Monografia puentes aashto lrfd 2007. ing. salvador y pedro

“D“D“D“Diseño de Puentes con la Norma AASHTO LRFD 2005”iseño de Puentes con la Norma AASHTO LRFD 2005”iseño de Puentes con la Norma AASHTO LRFD 2005”iseño de Puentes con la Norma AASHTO LRFD 2005”
Br.Br.Br.Br. Pedro Moisés MartínezPedro Moisés MartínezPedro Moisés MartínezPedro Moisés Martínez Jáenz Br.Jáenz Br.Jáenz Br.Jáenz Br. José Salvador Manzanarez BerroteránJosé Salvador Manzanarez BerroteránJosé Salvador Manzanarez BerroteránJosé Salvador Manzanarez Berroterán 1111

1.1 INTRODUCCIÓN:
En los sitios donde la topografía y el relieve del terreno presentan
irregularidades considerables debidas a los cambios geológicos y cauces
naturales, es necesario el uso de los puentes carreteros que servirán de enlace
entre dos puntos separados por obstáculos, donde antes no existía ningún tipo
de acceso. Los obstáculos pueden ser variados y presentan condiciones que
obligan a usar diferentes tipos de estructuras, un obstáculo muy común son las
autopistas en las cuales no se puede interrumpir el flujo vehicular, para ello se
construyen pasos a desnivel, los cuales son muy comunes en países
desarrollados.
1.2 DEFINICIÓN DE PUENTE:
Los puentes son estructuras que proporcionan una vía de paso sobre el
agua, una carretera, ó una vía férrea, pero también pueden transportar tuberías
y líneas de distribución de energía, y tienen que contar por lo menos, con un
carril para circulación del tráfico u otras cargas rodantes y que tenga un claro,
medido a lo largo del centro de la vía, que exceda de 6.00 metros entre los
apoyos en los estribos ó entre arranques de los arcos, ó los extremos de las
aberturas exteriores en cajas múltiples.
1.3 CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES:
Los puentes son de dos tipos generales: puentes fijos y puentes móviles,
éstos últimos representan una minoría respecto a los puentes fijos y pueden
abrirse ya sea vertical u horizontalmente de modo que permita que el tránsito
fluvial pase por debajo de la estructura.

Los puentes podemos clasificarlos según su tipo de material con los que
fueron construidos, por su utilización, por su condición de operación, por el tipo
de cruce y por su alineamiento.
a) POR SU TIPO DE MATERIAL:
• De madera.
• De tabique.
• De concreto: armado, simple y ciclópeo.
• De acero.
• De acero y concreto.
b) POR SU UTILIZACIÓN:
• Puentes peatonales.
• Puentes de ferrocarriles.
• Puentes de presa.
• Puentes de caminos.
• Puentes de acueductos.
c) POR SU CONDICIÓN DE OPERACIÓN:
• Puentes de bóveda.
• Puentes de losa plana reforzada.
• De viga simple.
• De sección aligerada.
• De armaduras de madera.
• De armaduras de hierro.
• Colgantes.
• Suspendidos.

• De estructuras aligeradas.
• De losas nervuradas.
• Puentes móviles.
• Puentes elevadisos.
• Puentes basculantes.
• Puentes deslizantes.
• Puentes de caballetes metálicos.
• Puentes de trabes metálicas.
• Puentes de pontones.
d) POR SU TIPO DE CRUCE:
• Puentes de cruce normal.
• Puentes de cruce esviajado.
e) POR SU TIPO DE ALINEAMIENTO:
• Puentes en curva.
• Puentes en tangentes.
• Puentes en pendientes.
Además por su geometría básica y según su sistema estructural:
f) POR SU GEOMETRÍA BÁSICA:
• Puentes rectos.
• Puentes a escuadra.
• Puentes de paso superior.
• Puentes de paso inferior.
• Puentes de claro corto.

• Puentes de claro medio.
• Puentes de claro largo.
G) SEGÚN SU SISTEMA ESTRUCTURAL:
• Puentes de claro simple.
• Puentes de viga continua.
• Puentes de arco simple.
• Puentes de arco múltiple.
1.4 CARACTERÍSTICAS DE LOS PUENTES SEGÚN SU CLASIFICACIÓN:
1.4.1 SEGÚN SU TIPO:
Los puentes móviles son soluciones para cruzar una vía fluvial. Tienen
como propósito dar una altura libre suficiente para la navegación sin necesidad
de hacer erogaciones tan fuertes como las que representan la construcción de
pilas altas. Los dos tipos de puentes móviles son:
El puente giratorio (Figura 1.1), éstos están soportados en una pila
central y gira horizontalmente. Con este tipo de estructuras no hay problemas
con el espacio libre vertical, que es ilimitado, pero las pilas centrales representan
un obstáculo para los barcos.
Figura 1.1: Puente Giratorio.

