Criterios Sismicos para el Diseno De Puentes rev0 - 2017

Criterios Sísmicos
Para el Diseño de Puentes en Chile
Departamento de Proyectos de Estructuras
División de Ingeniería
Dirección de Vialidad
MOP
Versión 0, Junio 2017
Criterios Sísmicos
Para el Diseño de Puentes en Chile
Este Documento fue Redactado por: Alex Unión V.
Luis Aravena C.
Víctor Díaz G.
Sandra Achurra T.
Colaboraron en la Redacción y Corrección: Julio Barrientos L.
Paulina Sepúlveda G.
Jorge Vargas B.
Zeus Aguilera G.
Janina Uribe R.
Alexander Pinto I.
Raúl Godoy I.
Natalia Monsalve V.
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2
INDICE
1.
2.
3.
4.
5.
6.
7.
8.
9.
INTRODUCCIÓN ................................................................................................ 5
CONSIDERACIONES EN LA UTILIZACIÓN DEL MÉTODO DEL COEFICIENTE
SÍSMICO ............................................................................................................. 7
2.1. ACELERACIONES DE DISEÑO EN PLACAS DE APOYO ....................................7
2.2. DESPLAZAMIENTOS EN JUNTAS DE DILATACIÓN .............................................8
ESTUDIOS DE SUELO – ESTUDIOS GEOTÉCNICOS .......................................... 9
3.1. PROFUNDIDAD DE EXPLORACIÓN ....................................................................9
3.2. MEDICIÓN DE LA VELOCIDAD DE PROPAGACIÓN DE LAS ONDAS DE
CORTE Vs ...............................................................................................................9
3.3. DETERMINACIÓN DEL PERÍODO FUNDAMENTAL DEL SUELO Ts .................. 10
3.4. EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN DEL SUELO ................................................ 11
3.4.1. MÉTODO SIMPLIFICADO ACTUALIZADO PARA ARENAS Y ARENAS
LIMOSAS.............................................................................................................. 12
3.4.1.1. EVALUACIÓN DE LA SOLICITACIÓN CÍCLICA CSR ........................ 13
3.4.1.2. RESISTENCIA CÍCLICA CRR ................................................................ 14
3.4.2. MÉTODO PARA LA EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN EN SUELOS FINOS. . 18
3.4.3. EMPUJE LATERAL (LATERAL SPREADING) ...................................................... 19
3.5. REDUCCIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS............................................ 20
COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE TABLEROS ESVIADOS Y CURVOS. ....... 22
SISTEMA DE PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO ................................... 26
5.1. CONSIDERACIONES GENERALES .................................................................... 26
5.2. LONGITUD MÍNIMA DE APOYO ....................................................................... 29
5.3. ELEMENTO PARA LA PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO EN LA
DIRECCIÓN LONGITUDINAL............................................................................. 32
5.4. TOPES SÍSMICOS INTERIORES Y EXTERIORES ................................................... 38
5.5. BARRAS DE ANCLAJE VERTICAL ANTISÍSMICAS ............................................ 43
TRAVESAÑOS ................................................................................................... 46
PUENTES SEMI – INTEGALES E INTEGRALES ................................................... 47
7.1. PUENTES SEMI-INTEGRALES ............................................................................... 49
CONTINUIDAD EN LOS TABLEROS ................................................................. 51
LIMITACIONES DE USO DE PILA-PILOTES O MUROS-PILOTES EN ESTRIBOS. ..
.......................................................................................................................... 52
10. PUENTES CERCANOS AL MAR ....................................................................... 53
11.
12.
10.1. SISTEMA NACIONAL DE ALARMA DE MAREMOTOS (SNAM). ..................... 53
10.2. RECOMENDACIONES DE DISEÑO ................................................................... 54
PASARELAS ...................................................................................................... 55
11.1. ASPECTOS GENERALES DE DISEÑO SISMICO ................................................ 55
11.2. PASARELAS PREFABRICADAS .......................................................................... 56
11.3. PASARELAS CON VIGAS METÁLICAS Y ENREJADOS METÁLICOS .............. 57
PLACAS DE APOYO ELASTOMÉRICAS .......................................................... 58
12.1. MÓDULO DE CORTE DE G PARA PLACAS DE APOYO ................................ 58
12.2. ESPECIFICACIONES Y DETALLES MÍNIMOS DE LAS PLACAS DE APOYOS .. 58
12.3. ANCLAJE DE LAS PLACAS DE APOYO ........................................................... 59
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3
13.
14.
15.
16.
12.3.1. CONEXIÓN CON SOLDADURA ......................................................... 61
12.3.2. CONEXIÓN CON PERNOS ................................................................. 62
12.4. ENSAYOS DE CONTROL DE CALIDAD ............................................................ 62
12.5. USO DE PLACAS FABRICADAS CON GOMA NATURAL MÁS COMPUESTOS
ADICIONALES ..................................................................................................... 63
12.6. USO DE AISLADORES SÍSMICOS ELASTOMÉRICOS ........................................ 63
OTROS SISTEMAS DE APOYO Y OTROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS ...... 66
13.1. SISTEMAS DE APOYO MECÁNICOS ................................................................ 66
13.2. OTROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS .............................................................. 66
DISEÑO SÍSMICO DE COLUMNAS Y PILOTES............................................... 67
14.1. REQUERIMIENTOS PARA ELEMENTOS DUCTILES ............................................ 68
14.1.1. MÁXIMO ESFUERZO AXIAL EN UN ELEMENTO DUCTIL.................... 68
14.1.2. MÁXIMO REFUERZO LONGITUDINAL ................................................ 68
14.1.3. TRASLAPOS DE LA ARMADURA LONGITUDINAL ............................ 68
14.1.4. TRASLAPOS DE ESTRIBOS CIRCULARES ............................................ 69
14.1.5. TRABAS y GANCHOS SÍSMICOS ........................................................ 69
CONSIDERACIÓN DE LA SOCAVACIÓN EN EL DISEÑO SÍSMICO ............ 70
REFERENCIAS ................................................................................................... 71
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1. INTRODUCCIÓN
Debido a los daños observados en el terremoto del 27 de Febrero de
2010, meses después de ocurrido, se tuvo la urgencia de emitir un
documento que tuviera como objetivo especificar los criterios a
considerar en las reparaciones y los criterios a incluir en los nuevos
proyectos de los puentes. Este documento fue llamado “Nuevos
Criterios Sísmicos para el diseño de Puentes en Chile” de Julio de
2010. Debido a la falta de tiempo, muchos conceptos no alcanzaron
a ser estudiados y revisados como se deseaba, sin embargo los
conceptos generales contenidos en ese documento fueron
considerados en todas las rehabilitaciones y en los nuevos proyectos
a partir de la emisión oficial de ese documento.
Desde el año 2010 a la fecha se han recibido comentarios de
consultores privados, se han generado variadas discusiones internas,
y se han podido observar los procesos constructivos, lo que ha
llevado a que sea necesario revisar y mejorar las especificaciones de
diseño sísmico. Además se ha recibido la cooperación de los
expertos japoneses del MLIT (Ministry of Land, Infrastructure, Transport
and Tourism), NILIM (National Institute for Land and Infrastructure
Management) y del PWRI (Public Works Research Institute) a través
de la JICA (Japan International Cooperation Agency), quienes han
aportado su valioso conocimiento y comentarios, buscando mejorar
los criterios que se presentan en este documento.
Este documento pretende aportar los criterios mínimos para el diseño
sísmico de los puentes convencionales en Chile, con el objetivo
principal de evitar que la estructura colapse en un evento sísmico de
importancia o de intensidad severa sin poner en riesgo la vida
humana, aceptando daños que pueden ser reparables. Sin
embargo, siempre existirán casos o situaciones de estructuras que
requieren de análisis y estudios específicos los cuales deben ser
desarrollados para cada caso particular.
El presente documento se complementa con el Protocolo de
Aisladores Sísmicos, especificaciones que fueron desarrolladas con la
cooperación y recomendaciones de los expertos japoneses, bajo un
convenio establecido entre el MOP y la JICA.
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Este documento reemplaza y actualiza el Documento “Nuevos
Criterios Sísmicos para el Diseño de Puentes en Chile “Rev. 1, Julio del
2010. Este documento además, complementa y prevalece por sobre
las especificaciones del Capítulo 3.1000 del Manual de Carreteras
vigente [10].
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2. CONSIDERACIONES EN LA UTILIZACIÓN DEL MÉTODO DEL
COEFICIENTE SÍSMICO
El método del coeficiente sísmico señalado en el artículo
3.1004.309(1) del M.C. [10], se modifica y será válido para puentes
de 1 vano. Los puentes de 2 vanos que poseen juntas de dilatación
en los extremos del tablero y continuidad sobre la cepa, se deben
diseñar utilizando el método de coeficiente sísmico modificado por
la respuesta estructural o el método modal espectral, con el fin de
obtener el periodo fundamental de la estructura. Al utilizar estos
métodos se obtiene con mayor precisión los desplazamientos en las
placas de apoyo.
Cuando se utilice el método del coeficiente sísmico, se deberá
considerar para el cálculo de las conexiones del tablero (placa de
apoyo, juntas de dilatación), lo indicado en 2.1 y 2.2:
2.1. ACELERACIONES DE DISEÑO EN PLACAS DE APOYO
Los puentes de 1 vano poseen periodos casi nulos, por lo que la
aceleración de diseño a emplear corresponde a la aceleración
efectiva Ao. Debido a lo anterior, las placas se deberán diseñar
calculando el desplazamiento máximo con una aceleración igual a
A0S, donde S es el coeficiente del suelo. El coeficiente sísmico
horizontal de diseño Kh para diseñar las placas, se obtendrá de la
siguiente fórmula:
K h  K1 S
Ao
g
Ecuación 2.1‐1: Coeficiente Sísmico Horizontal para placa de apoyo
Para cuantificar la transmisión de cargas del tablero a la
infraestructura se mantendrá el criterio de considerar una
aceleración horizontal igual a A0S/2 donde S es el coeficiente del
suelo. El coeficiente sísmico horizontal de diseño Kh para la
infraestructura, se obtendrá de la siguiente fórmula:
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K h  K1S
Ao
2g
Ecuación 2.1‐2: Coeficiente Sísmico Horizontal para infraestructura
2.2. DESPLAZAMIENTOS EN JUNTAS DE DILATACIÓN
Los desplazamientos considerados para diseñar la junta de dilatación
en los extremos del tablero deberán ser estimados en base al
desplazamiento máximo de la placa de apoyo, con aceleración
horizontal igual a A0S, donde S es el coeficiente del suelo, sumado a
los efectos de variación de temperatura.
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3. ESTUDIOS DE SUELO – ESTUDIOS GEOTÉCNICOS
3.1. PROFUNDIDAD DE EXPLORACIÓN
Rigen las especificaciones señaladas en el capítulo 3.1002.404 del
Manual de Carreteras [10] a excepción de las siguientes
modificaciones:
a. La profundidad mínima de los sondajes será de 35(m). Sin
embargo, si al momento de la ejecución de los sondajes, el
especialista en mecánica de suelos detecta un suelo
competente como por ejemplo roca, gravas muy compactas,
suelos con cementación, etc., en cuyo caso y siempre que se
avale la continuidad en profundidad de dicho suelo, la
exploración podrá reducirse.
b. La profundidad de la exploración se debe extender como
mínimo 10(m) bajo la punta de los pilotes o la distancia entre
los pilotes exteriores, cuando sea un grupo de pilotes (no
aplica para pilotes inclinados), se deberá considerar la mayor
entre estas dos distancias. En el caso de encontrar la roca sólo
se deberá penetrar en ella 3(m) tal como lo señala el Manual
de Carreteras.
3.2. MEDICIÓN DE LA VELOCIDAD DE PROPAGACIÓN DE LAS ONDAS DE
CORTE Vs
Se debe medir la velocidad de propagación de ondas de corte Vs,
la cual debe ser medida por el ensayo down-hole, cross-hole o
sonda de suspensión (Suspension Logging). También se pueden
medir
a partir de mediciones de ondas superficiales (ondas de
Rayleigh), por métodos como SASW (Spectral Analysis of Surface
Waves), MASW (Multichannel Analysis of Surface Waves) o ReMi
(Refracción por Microtremores). En estos casos se deben informar las
curvas de dispersión y los resultados del perfil de velocidades en
profundidad para dos mediciones preferentemente ortogonales.
