UNIVERSIDAD NACIONAL DE INGENIERIA FACULTAD DE INGENIERIA CIVIL EC-323-G PUENTES
Trabajo: AVANCE TRABAJO ESCALONADO
GRUPO #4:
“ ANALISIS Y DISEÑO DE
PUENTES PEATONALES
”
MISAICO SAIRITUPAC KEVIN
20081263A
LOBATON-ROSAS-GERSON LOBATON-ROSAS-GERSON BRUNO
20081164C
VILLANUEVA-ACEIJAS-GIANMARCO
20102030K
2014-II
INDICE 1. CARGAS QUE ACTUAN EN PUENTES PEATONALES 2. COMBINACIONES DE CARGA, FACTORES DE CARGA Y RESISTENCIA RESISTENCI A 3. DEFLEXIONES 4. VIBRACIONES 5. AASHTO LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATIONS SPECIFICATI ONS EDICION 2010 6. PILARES
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INDICE 1. CARGAS QUE ACTUAN EN PUENTES PEATONALES 2. COMBINACIONES DE CARGA, FACTORES DE CARGA Y RESISTENCIA RESISTENCI A 3. DEFLEXIONES 4. VIBRACIONES 5. AASHTO LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATIONS SPECIFICATI ONS EDICION 2010 6. PILARES
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ANALISIS Y DISEÑO SISMICO DE PUENTES PEATONALES PEATONALES 1. CARGAS QUE ACTUAN EN LOS PUENTES PEATONALES 1.1 CARGAS PERMANENTES (DC) 1.1.1 PESO PROPIO Se considera el peso propio de la estructura considerando una densidad de 25KN/m3 para el concreto armado.
1.1.2 CARGAS MUERTAS Las cargas muertas incluyen el peso del parapeto y el peso de las barandas de seguridad. Los valores considerados son:
Peso del parapeto igual a 0.375KN/m Peso de barandas igual a 1.00KN/m
Se considera un peso muerto total considerando dos parapetos y dos barandas igual a 2.75KN/m.
1.1.2 ACCIONES REOLOGICAS Se considera las acciones debido a la retracción y fluencia del concreto para el diseño de la subestructura, considerándose un coeficiente para el acortamiento de fragua de 0.0003m/m y un coeficiente para el flujo plástico de 0.0003m/m.
1.2 CARGAS VARIABLES (LL) 1.2.1 CARGA VIVA DE DISEÑO El Artículo 3.1 del NCHRP 20-07, señala que los puentes para tráfico peatonal se deberán diseñar para una sobrecarga de 90psf, equivalente a 4.50KN/m2. El Artículo 3.6.1.6 del AASHTO LRFD, señala que los puentes utilizados solo para tráfico peatonal se deberán diseñar para una sobrecarga de 4.10KN/m2. Conservadoramente se ha considerado una carga de diseño de 5KN/m2 equivalente a 0.5t/m2.
1.2.2 VARIACIONES DE TEMPERATURA 6.2.2. Para los cálculos se asume una variación térmica de +/- 30ºC
1.2.3 SISMO 6.2.3. Los efectos sísmicos serán analizados de acuerdo a lo indicado en el Apartado 3.10.4 del AASHTO LRFD (2012). Se incluye a continuación la figura con la definición general del espectro.
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Los valores del espectro se definen de la siguiente manera:
Coeficientes de aceleración
•
PGA: Coeficiente de aceleración pico en terreno tipo D (Suelo)
•
S s
•
S
: Coeficiente de aceleración espectral para un periodo de 0.20s
1:
Coeficiente de aceleración espectral para un periodo de 1.00s
Factores de sitio
: Factor de sitio para la aceleración pico
•
F pga
•
F a
: Factor de sitio para la aceleración de periodo 0.20s
•
F v
: Factor de sitio para la aceleración de periodo 1.00s
Definición de los puntos principales del espectro:
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Periodos que definen la meseta del espectro:
Para valores intermedios de periodos las aceleraciones se definen de acuerdo a las siguientes ecuaciones:
2. COMBINACIONES DE CARGA, FACTORES DE CARGA Y RESISTENCIA
La condición de diseño básica que debe cumplir cada una de las componentes de la estructura es que su capacidad resistente no debe ser excedida por la solicitación mayorada, de acuerdo al estado límite de análisis.
La solicitación mayorada es tomada como:
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Según: “NCHRP 20-07 TASK 244
LRFD GUIDE SPECIFICATIONS FOR THE DESIGN OF PEDESTRIAN BRIDGES”
Los tipos de puentes identificados en el artículo 1.1 se diseñarán para las combinaciones de carga y factores de carga especificados en la Tabla AASHTO LRFD 3.4.1-1, con las siguientes excepciones:
combinación de carga de fatiga II no necesita ser considerada.
Cargas permanentes DD = fricción negativa (downdrag) DC = peso propio de los componentes estructurales y accesorios no estructurales DW = peso propio de las superficies de rodamiento e instalaciones para servicios públicos EH = empuje horizontal del suelo
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EL = tensiones residuales acumuladas resultantes del proceso constructivo, incluyendo las fuerzas secundarias del postesado ES = sobrecarga de suelo EV = presión vertical del peso propio del suelo de relleno
Cargas transitorias BR = fuerza de frenado de los vehículos CE = fuerza centrífuga de los vehículos CR = fluencia lenta CT = fuerza de colisión de un vehículo CV = fuerza de colisión de una embarcación EQ = sismo FR = fricción IC = carga de hielo IM = incremento por carga vehicular dinámica LL = sobrecarga vehicular LS = sobrecarga viva PL = sobrecarga peatonal SE = asentamiento SH = contracción TG = gradiente de temperatura TU = temperatura uniforme WA = carga hidráulica y presión del flujo de agua WL = viento sobre la sobrecarga WS = viento sobre la estructura
3-DEFLEXIONES
Las deflexiones deben ser investigadas en el estado límite de servicio mediante el Servicio de combinación de carga que en la Tabla 3.4.1-1 de AASHTO LRFD. Para luces distintas de brazos en voladizo, la deflexión del puente debido a la carga de peatones sin ponderar en vivo no excederá de 1/500 de la longitud de tramo. La deflexión en los brazos en voladizo debido a la carga en vivo de peatones no deberá exceder de 1/300 de la longitud en voladizo. Deflexiones horizontales bajo la carga del viento sin ponderar no deberán exceder 1/500 de la longitud del tramo.
4-VIBRACIONES Las vibraciones deberán ser investigadas como Servicio combinación de carga del estado límite de servicio utilizando I en la Tabla 3.4.1-1 de AASHTO LRFD. La vibración de la estructura no
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deberá causar molestias o preocupación para los usuarios de un puente peatonal. A excepción de lo especificado en este documento, la frecuencia fundamental en un modo vertical del puente peatonal sin carga viva será superior a 3,0 hercios (Hz) para evitar el primer armónico. En la dirección lateral, la frecuencia fundamental del puente peatonal será mayor que 1,3 Hz. Si la frecuencia fundamental no puede satisfacer estas limitaciones, o si el segundo armónico es una preocupación, se hizo una evaluación del comportamiento dinámico. Esta evaluación tendrá en cuenta:
Incluyendo los fenómenos de "lock-in"
En lugar de tal evaluación en la dirección vertical del puente puede ser proporcionada de tal manera que cualquiera de los siguientes criterios se satisface:
W = el peso de la estructura soportada, incluyendo sólo la carga muerta (kip) f = la frecuencia fundamental en la dirección vertical (Hz)
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5. AASHTO LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATIONS EDICION 2010 DISEÑO SISMICO EN PUENTES 3.10—EARTHQUAKE EFFECTS: EQ 3.10.1—General Puentes deberán ser diseñados para tener una baja probabilidad de colapso, pero pueden sufrir daños y la interrupción significativa de servicio cuando sujetos a movimientos sísmicos que tienen un siete por ciento de probabilidad de excedencia en 75 años. Sustitución parcial o completa puede ser requerida. Los niveles más altos de rendimiento se pueden utilizar con la autorización de la Puente propietario. Cargas sísmicas se tendrán que ser los efectos de fuer zas horizontales determinados de acuerdo con lo dispuesto en el artículo 4.7.4, sobre la base del coeficiente de respuesta elástica, Csm, especificado en el artículo 3.10.4, y el peso equivalente de la superestructura, y ajustados por el factor de modificación de respuesta, R, se especifica en el artículo 3.10.7.1 Lo dispuesto en el presente documento se aplicará a los puentes de construcción convencional. El propietario deberá especificar y / o aprobar las disposiciones adecuadas para la construcción no convencional. A menos que se especifique lo contrario por el propietario, estas disposiciones no se aplicarán a las estructuras completamente enterradas. Efectos sísmicos para alcantarillas de cajón y estructuras enterradas no necesitan ser considerados, excepto donde se cruzan fallas activas. Se considerará la posibilidad de que los movimientos de licuefacción del suelo y la pendiente.