Los puentes levadizos verticales (Figura 1.2), en éstos el claro movible
es izado verticalmente sobre el área libre de navegación y se usa cuando el
espacio horizontal requerido es mayor que el espacio libre vertical necesario.
Figura 1.2: Puente Levadizo Vertical.
1.4.2 SEGÚN EL SERVICIO QUE ESTOS VAN A PRESTAR:
De acuerdo al servicio que van a prestar existen unos que soportan
tránsitos combinados, tales como un puente de caminos con circulación de
tranvía ó banquetas para peatones, ó bien un puente de ferrocarril que soporta
al mismo tiempo el tránsito de un camino. Normalmente éstos están provistos de
aceras para la circulación de los peatones por lo que casi siempre tienen por lo
menos dos funciones diferentes.
1.4.3 SEGÚN SU GEOMETRÍA BÁSICA:
Los puentes rectos son aquellos que vistos en planta tienen una
trayectoria completamente recta.
Los puentes curvos son aquellos que tienen una trayectoria curva
(Figura 1.3), ósea, el eje central de la carretera en este claro no es recto.
Los puentes esviajados son aquellos donde el eje longitudinal del
puente y el eje longitudinal del río, forma un ángulo diferente de 90º.

Figura 1.3: Puente curvo.
Los puentes a escuadra son aquellos donde el eje del puente y el eje
longitudinal del río forman un ángulo de 90º.
Los puentes de paso superior tienen su piso ó superficie de rodamiento
descansando sobre los miembros principales de carga, de modo que no
requieren contraventeo alguno sobre la parte superior.
Un puente de paso inferior es aquel donde existe un contraventeo sobre
la parte superior del mismo. En muy pocas ocasiones se pueden ver sobre el
mismo puente una combinación de claros de paso inferior y de paso superior.
Los puentes de claro corto son aquellos de hasta unos 125 pies (38.10
metros), para éstos generalmente se acostumbra a usar trabes de alma llena ó
vigas de concreto. Los puentes de claro medio son aquellos de
aproximadamente 125 y 400 pies (38.10 metros y 121.92 metros), para éstos
claros aún compiten las trabes de alma llena (hasta aproximadamente unos 200
pies). Los puentes de claro largo son aquellos que tienen más de 400 pies
(121.92 metros) de claro libre, para éstos se usan puentes colgantes ó
estructuras en forma de arco.
De acuerdo a su arreglo estructural, los puentes de claro simple son
aquellos donde sus miembros principales de carga se extienden en un extremo a
otro, en uno de sus extremos sobre su apoyo fijo y el otro extremo móvil. Los

puentes continuos son aquellos que están apoyados continuamente, éstos
permiten reducir los momentos positivos máximos. Este arreglo puede resultar
objetable sí las cimentaciones son susceptibles a sufrir asentamientos
desiguales produciendo así esfuerzos en los miembros por los hundimientos
diferenciales.
1.4.4 SEGÚN SU SISTEMA ESTRUCTURAL:
Los puentes de claro simple son los puentes más comunes como el
mostrado en la Figura 1.4, los cuales normalmente son de claros de hasta 40
metros según sea su material de construcción principal.
Figura 1.4: Puente San Cristóbal, Carretera Chinandega – Guasaule, Nicaragua.
Los puentes de viga continua son utilizados cuando se necesita salvar
un obstáculo muy largo y no se dispone de una solución más económica tanto
desde el punto de vista económico como de construcción.
Los puentes en arcos (Figura 1.5) pueden ser de trabes ó de armaduras
dependiendo del claro y de sus alrededores. Éstos bajo cargas verticales tienden
a producir reacciones horizontales convergentes produciendo flexión en el arco,
los que a su vez tienden a anular el momento producido por los componentes
verticales de reacción. Una ventaja de los arcos construidos en forma parabólica
es que cuando sea cargado con una carga uniforme no tenga momentos de
flexión, sino que solamente compresión axial en él.

Figura 1.5: El Puente Bixby Creek, California.
Los arcos se clasifican como de tres articulaciones, de dos articulaciones,
una articulación ó empotrados. El arco más común es el de dos articulaciones,
uno en cada extremo lo que hace que sea indeterminado de primer grado.
Además se clasifican como de nervaduras, de alma llena, de arcos en celosía de
cuerdas paralelas y de arcos en celosía de cuerda superior horizontal.
Los puentes colgantes (Figura 1.6) Este tipo de puentes están
suspendidos por cables que pasan sobre las torres y están anclados
generalmente en los extremos del puente. La armadura atiezadora refuerza el
cable contra la vibración producida por las cargas vivas, y la mantiene en su
forma normal. Estos puentes proporcionan un excelente método de reducción de
momentos, en estructuras de claros largos la mayor parte de la carga en un
puente colgante es resistida por el cable en tensión, que es un método eficiente
y económico.
Figura 1.6: El Puente colgante de Clifton, Bristol.