Adicionalmente, cuando se utilice el método ReMi, se debe incluir
una medición con una fuente activa de conocida ubicación. El
perfil de velocidades de ondas de corte que caracteriza el terreno
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corresponderá a aquel que resulte en el caso más desfavorable. No
se debe estimar Vs a partir de Vp.
El método ReMi puede medir velocidades de ondas de corte a
mayor profundidad que los métodos SASW y MASW.
La velocidad de onda de corte se debe medir hasta el nivel del
estrato o basamento rocoso o hasta un suelo competente con
Vs > 400 (m/seg).
Estos
ensayos se deben considerar complementarios a las
prospecciones realizadas a través de un sondaje y en ningún caso
lo reemplaza, por lo tanto es obligación realizar los sondajes.
El suelo se clasificará como tipo III cuando el valor de Vs esté entre
180 (m/seg)  Vs  400 (m/seg).
El suelo se clasificará como tipo IV cuando el valor de Vs sea menor
a 180 (m/seg).
Se podrán utilizar mediciones de Vs, determinado en estudios previos,
siempre y cuando se hayan realizado por instituciones avaladas por
la Dirección de Vialidad y se encuentren cercanos (radio menor a
50(m)) a la zona de emplazamiento de la estructura en estudio.
3.3. DETERMINACIÓN DEL PERÍODO FUNDAMENTAL DEL SUELO Ts
En puentes de 2 o más vanos, ubicados sobre suelo tipo II, III ó IV, se
debe determinar el período fundamental del suelo Ts, el cual se
determina con la siguiente expresión:
Ts 
4H
Vs
Ecuación 3.3‐ 1: Periodo Fundamental del Suelo
Donde:
H = Profundidad del estrato de suelo (m)
Vs= velocidad de onda de corte de estrato (m/seg)
Si se considera más de un estrato, se puede considerar un valor de
velocidad de onda de corte equivalente, de acuerdo a la siguiente
relación:
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10
n
Vs 
h
i 1
n
i
hi
v
i 1
si
Ecuación 3.3‐ 2: Velocidad de onda de corte para más de un estrato
Para verificar el periodo de vibración del suelo se puede utilizar la
técnica de los coeficientes espectrales H/V (Horizontal/ Vertical)
utilizando registros de microtemblores o vibración ambiental. Esta
técnica corresponde al método propuesto por Nakamura (1989).
Los registros obtenidos de la red de acelerógrafos del Centro
Sismológico Nacional (www.csn.uchile.cl) [3], pueden aportar datos
para estimar el periodo del suelo, si la ubicación del acelerógrafo
está cerca del emplazamiento de la estructura.
El periodo del suelo se debe comparar con el valor T1 especificado
en la tabla 3.1004.309(2).A del Manual de Carreteras [10], con el fin
de verificar que el espectro de diseño envuelva el periodo
fundamental del suelo. En el caso que Ts > T1, la Dirección de
Vialidad exigirá un estudio de riesgo sísmico y/o la disminución de
la clasificación sísmica del tipo suelo, dependiendo de la
envergadura e importancia de la estructura.
La determinación del periodo del suelo servirá para complementar
los parámetros actuales de clasificación de suelo (como la
velocidad de corte Vs), y establecer en un futuro cercano una nueva
clasificación de suelos en el Manual de Carreteras. Además éste
parámetro servirá para el futuro análisis y evaluación de los espectros
sísmicos especificados en el Manual de Carreteras.
3.4. EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN DEL SUELO
En los suelos compuestos por arenas, arenas limosas y limos con
baja plasticidad que cumplan las siguientes 3 condiciones, la
evaluación de la licuación debe ser realizada de acuerdo a lo
especificado en 3.4.2, debido a que la licuación podría afectar el
comportamiento del puente durante un sismo:
a) Si existe un nivel de la napa freática dentro de una
profundidad menor a 10(m) bajo la superficie de terreno
natural.
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b) Si existe un estrato de suelo saturado que está localizado a
una profundidad menor a 20(m) bajo la superficie de terreno
natural y el número de golpes corregido (N1)60 del ensayo SPT
es menor o igual a 30 golpes.
c) Si el estrato de suelo tiene un contenido de fino (FC) igual o
menor a 35(%) o tiene un índice de plasticidad menor a 15,
incluso si su contenido de finos (FC) es mayor a 35%.
La probabilidad de ocurrencia del fenómeno de licuación en los
puentes, se debe evaluar utilizando el método simplificado
actualizado de Seed & Idriss. El método de Bray and Sancio (2006),
se utiliza para evaluar el potencial de licuación en los suelos finos
evaluando la influencia del índice de plasticidad.
La metodología basada en el método Japonés y el método NYSDOT
especificados en el capítulo 3.602.406 del Manual de Carreteras [10],
se considerarán métodos adicionales y en caso de discrepancia se
deberá considerar la envolvente de todos los métodos.
La magnitud del sismo que se debería utilizar en la evaluación de la
licuación debería ser como mínimo una magnitud Mw=8.0.
3.4.1. MÉTODO SIMPLIFICADO ACTUALIZADO PARA ARENAS Y ARENAS
LIMOSAS
En los puentes, el método que se debe utilizar para evaluar la
licuación del suelo es el método simplificado actualizado de Seed &
Idriss (1971) recomendado en el Capítulo 6.8 de la norma “Guide
Specifications for LRFD Seismic Bridge Design, 2011” [8], método que
está basado en el artículo " Licuefaction Resistance of Soils: Summary
Report from the 1996 NCEER/NSF Workshops on Evaluation of
Licuefaction Resistance in Soils," Journal of Geotechnical and
Geoenviromental Engineering, Youd, et al. 2001. [16].
El método se basa en la comparación de la razón de esfuerzo cíclico
resistente o resistencia cíclica (CRR) y el esfuerzo cíclico solicitante o
solicitación cíclica (CSR), el primero está en función del número de
golpes del ensayo SPT y el segundo está en función del esfuerzo
vertical y la aceleración máxima.
Mediante estas dos variables, se define el factor de seguridad a la
licuefacción, de acuerdo a la siguiente razón:
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12
FS 
CRR
CSR
Ecuación 3. 4.1‐1: Factor de Seguridad a la licuefacción
3.4.1.1. EVALUACIÓN DE LA SOLICITACIÓN CÍCLICA CSR
Seed & Idriss (1971) formularon la siguiente ecuación para calcular la
razón de la solicitación cíclica:
CSR
 a   
 av
 0.65 max  'vo rd
'
 vo
 g   vo 
Ecuación 3.3.1.1‐1: Razón de la Solicitación Cíclica
Donde:
amax = Aceleración peak horizontal en la superficie del suelo
g = Aceleración de gravedad
`'
 vo y  vo = Tensiones verticales totales y efectivas, respectivamente
rd = Coeficiente de reducción de tensión
La siguiente ecuación puede ser usada para estimar el valor
promedio de rd ( Liao and Whitman 1986b):
rd  1.0  0.00765 z
para z  9.15(m)
rd  1.174  0.0267 z
para 9.15(m)  z  23(m)
Donde:
z = profundidad bajo el nivel de superficie en metros (m)
El factor rd de la ecuación anterior es
3.4.1.1-1.
mostrado en el Gráfico
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Gráfico 3.4.1.1‐1: Factor rd , comparación entre la curvas desarrolladas por Seed & Idriss (1971)
3.4.1.2. RESISTENCIA CÍCLICA CRR
La resistencia cíclica se puede determinar por medio de ensayos de
terreno, por ejemplo por el índice de penetración estándar, a través
de correlaciones entre la resistencia cíclica y el número de golpes
corregido para arenas limpias (clean sand) (N1)60CS. También existen
correlaciones sobre la base de ensayos de penetración de cono CPT
y a través de la medición de las velocidades de onda de corte Vs.
En esta sección se presenta los aspectos más importantes del cálculo
de la resistencia cíclica a través del ensayo de penetración
estándar, SPT, ya que ha sido un criterio bastante robusto a través de
los años y además es el ensayo más común y utilizado en las
prospecciones geotécnicas. La obtención de la resistencia cíclica a
través del ensayo CPT y a través de las velocidades de ondas de
corte Vs se describen y explican con detalle en el documento antes
mencionado.
El Gráfico 3.4.1.2-1, es un gráfico que relaciona CSR y su
correspondiente (N1)60, obtenido de registros de datos de sitios
afectados o no por licuación, observados en los terremotos pasados
con magnitud de aproximadamente 7.5 (Mw). Las curvas CRR
mostradas en el Gráfico 3.4.1.2-1 fueron conservadoramente
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posicionadas para separar las regiones con datos que indicaban
licuefacción de las regiones con datos que no indicaban
licuefacción. Estas curvas fueron desarrolladas para suelos granulares
con contenido de finos de 5% o menos, 15%, y 35%. La curva CRR
para contenidos de finos < 5%, es el criterio
del índice de
penetración base para el procedimiento simplificado y es referido
como la “Curva base de SPT para arenas limpias”. El Gráfico 3.4.1.21: , es válida únicamente para sismos de magnitud 7.5 (Mw). Los
factores que ajustan las curvas CRR a otras magnitudes se presentan
más adelante.
Gráfico 3.4.1.2‐ 1: Curva base de SPT para arenas limpias para magnitudes de sismo de 7.5 con datos de casos históricos
de licuefacción (Modificado a partir de Seed et al., 1985)
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CURVA BASE DE SPT PARA ARENAS LIMPIAS:
L a ecuación que aproxima la “Curva base de las arenas limpias” en
el Gráfico 3.4.1.2- 1: , es la siguiente:
CRR7.5 
1
(N )
50
1
 1 60 

2
34  ( N1 ) 60
135
10  ( N1 ) 60  45 200
Ecuación 3.4.1.2‐1: Curva base de las arenas limpias
La ecuación anterior es válida para (N1)60 < 30. Para (N1)60  30, las
arenas limpias son muy densas para licuar y son clasificadas como
no licuables.
INFLUENCIA DEL CONTENIDO DE FINOS:
Seed et al (1985), verificó que aparentemente el valor de CRR se
incrementa con el contenido de finos. Basado en los datos
experimentales disponibles, Seed et al (1985) desarrollaron las curvas
CRR para varios casos de contenidos de finos como se muestran en
el Gráfico 3.4.1.2- 1: .
Para considerar el contenido de finos, se procede a corregir el
número de golpes (N1)60 a un valor de arena limpia (N1)60CS usando la
siguiente expresión:
( N1 ) 60CS     ( N1 ) 60
Ecuación 3.4.1.2‐2: Corrección por el número de golpes
Donde:
=0
para
FC  5%
 = exp(1.76 - 190/FC2 )
 = 5.0
 = 1.0
para
para
35%  FC
FC  5%
 = (0.99 + (FC1.5/1000))
 = 1.2
para
para 5%< FC < 35%
para 5%< FC < 35%
35%  FC
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OTRAS CORRECCIONES
En adición al contenido de fino varios factores influyen en los
resultados del ensayo SPT. La siguiente ecuación incorpora esas
correcciones:
( N1 ) 60  N m C N C E C B C R C S
Ecuación 3.4.1.2‐3: Corrección por número de finos
Donde:
N m  Número de golpes medidos en el ensayo de penetración
C N  Factor de normalización para una presión confinante de
1Kg/cm2
C E  Factor de corrección de la energía del martillo a 60% de la
energía
C B  Factor de corrección por diámetro del sondaje
C R  Factor de corrección por largo de barras
C S  Factor de corrección para muestras con o sin liner
CORRECCIONES DE LA MAGNITUD DEL TERREMOTO:
Con el fin de ajustar la curva de arenas limpias para magnitudes
diferentes de 7.5 (Mw), Seed & Idriss (1982) introducen el término de
factor de escalamiento por magnitud MSFs. Este factor se usa para
escalar el valor de CRR final, o bien usando su inverso, para escalar el
valor de CSR. La ecuación del factor de seguridad para la licuación
considerando el factor de escalamiento MSFs queda de la siguiente
manera:
 CRR7.5 
F .S .  
