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PROJECTE O TESINA D’ESPECIALITAT Títol

Ensayos experimentales de la unión mediante lazos de

armaduras pasivas en estructuras de hormigón armado

Autor/a

Rubén Villagrán Muñoz

Tutor/a

Joan Ramón Casas

Departament

Ingeniería de la Construcción

Intensificació

Tecnología y construcción de estructuras

Data Barcelona, Julio de 2009

Tesina de Especialidad ETSECCPB

Rubén Villagrán Muñoz

AGRADECIMIENTOS

Quiero agradecer primero de todo a mi tutor, el Sr. Joan Ramón Casas,

profesor de la Escuela Técnica Superior de Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos

“ETSECCPB” de la Universidad Politécnica de Cataluña “UPC”, por la oportunidad

otorgada y su ayuda en el seguimiento durante el transcurso de este trabajo. También

a Sergi Villalba Herrero, por la confianza depositada en mí en relación a la

participación dentro del proyecto de investigación que está desarrollando.

Al personal del laboratorio de Tecnología de estructuras de la UPC por la

información otorgada en relación a los equipos utilizados en los ensayos.

A Relaciones Internacionales de la Escuela Técnica Superior de Caminos,

Canales y Puertos de la UPC, por su ayuda y orientación.

Por otra parte quería agradecer a la Sra. Elizabeth Grandón, directora de

Relaciones Internacionales de la Universidad del Bío-Bío (UBB) de Chile y a la Sra.

Grecia Avilés Gavilán, Directora de la Escuela de Ingeniería en Construcción, de la

UBB, por el apoyo y orientación para poder concretar esta gran aventura.

Finalmente, agradecer a mis familiares, amigos y especialmente a mi Alicia por

su infinito amor, constante apoyo y confianza.


Rubén Villagrán Muñoz II

RESUMEN

Hoy en día, existe la tendencia generalizada de los sectores económicos de

innovar tecnológicamente y de sistematizar procesos. El sector de la construcción, y

particularmente aquel dedicado a materializar viaductos, tanto de carreteras como

ferroviarios, se encuentra en una búsqueda constante de nuevas tecnologías y

procesos que le generen beneficios tanto en lo económico (mejores rendimientos y

calidad), como lo social (mejoras en la seguridad de los trabajadores y en el desarrollo

de procesos).

Sin ir más lejos, en lo que respecta a puentes en sección cajón construidos por

fases, se puede constatar la existencia de una dificultad a la hora de materializar el

enlace de la zona central con el resto de la sección, debido a las excesivas longitudes

de solapes necesarias para ejecutar el enlace, lo que conlleva a dificultades en el

instante en que se retira el encofrado interior.

El presente trabajo se plantea como objetivo principal el desarrollar una

tipología de unión estructural de armaduras para un elemento ejecutado en distintas

fase de hormigonado, basada en la superposición con lazos conformada con armadura

transversal para realizar el enlace entre la zona central de la losa superior y la sección

restante.

Se plantea realizar un total de 16 ensayos. Un total de 8 losas se ensayarán a

carga estática, y las 8 restantes mediante carga dinámica (ciclos de carga). Todas

ellas se ejecutan en dos fases de hormigonado con un intervalo mínimo de 48 horas

entre fases, proceso con el cual se esta emulando las condiciones reales de ejecución

in situ.

Este trabajo de tesina se engloba dentro de un proyecto y tesis doctoral titulado

“Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de

armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización

del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi Villalba Herrero, la cual está dirigida

por el profesor Joan Ramón Casas, Programa de Doctorado de Ingeniería de la

Construcción de la ETSECCPB, Universidad Politécnica de Catalunya (UPC).


Rubén Villagrán Muñoz III

ABSTRACT

Today, in general the tendency of the economic sectors of innovating

technologically and of systematizing processes. The sector of the construction, and

particularly that dedicated to materialize viaducts of highways and rail, it is in a search

of new technologies and processes that generate benefits in the economic (better

yields and quality) and social (improvements in the security of the workers and in the

development of processes).

In bridges of section drawer built by phases, the existence of a difficulty is

verified when materializing the link of the central area with the rest of the section, due

to the excessive longitude of you overlap necessary to conform the link, what bears to

difficulties in the instant that retires the inside formwork.

This investigation work thinks about as main objective developing a type of

structural union of reinforcements for an element executed in different concrete phase,

based on the overlapping with knots conformed with traverse reinforcement to

materialize the link between the central area of the superior flagstone and the section

rest.

They will be carried out 16 tests, 8 flagstones with test at load static, and 8 with

load dynamics (load cycles). All they are executed in two phases of placement of

concrete, with a minimum interval of 48 hours among phases, process with the one

which you this emulating the real conditions of execution in the work place.

This Minor thesis is included inside a project and doctorate thesis titled "Design,

experimental verification and development of lace unions of reinforcements in viaducts

of concrete of traverse section in drawer. Optimization of the constructive process.",

developed by Sergi Villalba Herrero, which is directed by the professor Joan Ramón

Casas, Programs of Doctorate of Engineering of the Construction of ETSECCPB,

Polytechnic University of Catalunya (UPC).


Rubén Villagrán Muñoz IV

INDICE

Pág.

1. INTRODUCCION 6

2. PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA 7

HIPÓTESIS 10

OBJETIVOS 10

3. MARCO TEÓRICO 12

3.1. Tipología de Puentes 12

3.1.1 PUENTES ARCO 12

3.1.2 PUENTES VIGA 18

3.1.3 PUENTES PÓRTICO 27

3.1.4 PUENTES COLGANTES 29

3.1.5 PUENTES ATIRANTADOS 32

3.1.6 OTRAS TIPOLOGIAS 34 3.1.6.1 Puentes flotantes 34 3.1.6.2 Puentes móviles 35 3.1.6.3 Puentes trasbordadores 37

3.2. Proceso Constructivo Puentes vano a vano 38

3.3. Anclaje y Empalme de Armaduras 43

3.3.1 CRITERIOS ESPECÍFICOS (EHE 08) 43 3.3.1.1 Anclaje de las armaduras pasivas 43 3.3.1.2 Anclaje de barras corrugadas 44 3.3.1.3 Reglas especiales para el caso de grupos de barras 47 3.3.1.4 Anclaje de mallas electrosoldadas 48


Rubén Villagrán Muñoz V

3.3.1.5 Empalme de las Armaduras Pasivas 49 3.3.1.6 Empalmes por Solape 50 3.3.1.7 Empalmes por Solape de Grupo de Barras 51

3.3.2 CRITERIOS ESPECÍFICOS (ACI, DIN 1045) 53 3.3.2.1 Anclaje de barras terminados en ganchos y ganchos

ángulo 53

3.3.2.2 Empalmes directos de armaduras de acero 55 3.3.2.3 Empalmes indirectos por superposición mediante

barras rectas, barras con gancho o ganchos ángulo 55

4. PLAN EXPERIMENTAL 62

4.1. Construcción de Losas 62

4.2. Instrumentación 64

4.3. Materiales y medidas de carga 66

5. FASE EXPERIMENTAL 67

5.1. Instrumentación de Armadura de Losas 67

5.2. Hormigonado de Losas 71

5.3. Traslado y acopio de Losas (UPC) 73

5.4. Instrumentación Ensayos 74

6. ANALISIS DE RESULTADOS 77

6.1 Ensayo con carga estática 78

6.2 Ensayo con carga Dinámica 84

7. CONCLUSIONES 89

8. BIBLIOGRAFIA 91


Rubén Villagrán Muñoz 6

1. INTRODUCCION

La actividad de la construcción, aún en tiempos de crisis, sigue siendo uno de

los sectores más importante dentro de la economía de un país. Factores tales como,

su contribución al Producto Interior Bruto (PIB), el efecto multiplicador que posee sobre

el resto de las ramas de la economía y su indudable papel como generador de empleo

tanto directo como indirecto, corroboran su importancia como motor del crecimiento.

Su constante desarrollo en pro de incorporar nuevos avances tecnológicos y la

búsqueda de nuevas técnicas en la construcción de una vivienda, una carretera o de

un puente, avalan y ratifican el sitial de importancia que posee.

Particularmente, en el desarrollo de viaductos tanto carreteros y ferroviarios

existe desde hace décadas la necesidad de buscar nuevas tecnologías y nuevas

técnicas de cómo abordar de mejor manera cada uno de los procesos constructivos

que involucra la ejecución de una obra de tal envergadura.

Existe una gama muy variada de tipologías a las cuales se puede tener en

cuenta a lo hora de construir un puente, pero las más usadas, hoy en día, en la

construcción de viaductos tanto ferroviarios como carreteros corresponde al de una

viga de hormigón estructural postensado en sección de cajón unicelular de canto

constante ejecutada in situ.

Esta tipología no está exenta de detalles técnicos en cuanto al desarrollo de los

procesos constructivos que involucra. Los cuales si se pudieran evitar o simplificar

mas aún, se podría agilizar, facilitar y optimizar su construcción.

El objetivo principal de esta tesina ha sido desarrollar un tipo de unión

mediante superposición con lazos, en viaductos de sección transversal en cajón, que

permita realizar de mejor manera el enlace entre la zona central de la losa superior y el

resto de la sección con el fin de facilitar y optimizar su ejecución.

Este trabajo de tesina se engloba dentro de un proyecto y tesis doctoral titulado

“Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de

armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización

del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi Villalba Herrero, perteneciente al

programa de Doctorado de Ingeniería de la Construcción de la ETSECCPB, (UPC).



2. PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA

La sistematización y la industrialización de un determinado proceso pueden

representar en muchos casos un ahorro de dinero y de tiempo respecto al mismo

proceso ejecutado de manera tradicional.

Tomando el ejemplo clásico de la industria del automóvil, quienes motivados

por obtener un buen producto y que este acorde a los estándares de calidad exigidos,

consideran igualmente puntos críticos, tanto el diseño como las piezas y productos

básicos que utilizan, el proceso de producción y ensamblaje, e incluso la vida útil del

vehículo y la reciclabilidad de sus partes, una vez éste se retire de la circulación1.

Para ellos, todos estos parámetros forman parte irrenunciable de una visión

integral de la calidad del producto. Saben perfectamente que una disminución de la

calidad en alguna de las fases del proceso tiene repercusiones en el producto final.

Por su parte, en el sector construcción todavía no se ve que este planteamiento

sea parte del día a día. Muchas veces la exigencia de calidad se concentra sobre todo

en los productos y materiales, especialmente en aquéllos que están sometidos a

normativa, y no tanto de su puesta en obra durante el proceso de ejecución.

Es por esto, que existe una motivación y una tendencia a ejecutar procesos

constructivos cada vez más industrializados, en una constante búsqueda de mejores

rendimientos, menores costos y mayor seguridad gracias al mejor manejo y control de

los procesos que involucra la materialización de una obra de edificación, de una

carretera o la construcción de un puente.

Sin ir mas lejos, y en lo que respecta a métodos constructivos de puentes de

hormigón podemos visualizar que se trata de seguir la misma lógica de

“industrialización” que se plantea para el sector. Se intenta lograr mejores

rendimientos en cada una de las fases que involucra un proceso constructivo, que

gracias a esto se consiga de alguna forma reducir costos de construcción y tener un

mayor control de los procesos en cuanto a la seguridad de cada faena, contrastando

con los denominados “métodos artesanales” de construcción in situ. Por otro lado,

considerando que el mercado cada día nos ofrece nuevas tecnologías de medios

mecánicos de izado, colocación y empuje, hacen posible la búsqueda constante de

técnicas acorde a los tiempos en que vivimos. 1 Pérez Arroyo S., “Industrializar”, Informes de la Construcción Vol. 61, 513, 5-10, enero-marzo 2009, Madrid, España.



Los procedimientos de construcción usuales para la construcción in situ de

estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado en sección de

cajón, son el cimbrado del tablero desde el terreno o mediante una cimbra

autoportante, el empuje, o el avance por voladizos sucesivos. De todos ellos, los más

usados, son el método de empuje del tablero o el uso de cimbra autoportante y

autolanzable.

Los motivos por el cual son más utilizados estos dos procedimientos, radican

en las ventajas que estos ofrecen, y que se caracterizan en que2:

• Existe una independencia entre la construcción del tablero y el terreno, lo que

permite salvar obstáculos y accidentes naturales o artificiales con mayor

libertad.

• Hay ahorro en medios auxiliares debido a su reutilización sistemática.

• Al estar presente frente a procesos industrializados de construcción, se facilita

el control y la dinámica del proceso de ejecución.

