMBARCADA = 1025(72.75 + 25 ⋅ 0.11) = 77387.5 [kg]
Obtención del centro de gravedad:
ITEM
Peso W
[kg]
PESO PROPIO
Pontón
1665590
Reacciones P. Basculantes (2)
188533
Baranda peatonal
20000
Accesorios (Fiting, cadenas, etc.)
15000
SUBTOTAL
1889123
SOBRECARGA
P. Basculante COMB14 (2)
1 Camión HS20-44 + 20%
Agua embarcada
84067,01
39187,2
76618,75
TOTAL
2088996
Z [m]
W*Z
2 3331181
4 754131,3
4,3
86000
4
60000
4231312
4
5
1,495
336268
195936
114545
4878061
COMBINACIÓN DE CARGA
Z [m]
D [m]
F [m]
P.P.
2,239829 2,73044 1,26956
P.P. + S.C.
2,335122 3,019326 0,980674
132
Peso W
[kg]
ITEM
PESO PROPIO
Pontón
Baranda peatonal
Accesorios (Fiting, cadenas, etc.)
SUBTOTAL
1665590
20000
15000
1700590
SOBRECARGA
Reacción 1 Camión HS20-44 + 20% pista derecha 19593,6
Reacción 1 Camión HS20-44 + 20% pista derecha 19593,6
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
91514,84
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
131620,3
Reacción P. Basculante (Comb14) (2)
49464,68
Agua embarcada
76618,75
TOTAL
2088996
COMBINACIÓN DE CARGA
P.P.
P.P. + S.C.
Y [m]
W*Y
0
0
0
0
0
0
0
1,6 31349,76
3,4 66618,24
5 457574,2
0
0
-5 -247323
6,25 478867,2
787086
Y [m]
D [m]
F [m]
0
2,457945 1,542055
0,376777 3,019326 0,980674
La posición del centro de gravedad es la siguiente:
Z : 2.34 [m]
Y : 0.38 [m]
Volumen de carena de pontón averiado =
Peso pontón averiado 2088996
=
= 2038.04 [m3]
γw
1025
l ⋅ b3 10 ⋅ (2.5)
i=
=
= 13.02 [m4]
12
12
3
u = 6.25 [m]
evaluando la ecuación (3.40) se tiene:
G G '=
i
A a u2
+
V (A − a) V
133
13.02
(675) ⋅ 25 ⋅ (6.25)
+
= 0.50 [m]
2038.04 ((675) − 25) 2038.04
2
G G '=
I XX = 12656.25
BM =
I XX 12656.25
=
= 6.21 [m]
V
2038.04
KM ' = BM +
3.02
D
= 6.21 +
= 7.72 [m]
2
2
KG’ = 2.34 + 0.50 =2.84 [m]
∴ GM’ = KM’ – KG’ = 7.72 – 2.34 =5.38 [m] > 0
Ok!!
b.4) ESTRUCTURACIÓN Y DISEÑO
Definida en el punto 4.7.2 a). Los elementos que componen la estructura flotante trabajan
principalmente a flexión (losas superiores e inferiores, muros frontales y laterales, además de los
interiores).
b.5) CARGAS DE DISEÑO
Peso propio: 1.700.590 [kg]
Sobrecarga de camión ASHTHO: HS20-44
Reacción de puente basculante:
R1 = 45757.42 [kg]
R2 = 65810.16 [kg]
R3 = 24732.34 [kg]
Σ = 136299.92 [kg]
(de acuerdo a COMB14)
134
Presión Hidrostática: PH = 1025 ⋅ 2.91 = 2982.75 [kg/m2]
Corresponde a la ejercida por el agua sobre los muros del pontón, con distribución triangular
sobre los muros laterales, frontal y lateral, y distribución uniforme sobre la losa de fondo. Se
obtiene como el producto entre el calado del pontón y el peso específico del agua de mar.
2982.75 [kg/m2]
Figura 4.6. Sección transversal del pontón sometido a presión hidrostática.
Presión Hidrodinámica:
Para cuantificar el efecto producido por el oleaje sobre el pontón se define el concepto de presión
hidrodinámica. Este efecto se manifiesta como un golpe alternando con una succión de las aguas.
De acuerdo a la fórmula (3.21) del capítulo 3 se tiene:
PW =
1
1025 ⋅ 0.3 = 153.75 [kg/m2]
2
∴
=
153.75 [kg/m2] (Golpe de ola)
Trough =
-153.75 [kg/m2] (Retiro de ola)
Crest
153.75 [kg/m2]
Figura 4.7. Sección transversal del pontón sometido a presión hidrodinámica. Golpe de Ola.
135
153.75 [kg/m2]
Figura 4.8. Sección transversal del pontón sometido a presión hidrodinámica. Retiro de Ola.
b.6) VERIFICACIÓN MOMENTO FLECTOR LONGITUDINAL PROVOVADO POR
EL OLEAJE
Evaluando las expresiones (3.22), (3.23), (3.24) y (3.25) del capítulo 3 se tiene:
l
= 45 [m]
b = 15 [m]
α = 0º
3
γ = 1025 [kg/m ]
H = 0.15 [m]
Para determinar la longitud de ola se empleará la siguiente expresión de acuerdo a la norma
Japonesa considerando que
h
→ ∞ considerando el escaso tamaño de ola de diseño en relación a
L
la profundidad del agua.
g ⋅T 2
 2πh 
L=
tanh 

2 ⋅π
 L 
1
g ⋅ T 2 9.81 ⋅ (1.3) 2
L=
=
= 2.64 [m]
2 ⋅π
2 ⋅π
La expresión se evalúa en el centro del pontón (x = 0), tal como lo muestra la figura 3.4 (Cap.3).
y para un ángulo de incidencia α =0º, puesto que este constituye el caso mas desfavorable, es
decir, produce el momento máximo.
136
Se producen tracciones en la parte superior del pontón cuando las olas golpean, y en la parte
inferior cuando éstas se retiran.
Entonces:
λ (α = 0) = 0
β (α = 0) =
π l
L
1025 ⋅ 15 ⋅ (45)2 0.15
M0 =
= 236832.95 [kg⋅m]
2π2
M ( x , α = 0) = M 0 ⋅
π2
2⋅ β 2
 4x2 − l 2

x

⋅
⋅ β sen β + cos 2 β  − cos β 
2
l

 2l

El momento máximo se produce para x = 0 y se obtiene a partir de la expresión siguiente:
M MAX = M ( x = 0,α = 0) = M 0 ⋅
π2
2⋅ β2
M MAX = M ( x = 0,α = 0) = M 0 ⋅
L2
2 ⋅ l2
β


⋅ ⋅ 1 − senβ − cos β 
2


π ⋅l
π ⋅l
π ⋅l 

⋅ ⋅ 1 −
sen
− cos
2L
L
L 

Considerando el valor del momento máximo como el mas desfavorable considerando la
expresión entre paréntesis como 1 se tiene:
M MAX
(2.64)2
= M ( x = 0,α = 0) = 236832.95 ⋅
= 407.56 [kg⋅m]
2 ⋅ (45) 2
Tensiones debidas al momento flector longitudinal:
Propiedades geométricas sección transversal:
A = 13.59 [m2]
137
I
= 35.29 [m4]
W = 17.645 [m3]
Tensiones:
0
σ =
40756
= 2.3 × 10− 3 [kg/cm2]
17645000
Las tensiones que se originan por oleajes actúan en la sección completa del pontón,
provocando tracciones en las losas superiores y compresiones en las inferiores para el caso de
“golpe de ola”, mientras que para el caso de “retiro de ola” ocurre exactamente lo contrario.
Puesto que las tensiones obtenidas anteriormente son de ínfima magnitud, no se
aumentarán las armaduras para absorber dichas tensiones.
Una verificación importante para estructuras de hormigón es la del esfuerzo de tracción al
que se ven sometidas. En este caso la tensión de tracción del hormigón es mucho menor que la
teórica admisible que tiene un valor aproximado de 30 [kg/cm2], por lo que no deberían
producirse problemas de agrietamiento del hormigón. Para asegurar la resistencia a tracción
también puede considerarse la utilización de aditivos impermeabilizantes en el hormigón y de
pinturas del tipo epóxicas destinadas a dar una mayor protección de las armaduras ante la
corrosión.
Si los valores de las tensiones hubiesen sido de importancia se tendría que haber pensado
en armaduras pretensadas o postensadas con el objetivo de disminuir la deformación del pontón
y, por lo tanto el agrietamiento del mismo.
138
c) CÁLCULO DE LOSA SUPERIOR
Se analizará una sección de losa de 1 metro de ancho, para determinar el acero de refuerzo
necesario. Luego se repetirá el refuerzo para toda la longitud de la losa. Según lo expuesto
anteriormente, el diseño se basará en las cargas mayoradas y a la resistencia (método de rotura).
DATOS:
250 [kg/cm2]
Resistencia del hormigón fc'
Acero de refuerzo
A63-42H
Espesor de losa
30 [cm]
Luz efectiva de losa lef
5 [m]
Espaciamiento a ejes de apoyos Sef
5 [m]
Recubrimiento inferior de la losa d '
3 [cm]
ESTADO DE CARGA A CONSIDERAR
5


U = 1.3 ⋅  D + (L + I )
3


donde:
D = Cargas muertas
L = Cargas vivas
I = Impacto
VERIFICACIÓN DEL ESPESOR DE LOSA
La AASHTO establece un espesor mínimo para losas de puentes en función del espaciamiento
entre vigas efectivo Sef :
emin =
Sef + 3.048
30
≥ 19.05 [cm]
con un espesor de 30 [cm] se cumple la condición anterior.
139
REFUERZOS PARA MOMENTOS POSITIVOS
DETERMINACIÓN REFUERZOS LONGITUDINALES (paralelos al tráfico)
MOMENTO DE CARGAS MUERTAS
Los momentos positivos y negativos generados por la carga muerta se calcularán con un
coeficiente de 1/10 según recomendaciones del “Bridge Design Manual” publicado por el
Departamento de transporte del estado de Washington, ante la ausencia de valores específicos
dados por la norma AASHTO.
M DL =
1
2
(W ⋅ lef )
10
con W: peso propio losa de calzada por metro cuadrado
Con espesor de losa e = 30 [cm], se tiene: W = 750 [kg/m2].
M DL =
1
(750 ⋅ 52 )
10
M DL = 1875 [kg⋅m / m ]
MOMENTO DE CARGAS VIVAS
Para el cálculo del momento flector que genera la carga viva, se seguirán las
recomendaciones que se indican en el punto 3.3.2 d.1) del capítulo 3 , referida a la distribución de
las cargas , por lo tanto se aplica el caso 2, utilizando la fórmula (3.6):
E = 0.06 ⋅ 5 + 1.22 = 1.52
para el camión HS20-44 P20 = 7257 [kg], entonces la carga sobre un ancho unitario de losa es:
7257
= 4774.34 [kg]
1.52
El momento de cargas vivas es:
140
M LL =
1
⋅ P ⋅ Sef
4
M LL =
1
⋅ 4774.34 ⋅ 5
4
M LL = 5967.9 [kg⋅m / m ]
Ahora se calculará el incremento que debe darse al momento de carga viva por efecto de la
vibración y aplicación súbita de carga (impacto):
Aplicando la fórmula (3.1) del punto 3.3.2 c) del capítulo 3 se tiene:
I=
15.24
l + 38.1
, con
l = longitud cargada =5.0[m]
I = 0.35 > 0.3
Por lo tanto I = 0.3, entonces M LL + I = 5967.9 ⋅ 1.3 = 7758.27 [kg⋅m / m ]
FLEXIÓN
Determinación del momento de diseño mayorado:
5


M U = 1.3 ⋅  M DL + M LL + I  , de acuerdo a norma AASHTO 1989
3


5


M U = 1.3 ⋅ 1875 + ⋅ 7758.27 
3


M U = 19247.085 [kg⋅m / m ]
MN =
MU
, con φ factor de minoración de la resistencia . Para el caso en que ocurra flexión φ =
φ
0.9. por lo tanto:
MN =
19856.46
= 21385.65 [kg⋅m/ m ]
0.9
La metodología de diseño es la siguiente:
141
Dados M N , f c' , f y , b , d :
Calcular ρ dado por:
-
ρ=
0.85 f c' 
1−
f y 
1−
2 MN
0.85 f c' b d 2




Verificar condiciones de ρ dadas por
-
≤ 0.75 ρbal
ρ
≤ 0.025
≥ 14 / fy
Con ρ bal = 0.85 β
f c'
fy
 6300

 6300 + f
y


 , con β = 0.85 para f c' ≤ 280 [Kg/cm2]


Entonces con:
M N = 22062.73 [kg⋅m/ m ]
f c'
= 250 [kg/cm2]
fy
= 4200 [kg/cm2]
b
= 100 [cm]
d
= 27 [cm]
Se tiene:
ρ = 0.0075
ρ bal = 0.026
≤ 0.75 ρbal = 0.0195 Ok!
ρ
≤ 0.025 Ok!
≥ 14 / fy = 0.0033 Ok!
Por lo tanto la será ρ = 0.0078
142
El acero de refuerzo es AS = ρ b d = 20.25 [cm2]
∴
se utilizará enfierradura ∅16 @10 en la parte inferior. Para evitar el doblado excesivo de
barras como existe luces muy cortas se utilizarán además barras en la parte superior ∅12 @20
con un recubrimiento superior de 3 [cm].
REFUERZO TRANSVERSAL A LA DIRECCIÓN DEL ACERO DE REFUERZO
PRINCIPAL
Para considerar la distribución lateral de las cargas vivas concentradas (y para tener en
cuenta la retracción del fraguado), debe colocarse acero de refuerzo en la parte inferior de la losa
en dirección perpendicular al tráfico según las recomendaciones que se indican en el párrafo v)
del punto 3.3.2 d.1) en el capítulo 3.
Por lo tanto, utilizando la ecuación (3.12) se tiene:
Porcentaje =
55.2
S ef
máximo = 67%
Porcentaje = 24.69 %.
Por lo tanto, el acero de refuerzo para la dirección transversal al refuerzo principal será un
24.69% del área de éste último. Esto es: AS =4.99 [cm2] por metro lineal de losa.
Se utilizará enfierradura ∅10 @15. Este refuerzo deberá colocarse en cada panel de losa de 500
[cm] de ancho.
OTROS ESFUERZOS
Al seguir las recomendaciones utilizadas en el diseño para momentos flectores, la losa del
puente puede considerarse satisfactoria con respecto a la adherencia y al cortante, según lo
expuesto en el párrafo vi) del punto 3.3.2 d1) en el capítulo 3.
d) CÁLCULO DE VIGAS DE APOYO LOSAS SUPERIORES
Se analizará una sección de viga tipo, para determinar el acero de refuerzo necesario.
Estas vigas se encuentran dispuestas en forma transversal al transito de vehículos. Al igual que
143
las losas, el diseño se basará en las cargas mayoradas y a la resistencia (método de rotura). Las
cargas y sobrecargas fueron analizadas mediante el programa Sap2000, diagramas de momentos
y corte se encuentran en anexos.
DATOS:
Resistencia del hormigón fc'
Acero de refuerzo
250 [kg/cm2]
A63-42H
Ancho de viga
30 [cm]
Luz efectiva de la viga lef
5 [m]
Espaciamiento a ejes de apoyos Sef
5 [m]
Recubrimiento de la viga
3 [cm]
ESTADO DE CARGA A CONSIDERAR
5


U = 1.3 ⋅  D + (L + I ) , de acuerdo a norma AASHTO 1989
3


donde:
D = Cargas muertas
L = Cargas vivas
I = Impacto
MOMENTO Y ESFUERZOS DE CORTE DE CARGAS MUERTAS
W: peso propio viga + losa = 4050 [kg/ml]
M DL = 8437.5 [kg-m], (momento máximo)
VDL = 10125 [kg], (corte máximo)
MOMENTO Y ESFUERZOS DE CORTE DE CARGAS VIVAS
Camión HS20-44 con P20 = 7257 [kg]. La distribución a la viga se hará con 2 cargas puntuales
dispuestas simétricamente con respecto a la luz media de la viga.
M LL = 7895.62 [kg-m] (momento máximo)
VLL = 7257 [kg] (corte máximo)
144
Considerando impacto se tiene:
M LL + I = 7895.62 ⋅ 1.3 = 10264.306 [kg⋅m]
VLL + I = 7257 ⋅ 1.3 = 9434.1 [kg]
Determinación de momentos y esfuerzos de corte mayorados:
5