Interpretación: Los movimientos sísmicos de diseño y fuerzas que se especifican en estas disposiciones se basan en una baja probabilidad de su ser superado durante la esperanza de vida normal de un puente. Puentes que están diseñados y detallados de acuerdo con estas disposiciones pueden sufrir daños, pero deben tener baja probabilidad de colapso debido a los temblores de tierra sísmica inducida. Los principios utilizados para el desarrollo de estas especificaciones son: • Pequeño a moderado terremotos deben ser resistido dentro del rango elástico de los
componentes estructurales sin daño significativo; Intensidades de movimiento de tierra y las fuerzas sísmicas realistas deben utilizarse en los procedimientos de diseño; y • La exposición a la agitación de los grandes terremotos no debe causar el colapso de la totalidad
o parte del puente. Siempre que sea posible, los daños que no se produzca deben ser fácilmente detectable y accesible para su inspección y reparación. Dueños Bridge pueden optar por exigir mayores niveles de rendimiento para puen tes especiales. Cargas sísmicas son dados por el producto del coeficiente de respuesta sísmica elástica Csm y el peso equivalente de la superestructura. El peso equivalente es u na función de la configuración real del peso y el puente y se incluye automáticamente en métodos tanto el monomodo y multimodo de análisis especificados en el artículo 4.7.4. Diseño y disposiciones que detallan para puentes para minimizar su susceptibilidad a los daños causados por los terremotos están contenidas en las secciones 3, 4, 5, 6, 7, 10, y 11. Un diagrama de flujo que resume estas disposiciones se presenta en el Apéndice A3. Puentes convencionales incluyen aquellos con placa, viga, viga cajón, o superestructuras entramados, y muelles de una o de varias columnas, pilares de tipo pared, o subestructuras-pila doblada. Además, los puentes convencionales se basan en cimientos poco profundos o apilados, o ejes. Infraestructuras para puentes convencionales también están listados en la Tabla 3.10.7.1-1. Puentes no convencionales incluyen puentes con superestructuras / cable-suspendido atirantados, puentes con torres de celosía o muelles huecos para subestructuras y puentes de arco. Estas especificaciones se consideran "fuerza-basado" en el que un puente está diseñado para tener una resistencia
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adecuada (capacidad) para resistir las fuerzas sísmicas (demandas). En los últimos años, ha habido una tendencia a alejarse de "fuerza-base" los procedimientos a los que están "basadas desplazamiento", en el que un puente está diseñado para tener capacidad de desplazamiento adecuada para dar cabida a las demandas del terremoto. Se cree que los procedimientos basados en desplazamiento para identificar de forma más fiable los estados límite que causan daño que conduce al colapso, y en algunos casos producen diseños más eficientes contra el colapso. Se recomienda que la capacidad de desplazamiento de los puentes diseñados de acuerdo con estas especificaciones, se comprueba mediante un procedimiento basado en el desplazamiento, en particular los puentes en las altas zonas sísm icas. Las Especificaciones Guía AASHTO LRFD para Diseño Sísmico (AASHTO, 2009), son "basados en el desplazam iento."
3.10.2—Seismic Hazard (RIESGO SISMICO) La peligrosidad sísmica en un sitio de puente se caracteriza por el espectro de respuesta de aceleración para el sitio y los factores del sitio para la clase de sitio relevante. El espectro de aceleración se determinará utilizando el procedimiento general previsto en el artículo 3.10.2.1 o el procedimiento específico del sitio especificado en el Artículo 3.10.2.2. Un procedimiento de Sitio Específico se utiliza si existe cualquiera de las siguientes condiciones: • El sitio está ubicado dentro de las 6 millas. de una falla activa, • El sitio está clasificado como Sitio de clase F (Artículo 3.10.3.1), • Los terremotos de larga duración que se espera en la región, • La importancia del puente es tal que una menor probabilidad de excedencia (y por lo tanto un
período de retorno más largo) debe ser considerado. Si se utilizan historias de tiempo de aceleración del suelo para caracterizar la amenaza sísmica para el sitio, que se determinarán de conformidad con el artículo 4.7.4.3.4b.
3.10.2.1 Procedimiento General El Procedimiento General utilizará el coeficiente de aceleración pico del suelo (PGA) y el corto y largo período de coeficientes de aceleración espectral (SS y S1, respectivamente) para el cálculo del espectro tal como se especifica en el artículo 3.10.4. Los valores de la PGA, SS y S1 se determinarán a partir de cualquiera de las figuras mapas de movimiento de tierra 3.10.2.1-1 a 3.10.2.1-21 según proceda, o de un estado aprobados por el propietario. La interpolación lineal se puede utilizar para los sitios ubicados entre las curvas de nivel, o entre una línea de contorno y un máximo local o un mínimo. El efecto de la clase de sitio en la peligrosidad sísmica será el especificado en el artículo 3.10.3.
Interpretación del 3.10.2.1 Los valores para los coeficientes de PGA, SS y S1 se expresan en porcentaje en las figuras 3.10.2.1-1 a 3.10.2.1-21. Los valores numéricos se obtienen dividiendo los valores de contorno por 100. Máximos y mínimos locales se dan dentro de la más alta y la más baja de contorno para una región en particular. Los coeficientes anteriores se basan en un modelo de riesgo uniforme de la amenaza sísmica. La probabilidad de que un coeficiente no se superará en un lugar determinado durante un período de 75 años se estima en alrededor del 93 por ciento, es decir, un siete por ciento de probabilidad de excedencia. El uso de un intervalo de 75 años para caracterizar esta probabilidad es una conveniencia arbitraria y no implica que todos los puentes se cree que tienen una vida útil de 75 años. Puede ser demostrado que un evento con la probabilidad de excedencia anterior tiene un periodo de retorno de alrededor de 1000 años y se llama el sismo de diseño. Terremotos mayores que la implícita por el anterior conjunto de coeficientes tienen una probabilidad finita de ocurrencia en los Estados Unidos. Los valores para el coeficiente de suelo (PGA) y los coeficientes espectrales (SS y S1) también están disponibles en el USGS 2007 Sísmica Parámetros de CD, que se incluye con este libro. Los coeficientes están dados por la longitud y latitud del sitio del puente, o por el código postal para el sitio.