• Permiten dispositivos de seguridad globales en toda la ejecución de la obra, lo

cual permite la realización del los procesos de una forma más segura para el

desarrollo del mismo y para las personas que estén involucradas en él.

• Permiten obtener mejores rendimientos en cuanto a procesos constructivos,

resultando competitivos para viaductos de longitudes grandes y moderadas.

La elección de uno u otro dependerá, entre otros factores, de la longitud del

puente, de la altura de la rasante, de su geometría propiamente tal y de los medios

auxiliares que se dispone.

Sin embargo, siendo estos dos métodos los más usados hoy en día, podemos

decir que existe una dificultad tanto en la ejecución misma, como la maniobrabilidad en

el interior de la sección en cajón, debido a la disposición de las excesivas longitudes

de solape (Ver Figura 3.1) exigidas por normativas, códigos e instrucciones; que son

necesarias para materializar el enlace mediante la zona central de la losa superior y el

resto de la sección, además existe la dificultad de la retirada del encofrado interior a

través del hueco superior de forma que la armadura de unión entre los voladizos y la

zona central es un obstáculo para su retirada. Lo cual puede perjudicar muchas veces

2 Serna García-Conde, J., “Los Puentes del Tren”, Fundación ESTEYCO, 2006, España, p 154-177.



tanto la ejecución y calidad de la obra, como la optimización de los tiempos de

ejecución y la seguridad en el desarrollo de los procesos constructivos.

Figura 3.1 – Detalle Solape Armaduras



HIPOTESÍS La unión de armaduras pasivas mediante lazos de menor longitud, basados en la

Norma DIN, entre la zona central de la losa superior y el resto de la sección, en

estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado en sección de

cajón, permite una mejor trabajabilidad en el interior del cajón lo cual agiliza y optimiza

el proceso constructivo.

OBJETIVO GENERAL

Desarrollar un tipo de unión mediante la superposición con lazos de menor

longitud en viaductos de sección transversal en cajón con la finalidad de optimizar los

tiempos de ejecución en los procesos constructivos.

OBJETIVOS ESPECIFICOS

• Presentar los distintos sistemas y procesos constructivos utilizados para este

tipo de estructuras.

• Identificar las carencias y/o limitaciones existentes en los métodos de

construcción vano a vano, en puentes de hormigón tipo viga en sección cajón.

• Revisar las bases teóricas de adherencia y anclaje (según diferentes

normativas EHE, ACI, DIN 1045).

• Participar de campañas experimentales, una primera mediante el ensayo de 8

losas por flexión pura con carga estática, y posteriormente una segunda

campaña ensayado con el mismo número de losas con carga dinámica (carga

cíclica), todas ellas ensayadas hasta rotura.



• Evaluar la capacidad resistente de losas ensayadas, una a carga estática y la

otra a carga dinámica, con el fin de testar su comportamiento hasta su rotura.

• Estudio de resultados obtenidos.

• Analizar y evaluar la experiencia de laboratorio, en relación al trabajo y a la

participación en los ensayos.

Los objetivos anteriormente descritos se enmarcan dentro del proyecto de

investigación y tesis doctoral, titulado “Diseño, verificación experimental y desarrollo

de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de hormigón de sección

transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”, desarrollado por Sergi

Villalba Herrero, la cual está dirigida por el profesor Joan Ramón Casas.



3. MARCO TEÓRICO

3.1. Tipología de Puentes

A continuación se hará una introducción sobre las tipologías más habituales de

construcción de puentes, los métodos constructivos de uso más recomendado para

cada tipo e información relacionada con su evolución en el tiempo.

3.1.1. PUENTES ARCO

El arco es una forma que le permite a una estructura sostenerse sobre dos

apoyos relativamente distantes, donde las tracciones y flexiones se evitan al máximo;

por ende para la construcción de este tipo de estructuras es posible utilizar materiales

que no resistan muy bien los esfuerzos de tracción. Considerando además que las

cargas derivadas de las solicitaciones de servicio y propias de la estructura, se

transmiten directamente hacia los apoyos, el terreno de fundación debe ser capaz de

resistir tales esfuerzos.

Las formas de arco más comunes en puentes son el semicircular o de medio

punto, subdividiéndose además en tres tipos de formas de emplazar el tablero o

plataforma de tráfico:

a) Puentes de Tablero Superior

Figura 3.1 - Puente de Garabit sobre el Río Truyère, en Francia.



b) Puentes de Tablero Intermedio

Figura 3.2 - Puente de Fremont, Portland (USA), 1973.

c) Puentes de Tablero Inferior

Figura 3.3 - Puente de Tangermunde sobre el Elba, (Alemania), F. Leonhardt.



3.1.1.1 Procedimientos De Construcción

a) Construcción con cimbra sobre andamiajes

Figura 3.4 - Puente Albrechtsgraben, (Alemania).

b) Avance en voladizo con rigidización por tirantes

Figura 3.5 - Puente Arco de Ricobayo, Zamora, España.



c) Construcción del arco con voladizos compensados

Figura 3.6 - Puente Yeongjang, Corea del Sur.

d) Construcción del arco apoyado en el tirante

Figura 3.7 - Puente de la Barqueta, Sevilla.



e) Construcción del arco con estabilización por tirantes

Figura 3.8 - Puente sobre el río Crooked, Oregón, (USA), 2000. f) Prefabricación de semi-arcos y colocación directa

Figura 3.9 - Puente sobre el río St. Sauveur, Francia.



g) Prefabricación de semi-arcos y colocación mediante giro en estribos

Figura 3.10 - Puente Carinski, Mostar, (Bosnia-Herzegobina).

3.1.1.2 Historia

El primer puente de arco del cual se conoce se levantó en Babilonia para el

año 1800 antes de Cristo y era en ladrillo. Los romanos explotaron a buen grado al

puente de arco. Entre los más antiguos que aún existen está el de Martorell, cerca de

Barcelona, España, construido alrededor del 219 AC; también está el Ponte de

Augusto, en Rimini, Italia, construido durante el primer siglo de la era cristiana. El Pont

du Gard, en Nimes, Francia, tiene tres hileras de arcos que se elevan a 48 metros

sobre el río Gard y salva una distancia de 260 metros. Esa estructura, el mejor

ejemplar que se conserve de un acueducto romano, fue construida en el primer siglo

de la era cristiana.

En el siglo 18, Jean R. Perronet, el primer director de la primera escuela de

ingeniería del mundo, la Ecole des Ponts et Chaussées de París, reintrodujo el arco

rebajado que se había llegado a utilizar en el periodo clásico y creó el arco elíptico. En

1779 se construyó en Coalbrookdale, Inglaterra, un puente de arco de medio punto en

hierro fundido, un metal que no resiste tensión. Este fue el primer puente de hierro en

el mundo.



Muchos de estos puentes de hierro acabaron por derrumbarse, dado que en

esta primera época, lo mismo que en la Edad Antigua, aún no se disponía de los

conocimientos necesarios, aunque fue a partir del Siglo XIX se consigue cierta claridad

en la materia y a finales de este período se sustituye el hierro por el acero. Otro

material utilizado para estas construcciones, a parte del acero, es el hormigón ya que

resiste adecuadamente las compresiones. Armando el hormigón se pueden conseguir,

así mismo, resistir flexiones con lo que el rango de flexibilidad se eleva

considerablemente. El primer puente arco de hormigón es de 1875 y se trató de una

pasarela peatonal de dieciséis metros de luz y a partir de ésta construcción hubo un

gran crecimiento de ésta tipología de puentes.

A partir de la aparición del método de Voladizos Sucesivos se llega a la

construcción de puentes de 200 a 300 metros de longitud pudiéndose incluso llegar a

luces de hasta 500 metros.

Una figura relevante cuanto a la construcción de puentes arco fue Rober

Maillart, ingeniero de finales de siglo XIX especializado en esta tipología de puentes.

Construyó gran cantidad de puentes arco, muchos de ellos innovadores para la época.

3.1.2. PUENTES VIGA

Los puentes viga están constituidos por vigas como su propia denominación

indica, es decir, piezas rectas horizontales o cuasi-horizontales apoyadas en dos o

más puntos que soportan las cargas que actúan sobre ellas mediante su capacidad

para resistir flexiones. En efecto esta resistencia de las vigas viene determinada por su

canto y el momento de inercia de sus secciones.

Se trata del puente más elemental de todos y entre las tipologías de puentes

viga se puede distinguir:

a) Losa maciza de hormigón armado o pretensado. b) Losa aligerada: Presenta la ventaja de reducir considerablemente el peso.

c) Tablero de Vigas de Alma Llena.

Por lo que respecta a las luces las máximas son del orden de 500 metros y por

lo que se refiere a su estructura cabe la posibilidad de vigas simplemente apoyadas,

viga continua apoyada en diversos puntos y viga Gerber.



3.1.2.1. Procedimientos De Construcción

Los métodos más habituales empleados para la construcción de puentes viga

son los siguientes:

a) Construcción sobre cimbra in situ: Muy conveniente para luces pequeñas y

medias.

Figura 3.11 - Construcción con cimbra: Puente del Arroyo Higuerones (LAV Córdoba-Málaga), Puente cajón sobre el río Aare (línea Olten-Bern, Suiza, 1979) y Puente de Altea (línea Alicante-Denia, 2005).

b) Construcción sobre cimbra autoportante: Consiste en una viga metálica que

se apoya en las propias vigas del puente.

Figura 3.12 - Construcción sobre cimbra autoportante (Inferior).



Figura 3.13 - Construcción sobre cimbra autoportante (Superior).

c) Puente de dovelas prefabricadas construidas sobre cimbra: Se monta la

cimbra, se disponen las dovelas encima de ella y posteriormente se unen con

juntas.

Figura 3.14 - Dovelas prefabricadas construidas sobre cimbra.



d) Voladizos sucesivos: Presenta numerosas variantes tales como las dovelas

prefabricadas o la viga auxiliar.

Figura 3.15 – Esquema construcción por voladizos sucesivos.

e) Puente Lanzado: pesar de la denominación común de puentes lanzados existen,

principalmente cuatro variedades de colocación del puente en su posición final que

corresponden a las siguientes técnicas:

e.1) Lanzamiento por segmentos: El puente es fabricado en segmentos y

cuando el hormigón alcanza la resistencia suficiente se lanza el puente una

distancia igual al segmento recién construido.

Figura 3.16 – Esquema lanzamiento por segmentos (Baldomir A, Hernández S, 2006).



La fabricación de puentes de hormigón mediante este procedimiento requiere

de los componentes siguientes:

1) Planta de fabricación del tablero: Consta fundamentalmente del taller de

enfierradura, encofrado y planta de hormigonado. Suele estar protegido de la

intemperie.

Figura 3.17 – Taller de enfierradura y encofrado

Figura 3.18 – Planta de hormigonado



2) Pico de lanzamiento: Su misión es disminuir el peso del puente en el proceso de

lanzamiento. Es una estructura metálica conectada a la sección transversal frontal

del puente.

Figura 3.19 – Pico de lanzamiento (Detalle afianzamiento)

Figura 3.20 – Pico de lanzamiento (Detalle emplazamiento)



3) Pilas auxiliares: Si resulta necesario, y en general para vanos superiores a los 40

ó 50 metros, se disponen unas pilas provisionales a fin de acortar los vanos de

mayor longitud.

Figura 3.21 – Detalle utilización pilas auxiliares. 4) Apoyos de neopreno-teflón: Facilitan el proceso de lanzamiento debido a su

reducido coeficiente de rozamiento.

Figura 3.22 – Detalle utilización apoyos de neopreno-teflón.



5) Dispositivos de lanzamiento: Proporcionan la fuerza de arrastre o de empuje

para mover el puente en cada fase de lanzamiento.

Figura 3.23 – Detalle dispositivos de lanzamiento.



e.2) Lanzamiento completo: El puente es fabricado totalmente en un extremo; o

más habitualmente se fabrican sendas mitades del puente desde los dos

extremos y tras ello se lanzan hasta la ubicación definitiva.

Figura 3.24 – Esquema lanzamiento completo (Baldomir A, Hernández S, 2006). e.3) Giro del puente completo: Una vez fabricado todo el puente, o las dos mitades

en las porciones opuestas, se giran hasta la posición final.

Figura 3.25 – Esquema giro del puente (Baldomir A, Hernández S, 2006).



e.4) Traslación transversal: La translación transversal consiste en fabricar el puente

en una porción paralela a la deseada y trasladarlo con un movimiento transversal

hasta dicha ubicación.

Figura 3.26 – Esquema traslación transversal puente (Baldomir A, Hernández S, 2006).