M U = 1.3 ⋅  8437.5 + ⋅ 10264.306 
3


M U = 33234.39 [kg⋅m], con φ = 0.9 el momento nominal es M N = 36927.1 [kg⋅m]
5


VU = 1.3 ⋅ 10125 + ⋅ 9434.1
3


VU = 33603.05 [kg], con φ = 0.85 el esfuerzo de corte nominal es VN = 39533 [kg]
DISEÑO A FLEXIÓN
Se determina ahora una cuantía siguiendo las mismas condiciones dadas en el cálculo de losas.
Por lo tanto, se tiene ρ = 0.019
el momento máximo es:
fy 

M MAX = b ⋅ d 2 ⋅ ρ ⋅ f y ⋅ 1 − 0.59 ⋅ ρ  =87227.68 [kg⋅m]
fc 

MMAX > MN, por lo tanto puede considerarse armadura simplemente armada.
El acero de refuerzo es AS = ρ b d = 38.19 [cm2]
Como esta cantidad de armadura implica disponerla en mas de una capa, esto disminuye el valor
de d . Por lo tanto se cambiará a d = 65 [cm]
AS = ρ b d = 37.05 [cm]
145
§
Usar 10 barras ø22 en 2 capas zona inferior.
Usar 2 barras ø12 zona superior.
DISEÑO DE CORTE
Esfuerzo de corte:
VC = 0.53 ⋅
fC ' ⋅ b ⋅ d = 16341.07 [kg]
Luego, VC + 3.5 ⋅ b ⋅ d = 23166.07 [kg] <VN
∴ debe añadirse armadura de corte.
VS = VN − VC = 23191.93 [kg]
VS
MAX
= 2.1 ⋅
fC ' ⋅ b ⋅ d = 64747.63 [kg]
VS no supera el máximo, por lo tanto se usará este valor.
VS =
AV ⋅ fY ⋅ d
S
con S MAX
d
 ≤ 60 si VS ≤ 1.1 ⋅
= 2
d
 ≤ 30 si VS ≥ 1.1 ⋅
4
fC ' ⋅ b ⋅ d
fC ' ⋅ b ⋅ d
con espaciamiento S = 30 [cm] cumple lo anterior.
∴ AV = 2.55 [cm2]
con estribos ø = 16mm espaciados a 30 [cm] se cumple con las norma.
146
e) CÁLCULO DE MUROS Y LOSA DE FONDO
Se modela la sección transversal del pontón como un marco rígido sometido a cargas
máximas que actúan sobre las losas superiores. El marco rígido se resolverá en SAP2000n
(Archivo MARCOPONTON.SDB) para las condiciones de carga que a continuación se
describen.
Datos iniciales:
H =2.91 [m]
La modelación de la sección transversal se muestra en anexos.
COMBINACIONES DE CARGA:
-
Peso Propio (PP)
PP =
1700590
⋅ 5 = 12596.96 [kg/ml]
15 ⋅ 45
12596.96 [kg/ml]
-
Reacción pasarela puente basculante (PRP)
24732.34 [kg]
65810.16 [kg]
45757.42 [kg]
147
-
Sobrecarga de camión (PC)
P20 = 7257 [kg] (cada rueda)
En un paño de S = 5 [m] entran solo 4 ruedas, de las 6 del camión, por lo tanto:
PC = 7257 ⋅ 2 ⋅ 1.2 = 17416.8 [kg] por línea.
17416.8 [kg]
-
17416.8[kg]
Presión hidrostática (PH)
14913.75 [kg/ml]
-
Presión hidrodinámica: Golpe de ola (PHD1)
768.75 [kg/ml]
148
-
Presión hidrodinámica: Retiro de ola (PHD2)
768.75 [kg/ml]
e.1) MUROS
ESFUERZO MÁXIMOS
De acuerdo a COMB1:
MU=7418.2 [kg⋅m]
NU=13489.29 [kg]
VU=22518.48 [kg]
DISEÑO A FLEXO COMPRESIÓN
MN=8242.44 [kg⋅cm], con ø = 0.9

PU
M N = 0.5 ⋅ AS ⋅ f y '⋅lw 1 +
AS ⋅ fY

Con:
  C
 ⋅ 1 −
  lW



C=
q +α
2 ⋅ q + 0.852
q=
A ⋅ fY
lW ⋅ h ⋅ fC '
⇒
q = 1.4 × 10−3 ⋅ AS
α=
PU
lW ⋅ h ⋅ fC '
⇒
α = 4.49 × 10−3
C=
0.5 ⋅ AS + 1.60
AS + 257.14
149
evaluando la ecuación del momento nominal, se despejará AS:
AS = 9.88 [cm2]
ρ=
AS
= 6.59 × 10− 4
b⋅d
la cuantía mínima es ρmín=0.0025 para muros sismorresistentes
∴ AS = 37.5 [cm2]
con 10 barras ø22, dispuestas 5 en cada extremo es suficiente.
CORTE
VN = 25020.53 [kg], con ø = 0.7
VN
MAX
= 2.7 ⋅
f C `' ⋅ h ⋅ d
VN
MAX
= 640361.22 [kg] > VN
Contribución del hormigón:
MU
741820
=
= 0.99 < 1
VN ⋅ lW 25020.53 ⋅ 30
Entonces se usará la siguiente fórmula:
VC = 0.88 ⋅
fC ' ⋅ h ⋅ d +
NU ⋅ d
4 ⋅ lW
150
MU
VN ⋅ lW
si
<
1
entonces: VC = 264915.7 [kg]
VC
MAX

N
= 0.53 ⋅ 1 + 0.029 ⋅ U

Ag


⋅


fC ' ⋅ h ⋅ d ,
si NU < 0
entonces:
VCMAX = 128978.72 [kg]
Por lo tanto VC = 128978.72 [kg]
VS = VN - VC < 0
Por lo tanto, ρ H = ρ H
ρH =
2 ⋅ ASH
,
S ⋅t
MIN
= 0.0025 , para requerimiento sísmico.
con:
S: espaciamiento= 20 [cm]
t: espesor muro
entonces ASH =0.75 [cm2]
usar ø8@20 cm armadura horizontal.
VU=22518.48 [kg]
VU <
φ ⋅ VC
= 45142.55 [kg]
2
φ ⋅ VC
, ⇒ no hay restricción de corte,
2
usar ø8@20 cm armadura vertical.
151
e.2) LOSA DE FONDO
DATOS:
Resistencia del hormigón fc'
Acero de refuerzo
Espesor de losa
250 [kg/cm2]
A63-42H
30 [cm]
Luz efectiva de losa lef
5 [m]
Espaciamiento a ejes de apoyos Sef
5 [m]
Recubrimiento inferior de la losa
5 [cm]
ESFUERZOS MÁXIMOS
De acuerdo a COMB2:
MU=
20828.00 [kg⋅m] (Momento positivo)
41656.64 [kg⋅m] (Momento negativo)
MN=
4628.44 [kg⋅m] (Momento positivo para un ancho unitario.)
9257.00 [kg⋅m] (Momento negativo para un ancho unitario.)
DISEÑO A FLEXIÓN
-
Momentos positivos: (en el centro)
Se determina ahora una cuantía igual que en el cálculo de vigas. Por lo tanto, se tiene ρ = 0.019
Con una ancho unitario de losa se tiene:
fy 

M MAX = b ⋅ d 2 ⋅ ρ ⋅ f y ⋅ 1 − 0.59 ⋅ ρ  =4048214.1 [kg⋅cm]
fc 

MMAX > MN, por lo tanto puede considerarse armadura simplemente armada.
152
ρ=
0.85 ⋅ f C ' 
2⋅ MN
⋅ 1 − 1 −
fY
0.85 ⋅ fC '⋅b ⋅ d 2





ρ = 0.0017
cumple las condiciones de mínimas, entonces:
El acero de refuerzo es AS = ρ b d = 4.25 [cm2]
∴ usar barras ø[email protected] en sentido longitudinal y sentido transversal.
-
Momentos negativos: (en los extremos)
ρ=
0.85 ⋅ f C ' 
2⋅ MN
⋅ 1 − 1 −
fY
0.85 ⋅ fC '⋅b ⋅ d 2





ρ = 0.0036
cumple las condiciones de mínimas, entonces:
El acero de refuerzo es AS = ρ b d = 9 [cm2]
∴ usar barras ø[email protected] en los bordes longitudinal y transversal.
153
4.7.3 SISTEMA DE AMARRAS
Se considerarán dos alternativas, las cuales serán evaluadas, fibra sintética y cadenas de
acero. Las amarras serán analizadas para impedir los desplazamientos laterales del puente. Los
desplazamientos en el sentido longitudinal de la estructura flotante se impedirán con amarras en
ángulos de 45º con respecto a este eje.
a) SOLICITACIONES EN LAS AMARRAS
A continuación se determinarán las solicitaciones que actúan sobre la estructura flotante que
inciden directamente sobre las amarras, para las condiciones mas desfavorables. Corrientes
máximas, vientos máximos, etc., con compartimiento inundado.
-
VIENTO:
FV =
g
wv
CD v 2 A
2g
(Según punto 3.3.4)
= 9.8 [m/s2]
CD = 2.0
v
= VMAX = 85.14 [km/h] = 23.65 [m/s] (Según punto 4.4.4)
A = L ⋅ F = 45 ⋅ 0.98 = 44.1 [m2]
wv = 1.3 [kg/m3]
∴
-
FV = 3268.7 [kgs]
CORRIENTES DE AGUA:
FC =
g
wo
CD v 2 A
2g
(Según punto 3.3.6)
= 9.8 [m/s2]
CD = 2.0
v
= VC MAX = 0.5 [m/s] (Según punto 4.4.3)
A = L ⋅ D = 45 ⋅ 3.02 = 135.9 [m2]
w0 = 1025 [kg/m3]
154
∴
-
FC = 3549.89 [kgs]
IMPACTO DE EMBARCACIONES:
Se evaluará la ecuación (3.16) de acuerdo al punto (3.3.3) y para las condiciones de
diseño dadas en el punto (4.4.6). Esto es, una embarcación de L = 7 [m] de eslora, B = 2 [m] de
manga y un calado a plena carga de D = 1.4 [m]; una velocidad de 10 [km/h] y un ángulo de
impacto α = 30º
El peso de la embarcación (W) no es otra cosa que el desplazamiento cargado y puede
determinarse mediante la siguiente expresión:
W =K⋅
L⋅B⋅D
, W en [Ton]
35
(4.14)
con L, B, D, eslora, manga y calado respectivamente (en pies) y, K constante que depende del
tamaño de la embarcación.
0.80 – 0.85 Pequeñas embarcaciones de carga
0.75 – 0.80 Pequeñas embarcaciones de carga mas rápidas
0.70 – 0.75 Grandes embarcaciones de carga
0.65 – 0.70 Grandes embarcaciones de carga rápida
0.60 – 0.65 Grandes embarcaciones de pasajeros rápidas
Tabla N°4.7 Valores de K para la expresión (4.14)
Por lo tanto, considerando el tamaño de la embarcación de diseño se considerará un K = 0.85
Entonces:
W = 0.85 ⋅
(7 / 0.3048) ⋅ (2 / 0.3048) ⋅ (1.4 / 0.3048)
= 16.79 [Ton]
35
E=
∴
W
(ν sen α )2
4g
E = EF = 825.36 [kg m]
155
Para determinar la fuerza de impacto F analícese la siguiente figura:
F
Paramento de atraque al
nivel de las defensas
P
e
C.G
3e/2
v
L/4
L/4
L/8
L
F = Reacción al impacto transversal
P = Resistencia del agua
Figura 4.9 Impacto de una embarcación
Si se considera una velocidad angular constante, no hay aceleración angular, por lo tanto:
∑M
F
CG
=0
L
L
=P
4
8
F=
P
2
(4.15)
Para detener la embarcación se presenta un movimiento uniformemente desacelerado ,
u2 = 2 e a
(4.16)
donde:
a = Aceleración transversal del CG
156
u = Velocidad transversal, u = v sen α
La energía transversal está dada por la expresión ET =
1
m u2
2
(4.17)
Reemplazando (4.16) en (4.17) se tiene:
ET = m e a
de acuerdo con el principio de movimiento de masa se tiene:
F +P =ma
(4.18)
sustituyendo (4.15) en (4.18) se tiene:
P=
2
ma
3
(4.19)
Energía absorbida por el agua es:
EP =
1 3
P e
2 2
(4.20)
reemplazando (4.19) en (4.20) se tiene finalmente:
EP =
1
1
m e a = ET
2
2
(4.21)
por lo que el impacto solo toma la mitad de la energía transversal,
∴
825.36 =
1
mea
2
con
B
1
e= 2 =
= 1.15 [m]
cos 30º 0.866
157
a=
2 ⋅ 825.36
= 0.839 [m/s]
16789.56
⋅ 1.15
9.81
se tiene:
m⋅a
FE =
=
3
16789.56
⋅ 0.839
9.81
= 478.64 [kg.]
3
Esta energía debe ser absorbida por un sistema de defensa, sumamente sencillo como puede ser
en caucho, por medio de neumáticos.
-
RESUMEN DE FUERZAS:
Viento (FV)
=
3268.70 [kg.]
Corrientes de agua (FC)
=
3549.89 [kg.]
Impacto de embarcaciones (FE)
=
478.64 [kg.]
Σ de fuerzas transversales al pontón
=
7297.22 [kg.]
Esta fuerza debe ser absorbida por 2 sistemas de amarras independientes, por lo tanto la magnitud
de la fuerza solicitante a las amarras será 3648.61 [kg.]
b) AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA: ANÁLISIS
HIPÓTESIS: El peso de la amarra es despreciable.
Su comportamiento puede asociarse a la ley de Hooke, del cual se desprenden las siguientes
fórmulas:
σ = E ⋅ε =
T
A
(4.22)
σ = Tensión por unidad de Área
E = Módulo de Young del material de la amarra
158
ε = Elongación del cordel por unidad de largo
T = Tensión axial del cordel
A = Área real de la sección de la cuerda
ε=
DS
S
(4.23)
DS = Elongación del cordel
S
= Largo del cordel
De las fórmulas anteriores puede expresarse la elongación del cordel como:
DS =
T ⋅S
E⋅A
(4.24)
El área real de la sección del la cuerda se expresa por:
A = Ω⋅
γC
γN
(4.25)
Ω = Sección nominal del cordel Ω = π ⋅ φ 2 / 4
φ = Diámetro nominal del cordel
γC = Peso específico del cordel
γN = Peso específico material del cordel
La longitud de la cuerda deformada por una tensión T puede calcularse por la siguiente
relación geométrica:
S D = S + D S = L2 + h 2
(4.26)
despejando S de la relación anterior, se tiene S = S D − D S y reemplazando en (4.25) se llega a:
DS =
T ⋅ SD
E ⋅ A+T
(4.27)
La tensión horizontal del cordel H está dada por la siguiente relación:
H = T ⋅ Cosα
(4.28)
159
Si las amarras van en ambos costados de un módulo flotante, conviene elegir un sistema
de coordenadas X1,Z1 con el origen en el ancla 1 para la amarra 1 y un eje de coordenadas X2,Z2
para la amarra 2, como se ve en la figura 4.10.
Z1
H
H
H1
Z2
H2
DS2
DS
DS1
2
1
SD2
SD
S
SD1
S
SD
α2
α α1
X1
α
X2
DX1
x0 =L
x2
DX2
x1 = L1
Figura 4.10 Diagrama de amarras dobles de fibra sintética.
En el análisis de la distribución de tensiones debidas a una fuerza externa F, este sistema
de amarras se comporta de la siguiente manera:
Si
F
F
F
< H , entonces H1 = H + ; H 2 = H −
2
2
2
(4.29)
Si
F
≥ H , entonces H1 = F ; H 2 = 0
2
(4.30)
160
En caso de que las amarras se encuentren dispuestas con un cierto ángulo respecto al eje
longitudinal, la fuerza externa que actúa en un lado del módulo flotante deberá repartirse por
componentes.
Módulo flotante
α α
FR =
FR
F
F
2 ⋅ Cosα
Figura 4.11
En la figura 4.11 se considera un sistema de coordenadas X1,Y1,Z1 para la línea de la
amarra 1 y X2,Y2,Z2 para la línea de la amarra 2. las amarras están dispuestas simétricamente.
Y2
Z2
SD2
x2N
x2
S
S
DX2
DX1
X2
X1
SD1
x1N
F
S
Z1
S
x1
Y1
Figura 4.12
En este caso puede dividirse el sistema en 2 partes y trabajar solo con una, con los
desplazamientos alrededor del eje X de la misma manera anterior.
Las nuevas posiciones del cuerpo flotante después de la fuerza externa FR aplicada en
dirección de la línea será x1N y x2N.
161
x1N = S D1 − h 2 − Y1
2
2
x 2 N = S D 2 − h 2 − Y2
2
(4.31)
2
(4.32)
SD1 y SD2 se calculan de la misma manera determinada para amarras dobles.
Z
h
SD1
Y1
X
Y
x1N
Figura 4.13
c) AMARRAS DE ACERO: ANÁLISIS
HIPÓTESIS: No deforman axialmente y los desplazamientos de los módulos flotantes se
deberán al efecto catenaria.
c.1) ANÁLISIS CON AMARRA EN UN EXTREMO
Como puede apreciarse en la figura4.14, la cadena se encuentra suspendida entre los
puntos A (ubicación del módulo flotante) y B (ubicación del anclaje). La fuerza externa horizontal
H que actúa sobre el módulo flotante se transmite al anclaje en el fondo.
162
Z
TA
V
A
H
S
h
W = wL
z
B α β
H
TB
VB
X
x
L
Figura 4.14
Si se parte de la idea que la amarra no transmite momentos , puede hacerse un equilibrio
de momentos en un punto x,z igual a cero, considerando el peso de la amarra por unidad de largo
en proyección horizontal, es decir W = w ⋅ x
− VB ⋅ x + H ⋅ z − w ⋅ x ⋅
H ⋅z =
z=
x
=0
2
VB ⋅ x w ⋅ x 2
+
H
2⋅ H
VB ⋅ x w ⋅ x 2
+
H
2⋅ H
(4.33)
De las ecuaciones de equilibrio de fuerzas y momentos se obtienen los valores de HA, HB,
VA y VB:
H A = HB = H
(4.34)
163
VA =
H ⋅h w⋅ L
+
L
2
(4.35)
VB =
H ⋅h w⋅ L
−
L
2
(4.36)
reemplazando VB en (4.33) se tiene
2
 H ⋅h w⋅ L  x w⋅ x
z=
−
 +
2  H 2⋅ H
 L
(4.37)
derivando esta última expresión se obtiene la pendiente de la amarra
dz h w ⋅ L w ⋅ x
= −
+
= Tanα
dx L 2 ⋅ H
H
(4.38)
evaluando X.6(4.38) en el punto A y B, se obtiene respectivamente:
Tanα A =
h w⋅ L
+
L 2⋅ H
(4.39)
Tanα B =
h w⋅L
−
L 2⋅ H
(4.40)
y despejando L de esta última expresión se llega a
L=
− H ⋅ Tanα B
+
w
H 2 ⋅ Tanα B
2⋅ H ⋅h
+
2
w
w
2
(4.41)
L tiene un valor máximo cuando αB = 0, por lo tanto
LMAX =
2⋅ H ⋅h
w
(4.42)
La tensión máxima que actúa sobre la cadena está ubicada en el punto A y es la siguiente:
TA = H 2 + V A
2
(4.43)
164
Para obtener el largo total de la amarra (S) se debe desarrollar la siguiente ecuación diferencial:
dS 2 = dx 2 + dz 2
2
 dz 
dS = 1 +   dx , reemplazando (4.38) en esta última ecuación e integrando entre 0 y L se
 dx 
llega a:
 L2 + h 2
w 2 ⋅ L5