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En lugar de utilizar los mapas nacionales de movimiento de tierra de las figuras 3.10.2.1-1 a 3.10.2.1-21, los valores de los coeficientes de la PGA, SS y S1 se pueden derivar a partir de mapas de movimiento de tierra estatales aprobados. Para ser aceptable, el desarrollo de mapas del estado debe cumplir con lo siguiente: • La definición de diseño de movimientos de tierra debe ser el mismo que el descrito en los
artículos 3.10.1 y 3.10.2. • Mapas de movimiento de tierra deben basarse en un análisis detallado demostrado que
conducir a una cuantificación de movimiento del suelo, a escala regional, que es lo más exacta o más aún, como se consigue en los mapas nacionales. El análisis debe incluir: la caracterización de las fuentes sísmicas y movimiento del suelo que incorpora los conocimientos científicos actuales; incorporación de incertidumbre en los modelos sísmicos de origen, los modelos de movimiento de tierra, y los valores de los parámetros utilizados en el análisis; y la documentación detallada del mapa del desarrollo. Revisión detallada de pares debe llevarse a cabo cuando se considere apropiado por el propietario. El proceso de revisión por pares debe incluir una o más personas de la Encuesta Geológica de Estados Unidos que participó en el desarrollo de los mapas nacionales.
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3.10.2.2—Site Specific Procedure (Site Procedimiento Específico) Un procedimiento específico del sitio para desarrollar el diseño respuesta espectros de movimientos sísmicos se realizará cuando sea requerido por el artículo 3.10.2 y puede ser realizado por cualquier sitio. El objetivo del análisis probabilístico de movimiento de tierra de sitio específico debe ser el de generar un espectro de respuesta de aceleración-peligro uniforme considerando un siete por ciento de probabilidad de excedencia en 75 años para los valores espectrales en toda la gama período de interés. Este análisis debe incluir el establecimiento de: • Las fuentes sísmicas que contribuyen; • Un terremoto de magnitud límite superior para cada zona de origen; • Las relaciones de atenuación La mediana de los valores espectrales de respuesta de
aceleración y sus desviaciones estándar asociadas; • Una relación de magnitud de recurrencia para cada zona de origen; y • Una relación culpa -ruptura de longitud para cada fallo que contribuye.
Las incertidumbres en los valores de los parámetros de modelado y de origen deberán ser tomados en consideración. Se requiere documentación detallada de análisis de movimiento de tierra y deberá ser revisado. Cuando los análisis para determinar los efectos del sitio de respuesta del suelo están obligados por los Artículos 3.10.3.1 para los suelos del sitio de clase F, la influencia de las condiciones locales del suelo se determinará sobre la base de las investigaciones geotécnicas específicas del sitio y análisis de respuesta de sitio dinámico. Para los sitios ubicados dentro de las 6 millas de una superficie activa o un fallo de poca profundidad, como se muestra en la USGS activo Falla Mapa, se considerarán estudios para cuantificar los efectos a corto fallos en los movimientos de tierra para determinar si éstos podrían influir significativamente en la respuesta puente. Un espectro determinista se puede utilizar en regiones que tienen conocidas fallas activas si el espectro determinista es no menos de dos tercios del espectro probabilístico en la región de 0.5TF a 2TF del espectro donde TF es el periodo fundamental puente. Cuando es apropiado el uso de un espectro determinista, el espectro será: • La envolvente de una espectros caract erísticos mediana calculada para terremotos máximo de la magnitud de las fallas activas conocidas; o • una espectros determinista se puede definir para
cada falla, y, en ausencia de un espectro de control claramente, se debe utilizar cada espectro. Cuando los espectros de respuesta se determinaron a partir de un estudio específico sitio-, los espectros no deberá ser inferior a las dos terceras partes de los espectros de respuesta determina utilizando el procedimiento general del artículo 3.10.2.1 de la región de 0.5TF a 2TF del espectro donde TF es el puente período fundamental.
Interpretación La intención en la realización de un estudio de movimiento de tierra probabilística de sitio específico es el desarrollo de los movimientos de tierra que son más precisos para las condiciones sísmicas y sitios locales que se pueden determinar a partir de los mapas nacionales de movimiento de tierra y el procedimiento del Artículo 3.10.2.1. En consecuencia, este tipo de estudios deben ser integrales e incorporar las interpretaciones científicas actuales a escala regional. Debido a que hay normalmente alternativas científicamente creíbles para modelos y valores de los parámetros utilizados para caracterizar las fuentes sísmicas y la atenuación de movimiento de tierra, es importante incorporar estas incertidumbres formalmente en un análisis probabilístico de sitio específico. Ejemplos de estas incertidumbres incluyen localización de la fuente sísmica, la extensión y la geometría; magnitud máxima terremoto; tasa de recurrencia
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terremoto; y la relación de atenuación de movimiento de tierra. Cerca de culpa efectos sobre espectros de respuesta horizontal incluyen: • Movimientos de tierra más alto debido a la proximidad de la falla activa; • Efectos de directividad que aumentan los movimientos de tierra para períodos superiores a 0,5
s si la ruptura de la falla se propaga hacia el sitio; y efectos • Direccionalidad que aumentan los movimientos de tierra para períodos superiores a 0,5 s en la
dirección normal (perpendicular) a la huelga de la falla. Si el fallo activo se incluye y adecuadamente modelada en el desarrollo de mapas nacionales de movimiento de tierra, entonces el primer efecto anterior ya se incluye en los mapas nacionales de movimiento de tierra. La segunda y tercera efectos no están incluidos en los mapas nacionales. Estos efectos son significativos sólo para períodos de más de 0,5 s y normalmente serían evaluados sólo para puentes esenciales o críticos a tener períodos naturales de vibración más de 0,5 s. Otras discusiones de la segunda y tercera efectos están contenidos en Somerville (1997) y Somerville et al. (1997). El componente de falla normal de campo cercano (D <6 km.) Movimiento puede contener relativamente pulsos de velocidad de larga duración que pueden causar respuesta estructural no lineal grave y previsible sólo a través de análisis no lineal de tiempo de la historia. Para este caso, los componentes horizontales de campo cercano registrados de movimiento necesitan ser transformado en componentes principales antes de la modificación de ellos para que sea compatible respuesta de espectro. La relación de los movimientos de tierra-verticales-horizontales que aumenta para los movimientos de período cortó en el entorno cercano a la falla.
3.10.3—Site Effects (Efectos del sitio) Clases de sitio y factores del sitio especificados en el presente documento se utilizarán en el procedimiento general para la caracterización de la amenaza sísmica se especifica en el Art ículo 3.10.4.
Interpretación El comportamiento de un puente durante un terremoto está fuertemente relacionada con las condiciones del suelo en el sitio. Los suelos pueden amplificar los movimientos de tierra en la roca subyacente, a veces por factores de dos o más. El alcance de esta amplificación es dependiente en el perfil de tipos de suelo en el sitio y la intensidad de la agitación en la roca a continuación. Los sitios se clasifican por tipo y perfil con el fin de definir el riesgo sísmico en general, que se cuantifica como el producto de la amplificación del suelo y la intensidad de la agitación en la roca subyacente.
3.10.3.1—Site Class Definitions(Definiciones Sitio de clase) Un sitio será clasificado como A pesar de F de acuerdo con las definiciones de clase de sitio en la Tabla 3.10.3.1-1. Sitios se clasificarán por su rigidez como se determina por la velocidad de onda de corte en la parte superior de 100 pies. Standard Penetration Test (SPT), un golpe condes y fortalezas al corte sin drenaje de muestras de suelo de perforaciones del suelo también pueden ser utilizados para clasificar los sitios que se indican en la Tabla 3.10.3.1-1.
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Interpretación: Los pasos que pueden seguirse para clasificar un sitio se dan en la Tabla C3.10.3.1-1.
Table 3.10.3.1-1—Site Class Definitions
3.10.3.2—Site Factors Sitio Factores de FPGA, Fa y Fv especifican en las Tablas 3.10.3.2- 1, 3.10.3.2-2, y 3.10.3.2-3 se utilizarán en el período cero, rango de corto plazo, y el rango de largo plazo, respectivamente. Estos factores se determinarán utilizando el los valores asignados de los coeficientes de la PGA, SS, y S1 de las figuras 3.10.2.1-1 a 3.10.2.1-21 Clase del sitio indicado en el cuadro y 3.10.3.11.