3.1.2.2. Historia

Los primeros puentes viga se construyeron con madera y posteriormente con la

introducción del acero y del hormigón estos primeros puentes viga de madera

desaparecieron de manera que en la actualidad solamente se utilizan para pasarelas

peatonales u obras singulares. A mediados del Siglo XIX empezó a combinarse la

madera con el hierro y posteriormente con la introducción del acero desaparecieron.

Más tarde, alrededor de los años veinte, se generalizaron los puentes de hormigón

armado y posteriormente, hacia los años cincuenta, los de hormigón pretensado.

Actualmente la mayoría de puentes que se construyen son de ésta tipología en los

cuales el procedimiento constructivo los condiciona enormemente, tanto por espacio

disponible, como por aspectos económicos y locales de cada puente.

3.1.3. PUENTES PÓRTICO El puente pórtico más que un tipo de estructura de puente con carácter propio

es una estructura intermedia entre el arco y la viga por lo que presenta características

propias de ambos. Tienen pilas y tablero igual que los puentes viga pero éstos son

solidarios, lo que da lugar a un mecanismo resistente complejo debido a que en él



interviene la resistencia a flexión de sus elementos. Al mismo tiempo se produce un

efecto pórtico debido a las reacciones horizontales que aparecen en sus apoyos.

3.1.3.1. Procedimientos De Construcción En los puentes pórtico se presentan procedimientos de construcción análogos

a los de las vigas y los arcos y es que en la práctica se han utilizado procedimientos

de ambos. Se pueden destacar los siguientes:

a) Construcción in situ sobre cimbra

b) Voladizos sucesivos atirantados

c) Construcción mediante giro de la pila

d) Construcción mixta sobre cimbra y voladizos sucesivos

e) Construcción mediante tirantes y apoyos provisionales

3.1.3.2. Historia Tal y como sucede en los tipos anteriores de puentes en el presente el material

que primero se utilizó fue la madera. Los pórticos metálicos aparecieron a inicios del

Siglo XX y por lo que se refiere a la introducción del hormigón en este tipo de puentes

fue paralela a la de los metálicos.

Figura 3.27 – Pórtico de hormigón pretensado de pilares oblicuos. San Diego (USA).



3.1.4. PUENTES COLGANTES

Este tipo de puentes, así como los atirantados, presenta como característica

principal que sus estructuras se basan en el cable. Por ello los puentes de grandes

luces que se construyen en la actualidad son colgantes o atirantados. La utilización del

cable en este tipo de puentes se debe a tres razones fundamentales: En primer lugar

el cable es un elemento que trabaja exclusivamente a tracción, se aprovecha al

máximo su capacidad resistente puesto que con los tratamientos actuales se logran

elevadas resistencia y por su gran flexibilidad puede deformarse transversalmente sin

que aparezcan flexiones y permite utilizar en toda la sección toda su capacidad de

resistencia y en tercer lugar el cable está formado por muchos hilos y cordones lo que

permite hacer cables de gran diámetro en puentes de grandes luces.

Por lo que se refiere a los puentes colgantes en concreto su estructura está

formada por los cables principales que se fijan en los extremos del vano a salvar y

tienen la flecha necesaria para soportar a través de un mecanismo de tracción pura las

cargas que actúan sobre él.

Para evitar su gran deformabilidad se da rigidez a flexión al tablero de manera

que las cargas se reparten en una longitud grande del cable. Por lo que se refiere a la

tipología de puentes colgantes en cuestión podemos destacar:

a) Puentes catenaria: Se trata de los primeros puentes colgantes primitivos que se

construyeron en China e Himalaya si bien en la actualidad únicamente se

construyen pasarelas peatonales con esta tipología.

b) Puentes Autoanclados: Nacen de la necesidad de anclar los cables al terreno

mediante contrapesos. Si bien en numerosas ocasiones el elevado coste de los

contrapesos o la defectuosa calidad del terreno de cimentación determinan que no

sea posible esta solución con lo que se anclan los cables principales al tablero en

los extremos de los vanos de compensación.

c) Puentes Colgantes de Tablero: Pueden ser de Tablero Inferior, Intermedio o

Superior.



d) Puentes colgantes de varios vanos: Ésta tipología actualmente puede

considerarse que ha caído en el desuso.


Las principales fases del proceso constructivo son:

a) Construcción de las torres y contrapesos: Por lo que se refiere a la

construcción de las torres se montan generalmente mediante grúas trepadoras

ancladas en ellas que se van elevando a la vez que van subiendo las torres. En

cuanto a los contrapesos tampoco plantean especiales problemas. Su dificultad

radica simplemente en la precisión que requiere la colocación de las piezas

metálicas que sirven de anclaje a las piezas que forman el cable.

b) Montaje de los cables principales: Es la fase de mayor complejidad pues es la

tarea básica. Para montar los cables principales generalmente se lanzan primero

unos cables auxiliares que sustenten los cables principales durante la fase de

construcción.

c) Montaje del Tablero: Generalmente se realiza por voladizos sucesivos avanzando

la ménsula desde una péndola a la siguiente, de la que se cuelga. El avance se

hace simétricamente desde la torre hacia el centro del vano principal y hacia los

extremos. Desde el tablero una vez construido se van montando piezas

elevándolas mediante grúas situadas sobre él hasta cerrar el tablero en el centro

del vano. Otros métodos para el montaje del tablero son la división del tablero en

dovelas de sección completa que se llevan por flotación bajo su posición definitiva

y se elevan a ella desde los cables principales mediante cabrestantes, una vez

situadas en su situación definitiva se cuelgan de las péndolas.

3.1.4.2. Historia

Podemos distinguir cuatro fases.

La primera fase son puentes de catenaria hechos de cuerda y elementos

naturales o de hierro. La segunda fase se inicia a finales del siglo XVIII cuando se



colocó el tablero independiente del cable principal mediante péndolas, método

impulsado por el ingeniero James Fin Ley, que utilizaba eslabones de cadena para los

cables principales.

La tercera fase en la evolución se inicia a mediados del Siglo XIX a raíz del

impulso de grandes ingenieros americanos. En un inicio se construyeron puentes con

una elevada rigidez en el tablero y aumentando la rigidez en los cables principales

mediante un sistema de tirante. Pero con la evolución del cálculo estático surgieron

tableros cada vez más delgados pero todo el auge americano por este tipo de puentes

se vio frustrado por el hundimiento del puente Tacoma en 1940.

La cuarta generación se inicia a partir de los estudios derivados de la caída del

mencionado puente donde se llega a dos conclusiones. La primera de ellas consiste

en seguir haciéndolos con vigas trianguladas pero dándoles la suficiente rigidez a

flexión y torsión para que soporten los efectos del viento. La segunda consiste en la

adopción de una sección en forma de cajón cerrado aerodinámica, lo que reduce los

problemas de estabilidad.

Figura 3.28 – Puente San Francisco-Oakland, (San Francisco, USA) en 1936.



3.1.5. PUENTES ATIRANTADOS

Sus elementos fundamentales son los tirantes que son cables rectos que

atirantan el tablero proporcionándole una serie de apoyos intermedios más o menos

rígidos.

Además de los tirantes son necesarias las torres para elevar el anclaje fijo de

los tirantes de forma que introduzcan fuerzas verticales en el tablero para crear

pseudo-apoyos.

También el tablero interviene en el esquema de éste tipo de puentes puesto

que los tirantes al ser inclinados introducen fuerzas horizontales que se deben

equilibrar a través de él.

Actualmente son los más frecuentes debido a numerosas razones tales como

la trascendencia de su estructura por encima del tablero, lo que los hace presentes al

viajero que pasa por ellos, permite hacer puentes ligeros con tableros de canto

reducido, pueden tener muchos tirantes muy próximos o pocos muy separados, las

torres se pueden iniciar en los cimientos o a partir del tablero de forma que el conjunto

formado por el tablero, las torres y los tirantes se apoye sobre pilas convencionales.

Desde el punto de vista estético es una tipología muy apreciada.

En cuanto a la tipología de puentes atirantados podemos distinguir los de doble

plano de atirantamiento en que los tirantes se disponen en planos verticales o

inclinados que contienen los bordes del tablero donde se anclan. Generalmente parten

de una torre desdoblada en dos pilas situadas a los lados del tablero y por otra parte

existen los de plano único de atirantamiento en que los tirantes se disponen en un

plano vertical que contiene el eje longitudinal de tablero donde se anclan. Ésta

solución solamente se puede adoptar cuando se trata de autopistas o carreteras

desdobladas. Normalmente el plano único parte de una torre situada en el eje de la vía

desdoblada aunque también caben otras posibilidades.

El tablero es el segundo elemento resistente básico e interviene en el esquema

resistiendo las componentes horizontales que transmiten los tirantes. Estas

componentes generalmente se equilibran en el propio tablero por que su resultante,



igual que en la torre, debe ser nula. Su sección transversal depende en gran medida

de la disposición de los tirantes.

El tercer elemento resistente son las torres que pueden adoptar formas muy

diversas.

Así en caso de grandes puentes atirantados a ambos bordes del tablero las

torres pueden ser análogas a los de los puentes colgantes (dos pilares verticales

unidos entre sí por vigas horizontales o cruces de San Andrés). Si los tirantes están

contenidos en planos inclinados la solución clásica es la torre en forma de A de la cual

caben diversas variantes.


Los procesos constructivos más habituales son los siguientes:

a) Voladizos sucesivos: Es el más conocido y en éste sistema las estructuras

parciales que se van generando durante el proceso están atirantadas de la misma

forma que el puente completo.

b) Construcción sobre apoyos provisionales: Consiste en construir el tablero

completo del puente sobre un sistema de apoyos provisionales antes de atirantarlo.

Terminado el tablero se montan los tirantes y se les va dando carga sucesivamente

hasta dejar el puente en el aire.

c) Traslación del puente mediante movimientos horizontales: Consiste en

construir el puente en un lugar diferente al de su posición definitiva. En este lugar

se construye sobre apoyos provisionales y una vez finalizado el puente se lleva a

su lugar definitivo.

d) Traslación longitudinal por el sistema de empuje: Sistema semejante al de los

Puentes Viga.

e) Giro sobre rótulas situadas debajo de las torres.

f) Traslación universal.



3.1.5.2. Historia La primera etapa de su evolución surgió en Alemania donde surgen puentes

con pocos tirantes y con distancias grandes entre los anclajes del tablero.

En la segunda etapa aparecen puentes con muchos tirantes y, por lo tanto, las

distancias entre los anclajes son pequeñas. Esta segunda generación se extendió por

todo el mundo y se puede considerar que se inició con el puente de Saint Nazaire.

Algunos científicos consideran que existe una tercera fase en evolución

actualmente con los puentes de Normandía y Tatara de 856 y 890 metros de luz y el

gran sutong Bridge con una longitud de vano de 1088 m.

Figura 3.29 – Puente de Sutong (China) en 2008.

3.1.6. OTRAS TIPOLOGIAS

Dentro de este grupo se expone una serie de puentes con una peculiar

característica que es su movilidad.

3.1.6.1. Puentes flotantes Se apoyan sobre flotadores que pueden tener diversos tamaños. Consisten

fundamentalmente en un tablero apoyado sobre una serie de elementos flotantes que



sirven para mantenerlo en una situación más o menos fija. Estos elementos flotantes

son muy variados tales como barcas, pontones cerrados, etc.

Los primeros puentes flotantes fueron de odres o barcas y datan del Siglo V

antes de Cristo. Ya desde esta fecha a nuestros días se vienen utilizando este tipo de

puentes flotantes en ríos profundos o donde resulta difícil cimentar.

3.1.6.2. Puentes móviles

Los puentes móviles son aquellos en que el tablero o parte de él es móvil con

tal de permitir el paso alternativo a dos tipos de tráfico muy diferente, generalmente el

terrestre y el marítimo. De este modo cuando están cerrados permiten el paso de los

vehículos rodados o ferrocarriles y cuando están abiertos permiten el paso de los

barcos.

Los primeros puentes móviles aparecen en la Edad Media con una función

defensiva si bien actualmente se utilizan para la alternancia de tráficos.

Podemos establecer dos tipos de clasificaciones. Respecto a las que atienden

a su traslación distinguimos:

a) Traslación mediante desplazamiento libre: Consiste en el desplazamiento

mediante remolcadores u otro mecanismo las partes del puente apoyadas sobre

barcas o pontones.

b) Traslación mediante desplazamiento vertical: Puentes elevables mediante una

traslación paralela.

c) Traslación mediante desplazamiento horizontal: Son puentes rodantes en que

el tablero se desplaza según el eje longitudinal del puente.

d) Rotación alrededor de un eje horizontal: Son puentes levadizos.

e) Basculantes

f) Rotación a lo largo de un eje vertical: En ellos el tablero gira sobre el eje vertical

del apoyo y pasa de la posición de puente cerrado que es transversal a la del canal

de navegación a la de puente abierto que es paralela a él.