 MSF
 CSR 
Ecuación 3.4.1.2‐4: Factor de Seguridad para la Licuefacción
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En el Gráfico 3.4.1.2-2, se presenta las curvas del factor MSF de varios
autores
Gráfico 3.4.1.2‐2: Factor de escalamiento por Magnitud, Varios investigadores (Youd & Noble, 1997a)
3.4.2. MÉTODO PARA LA EVALUACIÓN DE LA LICUACIÓN EN SUELOS
FINOS.
El método para evaluar el potencial de licuación de los suelos finos
se basa en el artículo “ Assessment of the Licuefaction Susceptibility
of Fine-Grained Soils”, Journal of Geotechnical and Geoenviromental
Engineering, Bray and Sancio 2006 [2], en el cual se define la
posibilidad de licuefacción de un suelo fino de acuerdo al valor del
índice de plasticidad IP y la razón entre el contenido de humedad y
el límite liquido w/LL, de acuerdo a la siguientes relaciones y a lo
mostrado en el Gráfico 3.4.2-1:
Si IP<12
y w/LL>0.85
SI 12<IP<18 y w/LL >0.8
SI IP>18
: Susceptible a la licuación
: Más resistente a la licuación
: No susceptible a la licuación
En el caso que el suelo fino sea susceptible a la licuación se deberá
considerar el porcentaje de contenido de finos para evaluar la
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18
resistencia cíclica CRR y evaluar la reducción de los parámetros
geotécnicos especificado en la sección 3.5.
Gráfico 3.4.2‐1: Representación gráfica del criterio de susceptibilidad a la licuación (Bray & Sancio , 2006)
3.4.3. EMPUJE LATERAL (LATERAL SPREADING)
En los casos que se estime necesario, teniendo en cuenta la
ubicación de los elementos de la infraestructura y las condiciones
topográficas del terreno lo ameriten, se deberá analizar el fenómeno
de lateral spreading o empuje lateral del suelo debido a la licuación
del suelo.
En general, el fenómeno del empuje lateral se produjo en las orillas
de los ríos y los desplazamientos del terreno se observaron en
dirección perpendicular hacia el cauce de los mismos. También se
observó que el fenómeno se incrementa con el valor de la
pendiente del terreno desde el exterior hacia el borde del río.
Debido al terremoto del 2010, en la ribera norte del río Bío Bío, VIII
región, en Concepción, el efecto del lateral spreading produjo una
falla de corte en la cepa ubicada en el borde del río en el Puente
Juan Pablo II, y generó desplazamientos transversales en las cepas
del Puente La Mochita, debido a que en ambos puentes el sello de
fundación de las cepas estaba sobre el estrato licuable. También se
observó este fenómeno en el Puente LLacolén, sin embargo no se
produjeron daños importantes estructurales (sólo se observaron
algunas grietas de flexión en las columnas pertenecientes a la cepa
ubicada al borde del enrocado de protección) ni desplazamientos
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19
en sus cepas, ya que éstas estaban estructuradas con pilas-pilotes y
el sello de fundación se ubicó bajo el estrato licuable.
En el Puente Ramadillas ubicado en la ruta 160, VIII Región, también
se observó este fenómeno.
En el Puente Mataquito ubicado en la desembocadura del río
Mataquito, VII Región, también se observó este fenómeno, sin
embargo la robustez de las pilas-pilotes con un diámetro D=1.5(m)
fue capaz de resistir el empuje generado por este fenómeno, sin
producir grietas ni desplazamientos laterales en las cepas. En el caso
anterior, el sello de fundación de las pilas-pilotes se ubicó bajo el
nivel del estrato de suelo licuable.
Un artículo que describe el efecto de la licuación y el empuje lateral
en los puentes antes mencionados es el reporte de “GEER
Association (2010). Geo-engineering Reconnaissance of the 2010
Maule, Chile Earthquake, Version 2, May 25, 2010, Report No GEER 022 , Jonathan Bray and David Frost ( Editors)” [7].
Para evaluar el empuje debido al efecto del lateral spreading, se
puede considerar el capítulo 8.3.2 de la norma japonesa [14] o los
capítulos 7.2.3 y 7.5 de la “FHWA (2011). Geotechnical Engineering
Circular No 3 – LRFD Seismic Analysis and Design of Transportation
Geotechnical Features and Structural Foundations, FHWA-NHI-11-032,
NHI Course No 130094, Reference Manual” [6].
En un futuro, a medida que las investigaciones sobre este fenómeno
estén más avanzadas, se podrá establecer una metodología
definitiva.
3.5. REDUCCIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS
Cuando un estrato de suelo es considerado extremadamente
blando lo que correspondería a un estrato de suelo tipo IV
compuesto por arcillas o limos localizados a una profundidad
menor a 3 (m) desde el nivel de superficie natural , sus parámetros
geotécnicos (módulo de corte y resistencia) deben ser considerados
nulos en el diseño sísmico.
Para un estrato de suelo potencialmente licuable el cual puede
afectar el comportamiento del puente, los parámetros geotécnicos
deben ser reducidos de acuerdo al valor del factor de resistencia a
la licuación FL, el cual se define con la siguiente relación:
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20
FL  FS 
CRR
CSR
Ecuación 3.5‐1: Factor de Resistencia a la Licuación
Los parámetros geotécnicos de estrato de arena potencialmente
licuable deben ser reducidos por el coeficiente Cr indicado en la
siguiente tabla, el cual corresponderá a un coeficiente mínimo de
reducción.
Rango de FL
FL <= 1/3
1/3< FL <= 2/3
2/3< FL <= 1
Profundidad desde
la superficie z(m)
0 <= z <= 10
10 <= z <= 20
0 <= z <= 10
10 <= z <= 20
0 <= z <= 10
10 <= z <= 20
Esfuerzo Cíclico Resistente CRR
CRR <= 0.3
0.3<CRR
Cr
Cr
0
1/6
1/3
1/3
1/3
2/3
2/3
2/3
2/3
1
1
1
Tabla 3.5‐1: Coeficiente de Reducción Cr para los parámetros geotécnicos
La tabla anterior es utilizada en la norma japonesa [14].
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21
4. COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE TABLEROS ESVIADOS Y
CURVOS.
Se debe evitar proyectar puentes con un gran ángulo de esviaje y
puentes curvos. De no ser posible lo anterior, se debe considerar las
recomendaciones que se describen a continuación.
Para los puentes esviados y curvos se deberá considerar la relación
ancho (b) v/s longitud continua del tablero (L) en función del ángulo
agudo de éste, según la sección 16.1 “General” de la Norma
Japonesa “Specifications for Highway Bridges, March 2012, Part V
Seismic Design”[14].
La posibilidad de rotación de una superestructura puede ser
evaluada de una manera simple, usando la siguiente ecuación para
puentes con esviaje:
sen2 b

2
L
Ecuación 4‐1: Condición para la rotación de un tablero esviado
o para puentes curvos:
cos ´' 
b
L
Ecuación 4‐2: Condición para la rotación de un tablero en puentes curvos
Donde:
L = Longitud continua de la superestructura (m)
b = Ancho total de la superestructura (m)
  Ángulo de esviaje correspondiente al ángulo agudo del
tablero en grados (º).
'
  Ángulo de esviaje usado para evaluar la condición de
rotación de un puente curvo en grados (º), Figura 4-2.
La Ecuación 4-1 y la Ecuación 4-2, expresan las condiciones
geométricas determinadas para una superestructura como
condición para permitir la rotación, sin ser restringida por los vanos
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22
adyacentes o en los estribos, tal como se aprecia en las Figura 4-1y
Figura 4-2.
Figura 4‐1: Condición que permite la rotación de un tablero esviado sin
ser restringido por el tablero adyacente o el estribo
Figura 4‐2: Condición que permite la rotación en tableros curvos sin
ser restringido por el tablero adyacente o el estribo
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23
La Ecuación 4-1 se presenta en la Figura 4-3, y se deberá verificar si
la geometría del tablero y el ángulo agudo de éste generan un
punto que queda bajo la curva, lo cual significará que existirán
desplazamientos laterales excesivos del tablero, debido a la
rotación, en cuyo caso se requerirá incorporar topes sísmicos
interiores de acuerdo a la sección 5.4, adicionales a los topes
exteriores.
Figura 4‐3: Condición para la instalación de topes interiores en los puentes esviados,
en la dirección perpendicular al eje del puente
La Figura 4-4 corresponde a la ecuación Ecuación 4-2, la cual
permite evaluar si se generarán desplazamientos excesivos en un
tablero curvo, se deberá verificar si la geometría del tablero genera
un punto queda bajo la curva, significará que existirán
desplazamientos laterales excesivos del tablero, en cuyo caso se
requerirá incorporar topes sísmicos interiores de acuerdo a la sección
5.4
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24
Figura 4‐4: Condición para la instalación de topes interiores en los puentes curvos,
en la dirección perpendicular al eje del puente
Además, en los puentes esviados y curvos que tengan 2 o más
vanos, se deberá considerar la realización de una modelación en 3D
del puente, utilizando el método modal espectral, con el fin de
determinar los desplazamientos en las placas y el movimiento del
tablero con respecto a la infraestructura. La modelación modal
espectral debe estar de acuerdo al artículo 3.1004.309(3) del
capítulo 3.1000 del Manual de Carreteras [10].
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25
5. SISTEMA DE PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO
5.1. CONSIDERACIONES GENERALES
Deben tomarse medidas adecuadas contra la pérdida de apoyo de
las superestructuras cuando se generan desplazamientos excesivos
relativos entre la superestructura y la infraestructura, debido a la
destrucción del sistema de apoyo 1 , como resultado de los
desplazamientos generados por la respuesta sísmica compleja del
suelo o por el efecto del empuje lateral del suelo sobre el puente.
Cuando un sistema de apoyo se destruye por los desplazamientos
excesivos de la superestructura, debido a las vibraciones complejas o
los desplazamientos del suelo, se espera que la respuesta se
amplifique aún más y se desencadene una serie de procesos de
destrucción, incluyendo la pérdida de apoyo de la superestructura.
Como solución a esta situación, se recomienda usar una
superestructura continua para prevenir la pérdida de apoyo y se
debe proporcionar una longitud suficiente de apoyo en los extremos
de la superestructura, con la función de complementar o sustituir la
destrucción del sistema de apoyo.
En el caso de existir una junta de dilatación, se debe evaluar el uso
de un sistema de prevención de pérdida de apoyo que limite los
desplazamientos
excesivos
relativos
generados
entre
la
superestructura y la infraestructura después de ocurrido la
destrucción del sistema de apoyo, con el fin de mejorar la seguridad
frente a la pérdida de apoyo de la superestructura.
Para los puentes que tienen las siguientes características
estructurales, se debe tener en cuenta consideraciones especiales
en la prevención de pérdida de apoyo de la superestructura:
1) Puentes con sus infraestructuras construidas sobre suelos
licuables
Los suelos licuables pueden experimentar deformaciones
excesivas durante un sismo, en consecuencia, las
Sistema de apoyo: Son los elementos sobre los que se apoya la superestructura y que
permite el traspaso de las cargas a la infraestructura.
En general son placas
elastoméricas, apoyos mecánicos, aisladores sísmicos, etc.
1
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26
infraestructuras construidas sobre este tipo de suelo, estarán
sujetas a excesivos desplazamientos, y probables empujes
laterales. En estos casos es recomendable considerar múltiples
apoyos fijos, superestructuras integrales con la infraestructura,
puentes semi-integrales o estructuras del tipo pórtico.
2) Puentes con una notable diferencia en las condiciones de la
infraestructura o del tipo de suelo
Cuando un puente tiene diferentes tipos de infraestructura o
tiene el mismo tipo de infraestructura, pero construida en
diferentes tipos de suelo, tendrá un comportamiento muy
diferente durante un sismo. Tales puentes pueden estar sujetos
a grandes desplazamientos relativos en los apoyos extremos
durante un sismo.
3) Puentes con superestructuras contiguas muy diferentes en
tipología o longitud de vano
Cuando un puente tiene varios vanos dilatados con
superestructuras contiguas que tienen mucha diferencia en la
tipología y en la longitud de vano, o cepas con mucha
diferencia en altura, cada tramo vibrará de manera diferente
y se pueden producir desplazamiento relativos excesivos entre
cada vano. También se pueden producir desplazamientos
excesivos en las superestructuras menores debido a la colisión
entre los tableros.