S = L
+
L

24 ⋅ H 2 ⋅ L2 + h 2

(
)
3




(4.44)
Ahora, si al sistema de amarras se reemplaza la fuerza horizontal original H por una nueva
fuerza horizontal HN, puede ser ésta última de mayor o menor magnitud que la fuerza original.
Si HN > H, el módulo flotante se desplazará una distancia D dada por:
D = x N − x0
(4.45)
X0 = L
= Distancia horizontal inicial entre el anclaje y el módulo flotante
xN = LN
= Distancia horizontal entre el ancho y la posición final debida a la nueva
fuerza aplicada. LN puede obtenerse iterando (4.44) con S y la nueva fuerza
HN constantes conocidas.
H
HN
Z
HN > H
S
SN
X
x0 = L
D
xN = LN
Fig. 4.15
165
LN se obtiene iterando la ecuación (4.44), manteniendo constante el largo del cable (S)
para la nueva fuerza horizontal (HN)
Si HN < H, el cuerpo flotante se desplazará en sentido contrario al caso anterior. Puede
utilizarse la ecuación (4.45) para determinar el desplazamiento.
Para determinar xN puede calcularse LN
MAX
de la ecuación (4.42) para la nueva fuerza
horizontal HN. Existen 2 casos:
a) Si LNMAX ≥ L , entonces SN = S y LN se calcula iterando (4.44) con S y HN constantes
conocidas. xN = LN y x0 = L.
HN
H
Z
HN < H
Caso a)
SN
S
X
x0 = L
xN = LN
D
Fig.4.16
b) Si LNMAX < L , entonces se considera LN = LN
MAX
y SN se obtiene de (4.44) con LN y HN
conocidos.
c)
Este efecto produce que parte de la amarra toque el fondo marino y su longitud será
l = S − S N , y por lo tanto x N = l + L N
166
HN
H
Z
HN < H
Caso b)
S
SN
l
X
LN
xN
D
x0 = L0
Fig.4.17
c.2) ANÁLISIS CON AMARRA EN AMBOS EXTREMOS
Se analizará de la misma forma anterior con la condición de borde en que el
desplazamiento horizontal será el mismo en cada amarra. Las coordenadas para cada amarra
pueden apreciarse en la Fig. 2.18.
En estado de equilibrio las amarras están tensadas con una tensión horizontal inicial H.
Luego al aplicar una fuerza externa horizontal F se distribuye en las amarras con una tensión
final H1N > H y H2N < H.
H1N = H + pF (4.46)
H 2 N = H − (1 − p ) ⋅ F (4.47)
con 0 ≤ p ≤ 1 , con p = Proporción de la distribución de la fuerza externa en cada amarra. Esta
debe ser una iteración que converge cuando el desplazamiento de los dos sistemas de amarras
analizados tienen el mismo desplazamiento.
El efecto de marea, es decir, la variación en la altura del agua se analiza manteniendo
constantes el largo de la amarra y su proyección horizontal, variando solo la altura h. En
consecuencia, las tensiones horizontales H de las amarras también variarán, y éstas se calcularán
despejando H de la ecuación (4.44) quedando,
167


w2 ⋅ L6
H =
2
2 1/ 2
2
2 3/2 
 24 ⋅ S − ( L + h ) ⋅ ( L + h ) 
(
)
H
Z1
H
1
(4.48)
H2N
Z2
2
X1
x1 = L
H1N
1/ 2
X2
D
x1N = L1N
D
x2N
x2 = L
Fig. 2.18
d) AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA: CÁLCULO
d.1) SITUACIÓN DE 4 AMARRAS
Cada amarra se dispondrá a 90º con respecto del eje longitudinal del pontón
168
Amarra de fibra
Pontón
Amarra de fibra
Amarra de fibra
Amarra de fibra
Figura 4.19 Pontón en planta. Distribución de líneas de amarras en un pontón (4 amarras)
Condición:
-
Mínima marea.
-
Marea máxima.
-
Marea alta con fuerza lateral.
-
Marea baja con fuerza lateral.
Propiedades Fibra sintética a emplear:
Módulo de elasticidad (E)
=
30000 [kg./cm2]
Tensión de fluencia (σf)
=
850 [kg./cm2]
Tensión de trabajo (σt)
=
640 [kg./cm2]
Peso específico fibra (γN)
=
1.14 [gr./cm3]
Peso específico cordel de fibra (γC)
=
0.8 [gr./cm3]
Empleando un cordel de ø = 1 ½” =3.81 [cm] se tiene:
Ω = 11.4 [cm2]
El área real de la sección del la cuerda de acuerdo a la expresión (4.25) es:
A = 114 ⋅
0. 8
= 8 [cm2]
1.14
169
Condición de análisis:
-
Mínima marea (condición inicial).
-
Máxima marea.
-
Marea alta con fuerza lateral.
-
Marea baja con fuerza lateral.
-
Mínima marea:
L = 40 [m]
h = 9.38 [m]
H = 1000 [kg]
Se considerarán 3 cordeles de fibra de 1 ½” aumentando de esta forma la sección.
∴
A = 24 [cm2]
el ángulo inicial α está dado por:
h
α = tan −1  
L
∴
T =
α = 13.2º [cm2], y despejando T de la ecuación (4.28) se tiene:
H
1000
=
= 1027.14 [kg.]
cosα cos(13.2)
Como la cuerda está tensada con una magnitud T como condición inicial se tiene una
cuerda ya deformada por esta tensión, cuya magnitud se puede determinarse de acuerdo a la
expresión (4.26) obteniéndose Sd = 41.09 [m]. Con estos antecedentes se tiene que la
deformación de la cuerda según expresión (4.27), debido a la tensión inicial es:
DS =
1027.14 ⋅ 41.09
= 0.058 [m]
30000 ⋅ 24 + 1027.14
de la ecuación (4.26) se obtiene finalmente:
S = 41.09 – 0.058 = 41.03 [m]
170
Este es el largo de la cuerda sin deformar que considera este proyecto.
-
Máxima marea:
Se considerará que el pontón se desplaza solamente sobre el eje z, de esta manera se considera
que el desplazamiento es de la misma magnitud que la diferencia de marea, aunque en la realidad
debido a que al subir la marea, esto provocará una tensión adicional al cordel, la que se
traspasará directamente al pontón haciendo que tenga que soportar una mayor carga y en
consecuencia su desplazamiento será menor que la diferencia de marea. Sin embargo, esta
diferencia en la práctica es tan pequeña que es imperceptible para la precisión de los cálculos,
por lo que no se considerará.
L = 40 [m]
S = 41.03 [m]
h = 10.28 [m]
De la expresión (4.26) se tiene:
Sd = 41.30 [m]
La deformación del cable con respecto al largo no deformado S de:
DS = 41.3 – 41.03 = 0.27 [m]
Despejando de la ecuación (4.24) se tiene la tensión necesaria para lograr la deformación
obtenida anteriormente:
T =
DS ⋅ E ⋅ A 0.27 ⋅ 30000 ⋅ 24
=
= 4738 [kg]
S
41.03
análogamente al caso anterior se tiene:
 10.28 
α = tan −1 
 = 14.41 º
 40 
H = T cosα = 4738 ⋅ cos(14.41) = 4589 [kg]
171
VA = VB = T ⋅ senα = 4738 ⋅ sen(14.41) = 1179 [kg]
La tensión con que es solicitado el cordel es:
σ =
T 4738
=
= 197.42 [kg/cm2]
A
24
-
Marea alta con fuerza lateral:
h
= 10.28 [m]
<
σt = 640 [kg./cm2]
H = 4589 [kg.]
F
= 3648.61 [kg]
A continuación se iterará hasta que los ángulos α1 y α2 converjan en nuevos valores. Para
calcular T1 y T2 inicialmente se supondrá que los ángulos α1 y α2 son iguales al ángulo inicial α
= 14.41º
Los desplazamientos, DX1 y DX2 , se calcularán geométricamente de la siguiente manera:
D = X N − X 0 , con X N = S D − h 2 y X 0 = L
2
Las fuerzas horizontales de las amarras 1 y 2 (H1 y H2 respectivamente) se calcularán de las
ecuaciones (4.29) o (4.30) según sea el caso.
(VER ANEXO D)
de la iteración anterior se desprende que la deformación del cordel debido a estas solicitaciones
será de 0.38 [m] y el desplazamiento lateral del puente llegará a 0.11 [m].
La tensión a que están sometidas las amarras llega a T = 6621.41 [m].
∴σ =
T 6621.41
=
= 275.89 [kg/cm2]
A
24
<
σt = 640 [kg./cm2]
172
-
Marea baja con fuerza lateral:
H = 9.38 [m]
H = 1000 [kg.]
F
= 3648.61 [kg]
α
= 13.2º
Iteración análoga al caso anterior:
∴ la deformación del cable para estas solicitaciones llega a 0.21 [m] y el desplazamiento del
pontón llega a 0.16 [m]
d.2) SITUACIÓN DE 8 AMARRAS
Cada amarra se dispondrá a 45º con respecto del eje longitudinal del pontón
Amarras de fibra
Amarras de fibra
Pontón
Amarras de fibra
Amarras de fibra
Figura 4.20 Pontón en planta. Distribución de líneas de amarras en un pontón.
Condición de análisis:
-
Mínima marea (condición inicial).
-
Máxima marea.
-
Marea alta con fuerza lateral.
-
Marea baja con fuerza lateral.
-
Mínima marea:
Idéntico al caso de 4 amarras.
173
α
= 13.2º
SD
= 41.09 [m]
DS
= 0.058 [m]
T
= 1027.14 [m]
H
= 1000 [kg]
-
Máxima marea:
Idéntico al caso de 4 amarras.
α
= 14.41º
SD
= 41.30 [m]
DS
= 0.27 [m]
T
= 4738 [m]
H
= 4589 [m]
-
Marea alta con fuerza lateral:
La fuerza que se considera en este caso se calcula según lo indicado en la figura 4.11 con F =
3648.61 [kg]:
FR =
2
⋅ F = 2579.96 [kg.]
2
Siguiendo las coordenadas de la figura (3) se tiene que:
Y1 = Y2 =
2
L = 28.28 [m]
2
X1N y X2N se calcularán de las ecuaciones (4.31) y (4.32) respectivamente. Los desplazamientos
en el eje X se calcularán de la misma forma que en casos anteriores, esta es:
D = X N − X0
con
X0 = 28.28 [m]
calculando en forma análoga al caso de 4 amarras se tiene:
174
H = 4589 [m]
α
= 14.41º
h
= 10.28 [m]
(VER ANEXO D)
∴ se desprende que la deformación del cordel debida a estas solicitaciones llega a 0.35 [m] y el
desplazamiento en el eje X es 0.12 [m]
La tensión de la cuerda llega a T = 6068.93 [kg], por lo tanto:
∴σ =
-
T 6068.93
=
= 252.87 [kg/cm2]
A
24
<
σt = 640 [kg./cm2]
Marea baja con fuerza lateral:
H = 1000 [m]
α
= 13.2º
h
= 9.38 [m]
(VER ANEXO D)
∴ se desprende que la deformación del cordel debida a estas solicitaciones llega a 0.15 [m] y el
desplazamiento en el eje X es 0.15 [m]
e) AMARRAS DE ACERO: CÁLCULO
El siguiente cálculo se basará en una distribución de 4 amarras según figura 4.19
Condición de análisis:
-
Mínima marea (condición inicial).
-
Máxima marea.
-
Marea alta con fuerza lateral.
175
-
Marea baja con fuerza lateral.
Cadena a emplear:
Diámetro ø
= 1 ¼”
Peso
= 24.4 [kg./ml]
Peso boyante
= 21.3 [kg./ml] (peso en agua es aprox. el 87% del peso fuera del agua)
Tensión Adm. = 34000 [kg]
-
Mínima marea:
hmin = 9.38 [m] (altura de marea baja promedio)
H
= 1800 [kg.] (Tensión horizontal inicial de la cadena)
αB
= 0º (ángulo que forma la horizontal con la tangente al punto B.
Al evaluar la ecuación (4.42) y la ecuación (4.44) se tiene:
LMAX = 39.8 [m]
S = 41.2 [m]
Y con los datos anteriores se tiene de las ecuaciones (4.35) y (4.43)
VA = 848.1 [kg] (fuerza vertical)
TA = 1989.8 [kg.] (tensión máxima que se solicita a la cadena)
∴
TA < TADM
CADENA.
Entonces la cadena estructuralmente cumple con las condiciones
iniciales.
-
Máxima marea:
Para el caso de marea máxima, el pontón se desplazará en la vertical, por lo que el largo
horizontal se mantiene constante al igual que el largo de la cadena. Solo cambia la profundidad
del agua y la tensión horizontal se calculará de la ecuación (4.48).
h
= 10.28 [m]
L
= 39.8 [m]
176
S
= 41.2 [m]
entonces:
H = 3395.67 [kg.]
Y con los datos anteriores se tiene de las ecuaciones (4.35) y (4.43)
VA = 1300.9 [kg] (fuerza vertical)
TA = 3636.3 [kg.] (tensión máxima que se solicita a la cadena)
∴
-
TA < TADM
CADENA
Ok!
Marea alta con fuerza lateral:
Condiciones iniciales:
H = 10.28 [m]
H = 3395.67 [m]
L
= 39.8 [m]
Se iterará hasta llegar a una distribución de la fuerza lateral en las amarras H1N y H2N
respectivamente que den el mismo desplazamiento en valor absoluto ( D1 = D2 ) según lo
explicado en el punto (4.73 c) amarras de acero: análisis)
(VER ANEXO D)
De la tabla que se encuentra en anexos puede desprenderse que la distribución de la fuerza lateral
es un 70% para la cadena 1 y un 30% para la cadena 2.
Con los datos anteriores se tiene de las ecuaciones (4.35) y (4.43)
VA = 1957.8 [kg] (fuerza vertical)
TA = 6263.5 [kg.] (tensión máxima que se solicita a la cadena)
∴
TA < TADM
CADENA
Ok!
177
Desplazamiento D = 0.1 [m]
-
Marea baja con fuerza lateral:
Condiciones iniciales:
h
= 9.38 [m]
H = 1800 [kg.]
L
= 39.8 [m]
Ahora se debe iterar como en la condición anterior (VER ANEXO D)
En este caso la fuerza lateral se distribuye en un 85% para la cadena 1 y un 15% para la cadena 2.
Con los datos anteriores se tiene de las ecuaciones (4.35) y (4.43)
VA = 1573.6 [kg] (fuerza vertical)
TA = 5147.7 [kg.] (tensión máxima que se solicita a la cadena)
∴
TA < TADM
CADENA
Ok!
Desplazamiento D = 0.3 [m]
De cada uno de los análisis anteriores puede desprenderse que la longitud de las cadenas de acero
no pueden ser menores que L = 39.8 [m]. Para una buena manipulación sobre la cubierta del
pontón, esta longitud no debiera ser inferior a L = 45 [m].
178
4.7.4 CALCULO DE ANCLAS
Se analizarán anclas gravitatorias, compuestas por bloques de hormigón y rocas que
cumplen su función debido a su gran peso propio la fuerza de roce que se produce entre éste y la
superficie del fondo marino es suficiente para producir el anclaje deseado.
T
TH
TV
α
QB
FR
Figura 4.21 Distribución de líneas de amarras en un pontón (4 amarras)
con:
T
= Tensión de la amarra
FR = µ ⋅ N (fuerza de roce entre el bloque de hormigón y el fondo marino). µ = 0.25
QB = VB ⋅ (γ H − ⋅γ A ) (peso boyante del bloque de hormigón)
Hormigón sobre arcilla
0.25
Hormigón sobre arena
0.4
Hormigón sobre roca
0.45 – 0.55
Tabla Nº 4.8 Algunos coeficientes de roce entre anclas gravitatorias de hormigón y diferentes suelos marinos.
Por equilibrio de fuerzas se tiene:

cos 
 (xz)(4.49)
QB = T ⋅  senα +
µ 

entonces:
179
CASO
QB
VH
Cadena: 4 amarras
T = 6263.5 [kg]
QB = 25824.55 [kg]
VB = 17.51 [m3]
QB = 27300.22 [kg]
VB = 18.51 [m3]
QB = 25022.33 [kg]
VB = 16.96 [m3]
α = 14.4º
Fibra: 4 amarras
T = 6621.41 [kg]
α = 14.4º
Fibra: 8 cadenas
T = 6068.93 [kg]
α = 14.4º
Para cualquiera de los 3 casos un muerto de las siguientes dimensiones cumple con el peso
mínimo.
H
= 2 [m]
L
= 4 [m]
B
= 2.4 [m]
De aquí en adelante se considerará que el tipo de amarra que llevará la estructura flotante es el
del tipo cadenas de acero por las siguientes razones:
-
Se obtiene una muerto de anclaje de menor dimensión, las tensiones que llegan al ancla son
mas bajas.
-
Como la altura del agua desde el fondo marino hasta la superficie es notoriamente pequeña,
se corre el riesgo de robos de material perjudicando la estabilidad de la estructura. (la fibra
sintética presenta menos dificultad de extraer que el acero de cadenas)
-
No requiere una tensión inicial muy elevada.
Para optar por la alternativa de la fibra sintética, ésta debe presentar soluciones muy
superiores al acero, situación que este caso no se percibe (no existe una brecha muy elevada entre
ambas alternativas), quizás el precio es el factor más importante, pero resulta realmente
justificable el reemplazo de cadenas de acero para grandes longitudes de este material.
180
4.7.5 OTROS
a) DISEÑO DE FIJACIÓN DE AMARRAS
-
Verificación al corte de la fijación:
La tensión de corte se obtiene para la configuración siguiente: 4 barras de 1” de diámetro unidas
por 2 planchas de acero de 1 [m] x 0.3[m] ubicadas sobre y bajo la losa superior
H1N = 5949.70 [kg]
A = 4⋅
π
2
⋅ (2.54 ) = 20.27 [cm2]
4
σTRABAJO =293.52 [kg/cm2] < σV ADM = 0.4 σY = 960 [kg/cm2] Ok!
-
Verificación a flexión de la sección debido a la fuerza de tiro de la cadena:
Se debe verificar la sección a flexión debido al momento que ejerce la cadena sobre ésta a través
de la fuerza de tiro.
I = ∑ I i + ∑ Ai ⋅ d i
2
I
= Momento de inercia total de la sección resistente [cm4]
Ii
= Momento de inercia de la barra [cm4]
di
= Excentricidad de la barra i, con respecto al centro de gravedad de la sección [cm4]
Ai = Área de la barra i, [cm2]
El momento provocado por la fuerza de tiro de la cadena puede obtenerse como el producto entre
esta última y la altura a la que aplica.
M = 5949.70 ⋅ 20 = 118994 [T-cm4]
Ai =
π
⋅ (2.54 2 ) = 5.07 [cm2]
4
181
Ii =
π
⋅ 2.542 = 2.04 [cm4]
64
(
)
I = 4 ⋅ 2.04 + 4 ⋅ 5.07 ⋅ (452 ) = 41075.16 [cm4]
W =
I 41075.16
=
= 912.78 [cm3]
Yi
45
=
118994
= 130.36 [kg/cm2] < σ f
912.78
σf
TRABAJO
-
Verificación placa base:
ADM
= 0.75σ Y = 1800 [kg/cm2]
Ok!!
Fuerza de agarre máxima proporcionada por los pernos de anclaje:
P = AS ⋅ σ ⋅ 4
Evaluando la expresión anterior se tiene lo siguiente:
AS = 5.07 [cm2]
σ = 1800 [kg/cm2]
entonces: P =36504 [kg]
Tensión de compresión en el hormigón:
Esta puede obtenerse como el cuociente entre la fuerza proporcionada por las barras y el área de
la placa base, tal como se indica a continuación:
A = 100 ⋅ 30 = 3000 [cm2]
σ =
36504
= 12.17 [kg/cm2] < σADM = 250 [kg/cm2]
3000
182
b) REFUERZO DE LOSA POR EFECTO DE LAS REACCIONES DEL PUENTE
BASCULANTE
Se considera reforzar las losas que reciben la descarga del puente basculante para las cargas
puntuales correspondientes. En este caso, las reacción del enrejado para la combinación de carga
mas desfavorable es la siguiente:
Debido a combinación COMB14 descrita antes se tiene un R máximo de 65810.16 [kg]
Se considera que el enrejado descansa en 3 puntos de apoyo a través de ruedas metálicas
de 30 [cm] de diámetro sobre una plancha metálica de dimensiones 8 x 3 x 0.018 [m] tal como se
muestra en la siguiente figura:
VIGA
MURO
VIGA
MURO
PL 11 x 3 x 0.016 [m]
Figura 4.22 Ubicación plancha de refuerzo
Refuerzo debido a flexión:
A continuación se determinarán los momentos flectores provocados por las cargas de reacción de
la pasarela sobre las losas. Para tal efecto se utilizará la teoría de Marcus para losas armadas en 2
direcciones.
183
Refuerzo debido a corte:
Se utilizará la modelación que se muestra en la siguiente figura:
300
Ø300
P
P
1.6 [cm]
45º
45º
300
150
150
300
600
Figura 4.23 Distribución de las reacciones del puente basculante sobre el refuerzo de losa.
El comportamiento de losas en 2 direcciones ante el esfuerzo de corte es un problema de
esfuerzos en 3 dimensiones. El plano de falla crítico por corte sigue el perímetro del área cargada
y se localiza a una distancia que proporciona un perímetro mínimo de corte b0.
Si no se proporciona refuerzo especial para el corte, la resistencia nominal al corte VC de
la sección es:

4 
 f C ' ⋅ b0 ⋅ d < 4 f C ' ⋅ b0 ⋅ d
VC =  2 +
β C 

donde:
VC
= Resistencia nominal al corte
b0
= Perímetro de la superficie de falla por corte crítico
β0
= Relación entre el lado largo y el corto del área cargada
fc’
= Resistencia a la compresión del hormigón
D
= Altura útil de la losa
Debe cumplirse que VN < VC
Con VN =
VU
φ
184
VU = 65810.16 [kg]
ø
= 0.85
b0 = (30 + 60) *2 =180 [cm]
d
= 27 [cm]
β0 = 2
Entonces:
VN =
65810.16
= 77423.72 [kg] < VC = 307373.39 [kg] Ok!
0.85
Verificación de la plancha de apoyo:
σ =
P
, con
A
A = ( aR + 2 ⋅ e) ⋅ 2 ⋅ e
donde:
aR = Ancho de la rueda = 30 [cm]
e
= Espesor de la plancha = 1.6 [cm]
A = Área resistente [cm2] = 106.24 [cm]
2
σ = Tensión de trabajo [kg/cm ]
Evaluando las expresiones anteriores se tiene:
σ = 619.45 [kg/cm2] < σADM = 1440 [kg/cm2]
185
4.8 ANÁLISIS DE COSTOS
En esta sección se hará un estudio de costos para las estructuras definitivas que fueron
calculadas anteriormente. Para esto se considera una división en partidas de cada una de las
actividades y recursos que se requieren para la construcción de la obra en el lugar de
emplazamiento ya definido.
Un factor de importancia a considerar en este análisis es la ubicación definitiva de la
estructura, puesto que se refleja en los costos de los fletes y mano de obra necesarios para una
implementación adecuada de la obra analizada.
En este análisis de costos se consideran los costos unitarios por partida, obtenidos a partir de
la mano de obra, materiales y maquinarias involucradas en cada una de ellas, de acuerdo al
rendimiento de los mismos, además de la cubicación de cada una de las estructuras involucradas
en esta obra. Dentro de las partidas a considerar destacan:
-
Instalación de faenas.
-
Construcción de las partes componentes.
-
Instalación y montajes de estructuras (incorporadas dentro del punto anterior).
-
Gastos generales, imprevistos y utilidades.
En ANEXO E se encuentra el presupuesto con el análisis de precios unitarios.
4.8.1 INSTALACIÓN DE FAENAS
Dadas las características de del lugar de emplazamiento, se contempla ubicar la
instalación de faenas en el área terrestre contigua al sitio de disposición final, en cuanto no se
presentan dificultades como para llevar a cabo faenas tales como la construcción del pontón y
botadura, montaje de las estructuras metálicas, etc.
Las obras necesarias para la instalación de faenas serán:
-
Instalaciones y construcciones provisorias.
-
Un galpón de 60 x 30 [m] para la construcción de los pontones.
-
Una bodega de 10 x 15 para guardar materiales y vehículos.
-
Casino, cocina y baños con instalaciones eléctricas y sanitarias.
-
Oficinas personal de obra, con instalación eléctrica y sanitaria.
186
-
2 patios estabilizados de 45 x 15 para el montaje de los puentes metálicos.
-
Un plano inclinado de 50 x 25 [m]. Para la botadura del pontón al agua.
-
Cierros.
El costo total de estas faenas, incluida la mano de obra es $69.557.000.-
4.8.2 CONSTRUCCIÓN DE LAS PARTES COMPONENTES
Se considera la construcción de todas los componentes del puente. Con el objeto de
obtener un presupuesto total se definen las partidas que se entregan a continuación, a partir de las
cuales se obtienen los precios unitarios finales para la construcción, fabricación, montaje, etc. de
las estructuras consideradas en el estudio.
Puntos a analizar:
-
Puentes de acceso.
-
Construcción de puentes metálicos.
-
Construcción de pontones
-
Amarras.
-
Construcción de anclas gravitacionales
-
Puentes de acceso:
De acuerdo a información entregada por el ministerio de obras públicas y considerando
modificaciones con objeto de adaptar los puentes de acceso a la estructura definitiva cambiando
lo menos posible la configuración del puente original se tiene que el costo de esta partida es del
orden de $100.000.000.-
-
Puentes metálicos basculantes:
Los enrejados que componen la estructura metálica basculante se consideran como obra vendida,
es decir, fabricados en maestranzas de Talcahuano, por la cercanía con la zona de emplazamiento
definitivo del proyecto (Moncul). Éstos se consideran transportados en secciones armadas, por
vía terrestre en camión de 30.000 [kg]. Según cubicaciones estimadas en puntos anteriores de este
capítulo la cantidad de acero a emplear es de 377.5 [Ton] para los 2 puentes basculantes.
Para obtener el costo de construcción total se considerarán 4 items, que a continuación se indican:
187
-
Suministro y Fabricación (subcontrato)
-
Pintura
-
Flete
-
Armado y montaje
El costo de suministro y fabricación subcontratado en Talcahuano, no considera el pintado de la
estructura pues será ejecutado en obra. El costo total es de $264.254.200.- para los dos puentes
puesto en maestranza de Talcahuano. El precio por [kg] es de $700.El pintado de la estructura considera un precio por [m2] alcanzando un total de 4100.66 [m2] en
ambas estructuras. El precio total por pintura es $6.489.294.-
El flete se contempla considerando un trayecto de Talcahuano a cercanías de Temuco, a $250.000
el viaje con un camión y carro con capacidad de carga de 30 [Ton]. El costo total por concepto de
flete es de $3.145.883.-
Para el armado y montaje se considera la fabricación de una estructura de apoyo provisoria sobre
el lecho marino, y una grúa para el traslado de las piezas componentes del puente basculante. El
costo total por este concepto es de $18.231.192.-
El costo total de estas estructuras armadas y pintadas puestas en el lugar del proyecto es de
$292.120.569.-
-
Construcción del Pontón:
De puntos anteriores se desprende que la cantidad total de hormigón armado que se requiere
para la fabricación de losas, muros y vigas componentes del pontón es de 516.57 [m3].
Se consideran 6 items para obtener el costo total del pontón, estos son:
-
Hormigón armado de losas
-
Hormigón armado de muros
-
Hormigón armado de vigas
-
Baranda peatonal
-
Fitting
-
Lanzamiento y traslado a ubicación definitiva.
188
El hormigón armado de losas, muros y vigas se considera fabricado en obra con betonera, y
colocado posteriormente sobre moldajes metálicos. El acero de refuerzo a emplear será de calidad
A63-42H. Aprovechando que el precio del acero no difiere de otro de menor calidad (ejemplo:
A44-28H). El costo de hormigón armado por [m3] varía dependiendo de que elemento se desea
fabricar. A continuación se entregan dichos valores:
H.A. Losas
: $153.792.- / [m3]
=
$62.285.873.-
H.A. Muros
: $160.039.- / [m3]
=
$17.593.461.-
H.A. Vigas
: $153.034.- / [m3]
=
$250.670.-
Se contemplan 84 [ml] de baranda metálica en ambos costados laterales del pontón que
serán fabricados en obra. El costo total de fabricación es de $635.173.-
El fitting del pontón: llámese a pasadas de cadena, fijación de cadena, escotillas,
escaleras, placas base, etc., se considera contemplando 10 [Ton] a $800 por [kg] fabricadas en
maestranzas de Temuco, el precio contempla suministro e instalación. El costo total por este
concepto es de $8.000.000.-
Para el Lanzamiento y traslado del pontón a su ubicación definitiva se contempla una
cuadrilla para efectuar trabajo de lanzamiento (botadero) y el empleo de una embarcación del tipo
remolcador (para el traslado a ubicación definitiva). Los costos por concepto de uso de
embarcación se asemejan a los de traslado de casas flotantes con pontón de hormigón armado.
Como referencia se tiene que un traslado de una vivienda flotante desde astilleros de Puerto
Montt a Chiloé cuesta alrededor de $3.000.000.- contemplando que el viaje se efectúa en 48
horas ininterrumpidas de viaje. Con estos valores se puede obtener un costo día por uso de una
embarcación de este tipo. El costo total por este concepto alcanza a $131.000.-
El costo total de fabricación de un pontón de 45 x 15 x 4 [m] es de $88.896.177.-
Para el suministro e instalación de amarras de acero se contempla cadenas de 1¼” , en
total son 180 [ml]. El costo total por suministro e instalación de amarras es de $2.124.495.Para la construcción de las anclas gravitaciones será necesario 76.8 [m3] de hormigón, 110
[kg] de acero para fitting, y madera para moldaje. Se contempla el hormigonado in situ, por
medio de la siguiente forma: se llenará con un sistema de tubo con tapón que se llena de
189
hormigón, posteriormente se va levantando el tubo, siempre lleno y siempre embebido en el
hormigón ya colocado. Se emplearán buzos que encargarán de desplazar el tubo en lugares donde
no existe hormigón aún. El costo total asociado a las anclas gravitacionales es de $9.043.200.-
En todo tipo de obras y con mayor razón si se trata de un estudio de prefactibilidad se
deben considerar gastos por conceptos de imprevistos. Estos pueden estimarse en un 10% del
costo directo de obra. Por lo tanto, el monto asignado por imprevistos es:
Total costo directo de obra: $561.741.441.- Neto.
4.8.3 GASTOS GENERALES, IMPREVISTOS Y UTILIDADES
Según empresas del área de las obras flotantes, por concepto de gastos generales,
utilidades e imprevistos puede considerarse un 30% del costo directo de la obra. El precio total es
de $168.522.432.-
4.8.4 COSTO TOTAL
El costo neto de obra es de $730.263.873.-. Con un 19% de I.V.A. el costo total alcanza los
$869.014.009.-
El costo por [ml] de puente es $7.241.783.-
4.8.5 ANÁLISIS COMPARATIVO SOLUCIÓN TRADICIONAL.
El proyecto original del puente Moncul de acuerdo a lo explicado al principio de este
capítulo contempla una solución en pilotajes de gran profundidad, siendo solo la partida de
fundaciones la mas incidente. Este proyecto contempla un costo de $1.500.000.000.-
El valor indicado anteriormente es considerablemente mayor al valor que una alternativa
flotante puede ofrecer, con todas las dificultades que implica la instalación en el lugar de cada
componente del puente, estructuras metálicas basculantes, pontón, sistema de amarras, etc. Sin
embargo hay que considerar que una estructura flotante requiere de mayor atención en la
mantención durante su vida útil que cualquier alternativa tradicional, pero también cabe destacar
que los costos asociados a esta mantención no son tan elevados. También es difícil cuantificar las
desventajas de calidad de obra recibida por el público, puesto que se disminuye la velocidad de
tránsito. Cualquier ponderación que pueda darse al precio final del puente flotante para
190
contemplar las desventajas expuestas antes, son cubiertas en forma cómoda por la holgura que
deja la diferencia de precios entre ambos tipos de soluciones.
Por lo tanto, con todo lo anterior, la alternativa flotante es viable económicamente.
191
CONCLUSIONES
Los antecedentes alcanzados a recopilar en esta memoria son de utilidad para todo tipo
obra civil flotante que se desee calcular y diseñar. Se ha intentado recopilar la mayor información
posible respecto de distintas obras de ingeniería que tienen la particularidad de flotar por si
mismas, esto se ve reflejado en un capítulo en donde se entrega la mayor cantidad de
antecedentes que se pudieron encontrar, de cada estructura informada. No obstante lo anterior se
debe hacer notar lo escaso de la información técnica disponible en nuestro país relacionada con el
tema, lo que dificulta la obtención de un trabajo final mas completo. De acuerdo a los
antecedentes recopilados en este trabajo resulta evidente y lamentable, al mismo tiempo, que la
información requerida se encuentra dispersa y no existen documentos que unifiquen criterios ni
que entreguen procedimientos o metodologías detalladas de cálculo, con las fórmulas respectivas.
Es por ello que se optó en este caso por utilizar la mayor cantidad posible de expresiones
entregadas por la norma Japonesa, ya que esta última es la norma de diseño utilizada por la