Otra clasificación es la que distingue entre:



a) Puentes Basculantes: Giran alrededor de un eje horizontal situado en una línea

de apoyos de manera que podemos incluir en ellos los levadizos y los basculantes.

Son los puentes más clásicos y de mayor uso en la actualidad.

b) Puentes Giratorios: Los puentes giratorios de eje vertical tienen dos posibilidades

de apertura que son el giro de dos vanos simétricos respecto a una pila situada en

el centro del canal de navegación o bien girar dos semivanos con sus

compensaciones sobre dos pilas situadas en los bordes del canal.

c) Puentes de desplazamiento vertical: Son tableros simplemente apoyados cuyos

apoyos se pueden mover verticalmente cuyos apoyos se pueden mover

verticalmente para elevarlos a la cota que requiere el gálibo del canal de

navegación. Normalmente se elevan tirando de sus cuatro esquinas. Este sistema

es apto para luces grandes.

d) Puentes de desplazamiento horizontal: La mayoría son flotantes. El puente se

desplaza longitudinalmente sobre rodillos avanzando o retrocediendo en voladizo

libre hasta llegar al apoyo de la otra orilla.

También se han desarrollado otros sistemas que combinan el desplazamiento

horizontal con el vertical y otros en los que el movimiento es por desplazamiento en

horizontal de un tramo flotante situado entre dos líneas de pontones que forman una U

y le sirven de guía.

Figura 3.30 – Esquema Puentes móviles



3.1.6.3. Puentes trasbordadores

Al igual que en el caso anterior participa de la característica de la movilidad

contraria a la idea de puente. Su precursor fue el ingeniero Ferdinand Arnodin. Se

utilizan para luces grandes o muy grandes.

El trasbordador consiste en una viga fija situada a la altura requerida por el

gálibo de la cual se cuelga una plataforma móvil generalmente mediante cables que

trasporta los vehículos de una orilla a la opuesta.

Esta tipología en seguida pasó de moda y desde 1916 no se ha vuelto a

construir ninguno con la sola excepción del SkyRide de Chicago para la exposición

universal de 1933.

Figura 3.31 – Puentes trasbordador en Portugalete (Vizcaya).



3.2. Proceso Constructivo Puentes vano a vano

En el capítulo anterior se ha desarrollado o se ha intentado dar a conocer todas

las tipologías de puentes existentes en la actualidad. Cada uno de ellos tiene su

método constructivo propio y su particular forma de materializar su estructura

propiamente tal; pero independiente que en todo proyecto se hayan tomado todas las

medidas para minimizar al máximo los posibles errores que se vayan presentando,

siempre existirán dificultades que se presentan en cada una de las fases constructivas.

Como se ha dicho anteriormente los procedimientos para la construcción vano

a vano in situ de estructuras de puentes tipo viga de hormigón estructural postensado

en sección de cajón y en los cuales es compatible el desarrollo de la unión con lazo

planteada en los objetivos de este trabajo de investigación, son el uso de cimbra

autoportante y autolanzable o el método de empuje de tablero.

La cimbra autoportante consiste en una gran viga en celosía metálica que se

apoya de forma provisoria sobre las propias pilas del viaducto y se sitúa por encima o

por debajo del tablero.

Esta viga sustenta su propio peso, el del encofrado y el del hormigón fresco

durante la construcción. Tras el hormigonado de cada vano, la cimbra autoportante

avanza al siguiente en un típico esquema de construcción vano a vano. La cimbra

incorpora mecanismos para un sencillo encofrado y desencofrado y sistemas para un

rápido traslado de la viga que desde sus primeras aplicaciones han ido evolucionando

y hoy permiten ritmos de construcción que llegan a ser de un vano a la semana.

El principal condicionante de este procedimiento es evidentemente la

necesidad de contar con una gran viga capaz de salvar la misma luz que los vanos del

puente soportando todo el peso del hormigón fresco. Esto limita las luces para las que

es económicamente viable, que no suelen superar los 50 metros, y restringe su

aplicación a puentes de longitud considerable en los que el número de vanos a

construir sea suficiente para amortizar la inversión en un elemento auxiliar de tanta

envergadura.



En el procedimiento de empuje en los puentes de hormigón, el tablero se

fabrica por fases siempre en el mismo lugar, que coincide con uno de sus estribos,

para proceder tras cada fase a su empuje o lanzamiento, haciéndolo pasar por los

sucesivos puntos de apoyo en las pilas ya construidas, hasta alcanzar su posición

definitiva. Las ventajas de este método son similares a las que proporcionaba el uso

de la cimbra autoportante, al independizar del terreno la construcción del tablero,

permitir la eficaz reutilización de los medios auxiliares y, ante todo, facilitar la

sistematización y control del proceso de ejecución que se concentra en uno de los

estribos.

La industrialización de la construcción redunda, en definitiva, en altos

rendimientos, mejor control de calidad y mayor seguridad. Las soluciones empujadas

llevan el rango de luces algo más lejos que en el caso de la cimbra autoportante, con

numerosas realizaciones con vanos en el entorno de los 60 metros.

El proceso de empuje requiere habilitar en uno de los estribos todo un parque

de fabricación, que es la zona de hormigonado donde se construyen las dovelas que

posteriormente se empujan. Es un elemento clave en el proceso constructivo que debe

salvar dos condicionantes fundamentales: por un lado debe lógicamente situarse en

prolongación de la directriz del tablero, y por otro lado debe ser de importante longitud

(de entre 1 y 2 veces la luz del vano), entre otras cosas para que en el momento de

volar el primer vano exista suficiente contrapeso para asegurar la estabilidad frente al

vuelco del tablero mientras éste no alcance la primera pila. El amplio espacio que por

ello requiere el parque de fabricación, sobre todo si la alineación del trazado en la

aproximación al puente difiere sensiblemente de la del propio viaducto, puede llegar a

restringir la aplicabilidad de este procedimiento, en particular cuando involucra

consideraciones medioambientales. En cualquier caso, se trata de un elemento

provisional de suficiente envergadura como para que, unido al otro gran medio auxiliar

que es la nariz o punta de avance, haga del empuje un procedimiento sólo rentable

para viaductos de longitud considerable, por encima de los 500 ó 600 metros.

Otra limitación de la construcción por empuje proviene de la propia geometría

del tablero, que para poder subdividirse en dovelas exactamente iguales debe ser

recto o de curvatura constante, tanto en planta como en alzado. No obstante, es

posible recurrir a una construcción por empuje, aunque el eje de trazado sobre el

viaducto no tenga una geometría “empujable” cuando, como suele ser el caso del



ferrocarril, el trazado es suficientemente suave. En este caso pueden asumirse ciertas

excentricidades entre el eje de trazado y el del tablero, o realizar ajustes de la rasante

con recrecidos o mediante el balasto. Si el acuerdo en alzado es suficientemente

próximo a una circunferencia puede incluso construirse el tablero con alzado de radio

constante para que luego se deforme adaptándose a la posición de las cabezas de pila

que sí siguen el trazado exacto; los radios son en general suficientemente amplios

como para que los esfuerzos que esta deformación impuesta genera resulten

perfectamente asumibles. También resulta un factor muy influyente la pendiente del

viaducto, que puede requerir, si es ascendente, mucho mayores fuerzas de empuje, o

elementos de retención en caso contrario.

Pero el mayor condicionante de la construcción por empujes sucesivos es, al

fin y al cabo, tener que salvar en voladizo, durante el lanzamiento, la luz completa de

los sucesivos vanos del viaducto. Además, cada sección del tablero se convierte en

algún momento en la sección de apoyo y queda por tanto sometida a importantes

cargas localizadas.

Por ello, en la práctica la totalidad de los viaductos empujados de hormigón

emplean secciones en cajón unicelular, que son las que consiguen un mayor

rendimiento del material o, dicho de otro modo, las que a igualdad de peso propio

alcancen mayor capacidad y rigidez, así como una mejor eficacia del pretensado. Es

una sección que, además, trabaja bien tanto a flexión negativa como positiva,

pudiendo adaptarse a los esfuerzos alternos a los que cada sección se ve sometida

durante el empuje; como hemos visto, viene empleándose desde que, merced al

pretensado, el hormigón empezó a enfrentarse a luces de cierta importancia, pero no

debe considerarse un tipo de sección estancado, pues ha evolucionado en la medida

en que lo han hecho la capacidad resistente y las características de trabajabilidad del

hormigón que la forma, lo que ha ido resultando en secciones cada vez más ligeras

que previsiblemente llegarán a aligerarse más en el futuro en lo que es el camino para

alcanzar luces cada vez mayores con este procedimiento constructivo.

La longitud de la nariz se sitúa entre el 50 y el 60 % de la luz del vano, y la

flecha en el su extremo puede ser de varios decímetros, desplazamiento que debe

recuperarse, generalmente mediante gatos, cada vez que la nariz alcanza una nueva

pila.



Para el deslizamiento del tablero sobre las pilas lo más habitual actualmente es

emplear apoyos terminados en una chapa de acero inoxidable, sobre la que durante el

lanzamiento se van introduciendo, una detrás de otra, almohadillas de neopreno por la

cara superior, para rozar con el tablero, y teflón por la cara inferior, para deslizar sobre

la chapa de acero inoxidable3.

La decisión de la situación de las juntas de construcción, y consecuentemente,

la división del tablero en dovelas, es fundamental para plantear el procedimiento de

empuje. Generalmente pueden ejecutarse dovelas de hasta 25 m de longitud, con lo

que viaductos de luces hasta 50 m, podrían dividirse en dos dovelas por vano. En su

defecto, para luces superiores la división deberá hacerse en tres. Existen

fundamentalmente dos procedimientos para situar longitudinalmente las juntas entre

dovelas:

1. Sobre la pila, una vez pasado el diafragma de apoyo

Figura 3.32 – Sobre la pila (Viartola, 2004).

2. Situación de la dovela centrada en el eje de apoyo en pilas

Figura 3.33 – Sobre el eje de la pila (Viartola, 2004).

3 Serna García-Conde, J., “Los Puentes del Tren”, Fundación ESTEYCO, 2006, España, p 154-177.



En el primer caso se facilita la retirada del encofrado interior replegado en los

dos tipos de dovelas resultantes, mientras que en el segundo la presencia del

diafragma centrado dificulta enormemente dicha retirada. Por otro lado, la posición de

las juntas de construcción es más adecuada en el segundo caso, pues con dos

dovelas por vano quedan a cuartos de la luz lo que corresponde a zonas poco

solicitadas en situación de servicio.

El problema de la retirada del encofrado interior se puede solucionar adoptando

la posición óptima de las juntas de construcción. El proceso constructivo consiste en

desarrollar y construir la sección transversal en el parque de fabricación en dos fases

de hormigonado.

Con este sistema resulta posible retrasar hasta el final la ejecución de la zona

central de losa superior. La sección en artesa resultante permite la retirada del

encofrado interior a través del hueco superior. De esta forma se puede unificar el

procedimiento constructivo independientemente del tipo de dovela, con lo que se

optimiza el ciclo de ejecución; y el enlace de la zona central de la losa superior con el

resto de la sección, se puede materializar adoptando una correcta y eficiente forma de

empalme de armaduras4.

Figura 3.34 – Fases de hormigonado de la sección transversal (Viartola, 2004).

4 Villalba Herrero, S., Proyecto de Tesis doctoral ““Diseño, verificación experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de hormigón de sección transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”, ETSECCPB UPC, Barcelona, España. P 14-16.



3.3 Anclaje y Empalme de Armaduras

3.3.1 CRITERIOS ESPECÍFICOS (EHE 08)

3.3.1.1 Anclaje de las armaduras pasivas

Las longitudes básicas de anclaje (lb) dependen, entre otros factores, de las

propiedades de adherencia de las barras y de la posición que éstas ocupan en la pieza

de hormigón.

Atendiendo a la posición que ocupa la barra en la pieza, se distinguen los

siguientes casos:

Posición I: de adherencia buena, para las armaduras que durante el hormigonado

forman con la horizontal un ángulo comprendido entre 45º y 90º o que en el caso de

formar un ángulo inferior a 45º, están situadas en la mitad inferior de la sección o a

una distancia igual o mayor a 30 cm. de la cara superior de una capa de hormigonado.