4) Puentes con cepas de gran altura
Cuando un puente es soportado por cepas de gran altura, el
periodo natural es largo, lo cual producirá que el
desplazamiento de la superestructura también sea grande.
5) Puentes continuos con múltiples vanos con la fuerza de inercia
concentrada en un número pequeño de infraestructuras.
Los puentes continuos con múltiples vanos donde la fuerza
de inercia se concentra en un apoyo fijo o en un número
reducido de apoyos, tienen una complementariedad y
capacidad de sustitución baja frente a la destrucción del
sistema de apoyo. En estos casos la concentración de
grandes fuerzas de inercia horizontales puede provocar la
destrucción del sistema de apoyo y en consecuencia generar
grandes fuerzas de inercia en el resto de los sistemas de
apoyo más débiles, causando eventualmente que todos los
sistemas de apoyos fallen.
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27
Al contrario, un puente continuo soportado por múltiples
apoyos flexibles, generando un reparto de la fuerza horizontal,
o por múltiples apoyos fijos, presenta una alta capacidad de
complemento y sustitución cuando ocurre la destrucción del
sistema de apoyo.
6) Puentes esviados o puentes curvos
Los puentes esviados pueden mostrar un comportamiento
complejo, pueden experimentar la rotación de la
superestructura durante un sismo, como resultado de que los
extremos de los tableros chocan con los estribos o con los
tableros contiguos. Particularmente cuando el ángulo 
(ángulo de esviaje correspondiente al ángulo agudo del
tablero) es menor a 90°, la rotación del tablero puede causar
la pérdida de apoyo de los extremos del tablero desde las
mesas de apoyo o cabezales de la infraestructura, causando
eventualmente el colapso del puente. Para los puentes con
radios de curvatura pequeños, el mismo tipo de daño puede
ocurrir como la rotación del tablero o el desplazamiento
hacia el lado exterior de la curva. Para este tipo de puentes, se
deben tomar medidas apropiadas cuando existe la posibilidad
de que el tablero pierda apoyo debido a la rotación, después
que se produce la destrucción del sistema de apoyo.
7) Puentes con pocos apoyos por eje de apoyo
Para un puente con pocos apoyos en cada eje de apoyo, su
complementariedad y capacidad de sustitución es baja
frente a la destrucción del sistema de apoyo y la posibilidad
de perder apoyo es relativamente alta. En los casos donde
esta condición estructural sea usada por inevitables razones,
es necesario tomar medidas apropiadas para la dirección
longitudinal del puente y en los apoyos extremos, para
prevenir la pérdida de apoyo de la superestructura.
Un sistema de prevención de pérdida de apoyo debe ser
considerado como medida para evitar el colapso de la
superestructura. El sistema de prevención de pérdida de apoyo
debe ser diseñado adecuadamente y debe consistir en la
determinación de una longitud de apoyo, un elemento para evitar
la pérdida de apoyo en la dirección longitudinal, topes sísmicos
laterales y barras de anclaje vertical.
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28
Cada elemento del sistema de prevención de pérdida de apoyo
debe tener las siguientes funciones:
a) Longitud de Apoyo: Tiene la función de prevenir o evitar que la
superestructura pierda apoyo sobre los cabezales de la
infraestructura cuando el sistema de apoyo se destruye.
b) Elemento para evitar la pérdida de apoyo en la dirección
longitudinal: Tiene la función de prevenir los desplazamientos
relativos entre la superestructura y la infraestructura en la
dirección longitudinal o eje del puente, en la situación que se
exceda la longitud de apoyo, cuando el sistema de apoyo se
destruye.
c) Topes Sísmicos: Tienen la función de restringir el movimiento
del tablero en la dirección perpendicular al eje del puente, si
el sistema de apoyo se destruye.
d) Barras de anclaje Vertical: Tienen la función de restringir el
movimiento vertical del tablero y evitar la tracción en el
sistema de apoyo.
5.2. LONGITUD MÍNIMA DE APOYO
La longitud mínima de apoyo está determinada por la siguiente
fórmula.
S ER  S EM
Ecuación 5.2‐1: Longitud requerida de apoyo
S EM  0.7  0.005l
Ecuación 5.2‐2: Longitud mínima de apoyo
donde:
S ER = Longitud requerida de apoyo (m).
S EM =Longitud mínima de apoyo de una viga en la mesa de
apoyo (m).
l = Longitud del vano (m). En un cabezal de cepa que soporte
dos superestructuras con diferentes longitudes de vano, se
deberá considerar el vano de mayor longitud para el valor
de l.
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29
La longitud real de apoyo corresponde al valor S E y corresponde a
la longitud de la viga desde el borde de la viga al borde de la mesa
de apoyo mostrada en la Figura 5.2-1.
La longitud real de apoyo o la longitud de apoyo especificada en el
diseño S E , debe ser mayor o igual a longitud requerida de apoyo
S ER .
Figura 5.2‐1 Longitud de Apoyo
Para los puentes esviados y curvos, cuyos tableros posean la
condición geométrica que permita la rotación del tablero,
la
longitud de apoyo en las vigas S E debe cumplir con la longitud
mínima de la Ecuación 5.2-1 y simultáneamente debe ser igual o
mayor que el valor calculado con la siguiente expresión:
S ER  2 L sen( E / 2) cos( E / 2   )
Ecuación 5.2‐2: Longitud requerida de apoyo para puentes esviados o curvos
donde:
S ER = Longitud requerida de apoyo en un puente esviado o
curvo en (m).
L = Longitud continua de la superestructura en (m).
 =
Ángulo de esviaje correspondiente al ángulo agudo del
tablero en grados (º).
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30
 E = Ángulo de rotación marginal, puede ser tomado como
2.5 (º).
Para un puente esviado asimétrico, en el cual las dos líneas de
apoyo presentan ángulos de esviaje distintos, S ER , debe ser
calculado utilizando el ángulo agudo menor del tablero.
En cualquier caso los valores de S ER y S ER deberán ser medidos en
forma perpendicular al borde del tablero y el borde de la mesa de
apoyo tal como se indica en la Figura 5.2-2 y Figura 5.2-3.
.
Figura 5.2‐2 Como medir la longitud de apoyo cuando el tablero tiene esviaje
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31
Figura 5.2‐3 Longitud de apoyo en puentes esviados y curvos
En estos casos es recomendable colocar topes sísmicos en la
dirección perpendicular al eje del puente de acuerdo a la Tabla 5.4.1.
Para un puente con múltiples vanos continuos con una longitud
L superior a 40 m, y un ángulo de esviaje importante, el valor de la
longitud de apoyo S ER puede ser demasiado grande, en general se
considera que una longitud de apoyo de 1.5(m) es un valor límite. En
estos casos se debería disminuir el ángulo de esviaje. La longitud de
apoyo longitud de apoyo S ER se puede disminuir al colocar topes
sísmicos interiores y exteriores, los cuales limitarán el desplazamiento
de la superestructura en la dirección transversal y en consecuencia
el ángulo de rotación.
5.3. ELEMENTO PARA LA PREVENCIÓN DE PÉRDIDA DE APOYO EN LA
DIRECCIÓN LONGITUDINAL
En los apoyos, donde existan juntas de dilatación en el tablero, se
debe incluir un sistema o elementos para la prevención de pérdida
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32
de apoyo en la dirección longitudinal. Se podrá omitir su instalación
cuando cumpla con los requerimientos especificados en los
siguientes casos:
1) Un puente de un vano o un puente con una superestructura
continua de múltiples vanos y que en sus extremos está apoyado
en los estribos
Existen antecedentes que un puente de un vano o un puente con
una superestructura continua de múltiples vanos y que en sus
extremos está dilatada y
apoyada en los estribos, puede
considerarse como un puente que tiene las características
estructurales que no permiten desplazamientos relativos
suficientemente grandes como para que se produzca el colapso
del puente en la dirección longitudinal del eje puente,
independiente de la longitud de vano y el tipo de suelo. Lo
anterior es debido a que si la respuesta de desplazamiento de
una superestructura es excesiva en la dirección del eje del puente,
después de la destrucción del sistema de apoyo en un extremo,
el otro extremo de la superestructura colisionará con el muro
espaldar del estribo. Esta colisión incluirá la resistencia del estribo
en especial del muro espaldar y del suelo que se encuentra
detrás del estribo, y por consiguiente el desplazamiento de la
superestructura
será
restringido.
En
consecuencia
el
desplazamiento relativo entre la superestructura y la
infraestructura será generalmente menor o igual a la longitud de
apoyo sobre los estribos.
2) Un puente con una superestructura continua de múltiples vanos la
cual es soportada por apoyos elastoméricos flexibles o apoyos
fijos en 4 o más ejes de apoyo en la dirección del eje del puente
Un puente continuo soportado por múltiples apoyos flexibles,
generando un reparto de la fuerza horizontal, o por múltiples
apoyos fijos, presenta una alta capacidad de complemento y
sustitución cuando ocurre la destrucción del sistema de apoyo. En
consecuencia, un puente continuo soportada por 4 o más ejes
de apoyos, en los cuales se utilicen apoyos elastoméricos flexibles
o apoyos fijos en la dirección longitudinal del eje del puente,
como se muestra en la Figura 5.3-1, puede considerarse como un
puente que tiene las características estructurales que no permiten
desplazamientos relativos suficientemente grandes como para
que se produzca el colapso del puente en la dirección
longitudinal, independiente del tipo de suelo.
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33
Figura 5.3‐1 Ejemplo de la condición de un puente continuo los cuales están apoyados
en más de 4 apoyos elásticos o fijos en la dirección del eje del puente
3) Un puente del tipo pórtico con una superestructura en la cual 2 o
más elementos de soporte son conectados rígidamente
Un puente del tipo pórtico tiene una estructuración en la cual la
infraestructura está conectada rígidamente a la superestructura.
Debido a lo anterior, en un evento sísmico, se espera que la
conexión no se destruya y provoque que la superestructura se
separe de la infraestructura, por lo tanto no es esperable que se
produzca un desplazamiento excesivo en la dirección longitudinal
del puente, aun cuando los apoyos ubicados en los extremos se
destruyan. En consecuencia, esta estructura tiene una alta
seguridad para evitar el colapso del puente. Por lo tanto un
puente del tipo pórtico con 3 o más vanos, donde 2 o más cepas
se conectan rígidamente a la superestructura tal como se
muestra en la Figura 5.3-2, se puede considerar que tiene las
características estructurales que no permiten desplazamientos
relativos suficientemente grandes, como para que se produzca el
colapso del puente en la dirección longitudinal, independiente
del tipo de suelo.
Figura 5.3‐2 Ejemplo de un puente del tipo pórtico en el cual la superestructura
está conectada rígidamente a 2 o más cepas.
Un sistema de prevención de pérdida de apoyo se deberá calcular
considerando una aceleración horizontal igual a AoS donde S es el
coeficiente del suelo. Para cada línea de apoyo, ya sea en un
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34
estribo o en una cepa, se debe considerar la descarga del tablero
multiplicada por la aceleración antes mencionada, mayorada por
un factor igual a 1.25. En el caso que un modelo computacional,
utilizando el método modal espectral, entregue valores de la fuerza
longitudinal mayores a las obtenidas utilizando la fórmula
anteriormente descrita, ésta deberá ser utilizada en el diseño del
sistema, amplificada también por un factor igual a 1.25.
El espacio o ancho de diseño de un elemento para la prevención
de pérdida de apoyo debe ser lo más grande como sea posible
dentro del rango que no exceda el valor calculado con la siguiente
ecuación:
S F  cF S E
Ecuación 5.3‐1: Longitud mínima de apoyo
donde:
SF =
SE =
cF =
Máxima longitud de diseño permitida para un elemento
de prevención de pérdida de apoyo (m).
longitud de apoyo (definido en el capítulo 5.2) (m).
Coeficiente de desplazamiento de diseño de un
elemento de prevención de pérdida de apoyo. Se debe
utilizar un valor de 0.75
Un elemento para la prevención de pérdida de apoyo no debe
alterar el funcionamiento del sistema de apoyo, tales como sus
movimientos horizontales y rotaciones.