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3.10.4—Seismic Hazard Characterization (Riesgo Sísmico Caracterización) 3.10.4.1—Design Response Spectrum(Diseño Espectro de Respuesta) Se entenderá que el espectro de respuesta-diseño amortiguado y cinco por ciento como se especifica en la figura 3.10.4.1-1. Este espectro se calculará utilizando los coeficientes as ignados de aceleración máxima del terreno y los coeficientes de aceleración espectral de las figuras 3.10.2.1-1 a 3.10.2.1-21, escalado por el cero, a corto y factores del sitio de periodo largo, FPGA, Fa , y Fv, respectivamente.
Interpretación: La porción a largo plazo del espectro de respuesta en la figura 3.10.4.1-1 es inversamente proporcional al periodo, T. En la edición anterior de estas Especificaciones, esta porción del espectro fue inversamente proporcional a T2 / 3. La consecuencia de este cambio es que las aceleraciones espectrales en períodos superiores a 1,0 s son más pequeños de lo especificado anteriormente (para la misma aceleración del suelo y el tipo de suelo), y mayor que la especificada anteriormente por períodos de menos de 1,0 s (pero mayor que TS). Este cambio es consistente con las características observadas de espectros de respuesta calculados a partir de los movimientos del suelo registrados. Esta forma revisada se recomienda en publicaciones recientes por NCHRP (2002, 2006), MCEER / ATV (2003), y la FHWA (2006). Para períodos superiores a aproximadamente 3 s, se ha observado que en ciertos entornos sísmicos desplazamientos espectrales tienden a un valor constante que implica que el espectro de aceleración se vuelve inversamente proporcional a T2 en estos períodos. Como consecuencia de ello, el espectro en la Figura 3.10.4.1-1 (y la Ec. 3.10.4.2-5) puede dar resultados conservadores para puentes largos período (mayor que aproximadamente 3 s).
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3.10.4.2—Elastic Seismic Response Coefficient Sísmica)
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(Elástico Coeficiente de Respuesta
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3.10.5—Operational Classification (Clasificación Operacional) A los efectos del Artículo 3.10, el propietario o los que tienen jurisdicción deberán clasificar el puente en una de tres categorías operativas de la siguiente manera:
Puentes críticos, Puentes esenciales, o Otros puentes.
La base de la clasificación incluirá sociales / supervivencia y requisitos de seguridad / defensa. En la clasificación de un puente, se debe considerar a los posibles cambios futuros en las condiciones y requisitos.
3.10.6—Seismic Performance Zones (Seismic Performance Zones) Cada puente deberá ser asignado a una de las cuatro zonas sísmicas de acuerdo con la Tabla 3.10.6-1 utilizando el valor de SD1 dada por la ecuación. 3.10.4.2-6.
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3.10.7—Response Modification Factors(Factores de Modificación de Respuesta) 3.10.7.1—General Para aplicar los factores de modificación de respuesta especificados en este documento, los detalles estructurales deberán cumplir las disposiciones de los artículos 5.10.2.2, 10/05/11, y 5.13.4.6. Excepto como se indica en este documento, los efectos de la fuerza de diseño sísmico para subestructuras y las conexiones entre las partes de las estructuras, que se enumeran en la Tabla 3.10.7.1-2, se determinarán dividiendo los efectos de fuerza resultantes de análisis elástico por el factor de modificación de respuesta apropiada, R, como especificado en las Tablas 3.10.7.1-1 y 3.10.7.1-2, respectivamente. Como alternativa a la utilización de los factores R, especificado en la Tabla 3.10.7.1-2 para las conexiones, articulaciones monolíticas entre los miembros estructurales y / o estructuras, tales como una conexión de colum na a pie, pueden ser diseñados para transmitir el máximo efectos de fuerza que pueden ser desarrolladas por la articulación elástica de la columna o doblado varias columnas se conectan como se especifica en el artículo 3.10.9.4.3. Si se utiliza un método de historia de tiempo inelástica de análisis, el factor de modificación de respuesta, R, se tomará como 1.0 para toda la subestructura y conexiones.
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3.10.7.2—Aplicación Cargas sísmicas serán asumidas para actuar en cualquier dirección later al. El R-factor apropiado se utilizará para ambos ejes ortogonales de la subestructura. Un tipo pared muelle de concreto puede ser analizado como una sola columna en la dirección débil si todas las disposiciones para las columnas, tal como se especifica en la sección 5, están satisfechos.
3.10.8—Combination of Seismic Force Effects(Combinación de Efectos sísmicos Fuerza) Los efectos de fuerza sísmicas elásticas en cada uno de los ejes principales de un componente resultante de análisis en las dos direcciones perpendiculares se combinarán para formar dos casos de carga de la siguiente manera: • 100 por ciento del valor absoluto de los efectos de la fuerza en u na de las direcciones
perpendiculares combinadas con 30 por ciento del valor absoluto de los efectos de la fuerza en la segunda dirección perpendicular, y • 100 por ciento del valor absoluto de los efectos de la fuerza en el segundo dirección
perpendicular combina con 30 por ciento del valor absoluto de los efectos de la fuerza en la primera dirección perpendicular.
Cuando las fuerzas de conexión de la fundación y / o columna se determinan a partir de bisagra de plástico de las columnas especificadas en el artículo 3.10.9.4.3, los efectos de fuerza resultantes pueden ser determinadas sin tener en cuenta los casos de carga combinados especificados en el presente documento. A los efectos de esta disposición, "las fuerzas de conexión columna" se tomarán como el esfuerzo cortante y momento, calculado sobre la base de la articulación de plástico. La carga axial se tomará como la que resulta de la combinación de carga apropiada con la carga axial, si los hay, asociados con articulación plástica tomado como EQ. Si un muelle está diseñado como una columna como se especifica en el Artículo 3.10.7.2, se tomará esta excepción para solicitar la dirección débil del muelle donde se utilizan efectos de fuerza resultantes de articulación de plástico; los casos de carga combinación especificados deben ser utilizados para la fuerte dirección del muelle.
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3.10.9—Calculation of Design Forces(Cálculo de fuerzas de diseño) 3.10.9.1—General Para los puentes de tramo único, independientemente de la zona sísmica, el efecto mínimo la fuerza de conexión de diseño en la dirección restringida entre la superestructura y la subestructura no deberá ser menor que el producto del coeficiente de aceleración, AS, se especifica en la ecuación. 3.10.4.2-2, y la carga permanente afluente. Longitudes mínimas de apoyo a los rodamientos de expansión de puentes multirango deberán cumplir ya sea con el artículo 4.7.4.4 o STU, y amortiguadores serán siempre
3.10.9.2—Seismic Zone 1 Para puentes en la zona 1, donde el coeficiente de aceleración, AS, tal como se especifica en la ecuación. 3.10.4.2-2, es inferior a 0,05, la fuerza de conexión de diseño horizontal en las direcciones restringidas no podrá ser inferior a 0,15 veces la reacción vertical debido a la carga permanente tributaria y el afluente cargas vivas supone que existen durante un terremoto. Para todos los demás sitios en la zona 1, la fuerza de conexión de diseño horizontal en las direcciones restringidas no podrá ser inferior a 0,25 veces la reacción vertical debido a la carga permanente tributaria y el afluente cargas vivas supone que existen durante un terremoto. Para cada segmento ininterrumpido de una superestructura, la carga permanente afluente en la línea de los rodamientos fijos, que se utiliza para determinar la conexión de fuerza de diseño longitudinal, será la carga permanente total del segmento. Si cada soporte de cojinete un segmento o tramo ininterrumpido simplemente apoyada está restringido en la dirección transversal, la carga permanente afluente utilizado para determinar la fuerza de diseño conexión deberá ser la reacción de carga permanente en ese cojinete. Cada cojinete de elastómero y su conexión con la mampostería y placas de asiento deberán estar diseñados para resistir las fuerzas horizontales de diseño sísmico de transmisión a través del rodamiento. Para todos los puentes en Zona Sísmica 1 y todos los puentes de luces únicas, estas fuerzas cortantes sísmicas no deberán ser inferior a la fuerza de conexión especificada en este documento.