Posición II: de adherencia deficiente, para las armaduras que, durante el hormigonado,

no se encuentran en ninguno de los casos anteriores.

Figura 3.35 – Anclaje de barras



Los anclajes extremos de las barras podrán hacerse por los procedimientos

normalizados indicados en la figura 3.35, o por cualquier otro procedimiento mecánico

garantizado mediante ensayos, que sea capaz de asegurar la transmisión de

esfuerzos al hormigón sin peligro para éste.

Deberá continuarse hasta los apoyos al menos un tercio de la armadura

necesaria para resistir el máximo momento positivo, en el caso de apoyos extremos de

vigas; y al menos un cuarto en los intermedios. Esta armadura se prolongará a partir

del eje del aparato de apoyo en una magnitud igual a la correspondiente longitud neta

de anclaje.

3.3.1.2 Anclaje de barras corrugadas

La longitud básica de anclaje en prolongación recta en posición I, es la

necesaria para anclar una fuerza Asfyd de una barra suponiendo una tensión de

adherencia constante τbd, de tal manera que se satisfaga la siguiente ecuación de

equilibrio:

Donde τbd depende de numerosos factores, entre ellos el diámetro de la

armadura, las características resistentes del hormigón y de la propia longitud de

anclaje.

- Para barras en posición I:



- Para barras en posición II:

Donde:

Ø = Diámetro de la barra, en mm.

m = Coeficiente numérico, con los valores indicados en la tabla 3.1 en función del tipo

de acero, obtenido a partir de los resultados experimentales realizados con

motivo del ensayo de adherencia de las barras.

fyk = Límite elástico garantizado del acero, en N/mm2.

lbI y lbII = Longitudes básicas de anclaje en posiciones I y II, respectivamente, en mm.

En el caso de que puedan existir efectos dinámicos, las longitudes de anclaje

indicadas anteriormente se aumentarán en 10 ø y no podrá adoptar valores inferiores

al mayor de los tres siguientes: a) 10 ø; b) 150 mm.; c) la tercera parte de la

longitud básica de anclaje para barras traccionadas y los dos tercios de dicha longitud

para barras comprimidas.

m

B 400 S B 500 S Resistencia

característica del hormigón (N/mm2) B 400 SD B 500 SD

25 1,2 1,5

30 1,0 1,3

35 0,9 1,2

40 0,8 1,1

45 0,7 1,0

≥ 50 0,7 1,0

Tabla 3.1 – Valores m

En el caso de que las características de adherencia de las barras se

comprueben a partir de la geometría de corrugas el valor de τbd es:



ƒctd = Resistencia a tracción de cálculo. A efectos de cálculo no se adoptará un valor

superior al asociado a un hormigón de resistencia característica 60 N/mm2

excepto si se demuestra mediante ensayos que la resistencia media de

adherencia puede resultar mayor que la obtenida con esta limitación.

η1 = Coeficiente relacionado con la calidad de la adherencia y la posición de la barra

durante el hormigonado.

η1 = 1,0 para adherencia buena

η1 = 0,7 para cualquier otro caso.

η2 = Coeficiente relacionado con el diámetro de la barra:

η2 = 1 para barras de diámetro φ≤ 32 mm.

para barras de diámetro φ>32 mm.

La longitud neta de anclaje se define como:

Donde: β = Factor de reducción definido en la tabla 3.2.

σsd = Tensión de trabajo de la armadura que se desea anclar, en la hipótesis de

carga más desfavorable, en la sección desde la que se determinará la

longitud de anclaje.



As = Armadura necesaria por cálculo en la sección a partir de la cual se ancla la

armadura

As,real = Armadura realmente existente en la sección a partir de la cual se ancla la

armadura

Tipo de Anclaje Tracción Compresión

Prolongación recta -1 1

Patilla, gancho y gancho en U 0,7 (*) 1

Barra transversal soldada 0,7 0,7

Tabla 3.2 (Valores de β)

(*) Si el recubrimiento de hormigón perpendicular al plano de doblado es superior a 3ø.

En caso contrario β = 1.

En cualquier caso, lb,neta no será inferior al valor indicado en 3.3.1.1.

La longitud neta de anclaje no podrá adoptar valores inferiores al mayor de los

tres siguientes: a) 10 ø; b) 150 mm.; c) la tercera parte de la longitud básica de

anclaje para barras traccionadas y los dos tercios de dicha longitud para barras

comprimidas.

3.3.1.3 Reglas especiales para el caso de grupos de barras

Siempre que sea posible, los anclajes de las barras de un grupo se harán por

prolongación recta.

Cuando todas las barras del grupo dejan de ser necesarias en la misma

sección, la longitud de anclaje de las barras será como mínimo:

1,3 lb para grupos de 2 barras



siendo lb la longitud de anclaje correspondiente a una barra aislada.



Cuando las barras del grupo dejan de ser necesarias en secciones

diferentes, a cada barra se le dará la longitud de anclaje que le corresponda según el

siguiente criterio:

• 1,2 lb si va acompañada de 1 barra en la sección en que deja de ser necesaria;

• 1,3 lb si va acompañada de 2 barras en la sección en que deja de ser necesaria; • 1,4 lb si va acompañada de 3 barras en la sección en que deja de ser necesaria;

teniendo en cuenta que, en ningún caso los extremos finales de las barras pueden

distar entre sí menos de la longitud lb.

Figura 3.36

3.3.1.4 Anclaje de mallas electrosoldadas

La longitud neta de anclaje de las mallas corrugadas se determinará de

acuerdo con la fórmula:

siendo lb el valor indicado en las fórmulas dadas en 3.3.1.2.



Si en la zona de anclaje existe al menos una barra transversal soldada, la

longitud neta de anclaje se reducirá en un 30 por 100.

En todo caso, la longitud neta de anclaje no será inferior a los valores mínimo

indicados en 3.3.1.2.

3.3.1.5 Empalme de las Armaduras Pasivas

Los empalmes entre barras deben diseñarse de manera que la transmisión

de fuerzas de una barra a la siguiente quede asegurada, sin que se produzcan

desconchados o cualquier otro tipo de daño en el hormigón próximo a la zona de

empalme.

No se dispondrán más que aquellos empalmes indicados en los planos y los

que autorice el Director de Obra. Se procurará que los empalmes queden alejados de

las zonas en las que la armadura trabaje a su máxima carga.

Los empalmes podrán realizarse por solapo o por soldadura. Se admiten

también otros tipos de empalme, con tal de que los ensayos con ellos efectuados

demuestren que esas uniones poseen permanentemente una resistencia a la rotura no

inferior a la de la menor de las 2 barras empalmadas, y que el deslizamiento relativo

de las armaduras empalmadas no rebase 0,1 mm, para cargas de servicio (situación

poco probable).

Como norma general, los empalmes de las distintas barras en tracción de

una pieza, se distanciarán unos de otros de tal modo que sus centros queden

separados, en la dirección de las armaduras, una longitud igual o mayor a lb.

Figura 3.37 – Longitud lb



3.3.1.6 Empalmes por Solape

Este tipo de empalmes se realizará colocando las barras una al lado de otra,

dejando una separación entre ellas de 4ø como máximo. Cuando las barras se

coloquen en capas horizontales separadas, las barras de cada capa deberán situarse

verticalmente una sobre otra, de manera que el espacio entre las columnas de barras

resultantes permita el paso de un vibrador interno.

Las prescripciones que siguen son aplicables a las obras ordinarias

hormigonadas in situ. Cuando se trate de obras provisionales, o en los casos

especiales de ejecución (por ejemplo, elementos prefabricados), se podrá valorar, en

función de las circunstancias que concurran en cada caso, la disminución de las

distancias mínimas que se indican en los apartados siguientes previa justificación

especial.

La distancia libre, horizontal y vertical, entre dos barras aisladas consecutivas,

será igual o superior al mayor de los tres valores siguientes:

• 20 milímetros salvo en viguetas y losas alveolares pretensadas donde se

tomarán 15 mm;

• el diámetro de la mayor;

• 1,25 veces el tamaño máximo del árido.

Por lo tanto, la longitud de solapo será igual a:

siendo lb,neta el valor de la longitud neta de anclaje definida en 3.3.1.2, y α el

coeficiente definido en la tabla 3.3, función del porcentaje de armadura solapada en

una sección respecto a la sección total de acero de esa misma sección, de la distancia

transversal entre empalmes (según se define en la figura 3.38) y del tipo de esfuerzo

de la barra.



Figura 3.38

Porcentaje de barras solapadas trabajando a Tracción, con relación a la sección total de acero

Distancia entre los empalmes más próximos

(Figura 2.4) 20 25 33 50 > 50

Barras solapadas trabajando

normalmente a compresión en

cualquier porcentaje

a≥10 ø 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 1,0

a>10 ø 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,0

Tabla 3.3 (Valores de α)

Para barras de diámetro mayor que 32 mm, sólo se admitirán los empalmes

por solape si, en cada caso y mediante estudios especiales, se justifica

satisfactoriamente su correcto comportamiento.

En la zona de solape deberán disponerse armaduras transversales con

sección igual o superior a la sección de la mayor barra solapada.

3.3.1.7 Empalmes por Solape de Grupo de Barras

Se llama grupo de barras a dos o más barras corrugadas puestas en

contacto longitudinalmente.

Como norma general, se podrán colocar grupos de hasta tres barras como

armadura principal. Cuando se trate de piezas comprimidas, hormigonadas en

posición vertical, y cuyas dimensiones sean tales que no hagan necesario disponer

empalmes en las armaduras, podrán colocarse grupos de hasta cuatro barras.

En los grupos de barras, para determinar las magnitudes de los

recubrimientos y las distancias libres a las armaduras vecinas, se considerará como



diámetro de cada grupo el de la sección circular de área equivalente a la suma de las

áreas de las barras que lo constituyan.

Los recubrimientos y distancias libres se medirán a partir del contorno real

del grupo.

En los grupos, el número de barras y su diámetro serán tales que el diámetro

equivalente del grupo, definido en la forma indicada en el párrafo anterior, no sea

mayor que 50 mm, salvo en piezas comprimidas que se hormigonen en posición

vertical en las que podrá elevarse a 70 mm la limitación anterior. En las zonas de

solapo el número máximo de barras en contacto en la zona del empalme será de

cuatro.

Para el empalme por solape de un grupo de barras, se añadirá una barra

suplementaria en toda la zona afectada por los empalmes de diámetro igual al mayor

de las que forman el grupo. Cada barra se colocará enfrentada a tope a aquélla que va

a empalmar.

La separación entre los distintos empalmes y la prolongación de la barra

suplementaria será de 1,2 lb ó 1,3 lb según sean grupos de dos o tres barras.

Figura 3.39 – Empalme por solape grupo de barras

Se prohíbe el empalme por solape en los grupos de cuatro barras.



3.3.2 CRITERIOS ESPECÍFICOS (ACI, DIN 1045)

3.3.2.1 Anclaje de barras terminados en ganchos y ganchos ángulo

Los requisitos o criterios específicos para el anclaje de las armaduras

terminadas en gancho han sido introducidos por diferentes normativas y códigos. En el

Código ACI, se especifican las disposiciones mínimas y reglamentarias para este tipo

de dispositivos. Como valor mínimo de longitud de anclaje ldh (incluyendo todos los

factores de modificación aplicables), el Código ACI, establece que no debe ser menor

de 8db ni menor que 150 mm.

Figura 3.40 - Detalles de barras dobladas para desarrollar el gancho estándar (ACI 318-08).

Los ganchos representados en la figura 3.40 están en condiciones de anclar el

esfuerzo máximo de tracción siempre que sea posible absorber los esfuerzos de

fractura por tracción que se presenten.



Figura 3.41 - Detalles de barras dobladas para desarrollar el gancho estándar (DIN 1045).

La Norma DIN 1045 en su versión de Julio de 1988, Sección 18, aborda y

simplifica el problema estableciendo, cuando los extremos de las barras se doblan

formando ganchos o ganchos en ángulo (ver figura 3.41), una reducción del valor de

cálculo a de la longitud de anclaje según la ecuación:

adoptándose α1 = 0,7 ó 0,5, respectivamente (siempre respetando los

diámetros de los mandriles de doblado dB).

De forma similar al Código ACI, la DIN 1045 establece como longitudes

mínimas de anclaje los valores 10ø o menor que:

siendo dB el diámetro del mandril.