Un elemento para la prevención de pérdida de apoyo debe permitir
el movimiento de la superestructura en la dirección perpendicular al
eje principal del puente.
A continuación en la Figura 5.3-3, Figura 5.3-4, Figura 5.3-5, Figura 5.36 y Figura 5.3-7, se detallan algunos ejemplos referenciales de
elementos de prevención de pérdida de apoyo en la dirección
longitudinal del eje del puente.
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35
Figura 5.3‐3 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables
conectando el muro espaldar del estribo con la superestructura
Figura 5.3‐4 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables
conectando el muro frontal del estribo con la superestructura
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36
Figura 5.3‐5 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo
mediante un tope de hormigón frente al travesaño en un Estribo
Figura 5.3‐6 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables
conectando superestructuras contiguas en una cepa donde existe una junta de dilatación
Figura 5.3‐7 Ejemplo de Sistema de prevención de pérdida de apoyo mediante cables
conectando las superestructuras al cabezal de la cepa donde existe una junta de dilatación
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37
Si se utiliza una solución con cables, estos se deben diseñar para
resistir una tensión de tracción máxima de 0.7Fy. El límite anterior
garantiza que no se alcance la fluencia y en consecuencia, que no
se produzca una elongación inelástica en los cables durante un
evento sísmico de importancia que supere el de diseño. Al utilizar
cables se requiere proporcionar un sistema de anclaje de acero en
ambos extremos.
Al utilizar una solución de prevención de pérdida de apoyo
mediante cables, se deberá detallar en los planos de diseño y se
deberá presentar los diferentes certificados de ensayos que avalen
su límite de resistencia a la fluencia y a la rotura, especificaciones
técnicas de materialidad o cualquier otro certificado en la medida
que la Dirección de Vialidad lo requiera.
5.4. TOPES SÍSMICOS INTERIORES Y EXTERIORES
Se deberá considerar el uso de topes sísmicos interiores, adicionales
a los topes exteriores de acuerdo a la Tabla 5.4-1. Siempre se debe
considerar la incorporación de topes sísmicos exteriores.
Los topes interiores se deben repartir de manera simétrica. En los
puentes esviados los topes interiores se deben ubicar entre las vigas
extremas, debido a que estarán sometidas a los mayores
desplazamientos cuando se produzca la rotación del tablero.
Nº Vigas
en Tablero
N° topes mínimos
Interiores en Puentes
Sin desplazamientos
laterales excesivos
Nº topes mínimos
Interiores en Puentes
Con desplazamientos
laterales excesivos2
3 Vigas
4 Vigas
5 Vigas
6 Vigas o más3
0
1
2
2
2
2
2
3
Tabla 5.4‐1: Cantidad mínima de topes interiores
2
3
El desplazamiento lateral excesivo se define de acuerdo a la Figura 4-3
La cantidad de topes intermedios será aprobada por la Dirección de Vialidad
Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad
38
Los topes sísmicos interiores deberán formar una llave de corte con
los travesaños, con el objetivo de que no se produzcan daños en las
vigas, en un probable movimiento lateral que supere el
desplazamiento de diseño, debido a un sismo de importancia, el
impacto se debe producir entre los topes y el travesaño, generando
algún tipo de daño reparable en ellos.
El ancho mínimo de los topes sísmicos debe ser 40(cm) y el máximo
de 70(cm). No se recomienda colocar anchos mayores debido a
que al ser más robustos no se comportarán como un fusible y es
probable que cuando se produzca el impacto sobre ellos, se
transmitan solicitaciones importantes a la infraestructura, pudiendo
producir grietas en los cabezales y en los muros de los estribos.
En todos los topes se debe incluir un neopreno lateral de bajo
espesor, para amortiguar el impacto sobre éstos.
La distancia libre a considerar entre el borde de los travesaños y los
topes en las llaves de corte, deberá ser el mayor valor entre la altura
máxima del apoyo (aisladores sísmicos de goma o neoprenos) H
(cm) o el desplazamiento máximo de diseño Dd incrementado en un
25% más 5 (cm), para todos los topes (interiores y exteriores), tal
como se muestra en la Figura 5.4-1.
Los topes interiores y los externos deben tener un comportamiento
similar a un fusible, es decir se espera que estos elementos fallen o
tengan daño en un evento sísmico de importancia y posteriormente
sean reparables. Debido a las dificultades constructivas es muy
probable que los topes fallen en cadena, es decir un tope fallará
primero y luego el resto.
Departamento de Proyectos de Estructuras – División de Ingeniería – Dirección de Vialidad
39
(a) Configuración general de los topes sísmicos interiores, exteriores y travesaño
(b) Configuración del tope sísmico interior y travesaño
(c) Configuración del tope sísmico exterior y travesaño
Figura 5.4‐1: Topes sísmicos y travesaño‐ Ejemplo 4 Vigas‐ Sin movimiento lateral excesivo
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40
Los topes sísmicos, externos e interiores, se deberán calcular
considerando una aceleración horizontal igual a AoS donde S es el
coeficiente del suelo. Para cada línea apoyo, ya sea en un estribo o
en una cepa, se debe considerar la descarga del tablero
multiplicada por la aceleración antes mencionada. Cada tope
interior ó exterior debe ser capaz de resistir la fuerza horizontal
trasmitida por el tablero dividido entre el número total de topes
interiores y el tope exterior que se opondrá a la dirección de
movimiento del tablero. En el caso que un modelo computacional,
utilizando el método modal espectral, entregue valores de la fuerza
horizontal mayores a las obtenidas utilizando la fórmula
anteriormente descrita, ésta deberá ser utilizada en el diseño de los
topes.
Para el caso de una viga cajón en donde no se consideren topes
sísmicos interiores, cada tope sísmico exterior deberá ser calculado
para soportar el 100% de la carga sísmica horizontal en la dirección
perpendicular al eje del puente. En un puente del tipo cajón
monocelular de hormigón postensado, es posible debido a su
envergadura, que sea necesario colocar topes exteriores con un
ancho mayor al recomendado anteriormente.
Dependiendo de la altura de impacto y el ancho de los topes
interiores, se comportarán como ménsulas o vigas cantiléver. En el
caso que corresponda a una ménsula se deberá considerar las
recomendaciones del artículo 5.13.2.4 de la AASHTO LRFD [1]. Una
grieta importante se producirá en la base de los topes interiores tal
como se muestra en la Figura 5.4-2(a), por lo tanto esta falla se
debería verificar bajo el concepto de corte por fricción, siguiendo las
recomendaciones de la sección 5.8.4 “Interface Shear Transfer –
Shear Friction“ de la AASHTO LRFD [1].
Los topes exteriores se deben diseñar como vigas de borde (Beam
Ledges) de acuerdo al artículo 5.13.2.5 de la AASHTO LRFD [1], en
estos se producirá una falla por punzonamiento (punching shear) tal
como se muestra en la Figura 5.4-2(b).
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41
(a)Grietas en Tope Interior
(b)Grietas en Tope Exterior
Figura 5.4‐2: Grietas principales en los Topes sísmicos
Con el fin de inducir la grieta en el plano de interface entre el
hormigón del tope y el cabezal, es recomendable que no se genere
una rugosidad en éste y que se induzca la grieta colocando un
cartón alquitranado (3(cm) de ancho por ejemplo) o similar en los
bordes tal como se muestra en la Figura 5.4-3. También es
recomendable centrar la posición de la armadura que atraviesa el
plano de la interface.
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42
Figura 5.4‐3: Topes sísmicos – Control de la Grieta en la interface de Hormigón
5.5. BARRAS DE ANCLAJE VERTICAL ANTISÍSMICAS
Durante el terremoto de Febrero del 2010 las aceleraciones verticales
que registraron los instrumentos a nivel del suelo, en muchos casos
tenían valores muy cercanos a las componentes horizontales. Por
ejemplo en la zona sísmica III se verificó razones entre la aceleración
vertical v/s horizontal en torno a 0.8.
Como antecedente durante el terremoto de Febrero del 2010, en el
Puente Marga Marga y en la Línea 5 del Metro (ambas estructuras
se encuentran instrumentadas), se pudo comprobar, que la
aceleración vertical del tablero se amplificó respecto a la
aceleración vertical del suelo. Estas mediciones están contenidas en
las siguientes referencias “Análisis del Comportamiento Dinámico del
Puente Marga Marga, Sometido al Terremoto del 27 de Febrero de
2010”, [15] y “Comportamiento de un Tramo Elevado de la Línea 5
del Metro durante el sismo del 27/02/2010” [12].
La componente vertical puede contribuir a la pérdida de apoyo de
la superestructura cuando se combina con la componente
horizontal.
Las aceleraciones verticales pueden asumir mayor relevancia en los
puentes con apoyos flexibles y aún más con aisladores elastoméricos.
La utilización de apoyos flexibles en la dirección horizontal, en
muchos casos implica un incremento de la flexibilidad vertical. Este
aspecto tiene que ser considerado con cuidado, debido a la
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43
potencial amplificación del movimiento vertical y la posible pérdida
de apoyo de la superestructura.
En aquellos casos que existan antecedentes de que se hayan
medido aceleraciones verticales importantes en el suelo, se deberá
generar un espectro de aceleraciones verticales y verificar la
aceleración vertical que se debería utilizar en el diseño considerando
el periodo vertical predominante del tablero. Los tableros
compuestos por vigas generalmente tienen períodos verticales
bajos, lo que produce que este tipo de tableros puedan
experimentar aceleraciones verticales importantes durante un sismo
de importancia.
En los puentes segmentales postensados de vanos largos, las
aceleraciones verticales podrían inducir vibraciones verticales
importantes y por lo tanto momentos de flexión importantes.
Para el resto de los casos, en que no se tenga un estudio de las
aceleraciones verticales, las barras antisísmicas se deben calcular
considerando una aceleración vertical del tablero igual a AVTS,
donde S es el coeficiente del suelo y AVT se obtiene de la siguiente
tabla 5.5-1.
Zona Sísmica
1
2
3
AVT ( Aceleración Vertical
del Tablero )
0.2g
0.3g
0.4g
Tabla 5.5-1
Las barras antisísmicas se deben diseñar para resistir una tensión de
tracción máxima de 0.7Fy. El límite anterior garantiza que no se
alcance la fluencia y en consecuencia, que no se produzca una
elongación inelástica en las barras durante un evento sísmico de
importancia.
Las barras antisísmicas se deben colocar en todos los apoyos, y se
recomienda ubicar en un eje por delante de los travesaños, con el
fin de permitir el libre movimiento lateral de estas y de esta manera,
evitar la disminución de la sección resistente de los travesaños. Para
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44
estos casos, en la losa del tablero se debe considerar un recrecido
de 20 (cm) con el fin de garantizar el anclaje superior de las barras.
En aquellos casos que en el diseño de las placas de apoyo se
obtengan desplazamientos importantes es recomendable usar
cables para restringir el movimiento vertical, ya que debido a su
flexibilidad no afectará el desplazamiento y desempeño de las
placas de apoyo. Cuando se utilice esta solución, se deberá
considerar un inserto metálico en los elementos de la infraestructura y
en la losa de los tableros. En la losa del tablero se deberá considerar
un recrecido para garantizar el anclaje del inserto. Además, se
deberá detallar la solución en los planos de diseño y se deberá
presentar los diferentes certificados de ensayos que avalen su límite
de resistencia a la fluencia y a la rotura, especificaciones técnicas
de materialidad o cualquier otro certificado en la medida que la
Dirección de Vialidad lo requiera.
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45
6. TRAVESAÑOS
Todos los puentes deberán considerar travesaños extremos (sobre
estribos y cepas) y central (en la mitad del vano), independiente de
la ubicación o zona sísmica del puente y el tipo de viga (metálica,
de hormigón armado, postensada o pretensada).
El travesaño central no es necesario en vanos menores a 15(m).
La interacción de los travesaños con los topes sísmicos se debe
diseñar con una fuerza igual a la especificada para el tope interior
y exterior en la sección 5.4.
El espesor mínimo de los travesaños debe ser 25(cm) y debe unirse
monolíticamente a la losa superior.