3.10.9.3-Zona Sísmica 2 Estructuras en Zona Sísmica 2 se analizaron de acuerdo con los requisitos mínimos especificados en los artículos 4.7.4.1 y 4.7.4.3. A excepción de las fundaciones, las fuerzas sísmicas de diseño para todos los componentes, incluyendo inclinaciones pilotes y muros de contención, se determinará dividiendo las fuerzas sísmicas elásticas, que se obtiene en el artículo 3.10.8, por el factor de modificación de respuesta apropiada, R, se especifica en la Tabla 3.10.7.1 -1. Fuerzas sísmicas de diseño para las fundaciones, que no sean inclinaciones pilotes y muros de contención, se determina dividiendo las fuerzas sísmicas elásticas, obtenidos en el artículo 3.10.8, por medio del coeficiente de disipación de, R, de la Tabla 3.10.7.1-1, para el componente subestructura a la que está unido. El valor de R / 2 no se tomará como menos de 1.0. Cuando una carga de grupo que no sea extrema Evento I, se especifica en la Tabla 3.4.1-1, gobierna el diseño de columnas, la posibilidad de que las fuerzas sísmicas transferidos a las fundaciones puede ser mayor que los calculados utilizando el procedimiento especificado anteriormente, debido a la posible sobrerresistencia de las columnas, se considerará.
3.10.9.4—Seismic Zones 3 and 4 3.10.9.4.1 General Estructuras en Zonas Sísmicas 3 y 4 se analizaron de acuerdo con los requisitos mínimos especificados en los artículos 4.7.4.1 y 4.7.4.3. Las fuerzas de diseño de cada componente se tomarán como el menor de los determinados usando:
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• Las disposiciones del artículo 3.10.9.4.2; o • lo dispuesto en el artículo 3.10.9.4.3, para todos
los componentes de una columna, la columna doblada y su fundación y las conexiones.
3.10.9.4.2—Modified Design Forces (Fuerzas diseño modificado) Fuerzas diseño modificado se determinarán como se especifica en el Artículo 3.10.9.3, excepto que para las fundaciones se tomará el factor R como 1.0.
3.10.9.4.3—Inelastic Hinging Forces(Fuerzas de articulación inelásticos) 3.10.9.4.3a—General Dónde articulación inelástica se invoca como base para el diseño sísmico, los efectos d e la fuerza resultante de articulación de plástico en la parte superior y / o inferior de la columna se calcularán después de que el diseño preliminar de las columnas que se haya completado la utilización de las fuerzas de diseño modificados se especifica en el artículo 3.10.9.4.2 como las cargas sísmicas. Las fuerzas consecuentes que resulten de bisagra de plástico deberán entonces ser utilizados para la determinación de las fuerzas de diseño para la mayoría de los componentes identificados en el presente documento. Se adoptarán las modalidades de cálculo de estas fuerzas emergentes para soportes de columna y de muelle individuales e inclinaciones con dos o más columnas como se especifica en los artículos siguientes. Bisagras inelásticos serán determinadas para formar antes de cualquier otra falla debido al sobreesfuerzo o inestabilidad en la estructura y / o en la fundación. Bisagras inelásticos sólo se permitirán en las localizaciones de las columnas en el que puedan ser inspeccionados fácilmente y / o reparados. Resistencia a la flexión inelástica de los componentes de la subestructura se determinará de conformidad con las disposiciones de las Secciones 5 y 6. Carrocería y componentes de la subestructura y sus conexiones con las columnas también se ha diseñado para resistir una fuerza de corte lateral de la columna determinada a partir de la resistencia a la flexión inelástica factorizada de la columna usando los factores de resistencia especificado en este documento Estas fuerzas de corte resultante, calculado sobre la base de la articulación elástica, pueden tomarse como las fuerzas sísmicas extremas que el puente es capaz de desarrollar.
3.10.9.4.3b—Single Columns and Piers(Columnas y Muelles individuales) Efectos de la Fuerza serán determinados por los dos ejes principales de una columna y en la dirección débil de un muelle o doblados de la siguiente manera:
Paso 1 -Determinar la columna sobre resistencia resistencia momento. Utilice un factor de resistencia, φ de 1,3 para las columnas de hormigón armado y 1,25 para las columnas de acero estructural. Tanto para los materiales, la carga axial aplicada en la columna se determinará utilizando Extreme Evento Combinación de carga que, con la carga máxima axial columna elástica de las fuerzas sísmicas determinadas de conformidad con el artículo 3.10.8 tomado como EQ.
Paso 2 Usando la columna de la resistencia momento sobre resistencia, calcular la fuerza de corte columna correspondiente. Para las columnas acampanadas, se llevará a cabo este cálculo usando las resistencias-resistencia en la parte superior e inferior de la llam arada en conjunto con la altura de la columna correspondiente. Si la base de una columna está significativamente por debajo del nivel del suelo, se debe considerar la posibilidad de la bisagra de plástico que forma por encima de la base. Si esto puede ocurrir, la longitud de la columna entre las bisagras de plástico se utiliza para calcular la fuerza de cizallamiento de la columna.
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4.7—DYNAMIC ANALYSIS (ANÁLISIS DINÁMICO) 4.7.1—Basic Requirements of Structural Dynamics 4.7.1.1—General Para el análisis del comportamiento dinámico de puentes, la rigidez, masa y características de amortiguación de los componentes estructurales se modelada. El número mínimo de grados de libertad incluidas en el análisis se basará en el número de frecuencias naturales que se obtengan y la fiabilidad de las form as modales asumidos. El modelo debe ser compatible con la precisión del método de solución. Los modelos dinámicos incluirán aspectos pertinentes de la estructura y la excitación. Los aspectos relevantes de la estructura pueden incluir: • Distribución de la masa, • La distribución de la rigidez, y • Características de amortiguación.
Los aspectos relevantes de la excitación pueden incluir: • La frecuencia de la función de fuerza, • La duración de la aplicación, y • Sentido de aplicación.
4.7.1.2-Distribución de masas El modelado de la masa se hace con el examen del grado de discretización en el modelo y los movimientos esperados.
4.7.1.3-Rigidez El puente se modeló para ser coherente con la libertad grados de elegido para representar los modos y frecuencias naturales de vibración. La rigidez de los elementos del modelo se define para ser consistente con el puente que se está modelando.
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4.7.1.4-Amortiguación Amortiguamiento viscoso equivalente puede ser usado para representar la disipación de energía.
4.7.1.5—Natural Frequencies (Frecuencias Naturales) A los efectos del artículo 4.7.2, ya menos que se especifique lo contrario por el propietario, se utilizarán los modos naturales no amortiguadas elásticas y frecuencias de vibración. A los efectos de los artículos 4.7.4 y 4.7.5, se considerarán todos los modos y frecuencias amortiguadas pertinentes.
4.7.2—Elastic Dynamic Responses (respuestas dinámicas elásticas) 4.7.2.1-Vehículo-inducido de la vibración Cuando se requiere un análisis de la interacción dinámica entre un puente y la carga viva, el propietario deberá especificar y / o aprobar rugosidad de la superficie, la velocidad y las características dinámicas de los vehículos que se emplean para el análisis. Impacto se deriva como una relación del efecto fuerza dinámica extrema en el sentido de la fuerza estática correspondiente.
En ningún caso, el incremento por carga dinámica utilizada en el diseño de ser inferior al 50 por ciento del incremento por carga dinámica se especifica en la Tabla 3.6.2.1-1, excepto que no se concederá ninguna reducción de las articulaciones de la cubierta.
4.7.2.2—Wind-Induced Vibration (Vibración inducida por el viento) 4.7.2.2.1—Wind Velocities (velocidad del viento) Para estructuras críticas o esenciales, que se pueden esperar para ser sensibles a los efectos del viento, la ubicación y magnitud de los valores de presión y de succión extremas serán establecidos por las pruebas de túnel de viento simulados.