Este valor es aplicable a ganchos y ganchos en ángulo con o sin barras

transversales soldadas. Los ganchos no deben quedar muy cerca de las superficies

laterales, porque podrían ceder la saltar el recubrimiento lateral del hormigón. Para

poder disponer del coeficiente reductor α1 se requiere un recubrimiento normal al plano

del gancho ≥ 3 ø o bien disponer estribos o una compresión transversal.

3.3.2.2 Empalmes directos de armaduras de acero

• Empalmes soldados para tracción y compresión.

• Empalme a tope mediante soldaduras de arco por “quemado” o por soldadura a

presión con gas.

• Empalme a tope por soldadura de arco con metal de aporte.

• Empalme por superposición (soldadura al arco con aporte de metal) con

soldadura de garganta unilateral discontinua.

• Empalme con cubrejuntas (soldadura en arco con aporte de material) puede

ejecutarse con barras de empalme o con cubrejuntas adecuadas.

• Empalme con manguitos roscados.

• Empalmes por manguitos a presión para barras nervuradas.

• Empalmes con manguitos a termita.

• Empalmes por contacto en barras comprimidas.

3.3.2.3 Empalmes indirectos por superposición mediante barras rectas, barras

con gancho o ganchos ángulo

En el caso de un empalme por solape, la transferencia de esfuerzos de una

barra a otra se hace a través del hormigón que rodea ambas barras. En cualquier

parte de la longitud de empalme la fuerza se transmite de una barra al hormigón por

adherencia y también por este mecanismo simultáneamente se transmite del hormigón

hacia la otra barra. Dentro del hormigón se generan tensiones muy elevadas y fuerzas

que tienden a la falla por separación (splitting failure). En consecuencia, la integridad

de un empalme por solape depende de que se pueda desarrollar la adherencia entre

barra y hormigón sin que éste se desintegre o se induzcan excesivas deformaciones.



En los empalmes por superposición el esfuerzo Z (FS) en una barra se

transmite a la otra por diagonales ideales comprimidas (ver figura 3.42) para lo cual

sólo puede colaborar parte del perímetro de la barra. Por esta razón no es suficiente

como longitud de empalme, la longitud de anclaje l1. Las barras empalmadas deben

estar yuxtapuestas o muy poco separadas, no debiendo superar 4 ø la separación

libre.

Las diagonales ideales comprimidas originan en la zona de empalme esfuerzos

transversales de tracción Zq (FSq) (analogía del reticulado o celosía, ver figura 3.42)

que aumentan el peligro de que salte el revestimiento de hormigón, con respecto al

anclaje simple de una barra. En la figura 3.43 se muestra los resultados de los

ensayos realizados por Y. Goto (Goto et al, 1971) donde se observa las fisuras entre

las barras que indican claramente las diagonales comprimidas. De acuerdo con

ensayos experimentales realizados (Stöckl et al, 1972), las deformaciones

transversales y con ello los esfuerzos de fractura por tracción se reparten sobre la

longitud lü aproximadamente como muestra la figura 3.44.

Figura 3.42 –Transmisión de esfuerzos en un empalme indirecto: el esfuerzo Z se transmite por compresión oblicua, por lo que se origina una tracción transversal Z.

Figura 3.44 –Distribución cualitativa de las deformaciones transversales en un empalme por superposición de barras.

Figura 3.43. –Fisuras entre barras.



La Norma DIN 1045 en su versión de Julio de 1988, Sección 18, establece

diferentes formas de empalmes indirectos por superposición tales como extremos

rectos, ganchos, ganchos en ángulo y lazos (ver figura 3.45). La Norma aborda el

problema de la determinación de la longitud de superposición en empalmes

traccionados mediante la afectación de un factor αü en la longitud de anclaje l1, de

forma que l1 que ve incrementado por este parámetro.

lü =αü·l1

donde:

αü = Factor de afectación en la longitud de anclaje

lü = Longitud de cálculo de solape.

La DIN 1045 establece como longitudes mínimas de solape para las barras con

gancho o gancho en ángulo los siguientes valores:

• 20 cm

• 1.5·dB , siendo dB el diámetro del mandril.

Figura 3.45 – Empalmes por superposición con extremos rectos (a), ganchos en ángulo (b), ganchos rectos (c) y lazos (d) (DIN 1045, 1988).



En las zonas de empalmes por superposición, generalmente es necesaria una

armadura transversal para absorber la tracción transversal a menos que, en caso de

barras delgadas, resulte, para esos fines, suficiente el recubrimiento de hormigón.

Para barras de diámetro ø > 10 mm, dicha armadura transversal debe ser

verificada y dispuesta de modo tal (ø y separación de las barras) que las posibles

fisuras resulten capilares. Es suficiente (ver figura 3.46) dimensionar la armadura

transversal para Zq = 1,0·Z (FSq=1,0·FS), es decir, disponer de la misma capacidad

mecánica transversal que longitudinalmente. La distribución más efectiva, para coser

con mayor eficacia las deformaciones transversales y con ello los esfuerzos de

fractura por tracción (ver figura 3.46), consiste en disponer de la armadura en los

tercios extremos de la longitud de superposición, ubicando por lo menos tres barras en

cada tercio de longitud.

Figura 3.46. – Disposición de la armadura transversal en un empalme por superposición.

El empleo de los empalmes por superposición con ganchos y lazos ha sido, y

es, una tipología de unión muy poco desarrollada en España, no disponiendo de un

articulado en la normativa vigente española, EHE, que trate con claridad este tipo de

uniones de solape en piezas flexionadas.

En las juntas de empalme de elementos estructurales solicitados a la flexión,

basta de una pequeña longitud de superposición cuando el empalme diseñado se

realiza mediante terminación con gancho, se dispone de un diámetro de mandril de

doblado ceñido a lo establecido en la tabla 3.1, y el gancho termina en la zona



comprimida (Leonhardt et al, 1985). Para este tipo de uniones se debe, sin embargo,

usar sólo acero corrugado y el uso de un hormigón en junta de por lo menos una

resistencia de H- 35 N/mm2. Además debe cuidarse especialmente de asegurar el

recubrimiento de hormigón en dirección perpendicular al plano del gancho, debiendo

tener un espesor mínimo de 3ø o 3 cm.

Esta topología de uniones, ya estudiadas por Fritz Leonhardt (1985), se ha

desarrollado básicamente para el enlace de diferentes elementos prefabricados, esto

es, losas prefabricadas (ver figura 3.47).

Figura 3.47. –Empalmes por superposición con ganchos en piezas prefabricadas sometidas a flexión.

Estudios y realizaciones más recientes nos llevan al desarrollo de las últimas

tecnologías en viaductos prefabricados. Ingenieros americanos de la FHWA

“Administración Federal de Carreteras del Estado” y la AASHTO “Asociación

Americana de Estado de Carreteras y Transportes Funcionarios”, así como Japón y

países europeos (Países Bajos, Bélgica, Alemania, y Francia) son los motores de

investigación y desarrollo de esta tipología de uniones.

El Sistema de la Poutre Dalle o sistema de la Viga–T invertida (ver figura 3.48),

es un sistema elaborado en Francia el cual constituye un método para eliminar

encofrado y para proporcionar una superficie de funcionamiento segura, rápida y

económica. En este sistema, las losas se disponen unas adyacentes a las otras unidas

mediante la disposición de los ganchos de 180 grados los cuales son hormigonados



”in situ” de forma que se genera una estructura monolítica formando un compuesto

sólido de sección transversal.

El sistema de “Poutre Dalle” es considerado como un sistema rápido, versátil, y

duradero. El sistema está certificado por la autoridad ferroviaria nacional francesa

(SNCF) y el departamento técnico para las obras públicas y el transporte (SETRA).

Figura 3.48. –Aplicación del sistema “Poutre Dalle” por la FHWA a lo largo del puente de T.H. 8

cerca de la ciudad de centro en el condado de Chicago (2004).

Diversos proyectos de reparación de viaductos se han llevando a cabo en los

EEUU aplicando el sistema francés con variaciones sensibles. Proyectos como el

reemplazo de la cubierta del Center City Bridge o del Houston Country, Minnesota

Bridge 6679 (ver figuras 1.45 y 1.46), son ejemplos claros de la aplicación de este

sistema de losas prefabricadas y tipologías de unión.

Figura 3.49. –Reemplazo de cubierta de Houston Country (MN Bridge 6679).



Variaciones sensibles al sistema anteriormente descrito y sobretodo el

empalme generado, ha sido objeto de diversas investigaciones. Los Ingenieros (Ryu,

H.K.; Kim,Y.J; y Chang, S.P. et al, 2006) han realizado ciertos ensayos experimentales

a escala real (espesor) de la losa para probar su comportamiento estructural y

aceptabilidad. El ensayo experimental consistió en conectar dos losas prefabricadas

mediante un doble lazo cerrado “loop Joint”, reforzado con armadura transversal (ver

figuras 3.50). Una característica singular de este tipo de enlace consistía en la

colocación de dos losas prefabricadas enlazadas mediante la armadura de conexión

“Lazos cerrados” pero sin yuxtaposición de barras (separación > 4φ) considerando

únicamente la armadura transversal como elemento resistente de conexión.

Figura 3.50 –Diseño “loop Joint” elaborado por (Ryu, H.K.; Kim,Y.J; y Chang, S.P., 2006)



4. PLAN EXPERIMENTAL

A continuación se detallará la metodología de trabajo realizada para el

desarrollo de este proyecto de investigación. Si bien es cierto que esta tesina esta

enfocada a la participación de este proyecto de investigación y del desarrollo

netamente de los ensayos, se hace necesario presentar los antecedentes previos en

cuanto a construcción de losas e instrumentación de armaduras de losas, y de cómo

se ha ido trabajando hasta el día de entrar a participar activamente de la experiencia.

4.1 Construcción de Losas

La idea de estas experiencias es la de tratar de trabajar bajo condiciones reales

y en las mismas fases que se presentan en la materialización de este tipo de

estructuras. Es por esto que las losas se construyen en dos etapas desfasadas una de

la otra en 48 horas, con lo cual dispondremos de una junta en el centro de cada losa.

Se ensayan un total de 16 losas de dimensiones 5,60 x 1,60 m. y 0,285 m. de espesor.

La unión desarrollada consiste en el solape de barras mediante superposición de

lazos, cuyos diámetros de ensayo son de 20 y 25 mm., respectivamente.

Se realizan dos campañas experimentales, la primera con carga estática y una

segunda con carga dinámica (ciclos de carga). Todas las campañas corresponden a

ensayos mediante flexión pura, los cuales están determinados lo siguiente:

DIAMETRO DIN 1045 UNIÓN

EXPERIMENTAL LOSA DE

REFERENCIA 20 1 2 1 25 1 2 1

Tabla 4.1 – Tipología de Unión

Existen tres tipologías distintas de acuerdo a la conformación de la unión:

1. Unión de enlace siguiendo lo establecido en la norma alemana DIN 1045

(empalme por adherencia mediante lazos).

2. Unión experimental.

3. Losa de deferencia con armadura continua y sin ningún tipo de enlace.

Denominadas con las siglas: LR1, LR2, LD1, LD2, LE1 y LE2, en donde: • LR= Losa de Referencia • LD= Losa DIN 1045

• LE= Losa Experimental • 1= ø20 • 2= ø25



Figura 4.1 – Diseño Losa de Referencia LR (Villalba S., 2008).

Figura 4.2 – Diseño Losa DIN 1045 LD (Villalba S., 2008).

Figura 4.3 – Diseño Losa Experimental LE (Villalba S., 2008).



La finalidad de ensayar las tres tipologías anteriormente descritas es la de

evaluar y comparar los resultados obtenidos de los diferentes tipos de unión, y poder

cuantificar tanto la capacidad resistente como su comportamiento hasta rotura.

4.2 Instrumentación

Para la obtención de la información acerca del desarrollo de los ensayos, se

elabora un programa de mediciones de una serie de magnitudes físicas, las cuales

requieren de la siguiente instrumentación:

REFERENCIA TIPO MEDICION

GA Galgas extensométricas en acero pasivo

Deformaciones en el acero pasivo de las losas

LVDT Linear Variable Diferencial Transducer

Flechas y giros en la losa (centro de vano)

TEMP Temposonics (Transductores magnéticos)

Apertura de la junta de hormigonado de la losa

Tabla 4.2 - Instrumentación empleada en ensayos

Para los ensayos de las losas tipo LD y LE, se emplean un total de 12 galgas

extensométricas dinámicas (HBM) para la instrumentación de la armadura, de forma

que se testan 8 barras longitudinales y 4 barras transversales de enlace “cosido”

(armadura interior de lazo). Se dispone de 3 transductores de desplazamiento (tipo

Temposonic) por ensayo con la finalidad de medir la apertura de la fisura prevista en la

junta (zona crítica de aparición de fisuras). Para la medición de flechas, se emplean de

5 LVDT en centro de vano y zonas adyacentes a ésta, así como 2 LVDT en apoyos.

Figura 4.4 – Instrumentación Losa DIN 1045 LD (Villalba S., 2008).