En las vigas de acero es una alternativa utilizar travesaños de acero
(viga de acero). Los travesaños de acero también se deberán
conectar a la losa.
El eje de los travesaños extremos debe coincidir con el eje de apoyo
de las vigas.
Durante un evento sísmico de importancia, que supere el sismo de
diseño, se producirá un impacto del travesaño sobre los topes
sísmicos, produciendo una grieta horizontal y diagonal en el
travesaño tal como se muestra en la Figura 5.4-2(a), por lo tanto los
travesaños se deben diseñar como ménsulas y deben considerar el
concepto de corte por fricción, donde los estribos verticales y la
sección de hormigón del travesaño deben resistir el esfuerzo debido
al impacto horizontal.
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46
7. PUENTES SEMI – INTEGALES E INTEGRALES
Se aceptará el uso de puentes semi-integrales e integrales, en
puentes que tengan hasta 4 vanos, donde la luz de cada vano no
exceda los 30 (m) y la longitud total del puente no exceda los 90(m).
Los puentes semi-integrales, son aquellas estructuras en los cuales
existe una conexión monolítica entre la losa del tablero y el
coronamiento del muro espaldar del estribo mediante una loseta, tal
como se muestra en la Figura 7-1. En el caso que sea un puente de 2
o más vanos debe existir continuidad del tablero sobre la cepa
mediante una loseta, tal como se muestra en la Figura 7-2.
Los puentes integrales son aquellos puentes donde el tablero forma
uniones rígidas con la infraestructura, tanto en los estribos como en
las cepas, tal como se muestra en la Figura 7-3 y Figura 7-4.
Este tipo de puente no puede exceder los 10(m) de altura entre el
nivel de la rasante del tablero y perfil del suelo natural.
Si la estructura tiene esviaje, se debe analizar con un modelo 3D de
elementos finitos con el fin de determinar la influencia del esviaje en
los elementos de la estructura.
Los puentes semi-integrales e integrales se deben diseñar
considerando el modelo cinemático presentado en el Artículo
3.1003.501(1) del Manual de Carreteras [10]. Para este tipo de
estructuras se debe analizar la situación en la cual los
desplazamientos sísmicos generados por el suelo se producen en un
lado de la estructura y en el otro lado se produce la respuesta pasiva
del suelo. En el caso que la estructura tenga algún tipo de asimetría
geométrica la dirección de análisis se debe analizar en ambas
direcciones.
La aceleración de la inercia de la estructura se debe evaluar
considerando una aceleración igual a A0S donde S es el coeficiente
del suelo.
En las elevaciones que queden a la vista como las columnas de
estribos y cepas, se aceptará el uso de un factor de modificación de
la respuesta estructural R=2. Para el diseño de las fundaciones que
consideren pilotes se debe considerar R=1.
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47
En los puentes semi-integrales e integrales de 2 o más vanos, en que
los estribos tengan los terraplenes contenidos por muros TEM, se
considera que la losa de acceso y el relleno sobre la losa de acceso
(aproximadamente de 70 (cm) de altura) proporciona un
confinamiento
o
apuntalamiento
superior
que
limita
el
desplazamiento de la estructura en la dirección longitudinal, por lo
tanto en su diseño es apropiado considerar una aceleración igual a
A0S donde S es el coeficiente del suelo.
Figura 7‐1: Puente Semi‐Integral: Conexión mediante loseta
entre el tablero y el muro espaldar del Estribo
Figura 7‐2 Puente Semi‐Integral: Conexión mediante loseta del tablero sobre la cepa
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48
Figura 7‐3 Puente Integral: Conexión del tablero con estribo
Figura 7‐4 Puente Integral: Conexión del tablero Sobre la Cepa
7.1. PUENTES SEMI-INTEGRALES
La loseta de continuidad en los puentes semi-integrales debe tener
un espesor mínimo de 15(cm).
El espesor mínimo del muro espaldar para un puente semi-integral
debe ser de 50(cm).
En los estribos de los puentes semi-integrales la loseta de continuidad
debe ser capaz de resistir los esfuerzos sísmicos horizontales y
verticales. Es muy probable que en un evento sísmico de
importancia, la loseta de continuidad sufra algún tipo de daño, pero
es improbable que falle completamente en todo su ancho, por lo
tanto en los estribos no se requieren incluir topes interiores ni las
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49
barras antisísmicas, sólo será necesario incluir los topes exteriores
considerando el ancho mínimo recomendado en el Capítulo 5.4. En
los puentes semi-integrales o integrales que tengan 2 o más vanos, es
exigencia incorporar en las cepas los topes interiores, topes exteriores
y barras antisísmicas, debido a que sobre estos elementos si es
posible que se produzcan movimientos relativos horizontales y
verticales entre la superestructura y la infraestructura.
Considerando el mismo concepto del párrafo anterior, en los estribos
de los puentes semi-integrales la loseta prácticamente impide que
las placas de apoyo se deformen horizontalmente, por lo tanto no es
necesario anclarlas. La deformación de las placas de apoyo
ubicadas en las cepas de los puentes semi-integrales que tengan
hasta 2 vanos, también puede ser muy despreciable, por lo tanto si la
deformación en las placas es menor a 3 (cm) tampoco es necesario
anclarlas, en caso contrario las placas se deben anclar. En puentes
que tengan 3 o 4 vanos se debería realizar un análisis modal
espectral con un modelo 3D, para determinar la deformación de las
placas ubicadas en las cepas principalmente en el sentido
perpendicular al eje del puente. Estas placas no necesitan cumplir
con los ensayos de control de calidad exigidos en la sección 12.4.
En este tipo de puentes se debe considerar los travesaños extremos y
en la mitad del vano.
En los estribos de los puentes semi-integrales la loseta es la que resiste
el total de la fuerza horizontal por lo tanto para dimensionar los topes
exteriores es suficiente considerar una fuerza horizontal igual a la
reacción de la viga exterior por la aceleración AoS.
La longitud mínima de apoyo sobre los estribos y cepas, debe ser la
especificada en la ecuación 5.2-1.
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50
8. CONTINUIDAD EN LOS TABLEROS
El uso de losetas de continuidad evita el movimiento relativo o
choque de los tableros estructurado con vigas, en un evento sísmico
de importancia. La loseta de continuidad debe tener un espesor
mínimo de 15(cm), tal como se muestra en la Figura 7-2.
Otra manera de lograr continuidad de la superestructura es
considerando vigas continuas sobre cada apoyo del tipo doble T de
acero, vigas cajones de acero o vigas cajones de hormigón
postensado.
En el caso que un puente tenga un grado de esviaje y que a través
de las losetas de continuidad o vigas continuas, se genere un tablero
con una longitud L importante y además tenga un ancho b estrecho,
se debe tener en cuenta las exigencias del Capítulo 4, donde se
debe verificar a través de la relación b/L y el ángulo agudo del
tablero, si éste experimentará desplazamientos excesivos en la
dirección perpendicular al eje del puente.
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51
9. LIMITACIONES DE USO DE PILA-PILOTES O MUROS-PILOTES EN
ESTRIBOS.
El Paso Superior Hospital ubicado en la Ruta 5 Sur y el Paso Inferior los
Pinos ubicado en la Ruta de Acceso Sur a Santiago, estaban
estructurados con estribos tipo pila-pilote y contenían un terraplén de
altura mayor a 7(m). Durante el terremoto del Maule 2010, en estos
casos, se evidenciaron desplazamientos excesivos en el
coronamiento de los estribos y la rotación del tablero producto del
esviaje, ambos efectos contribuyeron al colapso de las
superestructuras. El Paso Inferior Chada y el Paso Inferior Azufradero,
tenían la misma estructuración y sus tableros experimentaron grandes
desplazamientos, estas estructuras estaban ubicadas en la Ruta de
Acceso Sur a Santiago, muy cercanas a las estructuras antes
mencionadas.
En los casos que se requiera contener un terraplén de altura
considerable, se deberá evitar la utilización de estribos pila-pilotes o
muros-pilotes, con un eje o línea de pilotes, con junta de dilatación
en el estribo. En estos casos se recomienda utilizar un estribo pilapilote o muro-pilote conectando el muro espaldar con la losa del
tablero (Puente Semi-integral o Puente Integral), para puentes o
estructuras con un máximo de 4 vanos de acuerdo lo especificado
en el Capítulo 7. También la pila pilote puede ser independiente, si el
relleno del terraplén es contenido por un muro TEM, de tal manera
que no existan empujes de suelo sobre la pila pilote.
En aquellos casos en que el pilote quede completamente fundado
en suelo natural, en que sólo el cabezal y el muro espaldar quede
conteniendo el relleno (con una altura menor a 3(m)), y que no se
encuentre afecto al fenómeno de socavación y licuación, se podrá
utilizar como una solución de estribo con una línea de pilote con
junta de dilatación.
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52
10.
PUENTES CERCANOS AL MAR
En algunos casos los puentes serán claves para la evacuación de la
población, por tanto la Dirección de Vialidad debe definir las
estrategias y políticas claras en la clasificación e importancia de las
rutas donde se emplazarán los puentes, de tal manera de definir
aquellos puentes que deben mantener su operación después de
ocurrido un tsunami. El resto de los casos serán puentes que pueden
sufrir daños y ser reparados en un corto tiempo.
En los puentes cercanos al mar se deberá presentar un estudio de los
posibles efectos debido a un Tsunami, considerando los
antecedentes históricos del lugar de emplazamiento de la estructura
y se deberá generar una carta de inundación por tsunami cuando
esta no exista.
Es importante evaluar el efecto del Tsunami en el diseño de la
estructura, principalmente se debería evaluar el posible efecto de
flotación del tablero y los posibles empujes laterales sobre la
estructura debido a las cargas hidrostáticas e hidrodinámicas. Esto
es válido tanto para puentes como pasarelas.
Se deberá tener en consideración todos aquellos estudios e
investigaciones sobre mapas de riesgos de Tsunami desarrollados
universidades y organismos públicos o privados a cargo de un
profesional con especialidad en Oceanografía o Hidráulica Marítima,
validados por la Dirección de Vialidad.
Los terraplenes de acceso y conos de derrame se deberán proteger
con enrocados aguas arriba y aguas abajo del puente.
10.1.
SISTEMA NACIONAL DE ALARMA DE MAREMOTOS (SNAM).
El Servicio Hidrográfico y Oceanográfico de la Armada (SHOA) es el
organismo técnico permanente y oficial del Estado, responsable del
funcionamiento, operación y mantenimiento del Sistema Nacional
de Alarma de Maremotos (SNAM).
Como elemento fundamental de apoyo a su tarea operativa, el
SHOA inició a partir del año 1997 la ejecución del proyecto CITSU,
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53
elaboración de Cartas de Inundación por Tsunami para la costa de
Chile, herramientas que permiten definir los niveles de inundación
máximos esperados para las principales zonas urbanas y portuarias
del borde costero de Chile, ante la ocurrencia de eventos sísmicos
tsunamigénicos de campo cercano.
En la página web del Sistema Nacional de Alarma de Maremotos,
www.snamchile.cl [13], están disponibles las Cartas de Inundación
por Tsunami (CITSU), los Registros Histórico de Tsunami e información
adicional que puede servir de ayuda para la evaluación de este
fenómeno.
10.2.
RECOMENDACIONES DE DISEÑO
Para estos puentes es recomendable considerar estructuras del tipo
integral, semi-integral o del tipo pórtico. En el caso de elegir otra
estructuración a las mencionadas anteriormente, como es el caso de
puentes apoyados sobre apoyos flexibles, es recomendable incluir
una mayor cantidad de topes sísmicos en la dirección perpendicular
al eje del puente y una mayor cantidad de barras o cables
verticales.
En la actualidad existe la norma Nch 3363 “Diseño Estructural Edificaciones en áreas de riesgo de inundación por Tsunami y
Seiche"[5], la cual se basa en la “Norma Técnica MINVU -NTM 007”
[4], la que permitiría realizar una estimación de las cargas asociadas
a este fenómeno, las cuales deben ser avaladas por un especialista
en Hidráulica Marítima.
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54
11.
PASARELAS
El diseño de las pasarelas debe cumplir con lo exigido en el capítulo
3.1000 del Volumen 3 del Manual de Carreteras [10] y lo exigido en
este documento.