4.7.2.2.2—Dynamic Effects (efecto dinamico) Estructuras de viento-sensibles se analizarán los efectos dinámicos, tales como sacudidas por los vientos turbulentos o ráfagas, e inestable interacción viento-estructura, como el galope y el aleteo. Estructuras esbeltas o torsión flexibles serán analizadas por pandeo lateral, empuje excesivo, y la divergencia.
4.7.2.2.3—Design Considerations Deformaciones oscilatorios menores de viento que pueden llevar a niveles excesivos de estrés, fatiga estructural, y los inconvenientes de usuario o molestias se pueden evitar. Tableros de puentes, estancias de cables y cables de suspensión deben estar protegidos contra las oscilaciones vórtice excesivo y viento-lluvia-inducidos. Cuando sea práctico, el empleo de amortiguadores se considerará para controlar las respuestas dinámicas excesivas. Dónde amortiguadores o modificación de la forma no son prácticos, el sistema estructural deberá ser cambiado para lograr ese control.
4.7.3—Inelastic Dynamic Responses (inelásticos respuestas dinámicas) 4.7.3.1 General Durante un terremoto de gran magnitud o barco de colisión, la energía puede ser disipada por uno o más de los siguientes mecanismos:
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• Elástico y deformación inelástica del objeto que pueden chocar con la estructura, • Deformación inelástica de la estructura y sus anexos, • Desplazamiento permanente de las masas de la estructura y sus anexos, y • La deformación inelástica de propósito especial disipadores de energía mecánica.
4.7.3.2—Plastic Hinges and Yield Lines (Rótulas plásticas y el rendimiento Líneas) Para el propósito del análisis, la energía absorbida por la deformación inelástica en un componente estructural se puede suponer a concentrarse en las rotulas de plástico y líneas de fluencia. La ubicación de estas secciones puede ser establecida por aproximaciones sucesivas para obtener una solución límite inferior para la energía absorbida. Por estas secciones, curvas de histéresis momento de rotación se pueden determinar mediante el uso de modelos de material analítico verificadas.
4.7.4—Analysis for Earthquake Loads (Análisis para cargas sísmicas) 4.7.4.1 General Requisitos mínimos para el análisis de los efectos sísmicos serán las especificadas en la Tabla 4.7.4.3.1-1. Para los métodos de análisis modal, se especifica en los artículos 4.7.4.3.2 y 4.7.4.3.3, el espectro de respuesta de diseño especificado en la figura 3.10.4.1-1 y ecuaciones. 3.10.4.2-1, 3.10.4.2-3, y 3.10.4.2.4 se utilizará. Puentes en una zona sísmica 1 no necesitan ser analizados para cargas sísmicas, independientemente de su clasificación operacional y la geometría. Sin embargo, tal como se especifica en los artículos 4.7.4.4 y 3.10.9, se a plicarán los requisitos mínimos.
4.7.4.2-Single-Span Bridges Análisis sísmico no se requiere para puentes de tramo único, independientemente de la zona sísmica. Las conexiones entre la superestructura del p uente y los pilares estarán diseñadas para los requisitos mínimos de la fuerza como se especifica en el artículo 3.10.9. Requisitos mínimos de longitud de apoyo deberán ser satisfechos en cada pilar como se especifica en el Artículo 4.7.4.4.
4.7.4.3—Multispan Bridges (Multispan Puentes) 4.7.4.3.1-Selección del Método Para estructuras multirango, los requisitos mínimos de análisis serán los que se especifican en la Tabla 4.7.4.3.1-1 en la que: * = Sin análisis sísmico requerido
UL = método elástico carga uniforme SM = mono modo método elástico MM = multimodal método elástico TH = método de la historia de tiempo
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Tabla 4.7.4.3.1-1-mínimo análisis de los requisitos para los efectos sísmicos
Excepto como se especifica a continuación, los puentes que cumplan los requisitos de la Tabla 4.7.4.3.1-2 pueden tomarse como puentes "regulares". Puentes que no satisfagan los requisitos de la Tabla 4.7.4.3.1-2 se tomarán como puentes "irregulares".
Table 4.7.4.3.1-2—Regular Bridge Requirements
Puentes curvos compuestos por múltiples simples lapsos serán considerad os como "irregular" si el ángulo subtendido en el plan es mayor de 20 grados. Tales puentes serán analizados por el método elástico multimodo o el método de historia de tiempo. Un puente continuo-viga curva puede ser analizada como si fuera recta, siempre que todos los siguientes requisitos se cumplen: • El puente es "regular" como se define en la Tabla 4.7.4.3.1 -2, excepto que para un puente de
dos lapso la relación máxima longitud de tramo de palmo a palmo no debe superar los 2;
• El ángulo subtendido en el plan es no mayor de 90 grados; y • Las longitudes de luz del puente
recto equivalente son iguales a las longitudes de arco de la puente curvo. Si no se cumplen estos requisitos, entonces curvadas puentes viga continua deben analizarse utilizando la geometría curvada real.
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4.7.4.3.2-Single-Mode Métodos de Análisis 4.7.4.3.2a General Cualquiera de los dos métodos de modo único de análisis especificado en el presente documento puede usarse en su caso.
4.7.4.3.2b-Single-Mode Método espectral El método de un solo modo de análisis espectral se basa en el modo fundamental de vibración, ya sea en la dirección longitudinal o transversal. Para los puentes regulares, los modos fundamentales de vibración en el plano horizontal coinciden con los ejes longitudinales y transversales de la estructura del puente. Esta forma del modo se puede encontrar mediante la aplicación de una carga horizontal uniforme a la estructura y el cálculo de la forma deformada correspondiente. El periodo natural se puede calcular igualando las energías cinética y potencial máximos asociados con la forma fundamental el modo. La amplitud de la forma desplazada se puede encontrar a partir del coeficiente elástico sísmica respuesta, CSM, se especifica en el Artículo 3.10.4.2, y el desplazamiento espectral correspondiente. Esta amplitud se utiliza para determinar los efectos de fuerza.
4.7.4.3.2c—Uniform Load Method (Método de carga uniforme) El método de carga uniforme se basará en el modo fundamental de vibración, ya sea en la dirección longitudinal o transversal de la estructura de base. El período d e este modo de vibración se tomará como la de un solo oscilador masa-resorte equivalente. La rigidez de esta primavera equivalente se calculará mediante el desplazamiento máximo que se produce cuando se aplica una carga lateral uniforme arbitraria al puente. El coeficiente de elasticidad respuesta sísmica, Csm, especificado en el artículo 3.10.4.2 se utilizará para calcular la carga sísmica uniforme equivalente de la cual se encontraron efectos fuerza sísmica.
4.7.4.3.3-multimodo Método espectral El método de análisis espectral multimodo se utilizará para puentes en los que ocurre el acoplamiento en más de una de las tres direcciones de coordenadas dentro de cada modo de vibración. Como mínimo, se utilizará el análisis dinámico lineal usando un modelo tridimensional para representar la estructura. El número de modos incluidos en el análisis debe ser al menos tres veces el número de tramos en el modelo. El espectro de respuesta sísmica de diseño como se especifica en el artículo 3.10.4 se utilizará para cada modo. Las fuerzas en los miembros y desplazamientos pueden estimarse mediante la combinación de las cantidades respectivas de respuesta (de momento, la fuerza, desplazamiento o de desplazamiento relativo) de los modos individuales por el método de combinación cuadrática completa (CQC).
4.7.4.3.4-Tiempo-Historia Método 4.7.4.3.4a General Cualquier método de tiempo-historia paso a paso de análisis utilizado para el análisis, ya sea elástica o inelástica deberán cumplir los requisitos del artículo 4.7. La sensibilidad de la solución numérica para el tamaño del paso de tiempo utilizado para el análisis se determinará. Un estudio de sensibilidad también se llevará a cabo para investigar los efectos de las variaciones en supuestos propiedades de histéresis del material. Las historias de tiempo de aceleración de entrada se utiliza para describir las cargas sísmicas serán seleccionados de conformidad con el artículo 4.7.4.3.4b.