Los puentes de armaduras son estructuras en las que las armaduras
actúan como una viga, pero sobre todo con sus miembros sometidos a
esfuerzos axiales.
Los tipos de armaduras comunes utilizadas en puentes son: Pratt,
Warren, Parker y las tipo K. Las armaduras también se clasifican de acuerdo con
la localización del tablero como de paso superior, de paso inferior y de paso
intermedio. La elección entre la construcción de una armadura de paso inferior y
una de paso superior radica normalmente en la economía de la construcción, el
limite práctico corriente para armaduras de luces simples es de unos 800 pies
para puentes de carretera, alguna extensión de este límite podría ser posible con
las mejoras en los materiales y los análisis, pero a medida que los requisitos de
luz aumentan, las armaduras en voladizo son más eficientes. Los puentes de
armaduras requieren más trabajo de campo que de las trabes armadas
semejantes. Además el mantenimiento de éstas es más costoso, debido a la
hechura más complicada de los miembros y el difícil acceso a las superficies de
acero expuestas.
La superestructura de un puente de armadura típico se constituye de dos
armaduras principales, el sistema de piso, el sistema lateral inferior, el sistema
lateral superior, las armaduras transversales y los ensambles de apoyo.
1.4.5 SEGÚN SU MATERIAL DE CONSTRUCCIÓN PRINCIPAL:
Puentes de acero: Los puentes de acero son competitivos para claros de
tamaño mediano y favorable para puentes de claro largo por las siguientes
razones:
a. Tienen alta resistencia a tensión.
b. Se comportan como un material elástico casi perfecto dentro de los
niveles normales de trabajo.
c. Tienen reservas de resistencia más allá del límite de fluencia.

d. Los sistemas de conexión son más seguros.
e. Las normas estrictas de fabricación de la industria garantizan a los
consumidores uniformidad del control de sus propiedades.
La principal desventaja es su susceptibilidad a la corrosión, la cual esta
siendo combatida con la aparición de aditivos químicos, ó con el mejoramiento
de los recubrimientos protectores. Dentro de los puentes de acero están:
Puentes de trabes de alma llena: son puentes cuyas vigas principales
son elementos que están formados de placas y perfiles de acero unidos entre sí
por medio de soldaduras, remaches ó tornillos. Las vigas de alma llena son muy
económicas para puentes carreteros, para claros simples de 80 a 150 pies y
para tramos continuos hasta unos 400 pies.
Puentes de tablero ortotrópico: están formados por una placa de acero
recubierta por una superficie de desgaste y es rigidizada y soportada por una
parrilla rectangular. El tablero de acero ayuda a su soporte a resistir los
esfuerzos de deflexión. Los componentes principales de un puente ortotrópico
son por lo general: las placas de acero del tablero, las vigas longitudinales
principales, las vigas transversales del piso y las costillas longitudinales abiertas
ó cerradas.
Puentes de vigas cajón: los puentes de vigas en forma de cajón se usan
con frecuencia en puentes carreteros por su rigidez, economía, apariencia,
resistencia a la corrosión y alta resistencia torsional. Asimismo, en las vigas
cajón continua, los apoyos intermedios pueden ser con frecuencia columnas
esbeltas simplemente conectados a entramados transversales ocultos.
Se pueden usar puentes de una sola celda para soportar puentes de dos
carriles de tráfico, pero casi siempre se usan celdas múltiples en el caso de dos
ó más carriles de tráfico, para mantener el ancho de los cajones lo

suficientemente pequeño para que cumplan con los requerimientos de
dimensiones máximas para el transporte.
Puentes de concreto: normalmente los más comunes son puentes de
concreto reforzado y los puentes de concreto preesforzado o postensado. Una
característica notable de los puentes de concreto es que normalmente son
estructuras pesadas.
La diferencia más notable entre el concreto preesforzado y el concreto
reforzado consiste en el empleo de materiales de mayor resistencia en el
concreto preesforzado con el objeto de obtener proporciones económicas.
También se necesita concreto de mayor resistencia ante esfuerzos elevados en
los anclajes y dar resistencia a las secciones más delgadas que tan
frecuentemente se emplean en el concreto preesforzado.
Los puentes de concreto preesforzado tienen muchas ventajas sobre los
puentes de concreto reforzado entre las cuales están con respecto a la utilidad
las siguientes:
Es más adecuado para estructuras de claros largos.
Las estructuras preesforzadas son más esbeltas y por lo mismo
susceptibles de un diseño artístico.
Éstas no se agrietan bajo cargas de trabajo y cuando se presenta
cualquier agrietamiento bajo sobrecargas, desaparecen tan pronto se
remuevan, a menos que las sobrecargas sean excesivas.
Bajo carga muerta, la deflexión es mínima debido al efecto de la
combadura producida por el preesfuerzo.
Bajo cargas vivas la deflexión es también mínima por la efectividad de la
sección completa de concreto no agrietada, pues tiene un momento de
inercia dos ó tres veces mayor que la sección agrietada.
Los elementos preesforzados son más propios para recolarse por su
menor peso.