Dirección de obras Portuarias del Ministerio de obras Públicas. Ente al cual le resulta mas
familiar la estructura llamada “pontón”. Como ejemplo de lo explicado anteriormente se puede
decir que la cuantificación de la fuerza provocada por el oleaje sobre los pontones,
debe
realizarse evaluando fórmulas determinadas para embarcaciones, por que se estaría haciendo una
aproximación que puede significar el sobre o sub-dimensionamiento de las estructuras, alterando
el costo de la obra.
En este trabajo se tocan varios tópicos, algunos ya conocidos por muchos dentro del área
de la Ingeniería estructural pero otros no tanto, y es por ello que son estos tópicos los que se
intentó tocar con mayor profundidad en desmedro de otros al ya existir bastante información al
alcance de la mano. Por esto se explican algunos análisis realizados en forma muy superficial
para ciertos elementos y otros con la debida profundidad para formarse una idea general del
diseño de este tipo de estructuras.
Respecto al ejemplo de cálculo “Puente Moncul”, sirvió de base para hacer una
comparación económica entre un puente de pilotajes y uno flotante, pero no fue el óptimo para
estudiar ciertos puntos específicos, los menos, en relación a la incidencia que puede tener el
factor ambiental en la estructura, exclusivamente por las excelentes condiciones ambientales
donde se proyectó. La incidencia que el oleaje tiene sobre el diseño de estas estructuras en este
caso fue muy baja pues el sector está muy protegido y lo demostraron los cálculos de tensiones
por este efecto. Sin embargo si fue posible analizar en profundidad el comportamiento del
192
sistema de amarras y fondeo. Tornándose muy incidente en proyectos donde la profundidad del
agua sobre el lecho marino es considerablemente alta. Queda demostrado al final de este trabajo
la importancia que tiene para las estructuras llamadas pontones las condiciones medio
ambientales del área en el cual se proyecta.
Puede desprenderse que este sistema constructivo, puede ser competitivo contra las
soluciones tradicionales en puentes. Es un hecho, pues en algunas partes del mundo, es la única
solución económicamente viable.
Una forma de facilitar la construcción de pontones para su uso en muelles, o plataformas
flotantes es la confección de módulos pequeños que faciliten el trasporte y montaje, reflejándose
en el precio final de la obra terminada. Ejemplos hay varios como las estructuras de uso temporal,
puentes plegables y plataformas de trabajo, las cuales se hace alusión en este trabajo.
Actualmente la solución de fabricación en grandes módulos se realiza en Chile pero con el alto
costo que conlleva en la partida de transporte, por el riesgo de hundimiento durante el trayecto.
En el sur, la empresa Sitecna debe trabajar con seguros de costo altísimo que elevan el costo del
proyecto.
La aplicación de la solución de estructura flotante para obras futuras en nuestro país
dependerá exclusivamente del mejoramiento de la tecnología involucrada, como por ejemplo:
disponibilidad en el mercado de la maquinaria necesaria para el montaje de estas estructuras, y
en menor medida el transporte de ellas, nuevas alternativas en materiales con mejores cualidades
en resistencia, pero también económicamente atrayentes.
Si bien el análisis económico de un puente en la zona de Moncul en la novena región sería
viable, vale la pena mencionar que la elección de otra configuración podría haber tenido quizás
mas impacto en cuanto al ahorro que se pudiese haber obtenido. En este trabajo se detallan las
diferentes configuraciones posibles para la fabricación de plataformas flotantes.
También se hizo mención a los diferentes tipos de materiales de construcción de pontones.
Con el hormigón armado se han tenido buenos resultados en nuestro país, pues es mínimo el
riesgo de corrosión del material, que podría aumentar si se empleara el acero. A pesar de que el
hormigón armado es un material con buenas cualidades en cuanto a impermeabilidad se refiere,
puede optimizarse mas aún trabajando directamente con la dosificación. De esta manera puede
llegarse al ferrocemento, sistema constructivo muy recomendado para este tipo de estructuras.
Pero que no ha logrado posicionarse todavía del mercado.
193
BIBLIOGRAFÍA
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-
http://www.af.mil/photos/files/
-
http://www.fesb.hr/~matosin/pmosth.html
-
http://member.nifty.ne.jp
196
ANEXO A
Velocidades medias mensuales por dirección (Vm) con su respectiva frecuencia absoluta (No)
Nº DE OBSERVACIONES POR CADA DIRECCION DEL VIENTO.
RAPIDEZ MEDIA PARA CADA DIRECCION DEL VIENTO (Km/hr)
REGISTROS DUIRNOS ( 08;14;20 Hora Local)
N
1992
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
Ene
4
5,3
2
3,5
3
2
2
2,5
2
6
55
6,1
14
2,8
11
3,9
2
93
Feb
3
1
1
6
5
4,2
2
1
1
8
19
5,6
14
5,1
13
3,9
3
58
Mar
7
7,1
4
4,3
13
3,1
5
2,2
4
2,8
36
4,8
16
4,2
8
4,9
4
93
Abr
8
4,6
3
3,7
14
4,1
1
0
3
1
19
4,6
17
3,9
25
5,8
5
90
May
19
5,7
6
3,2
16
3,1
4
1,3
1
3
8
5
14
2,8
25
7,6
6
93
Jun
18
9,1
11
9,7
18
4,9
1
2
0-
3
2,3
16
5,6
22
17
3
89
Jul
14
7,8
13
3,1
12
4,6
3
2
1
3
6
5,5
21
2,5
23
5,6
4
93
Ago
9
5,3
11
3,7
13
2,8
3
1,7
3
4,3
16
3,4
27
2,6
11
3,5
3
93
Sep
4
5,8
5
2,8
10
3,8
2
2
1
4
27
3,3
25
3,9
16
6,6
3
90
Oct
6
1,7
3
4
3
4,7
3
3,3
2
5,5
26
6,1
27
3,3
23
8,4
0
93
Nov
6
5,3
1
1
6
3,2
1
2
3
3,3
32
5,7
23
3,1
18
3,9
1
90
Dic
3
8,7
4
2,5
10
3,5
3
2,3
4
4,3
34
5,3
14
3,4
21
3,2
7
93
101
5,6
64
4,0
123
3,7
30
1,9
25
4,1
281
4,8
228
3,6
216
6,2
Año
N
1993
Nº
3
Ene
Feb
NE
Vel
s/o
Nº
1
s/o
3
s/o
Mar
4
4
Abr
10
May
15
Jun
E
Vel
Nº
2,3
s/o
SE
Vel
5
s/o
Nº
2,8
s/o
S
Vel
4
s/o
Nº
4,5
s/o
SW
Vel
1
s/o
Nº
1
s/o
W
Vel
38
s/o
Nº
5,7
s/o
NW
Vel
26
s/o
Nº
4,9
s/o
41 1068
Nº
Nº
Vel Calma Obs
13
s/o
4,3
s/o
5
s/o
93
s/o
3
2
11
1,9
2
1,5
5
3
35
2,7
20
3,1
13
7,1
26
93
4,3
5
5,4
10
1,9
2
2,5
1
1
26
2,2
14
2,1
22
3,6
27
90
8,9
15
5,1
9
2,9
2
2,5
0-
1
5
16
1,9
35
5,7
14
93
23
11
9
2,9
8
4,3
1
6
1
6
1,2
14
2,2
28
9,4
12
90
Jul
9
3,7
16
6,8
10
4,2
1
1
0-
12
3,9
18
2,9
27
7,9
1
93
Ago
6
7,2
18
3,6
5
5,4
2
4,5
4
4,8
20
5,7
17
3,6
21
9
7
93
Sep
12
6,3
11
2,5
3
1
5
3
4
5,8
25
4,4
14
2,6
16
2,8
16
90
Oct
9
6,6
6
3
4
3,5
3
1
3
3,7
30
5,1
24
3,6
14
4,4
3
93
Nov
3
4
1
7
2
0
2
1,5
2
4,5
26
5,2
31
3,2
23
4,3
17
90
Dic
2
19
2
0
4
0,8
3
3
3
3
36
5,4
23
3,9
20
7,1
14
93
Año
96
6,9
89
3,7
71
2,6
27
2,8
24
3,2
255
4,2
217
3,1
232
6,0
1994
N
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Ene
1
0
3
1,3
1
Feb
5
1,8
3
1,3
0-
Mar
3
3
4
1,3
5
Abr
5
5,8
4
2,8
May
21
5,2
8
Jun
15
6,9
Jul
17
Ago
Nº
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
142 1011
Nº
Nº
Vel Calma Obs
1
0
4
7
44
5,2
37
3,1
2
0
13
93
4
1,5
1
2
8
2,1
4
2,5
9
1,4
0
34
3,2
3
1
10
3,1
27
3,9
22
3,6
19
3,4
15
93
9
3,4
5
3,6
1
2
24
2,8
21
1,8
21
4,4
16
90
3,6
7
4,1
2
0,5
3
0
12
3,1
16
2,9
24
5,6
20
93
15
3,8
4
6
1
1
0-
4
6
18
4,4
33
7,5
5
90
5,7
24
4,2
6
5,3
4
3
1
3
4
1,8
19
3,4
18
5,1
8
93
12
5,9
13
5,2
5
5,6
2
4,5
3
1,3
13
4,1
28
2,2
17
5,8
16
93
Sep
8
6,4
9
4,1
6
5,7
4
1
5
4,6
18
3,9
13
2,8
27
7,2
10
90
Oct
4
4,3
4
2
3
3,7
3
3
2
11
27
4,3
24
2,3
26
3,4
19
93
Nov
8
5,5
4
0
1
2
1
0
4
8,8
32
3,1
27
4,1
13
4,8
28
90
Dic
1
0
4
0,3
6
1,3
3
0,7
6
6
32
4,2
26
4
15
4,9
22
93
100
4,2
95
2,5
53
3,7
33
1,7
40
4,4
245
3,7
255
3,1
224
4,5
Año
0
2
172 1045
Velocidades medias mensuales por dirección (Vm) con su respectiva frecuencia absoluta (No)
Nº DE OBSERVACIONES POR CADA DIRECCION DEL VIENTO.
RAPIDEZ MEDIA PARA CADA DIRECCION DEL VIENTO (Km/hr)
REGISTROS DUIRNOS ( 08;14;20 Hora Local)
Continuación
N
1995
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
S
Vel
Nº
SW
Vel
Ene
2
0
3
0
2
1
3
0,7
Feb
4
0
2
0
2
0
2
0
Mar
4
1,8
2
0
6
1,5
4
1,8
Abr
12
5,8
10
1,6
8
3
May
11
1,9
10
2,2
11
2,6
6
Jun
6
12
11
5
11
4,9
4
Jul
15
4,6
15
6,9
7
4,4
2
3
Ago
24
12
14
5,4
4
8,3
4
4,3
3
3,3
Sep
7
4,4
3
7,3
7
3,1
2
3
3
Oct
4
6,5
4
5,3
5
3,8
4
1,5
1
Nov
6
2,5
3
2,3
2
1,5
5
1
0-
Dic
1
0
1
0
2
0
2
Año
96
4,3
66
2,8
38
1,5
20
077
N
1996
Nº
3,3
NE
Vel
Nº
Nº
Ene
1
10
2
0
3
Feb
1
0
1
0
0-
Mar
4
5,3
4
0
4
Abr
5
3,2
5
3,2
May
6
11
7
4,3
Jun
16
5,8
23
Jul
10
5
Ago
14
Sep
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
4,3
33
2,5
14
0,9
28
93
4
0
12
1
2
0
25
28
3,3
26
3,6
28
3,1
19
4,9
29
93
2
0
21
2,1
15
1,5
22
3,7
34
90
0,2
3
11
13
2,1
19
1,1
20
2,3
41
93
1,5
1
4
7
4,7
14
3,2
36
6,3
17
90
4
4
15
4,7
35
9,7
5
93
9
4,8
14
3,8
21
7,4
1
93
2
21
4,6
29
2,8
18
5,6
19
90
0
33
4,5
28
3,7
14
5,6
20
93
36
5,5
29
5,6
9
1,7
21
90
1,5
43
4,9
36
3
8
2,3
30
93
4,1
252
3,8
272
3,0
218
4,2
0-
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
270 1039
Nº
Nº
Vel Calma Obs
3
0
3
4,3
33
6,1
29
3,6
9
0,6
29
83
5
0,8
1
0
11
6,3
9
2,6
9
1,2
20
37
2,3
5
4
3
0
15
4,9
25
3,6
15
2,9
25
75
8
1,5
4
2,8
4
0
17
0,5
11
0,7
18
3,9
40
72
6
3,3
5
0,6
2
4
14
2,6
21
2,2
32
5,8
22
93
4,3
8
3,8
5
2
1
3
6
4,5
18
1,3
13
3,2
19
90
20
5
11
4,7
5
0,8
1
0
10
2
22
2,2
14
5,9
17
93
6,7
15
6,1
8
3,4
1
1
3
8,7
9
5,6
19
3,2
24
6,1
12
93
5
2,6
14
6,1
4
5,8
2
0,5
4
6
19
4,2
29
4,1
13
6,4
5
90
Oct
7
3,1
3
1
7
2,4
2
1
5
4,4
27
5,4
26
2,9
16
5,7
16
93
Nov
5
3
1
0
5
2,6
1
1
4
4,8
39
5,7
19
4,5
16
4,2
10
90
Dic
2
2,5
4
2
2
1
7
7,8
3
5,3
25
5
28
3,8
22
3,7
7
93
Año
76
4,8
99
2,7
66
2,9
45
1,8
34
3,4
225
4,4
256
2,9
201
4,1
1997
N
Nº
NE
Vel
Nº
1
Nº
35
0-
SE
Vel
12
W
Vel
4
0-
E
Vel
1
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
Ene
5
2,2
10
1
1
5
2
Feb
2
4
1
6
1
0
0-
Mar
1
0
3
2,3
6
2,7
9
Abr
4
3,3
3
3,7
7
1,4
May
15
4,5
7
4,4
10
Jun
18
9,8
11
4,7
Jul
10
5,3
17
Ago
11
6,9
Sep
10
Oct
S
Vel
Nº
Vel
Nº
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
5,4
23
4,4
13
Nº
Vel Calma Obs
2,6
20
93
14
6,8
23
4,7
12
3,8
10
56
2
2
2
32
4,6
25
2,8
15
4,2
21
93
6
1
3
0
21
3,8
22
2,6
24
8,3
26
90
4,3
1
0
3
1
10
3,2
25
1,8
22
3,8
22
93
14
6,4
2
2
0-
9
4,6
17
3,8
19
7,2
8
90
4,7
3
4,3
3
1,7
4
3
7
1,9
20
4,6
29
7,1
9
93
16
4
2
8
2
0
2
3,5
8
5,1
25
2,6
27
6,2
13
93
5,6
6
2,8
4
4,3
2
5
0-
8
8,3
32
3,9
28
4,9
7
90
12
8,1
6
3,7
4
2,8
3
2
4
15
16
5,4
26
6
22
7,7
9
93
Nov
3
1
7
1,3
6
2
2
2,5
3
4,7
25
6
27
5,1
17
7,4
8
90
Dic
3
5,3
3
2,7
2
1
2
0
39
4,6
26
4,7
18
5,3
13
93
Año
94
4,7
61
3,7
34
1,7
26
3,7
228
5,0
291
3,9
246
5,7
3,5
39
Nº
3,7
87
0-
W
3
0-
2
SW
222 1002
166 1067
Velocidades medias mensuales por dirección (Vm) con su respectiva frecuencia absoluta (No)
Nº DE OBSERVACIONES POR CADA DIRECCION DEL VIENTO.
RAPIDEZ MEDIA PARA CADA DIRECCION DEL VIENTO (Km/hr)
REGISTROS DUIRNOS ( 08;14;20 Hora Local)
Continuación
N
1998
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
Ene
3
0,7
2
0
3
2,3
2
6,5
3
4,7
38
6,3
32
4,3
10
4,7
9
93
Feb
1
0
2
0,5
4
1,5
2
1,5
5
0
17
2
18
1,3
7
1,8
14
56
Mar
7
3,1
4
1,3
5
3,4
3
3,3
2
4,5
20
4,6
35
5,1
17
3,8
14
93
Abr
9
5,3
4
1
13
2,9
3
3
1
6
18
3
22
2,4
20
3,1
19
90
May
20
5,4
18
3,2
14
2,9
4
2,8
1
5
4
3
17
2,4
15
4,5
17
93
Jun
17
6
16
3,7
11
4,2
4
1,3
5
2,6
4
5,8
14
1,8
19
2,3
17
90
Jul
9
4,7
21
4,9
4
3,3
6
2,8
1
7
11
3,3
17
2,7
24
4,5
10
93
Ago
8
3,9
10
8
2
7
4
3,3
3
5,7
13
3,1
22
3,8
31
6,8
12
93
Sep
9
5,4
7
4,4
1
0
10
3
1
0
21
5
24
3,3
17
1,5
23
90
Oct
2
4
3
3,3
5
3
4
3,8
5
5,4
29
5,9
34
4,9
11
4,8
10
93
Nov
0-
4
2
5
1,8
9
3,1
2
7,5
29
5,2
31
4,8
10
4
9
90
Dic
2
2,5
2
2
3
3,7
3
5,3
5
7
33
5,7
37
4,3
8
4,6
1
93
Año
87
3,7
93
2,9
70
3
54
3,3
34
4,6
237
4,4
303
3,4
189
3,9
155
1067
N
1999
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
Ene
1
0
4
2,5
1
7
Feb
4
2,8
5
3,2
5
3,4
0-
Mar
2
3
9
3,1
7
3,3
7
Abr
5
1,6
6
2,3
6
3,3
May
7
2,6
11
3,7
5
1,4
Jun
24
7,8
18
6,5
1
Jul
14
3,8
15
4,9
Ago
20
7,2
11
Sep
16
8,7
Oct
5
Nov
Dic
Año
S
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
4
6,3
43
6,3
33
4,4
5
2,8
4
93
6,2
12
5,3
18
6,8
6
12
2
63
4
5
5
22
4,9
23
3,7
18
5,4
3
93
3
2
5
4,6
28
4,4
23
2,9
14
3,6
7
90
6
2,5
5
3,2
10
3,1
23
2,5
26
6,1
8
93
4
1
4
2
1,5
7
3,6
10
2,7
27
6,5
5
90
7