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4.7.4.3.4b-Historias de tiempo de aceleración Tiempos marcados desarrollados deberán tener características que son representativos medio ambiente sísmico del sitio y las condiciones locales del sitio. Se utilizarán historias de tiempo compatible Respuesta de espectro-como desarrollado a partir de los movimientos registrados representativas. Las técnicas analíticas utilizadas para la coincidencia de espectro se demostraron ser capaces de lograr series de tiempo seismologically realista que son similares a las series de tiempo de los tiempos registrados iniciales seleccionados para la coincidencia de espectro. Cuando se utilizan historias de tiempo registrados, serán escalados a l nivel aproximado del espectro de respuesta de diseño en la gama periodo de significación. Cada vez la historia se modificó para ser respuesta espectro- compatible mediante el procedimiento de dominio de tiempo. Al menos tres historias de tiempo compatible respuesta de espectro-se utilizarán para cada componente de movimiento en la representación del sismo de diseño (movimientos de tierra que tiene el siete por ciento de probabilidad de excedencia en 75 años). Los tres componentes ortogonales (x, y, z) y de diseño de movimiento será de entrada al mismo tiempo cuando se realiza un análisis tiempo-historia no lineal. Las acciones de diseño se tomarán como la respuesta máxima calculada para los tres movimientos del terreno en cada dirección principal. Si un mínimo de siete historias de tiempo se utilizan para cada componente del movimiento, las acciones de diseño se pueden tomar como la respuesta media calculada para cada dirección principal. Para los sitios de campo cercano (D <6 millas), las componentes horizontales registradas de movimiento que son seleccionados deben representar una condición de campo cercano y deben transformarse en componentes principales antes de hacerlos compatibles respuesta de espectro. El principal componente principal debe entonces ser usado para representar movimiento en la dirección de falla normal y el componente principal menor debe ser usado para representar movimiento en la dirección de falla paralelo.
4.7.4.4-mínimos de apoyo Requisitos de longitud Soporte longitudes en rodamientos de expansión sin inmovilización, STU, o amortiguadores podrá optar por dar cabida a la mayor del desplazamiento máximo calculado de conform idad con lo dispuesto en el Artículo 4.7.4.3, a excepción de los puentes en la zona 1, o un porcentaje de la longitud de apoyo empírico, N , especificado por la ecuación. 4.7.4.4-1. De lo contrario, se proporcionarán inmovilización longitudinales que cumplan con el artículo 3.10.9.5. Rodamientos refrenados por el movimiento longitudinal se diseñarán de acuerdo con Artículo 3.10.9. Los porcentajes de N, aplicables a cada zona sísmica, serán los que se especifican en la Tabla 4.7.4.4-1. La longitud apoyo empírico se tomará como:
Donde: N = longitud mínima de apoyo mide perpendicular a la línea central de rodamiento (pulg.) L = longitud de la cubierta del puente de la junta de expansión adyacente, o hasta el final de la cubierta del puente; para bisagras en un lapso, L será la suma de las distancias a ambos lados de la bisagra; para puentes de tramo único, siendo L la longitud de la cubierta del puente (ft) H = for abutments, average height of columns supporting the bridge deck from the abutment to the next expansion joint (ft) for columns and/or piers, column, or pier height (ft) for hinges within a span, average height of the adjacent two columns or piers (ft) 0.0 for single-span bridges (ft) S = skew of support measured from line normal to span (degrees)
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4.7.4.5 Requisitos de P-Δ El desplazamiento de cualquier columna o muelle en la dirección longitudinal o transversal deberá satisfacer:
Puentes sujetos a sismo movimiento del suelo pueden ser susceptibles a la inestabilidad debido a los efectos P- Δ. Fuerza inadecuada puede resultar en trinquete de desplazamientos estructurales a valores más grandes y más grandes que causan la demanda de ductilidad excesiva en rótulas plásticas en las columnas, grandes deformaciones residuales, y posiblemente colapsar. El valor máximo de Δ dado en el presente artículo se pretende limitar los desplazamientos de tal manera que los efectos de P- Δ no afectará significativamente la
respuesta del puente durante un terremoto.
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6. PILARES Los pilares son los apoyos intermedios de la superestructura del puente. Además, tal como los estribos, estas estructuras deben ser capaces de soportar el empuje de los rellenos, la presión del agua, fuerzas de sismo y las fuerzas de viento. Estas cargas actúan tanto en el sentido longitudinal como en el transversal.
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Las pilares de mampostería y concreto ciclópeo se usan para estructuras de poca altura en terrenos resistentes. Mientras que los pilares de concreto armado y preesforzado son comunes para alturas mayores. Se puede decir que los pilares están compuestos por: • Base. • Cuerpo o fuste. • Corona o remate.
Los pilares deben tener formas aerodinámicas en caso de encontrase sumergidos. En la figura se muestran algunas formas de pilares sumergidos. De esta manera se evita la socavación y la formación de vórtices. En caso de que la dirección del flujo sea incierta o pueda variar se recomienda usar pilares circulares.
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Al igual que los estribos, los pilares pueden cimentarse con cimentaciones superficiales opor medio de pilotes o cilindros hincados.
También, en la norma AASHTO (1994) LRFD Bridge Design Specification, requiere el uso del método LRFD en el diseño de pilares. Es decir, los pilares deben ser diseñados para los estados límites últimos (resistencia) y los estados límites de serviciabilidad (deformaciones, fatiga, grietas, deterioros). Comúnmente, los pilares se comportan como columnas sujetas a cargas axiales y a momentos en las dos direcciones. Sin embargo, estas condiciones podrían variar dependiendo de las características particulares de cada proyecto. Para las cimentaciones de los pilares se podrá elegir entre el método LRFD y el ASD. En el diseño se podrá seguir las mismas recomendaciones que se dieron para estribos, siempre y cuando sean aplicables. Asimismo, los pilares deben cumplir con los criterios de estabilidad mostrados anteriormente. Para el análisis de la presión del agua se deben considerar las hipótesis de nivel máximo y mínimo de agua. De igual forma, se debe hacer el análisis de cargas de viento sobre vehículos, las superestructura y las subestructuras en los sentidos longitudinal y transversal. Para el análisis de la carga viva se deben analizar varias posibilidades de manera que se obtengan los casos más desfavorables, tanto en el sentido longitudinal como en el transversal.
6.4.2 Pre dimensionamiento Para pilas de mampostería, la dimensión de la corona está determinada por la distancia entre las vigas exteriores, los apoyos y la altura de las vigas. Usualmente, la corona sobresale 0.15m del fuste con una pendiente de 1:10 a 1:20. En alturas peq ueñas la pila puede ser totalmente vertical. Los pilares de concreto reforzado o preesforzado tienen formas m ás variadas. Las más comunes son los pilares aporticadas y los pilares con viga en voladizo. Igualmente, las secciones más comunes son las rectangulares y las circulares. La viga cabezal de los pilares quedará determina por la distancia de las vigas exteriores.
6.5 Requisitos de pilares tipo columnas y tipo muro A continuación presentamos los principales requerimientos para columnas. Las normas que aquí se presentan han sido extraídas del Manual de diseño de Puentes del MTC del Perú. Para mayores detalles revisar el reglamento.
6.5.1 Requisitos de columnas
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Los apoyos verticales serán considerados como columnas si la relación de altura libre a la mayor dimensión en el plano no es menor que 2.5. Para una columna de sección variable la dimensión máxima en el plano será la dimensión mínima de la columna. Caso contrario, los soportes serán considerados como pilares tipo muro. También, se debe tener en cuenta que un mismo elemento puede ser diseñado como pilar tipo muro en su dirección más fuerte y como columna en su dirección más fuerte.