En particular aquellas pasarelas compuestas por elementos
prefabricados deberán regirse por lo estipulado en el capítulo 11.2
de este documento.
11.1.
ASPECTOS GENERALES DE DISEÑO SISMICO
Las pasarelas hiperestáticas (donde existe una conexión rígida entre
la columna y la viga) continuas ejecutadas in-situ, tuvieron un buen
comportamiento durante el terremoto del Maule de Febrero del
2010. Por el contrario, una gran cantidad de pasarelas simplemente
apoyadas (dilatadas en cada tramo) tuvieron un mal
comportamiento, presentando grandes desplazamientos en las
rampas, produciendo la pérdida de apoyo y el colapso de éstas.
Además se produjeron desplazamientos relativos excesivos entre el
tramo principal y las rampas.
Debido a lo anterior, el tramo principal debe estar conectado a las
rampas, con el fin de que ambos tramos se proporcionen
arriostramiento ante un evento sísmico de importancia. Además, el
tramo principal y las rampas deben tener continuidad sobre cada
eje de apoyo.
De acuerdo a lo observado en el terremoto del 2010, es
recomendable que las columnas se conecten monolíticamente con
las vigas a través de una conexión rígida. Las columnas ejecutadas
in-situ, que tenían una unión monolítica con la fundación, tuvieron un
buen comportamiento durante el terremoto de Febrero del 2010.
Todas las pasarelas se deben modelar en 3D y utilizar el método
modal espectral con el fin de obtener el periodo fundamental de la
estructura y obtener con mayor precisión el reparto sísmico en cada
columna de la pasarela.
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55
El diámetro o sección mínima de las columnas en las pasarelas debe
ser de 60(cm).
En los estribos de las pasarelas, se deben incluir juntas de dilatación y
el largo de la mesa de apoyo debe cumplir con lo exigido en el
Capítulo 5.2. Las placas deben ser ancladas, y los topes sísmicos se
deben calcular de acuerdo al Capítulo 5.4.
Las barras antisísmicas dispuestas en los estribos y cepas se deben
calcular de acuerdo al Capítulo 5.5.
11.2.
PASARELAS PREFABRICADAS
Todos los sistemas prefabricados deberán pasar por un proceso de
homologación para su aprobación, presentando modelaciones
computacionales, ensayos de carga cíclica de la solución global y
sus conexiones, certificados de materiales, proceso constructivo,
además de los antecedentes adicionales que pueda exigir la
Dirección de Vialidad.
En el caso de diseñar pasarelas con vigas prefabricadas
simplemente apoyadas, se debe lograr la continuidad entre las vigas
sobre las columnas con losetas de continuidad u otra solución que
genere el mismo comportamiento estructural. Además se debe
lograr la continuidad entre las rampas y el tramo principal.
Cualquier mecanismo o tipología de solución que genere
continuidad entre las vigas sobre las columnas, incluyendo las losetas
de continuidad, deberán ser homologadas 4 por la Dirección de
Vialidad para poder utilizarlas dentro del Proyecto.
En el caso de utilizar columnas prefabricadas, se debe garantizar
que su conexión a la fundación sea tal que se genere el
empotramiento de la columna y se evite el giro excesivo de la
columna en un evento sísmico de importancia.
Proceso de certificación y verificación que incluye ensayos de la solución propuesta y su
posterior seguimiento en Servicio. Los distintos ensayos serán los que la Dirección de
Vialidad estime pertinente.
4
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56
11.3.
PASARELAS CON VIGAS METÁLICAS Y ENREJADOS METÁLICOS
Las pasarelas que consideren vigas metálicas o enrejados metálicos,
deben cumplir con las exigencias del largo de la mesa de apoyo de
acuerdo al Capítulo 5.2. Las placas deben ser ancladas y los topes
sísmicos se deben calcular de acuerdo al Capítulo 5.4.
En estos casos las columnas de las cepas deben ser de hormigón
armado in-situ y unidas monolíticamente a las fundaciones.
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57
12.
PLACAS DE APOYO ELASTOMÉRICAS
12.1.
MÓDULO DE CORTE DE G PARA PLACAS DE APOYO
En los puentes que tengan tres o más vanos, y en aquellos casos en
que lo solicite la Dirección de Vialidad, se deberá realizar un análisis
de sensibilidad verificando el comportamiento sísmico de la
estructura con valores de G = 10 kg/cm2 y G = 13 kg/cm2. El rango de
los valores anteriores ha sido obtenido de los ensayos a cortecompresión realizados placas de apoyo de neoprenos y aisladores
sísmicos fabricados en Chile, considerando una dureza Shore A 60. Lo
anterior tiene importancia en el reparto sísmico en los elementos de
la infraestructura, sobre todo en puentes rígidos de baja altura y en
puentes de gran altura, especialmente cuando existen varias cepas
con distintas alturas. En estos casos las placas cumplen un rol
importante en el período fundamental de la estructura y en la rigidez
equivalente de cada cepa.
Las placas de apoyo ya sean neoprenos, placas fabricadas con
goma natural o aisladores sísmicos fabricados en el extranjero deben
certificar el valor de G utilizado en el diseño.
El valor de G utilizado en el diseño de la estructura debe ser
verificado mediante los ensayos de control de calidad de acuerdo a
la sección 15.2 “Quality Control Test” de la Norma “Guide
Specification for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO.
12.2.
ESPECIFICACIONES Y DETALLES MÍNIMOS DE LAS PLACAS DE
APOYOS
El recubrimiento mínimo lateral para la placas internas de acero
debe ser de 10(mm), debido al impacto del ozono sobre el caucho y
los rayos UV (ultra violeta).
Para evitar el despegue del vulcanizado durante un desplazamiento
lateral, es recomendable considerar una placas externas (de
recubrimiento) superior e inferior de al menos 22(mm). Estas placas
deben tener perforaciones con hilo interior para poder conectarse a
través de pernos o tornillos a una placa de anclaje superior e inferior,
tal como se muestra en la Figura 12.2-1.
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58
Figura 12.2‐1 Ejemplo de Placa, con placas de recubrimiento inferior y superior
Las placas de los puentes semi-integrales no es necesario considerar
la recomendación del párrafo anterior.
12.3.
ANCLAJE DE LAS PLACAS DE APOYO
Todas las placas de apoyo deberán ser ancladas a la infraestructura
y a la viga respectiva. Ejemplos de placas circulares ancladas se
muestran en la Figura 12.3-1.
(a)Anclaje con pernos
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59
(b)Anclaje superior con pernos.
Anclaje Inferior con placa anclaje adicional y soldadura
(c)Anclaje con soldadura.
Figura12.3‐1: Ejemplos de Anclajes de Placas Circulares
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60
La distancia mínima entre el eje del perno de anclaje del inserto
metálico al borde de la mesa de apoyo debe ser como mínimo el
siguiente valor:
S  0.2  0.005l
Ecuación 12.3‐1: Distancia entre el eje del perno de anclaje del inserto metálico y
el borde de la mesa de apoyo
donde:
S = Distancia entre el eje del perno de anclaje del inserto
metálico y el borde de la mesa de apoyo (m).
l = Longitud del vano (m).
En el caso de los puentes esviados o curvos la distancia S debe ser
medida en la dirección en la cual se obtiene la mínima distancia
con el borde de la mesa de apoyo de acuerdo a lo mostrado en la
Figura 12.3-2.
Figura 12.3‐2: Distancia mínima del perno de anclaje al borde de la mesa de apoyo
Además de verificar la distancia anterior, se debe verificar la
resistencia del hormigón al arrancamiento por corte de los pernos de
anclaje de los insertos metálicos en las mesas de apoyo.
12.3.1.
CONEXIÓN CON SOLDADURA
En el caso que se utilice soldadura para unir los insertos metálicos con
la placas de anclaje, se deberá considerar una distancia mínima de
7(cm) entre el borde de la placa y el contorno del neopreno, tal
como se muestra en la Figura 12.3-1(c).
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61
La temperatura de vulcanización del elastómero está entre los 125ºC
a 140ºC. Debido a lo anterior, se debe establecer una temperatura
máxima de precalentamiento y al momento de soldar, para que la
temperatura del apoyo elastomérico sea menor a 120ºC. Se
recomienda que la temperatura máxima de precalentamiento en el
proceso de instalación sea de 60ºC.
Adicionalmente se debe ejecutar el filete de soldadura en fases, con
el fin de controlar la temperatura.
Se debe asegurar la correcta conexión con soldadura en al menos
tres de las cuatro caras de la placa.
12.3.2.
CONEXIÓN CON PERNOS
Debido a la que la vida útil de las placas es limitada, es
recomendable utilizar pernos de conexión de acuerdo a las Figuras
12.3-1(a) y 12.3-1(b), para facilitar su reemplazo en el futuro. En este
caso las placas deben ser ancladas a la infraestructura y la
superestructura mediante pernos. Los pernos deben tener un
diámetro mínimo de 25(mm).
12.4.
ENSAYOS DE CONTROL DE CALIDAD
En el caso de puentes que tengan 3 ó más vanos, puentes de gran
envergadura y en aquellos casos en los que la Dirección de Vialidad
lo requiera, será obligatorio realizar en todas las placas de apoyo, es
decir el 100% de ellas, los ensayos de control de calidad de acuerdo
a la sección 15.2 “Quality Control Test” de la Norma “Guide
Specification for Seismic Isolation Design” [9] de la norma AASHTO.
En el resto de los casos, se deberá ensayar al menos el 50% de las
placas por eje de apoyo o lo que defina el proyecto.
En reemplazo de lo indicado en el artículo 15.2.2 de la “Guide
Specification for Seismic Isolation Design”, el número de ciclos a
corte-compresión será de 6 ciclos para el desplazamiento total de
diseño. Se debe considerar el efecto de scragging de la placa,
descartando los valores del primer ciclo, es decir, se debe considerar
sólo los ciclos dos al seis (cinco ciclos). Para la realización del ensayo
se deberá llevar cada placa elastomérica a una temperatura
ambiente promedio del lugar de emplazamiento más o menos 3°C, y
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62
ensayar
a corte-compresión a esa temperatura. Placas
elastoméricas con temperaturas de trabajo, que excedan los límites
de temperatura sobre 40°C y bajo 0°C, deberán ser ensayadas a las
temperaturas extremas de trabajo más o menos 3°C.
El protocolo y reporte de los ensayos deberá cumplir con lo exigido
en la sección 5.514 del Manual de Carreteras [11].
12.5.
USO DE PLACAS FABRICADAS CON GOMA NATURAL MÁS
COMPUESTOS ADICIONALES
Cuando los desplazamientos sísmicos en las placas de apoyo sean
mayores a 8(cm), se deberá utilizar placas fabricadas con goma
natural más compuestos adicionales de bajo amortiguamiento, en
reemplazo de las placas de neopreno, con el fin de garantizar el
comportamiento sísmico de las placas frente a los desplazamientos
de diseño.
A pesar de utilizar una placa de mayor calidad y que otorgará
amortiguamientos mayores o iguales a   5% , el diseño de la
estructura se realizarán considerando un amortiguamiento   5% .
12.6.
USO DE AISLADORES SÍSMICOS ELASTOMÉRICOS
Generalmente cuando se cumpla cualquiera de las siguientes
condiciones, “no” se debe considerar la aislación sísmica en un
puente:
a) Un puente ubicado en un suelo con mala calidad o suelo tipo
IV, y en suelos que sean potencialmente licuables.
b) Un puente con una infraestructura flexible que posee un
periodo fundamental alto. Se considera un periodo alto de la
infraestructura, cuando al evaluar el periodo fundamental de
la estructura, considerando apoyos fijos como conexión entre
las cepas y la superestructura, se obtiene un valor mayor a
1.0(s).
c) Un puente ubicado en suelo blando que tenga un periodo
fundamental Ts alto (ver sección 3.3), lo que podría causar
resonancia con el periodo del puente al introducir la aislación
sísmica.
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63
En el caso que se considere utilizar aisladores sísmicos se deberá
realizar un estudio de riesgo sísmico que considere el espectro de
respuesta con el amortiguamiento correspondiente de acuerdo a la
materialidad del puente (5% hormigón, 2% acero) y con el
amortiguamiento esperado con aislación, tanto para la
componente horizontal y vertical.