5,1
3
2
1
5
7
2,4
21
4,4
25
5,8
8
93
4,7
3
6,7
5
11
2
3,5
4
3
18
3,9
30
6,7
6
93
9
4,1
6
3
2
3
16
4,8
25
5,4
16
10
4
90
2,8
11
3,4
2
2
7
8,4
3
8,7
31
6
26
4
8
4,4
0
93
4
3,3
3
1
0-
5
3,4
1
15
30
5,9
26
4,5
15
5,1
7
84
1
4
7
2,6
0-
5
5,2
0-
29
6,2
38
4,2
13
6,2
5
93
103
4,0
109
3,5
46
4,4
239
4,7
284
4,1
203
6,2
59
1068
2000
N
Nº
NE
Vel
Nº
3,9
E
Vel
Nº
3
SW
Vel
13
43
2
Nº
0-
41
SE
Vel
Nº
5,9
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
Ene
2
1
2
5,5
2
3
5
6,8
2
6
39
7,9
27
5,1
14
3,1
11
93
Feb
8
6,9
11
2,8
4
6
4
8
1
3
17
5,4
22
6,7
20
5,9
6
87
Mar
4
3,5
6
2,7
3
3
6
4,2
1
10
26
5,4
30
3,7
17
3,7
12
93
Abr
7
2,1
14
5,1
11
3,7
7
4,4
1
0
13
3,6
17
3,1
20
2,4
13
90
May
13
4,5
16
3,4
9
5,7
11
3
1
6
2
2,5
21
2,9
20
5,3
16
93
Jun
23
16
17
7,2
8
4,3
5
2,4
0-
18
6,1
19 12,3
7
90
Jul
15
5,9
17
5,5
7
5
8
5,8
4
2,5
5
5
17
3,3
20
6,5
10
93
Ago
10
6,3
12
4,1
7
6,7
3
9,7
2
6
21
5,5
23
4
15
7,6
8
93
Sep
8
4
7
4,3
5
4,4
1
0
2
2,5
18
4,4
26
3,8
23
7
21
90
Oct
13
6,8
3
9
2
2,5
5
6
5
4
23
5,6
29
4,2
13
7,8
6
93
Nov
3
11
6
2
3
2,3
9
4
6
6,2
27
5,1
23
4,7
13
8,5
5
90
Dic
3
1
7
3,6
2
2
6
6,3
39
5,7
18
4,3
19
6,1
5
94
109
5,7
118
4,6
63
4,1
31
4,8
230
5,1
271
4,3
213
6,4
120
1099
Año
064
4,9
0-
Velocidades medias mensuales por dirección (Vm) con su respectiva frecuencia absoluta (No)
Nº DE OBSERVACIONES POR CADA DIRECCION DEL VIENTO.
RAPIDEZ MEDIA PARA CADA DIRECCION DEL VIENTO (Km/hr)
REGISTROS DUIRNOS ( 08;14;20 Hora Local)
Continuación
N
2001
Nº
NE
Vel
Nº
E
Vel
Nº
SE
Vel
Nº
S
Vel
Nº
SW
Vel
Nº
W
Vel
Nº
NW
Vel
Nº
Nº
Nº
Vel Calma Obs
Ene
4
6
4
3,5
1
3
3
2,7
2
2
32
6,4
30
5,1
17
8,1
4
93
Feb
5
3
2
3,5
7
3,9
9
4,6
3
13,7
21
5,4
24
4,7
13
4,3
5
84
Mar
7
15
4
2,8
6
3
9
3,4
2
3
22
4,6
30
3,7
13
2,2
18
93
Abr
5
2,8
6
3
7
2,9
4
3,5
1
8
13
3,8
30
3,3
24
4,3
10
90
May
22
6,6
10
5,4
8
3,9
2
8
6
3,7
19
3,3
26
7,5
12
93
Jun
14
6
18
4,3
10
2,8
7
2,9
4
7
4
6
4,7
24 10,3
12
90
Jul
20
8,4
29
6,5
4
4,8
2
2
2
6
4
4
10
6
11 10,9
7
82
Ago
8
12
11
4,5
6
2,2
3
4,3
3
4,3
13
3,2
18
4,3
31
5,9
13
93
Sep
7
9,3
13
5,5
6
7,8
4
6,3
6
4,5
23
6,4
12
5,6
19
6,7
7
90
Oct
9
3,4
11
3,9
5
3
10
5,3
3
1,3
26
4,7
20
4,8
9
4,2
22
93
Nov
3
1
5
1,6
8
3,4
8
4,5
7
7,3
34
7,5
20
6,6
5
7,4
6
90
Dic
1
1
0-
5
2,8
1
7
8
8,3
48
6,7
24
6
6
4,8
3
93
105
6,3
73
3,6
62
4,5
41
5,6
249
5
243
4,8
198
6,4
Año
N
2002
Nº
Mar
s/o
Nº
1,3
s/o
8
4
NE
Vel
6
Ene
Feb
113
2
s/o
5,8
E
Vel
Nº
2,5
s/o
2
s/o
0-
SE
Vel
Nº
0,5
s/o
3
s/o
3
S
Vel
8,7
s/o
Nº
SW
Vel
10
s/o
Nº
7,9
s/o
W
Vel
31
s/o
6,4
s/o
18
2,9
4
3
3
1,7
7
5,7
15
Nº
NW
Vel
29
s/o
Nº
5,6
s/o
119 1084
Nº
Nº
Vel Calma Obs
10
s/o
3,4
s/o
5,2
25
5
13
13
s/o
93
s/o
6,9
16
93
Abr
5
2
7
2,1
13
3
3
4,7
5
6,4
15
3
19
2,7
23
8
18
90
May
19
7,9
21
4,9
5
4
4
2,5
1
5
8
2,4
12
2,7
23
6,5
16
93
Jun
18
7,6
16
7
4
7
7
6,6
2
8
12
9,1
13
16
18
7,0
6
90
Jul
20
5,7
12
4,3
6
2
2
3
5
4,4
17
4,9
15
3,9
16
7,1
6
93
Ago
23
10,3
12
5,3
7
2
2
5
1
2
18
5,2
12
2,3
18
6,9
7
93
Sep
9
4,1
16
6,2
3
3
3
3
2
6,5
19
5,8
15
5,9
23
9,5
5
90
Oct
11
4,8
6
1,8
4
2
2
4,5
3
1,7
26
5,2
6
3,3
35
8,5
18
93
Nov
5
3,8
6
1,8
2
3
3
2,7
8
4,6
30
6,8
22
6,4
14
4,1
16
90
Dic
2
4
6
2,7
4
5
5
1,8
7
4,9
34
6,1
30
5,3
5
3,6
10
93
126
5,2
122
3,8
54
37
37
4
51
5,2
225
5,5
198
5,4
198
6,5
Año
131 1011
ANEXO B
UNIDADES: [cm]
UBICACIÓN
Planta Inferior
DESCRIPCIÓN
Arriostramiento planta inferior
Travesaño planta inferior
Cordón superior
Cordón inferior
Cerchas extremos
Cercha intermedia
Planta superior
Nº
ELEMENTO
LONGITUD
DIMENSIONES
SECCIÓN
H
h
B
ÁREA
e
t
A
EJE33
I
W
EJE22
i
I
W
i
188
320,16 IN20X16.8
20
18,8
10
0,6
0,5
21,4
1410
141
8,11
100
20
2,16
145 y 146
500 IN35X59.1
35
32,2
20
1,4
0,6
75,3
17500
999
15,2
1870
187
4,98
14
400 IN35X77.8
35
31,8
25
1,6
0,6
99,1
23900
1370
15,5
4170
333
6,49
5
400 IN35X62.5
35
32,6
25
1,2
0,6
79,6
18900
1080
15,4
3130
250
6,27
Diagonales
22 y 122
664 IN25X34.3
25
23,4
20
0,8
0,5
43,7
5220
418
10,9
1070
107
4,94
Verticales interiores
23 y 121
530 IN30X75.4
30
26,8
25
1,6
0,6
96,1
17100
1140
13,3
4170
333
6,59
Verticales extremos
21
530 HN25X76.5
25
21,8
25
1,6
0,8
97,4
11700
933
10,9
4170
333
6,54
134
31500
1800
15,3
5730
458
6,53
Cordón superior
56 y 57
400 IN35X106
35
30,6
25
2,2
0,8
Cordón inferior
46 Y 47
400 IN35X99.6
35
31,4
30
1,8
0,6
127
31300
1790
15,7
8100
540
7,99
Diagonales interiores
65 y 79
664 IN25X46.6
25
22,6
20
1,2
0,5
59,3
7280
583
11,1
1600
160
5,19
Diagonales extremos
63 y 81
664 IN25X54.4
25
22,2
20
1,4
0,6
69,3
8350
668
11
1870
187
5,19
Verticales interiores
64 y 80
530 IN30X75.4
30
26,8
25
1,6
0,6
96,1
17100
1140
13,3
4170
333
6,59
Verticales extremos
62
530 HN25X95
25
21
25
2
1
121
14000
1120
10,8
5210
417
6,56
Arriostramientos interiores
261 y 256
500 IN25X28
25
23,4
15
0,8
0,5
35,7
4050
324
10,6
450
60
3,55
Arrriostramientos extremos
248 y 269
500 IN25X40.4
25
23
20
1
0,5
51,5
6270
502
11
1330
133
5,09
UNIDADES: [Ton-cm]
UBICACIÓN
Planta Inferior
DESCRIPCIÓN
Arriostramiento planta inferior
Travesaño planta inferior
Cerchas extremos
P
MOMENTO EN EXTREMOS
M33
M1
188
4
M22
V2
V3
M2
6,44
45,35
16,47
45,35
0,89
0,06
0,01
145 y 146
9
-8,10
1117,71
-498,49
-780,86
-0,26
0,57
0,00
14
10
-88,64
213,22
-7,96
213,22
-9,27
-0,40
0,03
Cordón inferior
5
10
82,36
123,29
74,79
123,29
-4,12
0,00
0,03
Diagonales
22 y 122
8
38,03
-36,30
26,07
-36,30
38,01
0,16
-0,07
Verticales interiores
23 y 121
8
-19,67
-237,78
236,4
-237,78
-237,53
-0,90
-0,58
-0,54
21
14
-35,66
-202,91
-202,91
204,18
-218,50
-0,77
Cordón superior
56 y 57
4
-141,35
233,27
115,36
233,27
-0,40
-0,08
0,01
Cordón inferior
46 Y 47
4
121,99
271,45
112,8
271,45
-0,43
-0,20
-0,01
Diagonales interiores
65 y 79
11
58,90
81,42
-76,51
81,42
0,00
0,15
0,00
Diagonales extremos
63 y 81
8
67,78
-82,08
58,95
-82,08
-39,30
0,32
0,08
Verticales interiores
64 y 80
8
-36,50
-337,02
335,93
-337,02
147,13
-1,27
0,38
Verticales extremos
Planta superior
COMB
Cordón superior
Verticales extremos
Cercha intermedia
Nº
ELEMENTO
62
8
-56,57
-293,48
275,35
-293,48
205,22
-1,07
0,54
Arriostramientos interiores
256 y 261
4
-0,98
-161,22
131,59
-161,22
1,67
-0,66
0,01
Arrriostramientos extremos
248 y 269
8
-0,59
-59,09
-31,55
-59,09
15,43
-0,16
0,06
referente al
M1= el extremo mayor (en valor absoluto)
primer elemento
M2=
menor (en valor absoluto)
Planta Inferior
Arriostramiento planta inferior
Travesaño planta inferior
Cordón superior
Cordón inferior
Cerchas extremos
Cercha intermedia
Planta superior
188
320,16
1
1
39,48
148,22
148,220
1,92
145 y 146
500
1
1
32,89
100,40
100,402
1,90
476,840
883,915
14
400
1
1
25,81
61,63
61,633
1,83
1161,885
5
400
1
1
25,97
63,80
63,796
1,84
1148,284
Diagonales
22 y 122
664
1
1
60,92
134,41
134,413
1,92
579,837
Verticales interiores
23 y 121
530
1,101
1,19
43,87
95,71
95,706
1,89
921,427
Verticales extremos
21
530
1,137
1,139
55,29
92,30
92,304
1,89
947,928
Cordón superior
56 y 57
400
1
1
26,14
61,26
61,256
1,83
1164,236
Cordón inferior
46 Y 47
400
1
1
25,48
50,06
50,063
1,80
1230,684
Diagonales interiores
65 y 79
664
1
1
59,82
127,94
127,938
1,92
641,114
Diagonales extremos
63 y 81
664
1
1
60,36
127,94
127,938
1,92
641,114
Verticales interiores
64 y 80
530
1,068
1,098
42,56
88,31
88,307
1,88
978,363
Verticales extremos
62
530
1,111
1,088
54,52
87,90
87,902
1,88
981,397
Arriostramientos interiores
261 y 256
500
1
1
47,17
140,85
140,845
1,92
528,086
Arrriostramientos extremos
248 y 269
500
1
1
45,45
98,23
98,232
1,90
901,382
axial Cc=129.5
compresion
tracción
UNIDADES: [kg-cm]
UBICACIÓN
Planta Inferior
DESCRIPCIÓN
Arriostramiento planta inferior
Travesaño planta inferior
Cerchas extremos
Cercha intermedia
Planta superior
Nº ELEMENTO
B/2e
H/t
h/t
kc
Tipo perfil
188
8,33
40,00
37,60
1
Compacto
145 y 146
7,14
58,33
53,67
1
Compacto
Compacto
Cordón superior
14
7,81
58,33
53,00
1
Cordón inferior
5
10,42
58,33
54,33
1
Compacto
Diagonales
22 y 122
12,50
50,00
46,80
1
No compacto
Verticales interiores
23 y 121
7,81
50,00
44,67
1
Compacto
Verticales extremos
21
7,81
31,25
27,25
1
Compacto
Cordón superior
56 y 57
5,68
43,75
38,25
1
Compacto
Cordón inferior
46 Y 47
8,33
58,33
52,33
1
Compacto
Diagonales interiores
65 y 79
8,33
50,00
45,20
1
Compacto
Diagonales extremos
63 y 81
7,14
41,67
37,00
1
Compacto
Verticales interiores
64 y 80
7,81
50,00
44,67
1
Compacto
Verticales extremos
62
6,25
25,00
21,00
1
Compacto
Arriostramientos interiores
261 y 256
9,38
50,00
46,80
1
Compacto
Arrriostramientos extremos
248 y 269
10,00
50,00
46,00
1
Compacto
LONGITUD NO ARRIOSTRADA DEL ALA COMPRIMIDA=LC
Nº ELEMENTO
637B/raiz(fy)
1400000*B*e/(H*fy)
Lc
¿considerar
pandeo lateral
torsional?
188
130,03
175,00
130,03
Si
145 y 146
260,05
466,67
260,05
Si
14
325,07
666,67
325,07
Si
5
325,07
500,00
325,07
Si
22 y 122
260,05
373,33
260,05
Si
23 y 121
325,07
777,78
325,07
Si
21
325,07
933,33
325,07
Si
56 y 57
325,07
916,67
325,07
Si
46 Y 47
390,08
900,00
390,08
Si
65 y 79
260,05
560,00
260,05
Si
63 y 81
260,05
653,33
260,05
Si
64 y 80
325,07
777,78
325,07
Si
62 y 82
325,07
1166,67
325,07
Si
261 y 256
195,04
280,00
195,04
Si
248 y 269
260,05
466,67
260,05
Si
M1/M2
Cbformula
Cb
F1formula
F1
Iac
rt
lambda=L/rt
F2formula
Flexión por compresión o tracción
F2
F(el mayor)
F33
F22
0,36
2,17
2,17
1718,93
1440
50,03
2,57
124,51
1217,49
1217,49
1440
1440
1800
0,64
1,00
1,00
1352,00
1352
933,43
5,47
91,44
1152,08
1152,08
1352
1352
1800
-0,04
1,71
1,71
4131,37
1440
2083,43
6,95
57,59
1440,00
1440,00
1440
1440
1800
0,61
2,50
2,30
4164,64
1440
1562,60
6,85
58,36
1440,00
1440,00
1440
1440
1800
-0,72
1,15
1,15
937,15
937,15
533,37
5,45
121,81
909,23
909,23
1440
1440
1703,62
-0,99
1,00
1,00
2131,36
1440
2083,41
6,99
75,86
1292,55
1292,55
1440
1440
1800
-0,99
1,00
1,00
2558,11
1440
2083,49
6,97
76,06
1290,99
1290,99
1440
1440
1800
0,49
2,34
2,30
7635,18
1440
2864,80
6,96
57,44
1440,00
1440,00
1440
1440
1800
0,42
2,24
2,24
7294,70
1440
4050,09
8,42
47,51
1440,00
1440,00
1440
1440
1800
-0,94
1,03
1,03
1256,17
1256,17
800,04
5,56
119,43
856,88
856,88
1440
1440
1800
-0,72
1,15
1,15
1640,00
1440
933,40
5,56
119,48
935,44
935,44
1440
1440
1800
-1,00
1,00
1,00
2128,89
1440
2083,41
6,99
75,86
1292,20
1292,20
1440
1440
1800
-0,94
1,03
1,03
3280,97
1440
2604,46
6,98
75,96
1299,60
1299,60
1440
1440
1800
-0,82
1,09
1,09
886,51
886,51
225,04
4,02
124,49
840,37
840,37
886,51
886,51
1800
0,53
2,40
2,30
3109,60
1440
666,71
5,52
90,65
1408,59
1408,59
1440
1440
1800
Perfiles compactos
B/2e
<=
11,12476592
H/t
<=
109,5330163
Perfiles no compactos
kc=1
B/2e (conk=1)
sino, es esbelto
<=
16,24828196
UNIDADES: [kg-cm]
UBICACIÓN
Planta Inferior
DESCRIPCIÓN
Arriostramiento planta inferior
Cercha intermedia
Planta superior
Fe33
Fe22
Cmx
Cmy
188
6733,816717
477,669031
1
1
145 y 146
9698,175542
1041,025938
1
1
Cordón superior
14
15757,46268
2762,563596
1
1
Cordón inferior
5
15554,79646
2578,445597
1
1
Diagonales
22 y 122
2827,871759
580,8454781
1
1
Verticales interiores
23 y 121
5451,547222
1145,692423
0,85
0,85
Verticales extremos
21
3433,390498
1231,683668
0,85
0,85
Cordón superior
56 y 57
15353,442
2796,721709
1
1
Cordón inferior
46 Y 47
16166,73039
4187,130045
1
1
Diagonales interiores
65 y 79
2932,598934
641,1231082
1
1
Diagonales extremos
63 y 81
2879,99733
641,1231082
1
1
Verticales interiores
64 y 80
5793,645403
1345,727983
0,85
0,85
Verticales extremos
62
3530,291179
1358,128999
0,85
0,85
Arriostramientos interiores
261 y 256
4716,443057
529,0047493
1
1
Arrriostramientos extremos
248 y 269
5079,117212
1087,522947
1
1
Travesaño planta inferior
Cerchas extremos
Nº ELEMENTO
Esfuerzo axial
Nº
ELEMENTO
fa
ff33
ff22
fv2=V/th
fv3=V/2Be
fv2
fv3
Fa
F33
F22
Fv2
Fv3
fa/Fa
ff33/F33
ff22/F22
188
300,98
321,62
44,50
6,70
0,50
1440
1440
1800
960
960
0,21
0,22
0,02 Simple
145 y 146
107,50
1118,83
1,41
29,24
0,04
883,91
1352
1800
960
960
0,12
0,83
0,00 Simple
14
894,47
155,64
27,83
20,86
0,34
1161,89
1440
1800