6.5.2 Refuerzo longitudinal El área de refuerzo longitudinal nos será menor de 0.01, ni mayor de 0.06 veces el área bruta de la sección Ag.
6.5.3 Resistencia a la flexión La resistencia biaxial de las columnas no será menor que la requerida por flexión. Como se mostró en el capítulo de cargas, en el análisis de sismo se deben considerar dos casos de combinaciones que resultan de las fuerzas de sismo en dos direcciones perpendiculares. Los dos casos son expresados por AASHTO de la siguiente manera: Caso 1: 1.0 FL + 0.3 FT Caso 2: 0.3 FL + 1.0 FT FL = Es la fuerza en la dirección Longitudinal del puente. FT = Es la fuerza en la dirección Transversal al puente. En el estado límite de un evento extremo, los factores de resistencia (φ) serán remplazados por el valor de 0.50 cuando el evento extremo de carga axial para columna exceda 0.20f’cAg.
6.5.4 Refuerzo transversal y de corte en columnas Las siguientes disposiciones se aplican en las regiones extremas superior e inferior de las columnas y pilares. • En las regiones extremas Vc será 0.0 a menos que la fuerza axial de compresión exceda 0.10f’cAg. • La región extrema para columnas será la mayor longitud de: • La máxima dimensión de la sección transversal de la columna. • 1/6 de la altura de la columna. • 450 mm • La región extrema para pilares será tomado como: • La región extrema superior será tomado como lo especificado para columnas. • La región extrema inferior será desde 3 veces el diámetro del pilar debajo del punto calculado
de momento máximo a un diámetro del pilar, pero no menor de 450mm, encima de la línea de tierra. El espaciamiento no excederá ya sea los 100 mm o un cuarto de la dimensión mínima del elemento.
6.5.5 Requerimientos para pilares tipo muro Las disposiciones que se presentan a continuación serán aplicadas en la dirección más rígida del pilar. Si el pilar no es diseñado como columna en la dirección más débil, entonces las limitaciones de resistencia factorada al corte serán aplicables. El porcentaje de refuerzo mínimo, tanto horizonta l ρh, como vertical ρv en cualquier pilar no será
menor de 0.0025. El porcentaje de refuerzo vertical no será menor que el porcentaje de refuerzo horizontal.
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El espaciamiento máximo tanto horizontal como vertical no excederá 450 mm. El refuerzo requerido por corte será continuo y se distribuirá uniformemente. La resistencia factorada al corte, Vr en la columna será tomado como el menor de: Vr = 0.66 (f'c) ^0.5*bd Vr = φVn
Donde: Vn = (0.165 (f'c) ^0.5 + ρh fy)bd
Capas de refuerzo horizontal y vertical deberán colocarse en cada cara del pilar. El refuerzo transversal puede ser de estribos simples o sobrepuestos. 6.5.6 Espaciamiento del refuerzo transversal de confinamiento. El refuerzo transversal para confinamiento deberá ser: • En la parte superior e inferior de la columna en una longitud no menor: • La mayor dimensión de la columna. • Un sexto de la altura libr e de la columna. • 450 mm. • Extendida en las conexiones inferior y superior. • Provista dentro de los pilares en una longitud que se extienda 3 veces la máxima dimensión de
la sección transversal o 450 mm, por encima de la línea de tierra. • Espaciadas no más de un cuarto de la dimensión mínima del elemento, 6 veces el diámetro del refuerzo longitudinal ó 150 mm centro a centro.
6.6 Requerimientos para cimentaciones A continuación presentamos los principales requerimientos para cimentaciones. Las normas que aquí se presentan han sido extraídas del Manual de diseño de Puentes del MTC del Perú. Para mayores detalles revisar este reglamento.
6.6.1 Cimentaciones superficiales • Las zapatas serán diseñadas para m antener las presiones máximas del suelo y/o roca menores
a las presiones admisibles. • Las zapatas que soportan columnas o pilares no rectangulares serán diseñadas con la hipótesis
que las columnas o pilares actúan como elementos cuadrados de área equivalente para la ubicación de secciones críticas de momento, corte y anclaje del refuerzo. • Las zapatas serán empotradas a una profundidad suficiente para proporcionar la seguridad
adecuada de acuerdo al tipo de suelo y la protección contra la socavación y los efectos de las heladas. • Las cimentaciones será n diseñadas considerando el nivel freático mayor esperado,
evaluándose su influencia en los suelos. • En casos de levantamiento será evaluada su resistencia estructural y su resistencia al
levantamiento. • Para el análisis de estabilidad y asentamientos de cimentaciones se utilizarán las propiedades
del suelo y/o roca calculadas a partir de ensayos de campo y/o laboratorio. Valores r eferenciales podrán ser empleados solamente en el estado límite de servicio. • El área total de refuerzo no será menor que 0.5 % del área neta del elemento cimentado, dado
un mínimo de 4 barras.
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6.6.2 Cimentaciones profundas 6.6.2.1 Pilotes hincados • La profundidad del hincado será determinada en base a la resistencia del pilote a las cargas
verticales y laterales, así como a los desplazamientos esperados tanto del pilote com o del suelo. A menos que se llegue al rechazo, la profundidad mínima será: • En suelos cohesivos rígidos y granulares compactos: 3m. • En suelos cohesivos blandos y granulares sueltos: 6m. • Los pilotes incl inados serán colocados a una profundidad no menor que un tercio de su
longitud libre, excepto en casos de rechazo. • En casos de suelos blandos o sueltos sobre estratos firmes o duros, el pilotaje deberá
penetrar el estrato firme para limitar el movimiento del pilote y proporcionar una capacidad portante adecuada. • El pilote deberá ser diseñado para capacidad portante, resistencia estructural y soportar
asentamientos y desplazamientos laterales tolerables. En el análisis de pilotes se tendrá en cuenta: • Diferencia de resistencia de un pilote simple y un grupo de pilotes. • Capacidad del estrato para soportar la carga del grupo de pilotes. • Efectos del hincado del pilote sobre estructuras adyacentes. • Efectos de socavación. • Transmisión de fuerzas como fricción negativa y carga debida al asentamiento. • Cargas debidas al asentamiento del terreno: • En arcillas, limos y suelos orgán icos. • En rellenos colocados recientemente en la superficie. • Cuando el nivel freático ha sido deprimido. • Los espaciamiento entre centros de pilotes no serán menores de 0.75m ó 2.5 veces el diámetro
o lado del pilote. • La distancia más cercana del pilote al lado de la zapata será mayor de 0.225m. • Los pilotes deberán estar 0.30m dentro de la zapata, luego de haber removido todo el material
dañado del hincado. • Si la unión del pilote con la zapata es mediante barras o torones el pilote debe estar por lo
menos 0.15m dentro de la zapata. En caso de vigas de concreto armado usados como cabezales soportados por pilotes, el recubrimiento lateral de los pilotes será mayor de 0.15m. más un recubrimiento adicional parar considerar desalinamientos laterales del pilote. Además los pilotes quedarán 0.15m dentro del cabezal. • Pilotes inclinados deben ser evitados en caso de preverse ca rgas por asentamiento del terreno,
así como en las zonas sísmicas 3 y 4. • La sección trasversal de pilotes de concreto armado y pretensado no serán menores de 900
cm2 cuando no están expuestos aguas marinas o agresivas. En caso contrario no serán menores de 1420 cm2. • El acero de refuerzo longitudinal consistirá en 4 barras como mínimo, espaciadas
uniformemente a lo largo del pilote. El área del refuerzo no será menor de 1.5 % del área transversal del pilote. • En casos de pilotes utilizados como parte de una subestructura tipo pórtico o donde se previera
una fuerte socavación que puede exponer una parte del pilote, se considerará en el análisis de un posible comportamiento como columna.
EC-323-G PUENTES
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