Figura 4.5 – Instrumentación Losa Experimental LE (Villalba S., 2008).

Para el ensayo de las losas tipo LR se sigue la instrumentación detallada en las

figura 4.6. Para este tipo de ensayo se emplean un total de 4 galgas extensométricas

dinámicas (HBM) para la instrumentación de la armadura todas ellas longitudinales.

Respecto a la medición de aperturas de fisuras y de flechas en la losa, se

utilizan el mismo número i disposición de instrumentación que para los ensayos LE y

LD; esto es, 3 Temposonics y 7 LVDT, respectivamente.

Figura 4.6 – Instrumentación Losa Referencia LR (Villalba S., 2008).



4.3 Materiales y medidas de carga

Para la fabricación de todas las losas con sus correspondientes fases de

hormigonado, se emplea siempre el mismo tipo de hormigón, siendo éste un H - 35 N/

mm2. El cemento empleado es un tipo I 52,5R y se usa el aditivo superplastificante

Glenium C-355 de Basf.

Como armadura pasiva se emplean barras corrugadas de acero calidades B-

500 SD, suministradas cortadas y dobladas.

Todas las losas se colocarán bajo un pórtico de carga sobre caballetes

metálicos con el fin de permitir mantenerse dentro del rango de actuación del gato. El

actuador será un gato con pistón hidráulico MTS de 1MN de capacidad. Para la

campaña dinámica (ciclos de carga) se aplicará ciclos de 1.5Hz (0.67777 s/ciclo) con

fluctuación de carga constante de 30 a 80 KN; sin la aplicación de escalones de carga.

Material auxiliar de montaje

• Para la correcta ejecución de las losas se dispone del siguiente material auxiliar:

• Encofrado de losas mediante paneles metálicos (1 Unidad).

• Materialización de la junta de hormigonado en dos fases mediante encofrado de

madera.

• Bandas de neopreno de 20 x 40 x 4 cms, para apoyo de la losa (6 Unidades). • Bancada fija de soporte a la base de perfiles metálicos tipo HEB para la

sustentación de las losas de ensayo.



5. FASE EXPERIMENTAL

A continuación se dará a conocer el trabajo realizado durante el desarrollo de

esta investigación, identificando claramente las fases en las que se divide y el

desarrollo experimental de cada una de ellas. Es bueno aclarar que en alguna de

estas etapas no se ha participado, ya que al momento de entrar a participar del

proyecto, ya se habían materializado en su totalidad, tales como las instrumentación

de las armaduras de las losas, pero de todas formas se hará una revisión del trabajo

realizado en esta etapa.

Es importante aclarar que la totalidad de los ensayos se realizarán en el

Laboratorio de Tecnología de Estructuras de la UPC, y en relación a los elementos a

ensayar se opto por subcontratar externamente a una empresa (PACADAR S.A.) para

el suministro y fabricación de las losas proyectadas.

5.1 Instrumentación de Armadura de Losas

En primer lugar, se realiza el montaje de las jaulas de armado de las losas

dispuestas en el parque de trabajo de PACADAR S.A. Dadas las dimensiones de las

losas y con la finalidad de garantizar un buen manejo y transporte de éstas una vez

instrumentadas a la zona de hormigonado, se ha dispuesto de puntos de soldadura

(soldadura mediante hilo) en distintas barras para garantizar la rigidez necesaria y

poder llevar a cabo con éxito los trabajos planteados.

Figura 5.1 – Acopio de jaulas de armaduras previas a su instrumentación (Villalba S., 2008).

A continuación se procede a la preparación de la armadura para la instalación

de las galgas extensométricas, etapa fundamental para la obtención de la adherencia

perfecta entre las galgas con el acero necesaria para obtener resultados favorables.



La primera operación consiste en eliminar toda corruga existente en las zonas

donde se ubicarán las galgas. Para llevar a cabo esta operación ha sido precisa del

manejo de maquinaria tipo radial amoladora.

Figura 5.2 – Eliminación de las corrugas de la armadura de losas LD2 y LE2 (Villalba S., 2008).

Una vez eliminada la corruga, se procede al lijado en seco de la zona mediante

maquina de lijar con lija de carburo de silicio de grano 220 o 320 con el objetivo de

quitar cualquier escama, oclusión minúscula o rastros de oxidación. Luego, se efectúa

la operación de limpieza y eliminación de residuos, que consiste en desengrasar a

fondo la superficie de las piezas con un disolvente o un alcohol etílico con cetilpiridino

mediante gasas limpias. Este proceso se ha de repetir tantas veces hasta garantizar

una blancura absoluta en la gasa utilizada.

Figura 5.3 – Armadura lijada y proceso de limpieza (Villalba S., 2008).



Seguidamente se procede al pegado de las galgas extensométricas. Se han

seguido una serie de pasos para garantizar su correcta ejecución. El primer aspecto a

considerar es el de presentar la galga en su futura ubicación. Se recuerda que ésta

mide la deformación longitudinal de las barras, por lo que su posición debe coincidir

con el eje longitudinal de la barra. A continuación se prepara el adhesivo; éste consiste

en un bicomponente A + B formado por un compuesto en polvo de acril-polimérico

basado en metil-metacrilato con materia orgánica de extensión y un líquido monómero

mixto basado en metil-acrílico-ester, respectivamente. La mezcla se realiza en un baso

de plástico y mediante una varita de madera con la que, posteriormente, se aplica el

adhesivo a la armadura. El proceso de pegado consiste en presionar uniformemente

con los dedos durante 30 segundos, de forma que la presión aplicada esté bien

repartida. Esta operación se realiza mediante una cinta transparente de plástico.

Después del curado, la galga está firmemente adherida a la barra. Acto seguido, se

despega lentamente la cinta transparente volviéndola sobre si misma y se fija la salida

de la galga e inicio del cable con una brida con el fin de proteger y aislar ésta de

cualquier tirantez posterior a lo largo del proceso de instrumentación.

Figura 5.4 – Pegado de las galgas y colocación brida en inicio de cables en LE2 (Villalba S., 2008).

Una vez pegada la galga se procede a la protección de ésta. Se recomienda

proteger toda banda extensométrica de influencias externas, como puede ser

humedad o carga mecánica. Se sabe que incluso pequeñas variaciones de la

humedad ambiental tienen influencia en la señal de medición de una banda

extensométrica sin protección. Para paliar estas recomendaciones se ha aplicado un

protector tipo ABM 75 (temperatura de resistencia en aire: -196°C...+75°C),

componente moldeable formado por masilla recubierta externamente con una lámina

de aluminio.



Figura 5.5 – Colocación del protector ABM 75 en losa LE2 (Villalba S., 2008).

Aun no considerando suficiente esta protección, para la elaboración de la

instrumentación se ha dispuesto de una protección adicional. Consiste en disponer de

unos caparazones cilíndricos tipo “fergón” de unos 2.50 – 3.00 cm. de longitud donde

se ha pegado la galga. Una vez colocado se sella mediante silicona convencional con

base neutra, con el fin de aislar la banda de cualquier tipo de golpe y/o manipulación

en el transporte, fase de hormigonado “vibrador”, etc…

Una vez se ha finalizado la instrumentación, se acopian debidamente las jaulas

y se les protege mediante una lona plástica.

Figura 5.6 – Colocación del protector fergon en losa LD2, LD1 y LR2 (Villalba S., 2008).



5.2 Hormigonado de Losas

Figura 5.7 – Transporte de la jaula a la zona de hormigonado (Villalba S., 2008).

Una vez encofradas, el último paso es el hormigonado por fases. El

hormigonado de las losas se realiza en dos fases con intervalo de 48 horas, con lo que

se dispone de una junta en el centro de la losa. Ésta se ha materializado mediante

tableros lisos de madera con el fin de no alterar el comportamiento estructural entre

dos hormigones de edades distintas y así poder emular al máximo las condiciones

reales de construcción.

Figura 5.8 – Encofrado de la Losa LR2, LD1 y LD1. Disposición de junta de hormigonado.



Figura 5.9 – Ejecución hormigonado de losas (Villalba S., 2008).

Finalmente, tras transcurrir un mínimo de 24 horas de la segunda fase de

hormigonado (transcurso de tiempo en el cual el hormigón de la segunda fase toma

valores de resistencia del orden de 25 N/mm2) se desencofran y se llevan a la zona del

parque de fabricación donde se acopian (mediante tres zonas de apoyo) debidamente

codificadas y numeradas hasta el momento de que sean transportadas al laboratorio

de tecnología de estructuras de la UPC para ser ensayadas

Figura 5.10 – Acopio de las losas hormigonadas y resultado de la junta de hormigonado de la losa

LE2



5.3 Traslado y acopio de Losas (UPC)

Una vez que los elementos están construidos en su totalidad, son trasladados

a las dependencias de la UPC, específicamente al laboratorio de estructuras de la

ETSECCPB, para su posterior ensayo.

Figura 5.11 – Traslado de losas a laboratorio UPC

Figura 5.12 – Acopio de losas en laboratorio UPC



5.4 Instrumentación Ensayos

Una vez que las losas están acopiadas en laboratorio se procede a montarla en

el sector donde se realizará el ensayo. Luego de tener la losa montada en el sector se

deben realizar las mediciones correspondientes en relación a las distancia para que la

losa quede completamente centrada.

Figura 5.13 – Colocación losa en pórtico de ensayo (Frontal)

Figura 5.14 – Colocación losa en pórtico de ensayo (Lateral)



Figura 5.15 – Montaje losa en pórtico de ensayo

Luego de esta operación se procede a limpiar los sectores donde se

conectarán las pletinas de anclaje de los tempos para que el pegamento tenga la

adherencia adecuada.

La operación de pegado se debe realizar con mucho cuidado debido a la

peligrosidad del pegamento, que este caso será x-60, mezcla bicomponente A + B

formado por un compuesto en polvo de acril-polimérico basado en metil-metacrilato

con materia orgánica de extensión y un líquido monómero mixto basado en metil-

acrílico-ester, respectivamente. La mezcla se realiza en un vaso de plástico y

mediante una varita de madera, debido a la reacción química que se produce al

mezclar los componentes A y B, uno sólido y el otro liquido, en cantidades iguales se

deben tomar las precauciones necesarias.

Se mezclan estos dos elementos en iguales cantidades hasta obtener una

mezcla homogénea y pastosa la cual se coloca en los sectores donde se van a adherir

las pletinas, procurando no soltar el elemento hasta que haya endurecido

completamente y se haya logrado la adherencia perfecta. Posterior a esta actividad se

debe verificar la verticalidad de los tempos, en caso de encontrarse con alguna

variación debe ser corregida, ya que puede llevar a errores en las mediciones.



Figura 5.16 – Colocación Tempos y LVDT.

Luego se conectarán los terminales de los tempos con los de los equipos de

extracción de datos y medición los cuales nos arrojarán la información necesaria para

cuantificar el desarrollo completo del ensayo, en relación a las variables actuantes.

Posterior a esto se debe realizar la conexión de las galga extensométricas con

los conectores de los terminales de extracción de datos, procurando seguir fielmente

los detalles de los esquemas desarrollados para cada losa, ya que si no realiza este

trabajo con precaución se pueden obtener datos erróneos y finalmente distorsionar la

información recabada.

Luego de verificar que todas las conexiones se hayan realizado de manera

correcta y que además lo corroboren los equipos de medición, se da comienzo al

ensayo.



6. ANALISIS DE RESULTADOS

En este capítulo se presentan los resultados obtenidos de los ensayos tanto a

carga estática, como dinámica de la losa LE1 (Losa con lazo experimental Ø 20 mm.).

Se estudia la influencia de las cargas en las deformaciones tanto en la conformación

de la junta de hormigonado, la deformación del elemento sometido a flexión pura

(Flecha) y las deformaciones que se producen en el acero pasivo que conforma el

enlace de las armaduras.

Además, considerando que esta tesina se engloba dentro de un proyecto y

tesis doctoral, con los resultados obtenidos no se pretender hacer un análisis

exhaustivo ni sacar conclusiones de carácter absoluto, se busca mas bien tener un

cierto panorama sobre el comportamiento de las losas en relación al enlace de las

armaduras, la conformación de las juntas de hormigonado y la deformación del

elemento sometido a flexión.