960
960
0,77
0,11
0,02 Compuesta
5
1034,64
114,16
16,47
0,15
0,50
1440
1440
1800
960
960
0,72
0,08
0,01 Simple
22 y 122
870,23
86,84
355,26
13,85
2,28
1440
1440
1703,62
960
960
0,60
0,06
0,21 Simple
23 y 121
204,63
208,58
713,30
55,66
7,29
921,43
1440
1800
960
960
0,22
0,14
0,40 Compuesta
21
366,09
217,48
656,16
44,04
6,80
947,93
1440
1800
960
960
0,39
0,15
0,36 Compuesta
56 y 57
1054,85
129,59
0,88
3,43
0,12
1164,24
1440
1800
960
960
0,91
0,09
0,00 Compuesta
46 Y 47
960,51
151,65
0,79
10,51
0,10
1440
1440
1800
960
960
0,67
0,11
0,00 Simple
65 y 79
993,25
139,66
0,00
12,83
0,00
1440
1440
1800
960
960
0,69
0,10
0,00 Simple
63 y 81
978,07
122,87
210,16
24,10
1,43
1440
1440
1800
960
960
0,68
0,09
0,12 Simple
64 y 80
379,79
295,63
441,83
78,98
4,71
978,36
1440
1800
960
960
0,39
0,21
0,25 Compuesta
62
467,52
262,04
492,12
51,10
5,39
981,40
1440
1800
960
960
0,48
0,18
0,27 Compuesta
261 y 256
27,34
497,59
27,90
56,07
0,25
528,09
886,51
1800
960
960
0,05
0,56
0,02 Simple
248 y 269
11,42
117,71
116,01
13,57
1,50
901,38
1440
1800
960
960
0,01
0,08
0,06 Simple
si h/t<=
64,97272
usar Fv=0.4*2400
sino:
suma simple
Tensiones
combinadas
verificación
corte
0,46
0,46
Ok!
Ok!
0,95
0,95
Ok!
Ok!
0,89
0,91
Ok!
Ok!
0,81
0,81
Ok!
Ok!
0,87
0,87
Ok!
Ok!
0,76
0,76
Ok!
Ok!
0,90
0,97
Ok!
Ok!
1,00
1,00
No
Ok!
0,77
0,77
Ok!
Ok!
0,79
0,79
Ok!
Ok!
0,88
0,88
Ok!
Ok!
0,84
0,87
Ok!
Ok!
0,93
1,01
No
Ok!
0,63
0,63
Ok!
Ok!
0,16
0,16
Ok!
Ok!
ANEXO C
Figura 1 Vista general del actual Puente Moncul.
Figura 2 Vista general Puente Moncul para una solución flotante.
ANEXO D
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA
MAREA ALTA CON FUERZA LATERAL
4 AMARRAS
Unidades: [kg.-m]
L
h
H
F
S
E
A
H1
6413,305
40
10,28
4589
3648,61
41,03
30000 kg/cm2
24 cm2
α
14,41 º
0,25137 radianes
H2
T1
T2
Ds1
Ds2
Sd1
Sd2
2764,7 6621,41 2854,4 0,37733 0,16266 41,4073 41,1927
sen-1(h/Sd)
α1
α2
14,37
14,45
Dx1
0,11
Dx2
-0,11 Ok!
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA
MAREA BAJA CON FUERZA LATERAL
4 AMARRAS
Unidades:
L
h
H
F
S
E
A
H1
3648,61
[kg.-m]
40
9,38
1000
3648,61
41,03
30000 kg/cm2
24 cm2
H2
0
α
13,2 º
0,23027 radianes
T1
T2 Ds1
3747,52 0 0,21356
3746,76 0 0,21351
Ds2
Sd1
0 41,2436
0 41,2435
Sd2
41,03
41,03
sen-1(h/Sd)
α1
α2
13,15
0
13,15
0
Dx1
0,16
0,16
Dx2
0
0 Ok!
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA
MAREA ALTA CON FUERZA LATERAL
8 AMARRAS
Unidades: [kg.-m]
L
h
H
F
S
E
A
Y1=Y2
40
10,28
4589
2579,96
41,03
30000 kg/cm2
24 cm2
28,28
α
14,41 º
0,25137 radianes
sen-1(h/Sd)
H1
H2
T1
T2
Ds1
Ds2
Sd1
Sd2
α1
α2
5878,98 3299,02 6069,74 3406,07 0,34589 0,1941 41,3759 41,2241
14,38
14,44
6068,93 3406,53 0,34584 0,19412 41,3758 41,2241
14,38
14,44
Dx1
0,12
0,12
Dx2
-0,10
-0,10 Ok!
AMARRAS DE FIBRA SINTÉTICA
MAREA BAJA CON FUERZA LATERAL
8 AMARRAS
Unidades:
L
h
H
F
S
E
A
Y1=Y2
H1
2579,96
[kg.-m]
40
9,38
1000
2579,96
41,03
30000 kg/cm2
24 cm2
28,28
H2
0
α
13,2 º
0,23027 radianes
T1
T2 Ds1
2649,9 0 0,15101
2663,32 0 0,15177
Ds2
Sd1
0 41,181
0 41,1818
sen-1(h/Sd)
Sd2
α1
α2
41,03
14,38
0
41,03
14,38
0
Dx1
0,15
0,15
Dx2
Ok!
AMARRAS DE ACERO
MAREA ALTA CON FUERZA LATERAL
Unidades:
[kg.-m]
w
21,3
H
3395,67
h
10,28
L
39,8
F
3648,61
S
41,2
Iteración para determinar L1n
Iteración para determinar L2n
(para distintos H1n)
S (H1n=5219)
(para distintos H2n)
10,3
L1n
40,4
1
S (H1n=5584)
10,3
L1n
39
40,4
1
S (H1n=5949)
10,3
L1n
39
40,4
1
p
1-p
39
41,2
39,9
S (H2n=1571)
Ok!
41,2
39,9
10,3
L2n
39
40,5
1
S2n
L2n
39
X1n
41,2
39,5 Ok!
41,2
39,6 Ok!
41,2
39,7
H1n
H2n
0,5
5219,98
1571,37
39,9
38,9
40,7
38,9
39,9
39,5
0,1
-0,34
0,60
0,4
5584,84
1936,23
39,9
43,2
41,2
39,6
39,9
39,6
0,1
-0,2
0,7
0,3
5949,70
2301,09
39,9
47,1
41,2
39,7
39,9
39,7
0,1
-0,1 Ok!
0,5
L2máx
40,6
10,3
L2n
L1n
39
1
S (H2n=2301)
Ok!
40,7
1
S (H2n=1936)
Ok!
41,2
39,9
10,3
L2n
X2n
D1
D2
AMARRAS DE ACERO
MAREA BAJA CON FUERZA LATERAL
Unidades:
[kg.-m]
w
21,3
H
1800
h
9,38
L
39,8
F
3648,61
S
41,2
Iteración para determinar L1n
Iteración para determinar L2n
(para distintos H1n)
(para distintos H2n)
S (H1n=3989)
9,4
L1n
1
S (H1n=4354)
9,4
L1n
39
40,2
1
S (H1n=4718)
9,4
L1n
39
40,2
1
S (H1n=4718)
9,4
L1n
39
40,2
1
p
1-p
0,6
Vmax
Ta
40,2
39
H1n
41,2
40,0
S (H2n=340)
Ok!
41,2
40,1
H2n
40,6
9,4
L2n
L2máx
30
1
S (H2n=1070)
L1n
31,8
9,4
L2n
Ok!
30
1
S (H2n=1070)
41,2
40,1
9,4
L2n
Ok!
35,3
1
S (H2n=705)
Ok!
41,2
40,1
9,4
L2n
39
40,8
1
S2n
L2n
39
X1n
41,2
34,1 Ok!
41,2
39,2 Ok!
41,2
39,6 Ok!
41,2
39,4 Ok!
X2n
D1
D2
0,4
3989,17
340,56
40,0
17,3
20,3
17,3
40
38,2
0,2
-1,55
0,80
0,2
4718,89
1070,28
40,1
30,7
32,5
30,7
40,1
39,4
0,3
-0,4
0,9
0,1
5083,75
1435,14
40,1
35,6
37,1
35,6
40,1
39,6
0,3
-0,2
0,85
0,15
4901,32
1252,71
40,1
33,2
34,9
33,2
40,1
39,5
0,3
-0,3 Ok!
1573,6
5147,7
ANEXO E
PRESUPUESTO PUENTE FLOTANTE MONCUL
COSTO DIRECTO
ITEM DESCRIPCIÓN
UNI
CANT
P. UNIT.
1 Instalación de faenas
1,1 Permisos
TOTAL
$ 69.557.000
gl
1
$ 7.000.000
$ 7.000.000
1,2,1 Arriendo Baño químico
uni
1
$ 30.000
$ 30.000
1,2,2 Caseta cuidador
uni
1
$ 200.000
$ 200.000
1,2,3 Bodega
uni
1
$ 300.000
$ 300.000
1,2,4 Instalación provisoria de agua
gl
1
$ 120.000
$ 120.000
1,2,5 Postes de luz
uni
4
$ 8.000
$ 32.000
1,3 Escarpe y mov. de tierra
gl
1
$ 2.500.000
$ 2.500.000
1,4 Construcción galpón metal
m2
1800
$ 20.000
$ 36.000.000
1,5 Bodega materiales y vehículos
m2
140
$ 40.000
$ 5.600.000
1,6 Constr. Casino, cocina y baños
gl
1
$ 6.000.000
$ 6.000.000
1,7 Constr. Oficinas
gl
1
$ 5.000.000
$ 5.000.000
1,8 Constr. 2 Patios estabilizados
m2
1350
$ 1.500
$ 2.025.000
1,9 Plano inclinado botadura
gl
1250
$ 2.500
$ 3.125.000
ml
250
$ 6.500
$ 1.625.000
1,2 Inst. y Const. Provisorias
1,10 Cierros
2 Puente de acceso
Puente de acceso
$ 100.000.000
gl
1
$ 100.000.000
3 Puente metálico basculante (2)
$ 100.000.000
$ 292.120.569
3,1 Suministro y fabricación
Ton
377,506
$ 700.000
$ 264.254.200
3,2 Pintura
m2
4100,66
$ 1.583
$ 6.489.294
3,3 Flete
Ton
377,506
$ 8.333
$ 3.145.883
3,4 Armado y Montaje
Ton
377,506
$ 48.294
$ 18.231.192
4 Construcción de pontones
$ 88.896.177
4,1 Hormigón armado losas
m3
405
$ 153.792
$ 62.285.873
4,2 Hormigón armado muros
m3
109,9325
$ 160.039
$ 17.593.461
4,3 Hormigón armado vigas
m3
1,638
$ 153.034
$ 250.670
4,4 Baranda peatonal
ml
84
$ 7.562
$ 635.173
4,5 Fitting
Ton
10
$ 800.000
$ 8.000.000
4,6 Lanzamiento y traslado a ubic. Def.
gl
1
$ 131.000
$ 131.000
5 Suministro e instalación de amarras
Suministro e instalación de amarras
$ 2.124.495
ml
180
$ 11.803
6 Construcción de anclas gravitacionales
Construcción de anclas gravitacionales
$ 2.124.495
$ 9.043.200
m3
76,8
$ 117.750
$ 9.043.200
TOTAL COSTO DIRECTO
$ 561.741.441
GASTOS GENERALES, UTILIDADES E IMPREVISTOS
$ 168.522.432
SUBTOTAL
$ 730.263.873
I.V.A. (19%)
$ 138.750.136
COSTO TOTAL
$ 869.014.009
COSTO X ML DE PUENTE
$ 7.241.783
ANÁLISIS DE PRECIOS UNITARIOS
COSTO DIRECTO
1 Instalación de faenas
1,1 Permisos
Permisos
gl
gl
$ 7.000.000
1
$ 7.000.000
$ 7.000.000
1
$ 30.000
$ 30.000
1
$ 200.000
$ 200.000
1
$ 300.000
$ 300.000
1
$ 120.000
$ 120.000
1
$ 8.000
$ 8.000
1,2 Inst. y Const. Provisorias
1,2,1 Baño químico
uni
Arriendo baño
uni
1,2,2 Caseta cuidador
Construcción caseta cuidador
1,2,3 Bodega
Construcción bodega
1,2,4 Instalación provisoria de agua
Sistema de agua pozo
1,2,5 Postes de luz
Suministro e Instalación Postes de luz
1,3 Escarpe y mov. de tierra
Escarpe y mov. de tierra
1,4 Galpón metal
Construcción galpón metal
1,5 Bodega materiales y vehículos
uni
uni
uni
gl
uni
Constr. Patios estabilizados
1,9 Plano inclinado botadura
Construcción Plano inclinado botadura
1,10 Cierros
Construcción Cierros
$ 8.000
gl
gl
$ 2.500.000
1
$ 2.500.000
$ 2.500.000
1
$ 20.000
$ 20.000
m2
m2
$ 20.000
m2
gl
1,8 Patios estabilizados
$ 120.000
uni
1,6 Casino, cocina y baños
Constr. Oficinas
$ 300.000
gl
m2
1,7 Oficinas
$ 200.000
uni
Construcción Bodega
Constr. Casino, cocina y baños
$ 30.000
gl
$ 40.000
1
$ 40.000
$ 40.000
1
$ 6.000.000
$ 6.000.000
1
$ 5.000.000
$ 5.000.000
1
$ 1.500
$ 1.500
1
$ 2.500
$ 2.500
1
$ 6.500
$ 6.500
1
$ 100.000.000
$ 100.000.000
1
$ 700.000
$ 700.000
$ 6.000.000
gl
gl
$ 5.000.000
m2
m2
$ 1.500
gl
gl
$ 2.500
ml
ml
2 Puente de acceso
gl
Puente de acceso
gl
$ 6.500
$ 100.000.000
3 Puente metálico
3,1 Suministro y fabricación
Subcontrato
Ton
Ton
$ 700.000
ANÁLISIS DE PRECIOS UNITARIOS
COSTO DIRECTO
ITEM
DESCRIPCIÓN
3,2 Pintura
UNI
CANT.
P. UNIT.
TOTAL
m2
TOTAL PARTIDA
$ 1.583
Materiales
Anticorrosivo (2 manos)
ga
0,04
$ 7.000
$ 280
Pintura de terminación (2 manos)
ga
0,04
$ 7.500
$ 300
Brochas, lijas, otros
gl
1
$ 150
$ 150
0,05
$ 11.000
$ 550
55
$ 550
$ 303
1
$ 8.333
$ 8.333
Mano de Obra
Pintor
día
Leyes sociales
%
3,3 Flete
Flete (Talcahuano-Temuco)
3,4 Armado y Montaje
Ton
Ton
$ 8.333
Ton
$ 48.294
Maquinaria y equipos
Estructura metálica provisoria
gl
1
$ 15.894
$ 15.894
Grúa 30 Ton.
día
0,1
$ 200.000
$ 20.000
Cuadrilla de armado
día
0,1
$ 80.000
$ 8.000
Leyes sociales
%
55
$ 8.000
$ 4.400
Mano de Obra
4 Pontones
4,1 Hormigón armado losas
m3
$ 153.792
Materiales
Moldaje metálico en sitio
m2
3,32
$ 9.000
$ 29.880
Hormigón H-30
m3
1
$ 42.500
$ 42.500
Sikadur 32 (juegox1)
kg
0,23
$ 6.300
$ 1.449
Acero de refuerzo A63-42H
kg
100
$ 400
$ 40.000
Alambre Nº18
kg
1
$ 550
$ 550
Calugas
kg
20
$ 26
$ 520
Pérdidas
%
4
$ 85.019
$ 3.401
Mano de Obra
Colocación hormigón
día
0,25
$ 10.000
$ 2.500
Enfierrador + ayud.
día
1
$ 20.000
$ 20.000
Descimbre
día
0,033
$ 12.000
$ 398
Leyes sociales
%
55
$ 22.898
$ 12.594
4,2 Hormigón armado muros
m3
$ 160.039
Materiales
Moldaje metálico en sitio
m2
4
$ 9.000
$ 36.000
Hormigón H-30
m3
1
$ 42.500
$ 42.500
Sikadur 32 (juegox1)
kg
0,23
$ 6.300
$ 1.449
Acero de refuerzo A63-42H
kg
100
$ 400
$ 40.000
Alambre Nº18
kg
1
$ 550
$ 550
Calugas
kg
20
$ 26
$ 520
Pérdidas
%
4
$ 85.019
$ 3.401
Mano de Obra
Colocación hormigón
día
0,25
$ 10.000
$ 2.500
Enfierrador + ayud.
día
1
$ 20.000
$ 20.000
Descimbre
día
0,04
$ 12.000
$ 480
Leyes sociales
%
55
$ 22.980
$ 12.639
4,3 Hormigón armado vigas
m3
$ 153.034
Materiales
Moldaje metálico en sitio
m2
3,33
$ 9.000
$ 29.970
Hormigón H-30
m3
1
$ 42.500
$ 42.500
ANÁLISIS DE PRECIOS UNITARIOS
COSTO DIRECTO
ITEM
DESCRIPCIÓN
UNI
CANT.
P. UNIT.
TOTAL
Sikadur 32 (juegox1)
kg
0,23
$6.300
$1.449
Acero de refuerzo A63-42H
kg
100
$400
$40.000
Alambre Nº18
kg
1
$550
$550
Calugas
kg
20
$26
$520
Pérdidas
%
3
$85.019
$2551
TOTAL PARTIDA
Mano de Obra
Colocación hormigón
día
0,25
$10.000
$2.500
Enfierrador + ayud.
día
1
$20.000
$20.000
Descimbre
día
0,03
$12.000
$400
Leyes sociales
%
55
$22.900
$12.595
4,4 Baranda peatonal pontón
ml
$7.562
Materiales
Tubo 2" e=2mm
kg
2,41
$400
Tubo 5/8" e=2mm
kg
0,68
$400
$964
$272
Pletina 5 x 0,5 mm
kg
3,8
$400
$1.520
Disco de corte 7"
uni
0,14
$1.010
$139
Soldadura E6011 1/8" Pto. Azul
kg
0,14
$990
$136
Anticorrosivo (2 manos)
ga
0.01
$7.000
$98
Pintura de terminación (2 manos)
ga
0.01
$7.500
$105
Brochas, lijas, otros
gl
1
$53
$53
Pérdidas
%
4
$3.287
$131
$2.480
Mano de obra
Soldador
día
0,12
$20.000
Pintor
día
0,02
$11.000
$193
Leyes sociales
%
55
$2.673
$1.470
1
$800.000
$800.000
4,5 Fitting
Subcontrato
4,6 Lanzamiento y traslado a ubic. Def.
Ton
Ton
$800.000
gl
$131.000
Maquinaria
Remolcador
gl
1
$100.000
$100.000
Mano de obra
Cuadrilla jornales
día
0,5
$40.000
$20.000
Leyes sociales
%
55
$20.000
$11.000
5 Suministro e instalación de amarras
ml
$11.803
Materiales
Cadenas de acero de 1 1/4"
ml
1
$8.540
$8.540
Mano de obra
Cuadrilla jornales
día
0,01
$80.000
$440
Buzos
día
0,01
$300.000
$1.665
Leyes sociales
%
55
$2.105
$1.158
6 Construcción de anclas gravitacionales
m3
$117.750
Materiales
Hormigón H-30
m3
1
$42.500
$42.500
Moldaje madera (1 uso)
m2
1,33
$6.000
$8.000
Fitting
Kg
110
$400
$44.000
Colocación hormigón
día
0,3
$10.000
$3.000
Buzo
día
0,3
$40.000
$12.000
Leyes sociales
%
55
$15.000
$8.250
Mano de obra