Cuando se considere el uso de aisladores sísmicos el factor de
modificación de la respuesta estructural R utilizado en el diseño de la
infraestructura, debe ser menor o igual 1.5. La infraestructura se debe
comportar de manera elástica o cuasi-elástica, la disipación de la
energía se debe producir en los aisladores.
Los aisladores sísmicos, tales como los HDRB (Aisladores con alto
amortiguamiento) y los LRB (Aisladores con núcleo de plomo), deben
ser fabricados con goma natural más compuestos adicionales y se
debe garantizar amortiguamientos mayores iguales a   10% . La
Figura 12.6-1 muestra un ejemplo de aisladores sísmicos circulares.
(a)Aislador HDRB‐Aislador con Alto Amortiguamiento
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(b)Aislador LRB‐Aislador con Núcleo de Plomo
Figura12.6‐1: Ejemplos de Aisladores Sísmicos Circulares
Los aisladores sísmicos se deben diseñar de acuerdo a la Norma
“Guide Specification for Seismic Isolation Design” [9] de la norma
AASHTO y deben cumplir con las especificaciones del Protocolo de
Aisladores Sísmicos.
La decisión de utilizar aisladores sísmicos debe contar con un análisis
previo, comparativo, que justifique su ventaja frente a una solución
tradicional sin aislación sísmica, desde el punto de vista técnico y
económico. El uso de aislación sísmica deberá contar con la
aprobación de la Dirección de Vialidad.
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13. OTROS SISTEMAS DE APOYO Y OTROS DISPOSITIVOS
ANTISÍSMICOS
13.1.
SISTEMAS DE APOYO MECÁNICOS
Cuando se considere utilizar aparatos de apoyo mecánicos del tipo
Esféricos ó Pot, estos deben cumplir con la sección 14.7.3 " Bearing
with Curved Sliding Surfaces" y 14.7.4 "Pot Bearing", respectivamente,
de la norma AASHTO LRFD [1].
Estos sistemas deberán contar con su certificación correspondiente
proporcionada por la empresa que lo fabrica y/o distribuye.
Se debe presentar un protocolo que contenga los ensayos y
certificaciones que debe cumplir la empresa fabricante para la
aprobación de la Dirección de Vialidad.
Se deberá entregar una guía o protocolo
mantención y reemplazo del dispositivo.
13.2.
de
inspección,
OTROS DISPOSITIVOS ANTISÍSMICOS
Cuando en el diseño de un puente se considere la utilización de
dispositivos tales como los aisladores de péndulo de fricción (FIP:
Friction Isolation Pendulum), amortiguadores hidráulicos (Fluid Viscous
Dampers o Fluid Spring Dampers), aparatos de conexión rígida del
tipo STU (Shok Transmission Units), estos sistemas deberán contar con
su certificación correspondiente proporcionada por la empresa que
lo fabrica y/o distribuye.
Los apoyos deslizantes utilizados como sistemas de aislación, tales
como los deslizadores de superficie curva (aisladores de péndulo de
fricción), deben cumplir con los especificado en el capítulo 16 y 17
de la norma “Guide Specification for Seismic Isolation Design” [9] de
la norma AASHTO.
Se deberá entregar una guía o protocolo
mantención y reemplazo del dispositivo.
de
inspección,
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14.
DISEÑO SÍSMICO DE COLUMNAS Y PILOTES
Las columnas tuvieron un buen comportamiento en el sismo que
aconteció en febrero del 2010, no se detectó la presencia de rótulas
plásticas ni grietas de corte en las columnas (con la excepción de
algunos casos particulares correspondiente a puentes antiguos). En
general los diseños de las columnas posteriores al año 1994, año
que coincide con el inicio de las Concesiones, consideraron las
especificaciones de la División I-A de la norma AASHTO ESTÁNDAR,
por lo tanto, se incluyó la armadura de confinamiento en las zonas
de posibles rótulas plásticas. En muchos casos la redundancia en el
número de columnas y el bajo nivel de compresión (menor a 0.2f’c)
influyeron en el buen comportamiento de éstos. Otro factor
importante es que en muchos casos el tablero deslizo sobre las
placas de apoyo, debido a que no estaban ancladas a las vigas ni a
los cabezales, sin trasmitir la carga a la infraestructura.
A partir del año 2002, el Manual de Carreteras especifica utilizar el
método de las fuerzas modificada por los factores R para el diseño
de las columnas basado en metodología de la División I-A de la
norma AASHTO ESTÁNDAR.
La norma AASHTO LRFD [1] también especifica el uso del método
de las fueras modificada por los factores R para el diseño de las
columnas, pero también recomienda verificar con la metodología
especificada en la “Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge
Design, 2011” [8], basada en el concepto de diseño por capacidad.
En casos especiales es recomendable realizar una verificación
adicional con la metodología presentada en la “Guide
Specifications for LRFD Seismic Bridge Design, 2011” [8], donde se
verifica la ductilidad en la columna y el desplazamiento sísmico de
la demanda v/s la capacidad de desplazamiento. Esta metodología
también se especifica en la norma Japonesa [14].
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14.1.
REQUERIMIENTOS PARA ELEMENTOS DUCTILES
14.1.1.
MÁXIMO ESFUERZO AXIAL EN UN ELEMENTO DUCTIL
La máxima carga axial en una columna, cepa, donde la ductilidad
de demanda  D  2 , debe cumplir con el siguiente límite:
Pu  0.2 f c' Ag
Ecuación 13.1.1‐1 Límite máximo para la carga axial
donde:
Pu = Máxima carga axial o máxima carga de compresión en la
sección considerando el sismo vertical (Kg).
f = Resistencia a la compresión del hormigón (Kg/cm2).
Ag = Área bruta de la sección de hormigón (cm2).
'
c
Los pilotes también deben cumplir con la exigencia anterior.
14.1.2.
MÁXIMO REFUERZO LONGITUDINAL
El área del refuerzo longitudinal debe ser:
Al  0.03 Ag
Ecuación 13.1‐1: Límite máximo de refuerzo longitudinal
donde:
Ag = Área bruta de la sección de hormigón (cm2).
Al = Área total del refuerzo longitudinal (cm2).
Los pilotes también deben cumplir con la exigencia anterior.
14.1.3.
TRASLAPOS DE LA ARMADURA LONGITUDINAL
El traslapo de la armadura longitudinal debe estar fuera de las zonas
de posibles rótulas plásticas. En el caso que no se pueda evitar lo
anterior se deberá utilizar conectores mecánicos.
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14.1.4.
TRASLAPOS DE ESTRIBOS CIRCULARES
Se debe utilizar 40db (40 veces el diámetro de la barra) para la
longitud mínima de traslapo de la armadura transversal
correspondiente a los estribos circulares utilizados en las columnas y
pilotes, para garantizar el buen comportamiento sísmico de la
columna, en el caso que se produzca el estallido del recubrimiento.
Con respecto a los ganchos sísmicos (Seismic Hooks) de los estribos,
un extremo debe terminar en 135° y el otro en 90°. El gancho
sísmico que termina en 135° debe tener una longitud mínima de
10db y el que termina en 90° debe tener una longitud mínima de
12db.
Los traslapos de los estribos circulares deben estar dispuestos en ZigZag en la elevación de las columnas circulares y pilotes, con el fin de
alternar la posición de los traslapos.
14.1.5.
TRABAS y GANCHOS SÍSMICOS
En las zonas de posibles rótulas plásticas de las columnas
rectangulares de sección llena y huecas, se usarán trabas sísmicas
que se enganchen a las armaduras verticales mediante ganchos
sísmicos que terminen en al menos 135º en ambos extremos, con el
fin de garantizar su anclaje en el núcleo de hormigón .
En las trabas, la longitud mínima de los ganchos sísmicos debe ser
10db y el diámetro mínimo de la traba debe ser igual a la armadura
horizontal
y
en
ningún
caso
menor
a
12(mm).
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15. CONSIDERACIÓN DE LA SOCAVACIÓN EN EL DISEÑO
SÍSMICO
Dada la incertidumbre de la ocurrencia de un evento sísmico de
importancia en la vida de un puente, es imposible determinar si el
sismo se producirá al inicio o al final de la vida útil de la estructura.
En aquellas estructuras de 2 o más vanos cuyas cepas estén dentro
de la sección hidráulica socavable y cuya socavación total sea
mayor o igual a 3(m), se debe hacer una análisis de sensibilidad de
la estructura verificando dos situaciones, al inicio de la vida útil
considerando un nivel de socavación cero y al final de la vida útil
considerando un nivel de socavación determinada por el peligro de
Socavación Sísmica PSS, especificado en la Tabla 3.1004.306A. [10]
Cuando no se considera la socavación la estructura puede resultar
más rígida, por lo tanto su periodo fundamental puede disminuir
aumentando los esfuerzos en la infraestructura, situación que puede
controlar el diseño de las columnas. Cuando se considera la
situación con socavación, la estructura es más flexible, el periodo
fundamental de la estructura aumenta, disminuyendo los esfuerzos
en la infraestructura, sin embargo esta condición provocará un
aumento en los desplazamientos de las placas de apoyo y
controlará el diseño de los pilotes.
La colocación de una protección frente a la socavación, se
considera como un elemento secundario que no disminuye la
profundidad de socavación de diseño, es decir la estructura,
específicamente las fundaciones, deben ser diseñadas considerando
el efecto de la socavación.
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16.
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REFERENCIAS
[1] AASHTO LRFD Bridge Design Specifications. (2012). American Association
Of State Highway And Transportation Officials.
[2] Bray, J. D., & Sancio, R. B. (2006). Assessment of the Liquefaction
Susceptibility of Fine-Grained Solis. Journal of Geotechnical and
Geoenvronmental Engineering.
[3] Centro Sismológico Nacional. www.csn.uchile.cl.
[4] Diseño Estructural para Edificaciones en Áreas de Riesgo de Inundación
por Tsunami o Seiche (2013). MINVU -NTM 007.
[5] Diseño Estructural - Edificaciones en Áreas de Riesgo de Inundación por
Tsunami y Seiche. Nch 3363:2015.
[6] FHWA (2011). Geotechnical Engineering Circular No 3 – LRFD Seismic
Analysis and Design of Transportation Geotechnical Features and Structural
Foundations, FHWA-NHI-11-032, NHI Course No 130094, Reference Manual”.
[7] GEER Association (2010). Geo-engineering Reconnaissance of the 2010
Maule, Chile Earthquake, Version 2, May 25, 2010, Report No GEER -022 ,
Jonathan Bray and David Frost (Editors).
[8] Guide Specifications for LRFD Seismic Bridge Design (2011). American
Association of State Highway and Transportation Officials.
[9] Guide Specifications for Seismic Isolation Design (2010). American
Association of State Highway and Transportation Officials.
[10] Manual De Carreteras, Volumen N°3, Instrucciones y Criterios de Diseño.
(2017). Dirección de Vialidad, Ministerio de Obras Públicas, Gobierno de
Chile.
[11]Manual De Carreteras, Volumen N°5, Especificaciones Técnicas
Generales de Construcción, capítulo 5.514 (2017). Dirección de Vialidad,
Ministerio de Obras Públicas, Gobierno de Chile.
[12] Neira, C. (2011). Comportamiento de un Tramo Elevado de la Línea 5
del Metro durante el sismo del 27/02/2010. Memoria para optar al título de
Ingeniero Civil, Universidad de Chile.
[13]Servicio
Hidrográfico
y
Oceanográfico
de
La
Armada.
www.snamchile.cl.
[14] Specifications for Highway Bridges, Part V Seismic Design. (2012). Japan
Road Association.
[15] Venegas, B. (2013). Análisis del Comportamiento Dinámico del Puente
Marga Marga, Sometido al Terremoto del 27 de Febrero de 2010”, Memoria
para optar al título de Ingeniero Civil, Universidad de Chile.
[16] Youd, et al. (2001). Liquefaction Resistance of Solis: Summary Report
from the 1996 NCEER and 1998 NCEER/NSF Workshops on Evaluation of
Liquefaction Resistance of Solis. Journal of Geotechnical and
Geoenvironmental Engineering.
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