Para identificar claramente elementos de acero testeados que conforman el

enlace entre armaduras, se presenta el siguiente esquema (Ver Figura 6.1):

Figura 6.1 – Detalle elementos armadura enlace LE1



Carga v/s Apertura de Junta

0

50

100

150

200

250

300

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Apertura de Junta (mm)

Car

ga (k

N)

Frontal

Central

Posterior

Carga v/s Flecha

0

50

100

150

200

250

300

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120

Deformación (mm)

Car

ga (k

N)

FrontalCentroPosterior

6.1 Ensayo con carga estática

Figura 6.2 – Gráfico Carga v/s Apertura de Junta

Figura 6.3 – Gráfico Carga v/s Flecha



Carga v/s Deformación AP (B2)

0

50

100

150

200

250

300

0 5 10 15 20 25 30 35

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

B2B2 Solape


0

50

100

150

200

250

300

0 5 10 15 20 25

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

B3B3 Solape

Figura 6.4 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (B2)





0

50

100

150

200

250

300

0 5 10 15 20 25

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

B5B5 Solape


0

50

100

150

200

250

300

0 5 10 15 20 25 30 35 40

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

B6B6 Solape





Carga v/s Deformación AP (BT)

0

50

100

150

200

250

300

0 0,5 1 1,5

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

BTBT Solape

Carga v/s Deformación AP (BTI)

0

50

100

150

200

250

300

0 0,5 1 1,5

Deformación (mm/m)

Car

ga (k

N)

BTIBTI Solape

Figura 6.8 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (BT)

Figura 6.9 – Gráfico Carga v/s Deformación AP (BTI)



En términos generales, se observa que las curvas Carga-Apertura de Junta,

Carga-Flecha y Carga-Deformación AP, de la losa LE1 de hormigón armado con

enlace experimental, tiene tres zonas bastante diferenciadas. Aparece un primer tramo

aproximadamente lineal, que se extiende hasta que los valores de carga alcanzan el

momento de fisuración.

Luego aparece un segundo tramo, aproximadamente lineal, pero con una

pendiente considerablemente más baja, que corresponde al comportamiento de la losa

con un área de fisuración muy extendida. La pendiente de este tramo depende

principalmente de la resistencia a la flexotracción y de las armaduras dispuestas en el

elemento.

Por último aparece un tercer tramo lineal, con una nueva reducción de la

pendiente y consecuentemente con un enorme crecimiento de las deformaciones que

corresponde al momento cuando el acero de las armaduras comienza a ceder.

Para el primer caso (Carga-Apertura de Junta), podemos visualizar que se

alcanza el momento de fisuración cuando los valores de carga sobrepasan

aproximadamente los 50 KN, correspondiendo para este instante una apertura de

fisura que fluctúa entre los 0,1 a 0,2 mm. Posterior a esto se llega al punto en donde el

acero de las armaduras comienza a ceder, en este instante se sobrepasan los valores

de carga por sobre los 210 KN, correspondiéndole para este instante una apertura de

fisura del orden de los 1 mm. en promedio. De aquí en adelante, el acero de las

armaduras ha comenzado a ceder y se puede verificar el aumento rápido y progresivo

de los valores de apertura de fisura, llegando a casi a los 8 mm. en promedio, cuando

se alcanzan los 250 KN aproximadamente, máximo valor de carga soportado por el

elemento.

Para el segundo caso (Carga-Flecha), se puede ver que cuando se sobrepasa

el instante de fisuración (50 KN) se presentan valores de deformación del orden de 2 a

3 mm. en promedio. En el segundo tramo visualizado en la gráfica se puede verificar

que los valores de deformación comienzan a aumentar a medida que aumenta la

carga, llegando a un punto máximo donde los valores de flecha son del orden de los

30 mm., cuando la carga suministrada es de aproximadamente de 210 KN. Desde este

punto en adelante los valores de deformación comienzan a aumentar rápidamente

coincidiendo con el instante en que el acero comienza a ceder, llegando a valores de



flecha de aproximadamente 110 mm, en el momento que se llega al máximo de carga

soportado por el elemento (250 KN).

En el caso (Carga-Deformación AP), no se advierten grandes diferencias en

cuanto a valores limites de carga, pero si de valores de deformaciones en relación a

los elementos que conforman el enlace, dependiendo de su ubicación en éste. En el

caso puntual de las graficas Carga-Deformación AP (B2, B3, B5, B6), se pueden

visualizar valores del orden de los 1 mm/m. de deformación, el instante que se

sobrepasa los 50 KN (fisuración). En el segundo tramo, la gráfica nos revela el

aumento de la deformación llegando a los 4 mm/m, cuando la carga sobrepasa los 210

KN. Desde este punto en adelante se produce el rápido aumento de las deformaciones

coincidiendo con los casos anteriores, llegando a valores de deformación del orden de

los 18 mm/m. en promedio.

Para el caso Carga-Deformación AP (BT, BTI), se puede verificar un

comportamiento similar al caso anterior, pero debido a la disposición transversal de las

barras en la conformación del enlace, se obtienen valores de deformación

considerablemente menores, que van desde 0,1 mm/m en el momento de fisuración,

pasando por los 0,5 mm/m antes de que en acero comience a ceder y llegando a los

1,5 mm/m en promedio cuando los valores de carga son del orden de 250 KN.



Gráfico Apertura de Junta v/s Tiempo

0

0,1

0,2

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Ape

rtura

de

Junt

a (m

m)

Gráfico Flecha v/s Tiempo

0

1

2

3

4

5

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m)

6.2 Ensayo Con carga Dinámica

Figura 6.10 – Gráfico Apertura de Junta v/s Tiempo

Figura 6.11 – Gráfico Flecha v/s Tiempo



Gráfico Deformación AP (B2) v/s Tiempo

0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

B2

B2 Solape


0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

B3

B3 Solape

Figura 6.12 – Gráfico Deformación AP (B2) v/s Tiempo





0

0,1

0,2

0,3

0,4

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

B5


0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

B6

B6 Solape





Gráfico Deformación AP (BT) v/s Tiempo

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

BT

Gráfico Deformación AP (BTI) v/s Tiempo

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0 5 10 15

Tiempo (Días)

Def

orm

ació

n (m

m/m

)

BTI

Figura 6.16 – Gráfico Deformación AP (BT) v/s Tiempo

Figura 6.17 – Gráfico Deformación AP (BTI) v/s Tiempo



En general, se observa que las gráficas Carga-Apertura de Junta, Carga-

Flecha y Carga-Deformación AP de la losa LE1 de hormigón armado con enlace

experimental sometida a carga dinámica, los comportamientos son similares.

Considerando la aplicación de una carga fluctuante entre 30 y 80 50 KN y con una

frecuencia de 1,5 Hz; se diferencian dos etapas, en la primera se ve claramente una

amplitud de onda en aumento progresivo, haciéndose máxima, cuando se ha llegado

al punto de fisura, lo cual concuerda totalmente con los datos obtenidos en los

ensayos a carga estática, donde se obtuvo el punto de fisura aproximadamente a los

50 KN. Luego aparece un segundo tramo de amplitud constante, que se mantiene

durante todo el periodo que dura el ensayo, para una carga de aplicación constante de

50 KN.

Para el primer caso (Carga-Apertura de Junta), podemos visualizar que

cuando se alcanza el momento de fisuración los valores registrados son del orden de

los 0,1 mm, amplitud de onda que se hace constante hasta finalizar a los 15 días.

Para el segundo caso (Carga-Flecha), se puede ver que cuando se llega al

instante de fisuración (50 KN) se presentan valores de deformación del orden de 3 a 4

mm. en promedio, valores que se mantienen como amplitud de onda hasta finalizar el

ensayo.

En el caso (Carga-Deformación AP), no se advierten grandes diferencias en

cuanto a las relaciones anteriormente descritas. Puntualmente en las graficas Carga-

Deformación AP (B2, B3, B5, B6), se pueden visualizar valores del orden de los 0,2

mm/m. de deformación, el instante que se sobrepasa los 50 KN (fisuración).

Para el caso Carga-Deformación AP (BT, BTI), se puede verificar un

comportamiento similar al caso anterior, pero debida a la disposición transversal de las

barras en la conformación del enlace, se obtienen menores valores de 0,02 mm/m de

deformación.



7. CONCLUSIONES

Como se recordará, el presente trabajo se enmarca dentro de la participación

del proyecto de investigación y tesis doctoral, titulado “Diseño, verificación

experimental y desarrollo de uniones mediante lazos de armaduras en viaductos de

hormigón de sección transversal en cajón. Optimización del proceso constructivo.”,

desarrollado por Sergi Villalba Herrero, la cual está dirigida por el profesor Joan

Ramón Casas.

Cabe señalar que el objetivo principal de esta tesina fue el de la preparación,

instrumentación y desarrollo de los ensayos de las distintas campañas experimentales

realizadas, tanto a carga estática como dinámica, del proyecto de tesis doctoral

señalado anteriormente.

Para esto, y a modo de introducirse al tema, se desarrollo un capítulo completo

en relación a las tipologías de puentes construidos en la actualidad y otros que han

caído en desuso, pero es bueno nombrarlas a modo de antecedente histórico.

Además, se desarrollaron algunos sub-capítulos donde se muestra la evolución

histórica y los procesos constructivos de cada tipología de puente presentada. Se

desarrollo de manera más puntual y detallada los métodos de construcción vano a

vano, en puentes de hormigón tipo viga en sección cajón, debido a que es donde es

aplicable el desarrollo de la unión de armaduras mediante lazos.

Luego, se analizan las bases teóricas de adherencia y anclaje según diferentes

normativas EHE, ACI, DIN 1045; donde queda más que claro que las longitudes de

solape necesarias para materializar los enlaces de armaduras, son de longitud

demasiado excesivas, lo cual justifica la búsqueda de soluciones al respecto.

En relación a la participación de las campañas experimentales, cabe señalar que

se ha participado casi en la totalidad de los ensayos, ejecutando labores de

instrumentación de losas a ensayar y de su posterior desmontaje, una vez que ha

finalizado el ensayo.

De los ensayos propiamente tal, se comenta que se tomó como referencia para el

análisis de los resultados, una losa sometida a carga estática y otra a carga dinámica,

la que corresponde a la losa LE1 (Losa con Enlace Experimental).



En términos generales, se observa que las curvas generadas en relación a los

datos obtenidos de la losa LE1 de hormigón armado con enlace experimental,

ensayada a carga estática, tiene tres zonas bastante diferenciadas. Aparece un primer

tramo aproximadamente lineal, que se extiende hasta que los valores de carga

alcanzan el momento de fisuración. Posterior a esto un segundo tramo

aproximadamente lineal se hace presente, pero con una pendiente considerablemente

más baja, correspondiendo al comportamiento de la losa con un área de fisuración

muy extendida. La pendiente de este tramo depende principalmente de la resistencia a

la flexotracción y de las armaduras dispuestas en el elemento. Por último aparece un

tercer tramo lineal, con una nueva reducción de la pendiente y consecuentemente con

un enorme crecimiento de las deformaciones que corresponde al momento cuando el

acero de las armaduras comienza a ceder.

De lo anterior se puede concluir que el comportamiento del elemento sometido

a flexión pura y ensayado a carga estática, es marcadamente no lineal.

Para el caso de las graficas de la losa LE1 sometida a carga dinámica, los

comportamientos son similares. Considerando la aplicación de una carga fluctuante de

30 a 80 KN y con una frecuencia de 1,5 Hz; se diferencian dos etapas, en la primera

se ve claramente una amplitud de onda en aumento progresivo, haciéndose máxima,

cuando se ha llegado al punto de fisura, lo cual concuerda totalmente con los datos

obtenidos en los ensayos a carga estática, donde se obtuvo el punto de fisura

aproximadamente a los 50 KN. Luego aparece un segundo tramo de amplitud

constante, que se mantiene durante todo el periodo que dura el ensayo, para una

carga de aplicación constante de 50 KN.

Para finalizar, puedo concluir que la experiencia realizada cumplió cabalmente

los objetivos planteados para el desarrollo de esta tesina. Partiendo de la base que

jamás había tenido la oportunidad de trabajar y de participar de un proyecto de esta

envergadura y con las tecnologías aplicadas en relación a la cuantificación de las

variables en estudio; se lograron aprendizajes tanto en temas de trabajo de

laboratorio, como lo relacionado con los puentes, su historia, sus tipologías y procesos

constructivos utilizados en la actualidad.



8. BILIOGRAFIA

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projecte o tesina d’especialitat - pàgina inicial de

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