1.5 ELEMENTOS DE UN PUENTE:
1.5.1 LA SUPERESTRUCTURA:
Es el conjunto de elementos que forman la parte superior del puente, y
generalmente está compuesta por:
La superficie de rodamiento: suele ser de concreto reforzado de alta
resistencia y en pocas ocasiones de elementos prefabricados, también puede
ser metálica como en el caso de puentes de cubierta ortotrópica.
La superficie betuminosa: es una capa asfáltica que sirve como
recubrimiento protector a la superficie de rodamiento.
La acera: es una sección que sirve para la circulación peatonal que
generalmente está en los extremos longitudinales del puente.
Barandales: son elementos instalados para garantizar la seguridad de los
peatones, y al mismo tiempo sirven para evitar accidentes de caídas de los
vehículos al vacío.
Vigas longitudinales y transversales: cuando los puentes son de claros
cortos el elemento principal son vigas longitudinales, que se apoyan en los
extremos del puente. Cuando el puente tiene un claro muy corto (menor ó igual a
6 metros) no se proveen vigas longitudinales, sino, de una losa más gruesa la
cual resulta mucho más económica.
Cuando el puente debe tener un claro muy largo, el elemento principal de
ésta estructura puede ser una armadura, un arco ó un puente colgante los
cuales están provistos de vigas longitudinales y transversales que transmiten la
carga hacia el elemento principal.

Diafragmas: son elementos que sirven de arriostre lateral a la estructura,
capaces de transmitir las fuerzas sísmicas ó fuerzas de viento hacia la
subestructura. En la Figura 1.7 se muestra un puente que contiene este tipo de
elementos de acero.
Figura 1.7: Puente San Cristóbal con marcos transversales de acero Tipo “X”.
1.5.2 LA SUBESTRUCTURA:
La subestructura de los puentes está compuesta de los estribos y pilas, la
cimentación y los aparatos de apoyo. La subestructura soporta las cargas
originadas en la superestructura y las transmite al estrato resistente.
Los estribos (Figura 1.8) son básicamente pilares con muros en los
extremos. Estos muros contienen el relleno del acceso y deben tener la longitud
adecuada para evitar la erosión y que se despliegue el relleno; éstos deben
protegerse contra el volteo, deslizamiento, desplazamientos laterales, fracturas
del subsuelo y la descarga de los pilotes cuando estos existan.
Los puentes de claro medio y de claro largo están sujetos a movimientos
importantes de rotación y longitudinales en los extremos, es por eso que las
subestructuras deben diseñarse como estructuras independientes que
proporcionen elementos que sirvan de base para recibir los apoyos del puente.

Figura 1.8: Estribo formado por el muro frontal y muros de ala o aletones.
Los estribos pueden ser abiertos ó cerrados, los estribos cerrados pueden
ser huecos ó sólidos. Los estribos sólidos son generalmente de mampostería
elaborados por bolones por su facilidad de hallarlas en las orillas de los ríos. Los
estribos huecos son llamados así por su forma estructural, pero casi siempre se
llenan de suelo – cemento para proporcionar peso y darle mayor seguridad a la
estructura.
Los tipos de pilas más utilizadas en el apoyo de puentes son:
Las pilas Tipo Caballete: Las pilas tipo caballete consisten en dos o más
columnas de secciones transversales macizas separadas transversalmente.
Estas pilas se diseñan considerando acción de pórtico para las fuerzas que
actúan respecto del eje resistente. En general estas pilas están empotradas en
la base y no son integrales ni con la superestructura ni con un cabezal en la
parte superior. Las columnas pueden estar soportadas por una zapata
ensanchada o una zapata sobre pilotes; también pueden ser prolongaciones de
los pilotes por encima del nivel del terreno.
Las pilas de una sola columna: Las pilas de una sola columna, también
conocidas como pilas "T" o pilas "tipo martillo", generalmente son soportadas en
su base por una zapata ensanchada, una zapata sobre pilotes perforados o una
zapata sobre pilotes hincados, y puede ser integral con la superestructura o bien
proveerle a la estructura un apoyo independiente. Su sección transversal puede

tener diferentes formas y la columna puede ser prismática o acampanada ya sea
para formar el cabezal o para mejorar la unión con la sección transversal de la
superestructura. Este tipo de pila permite evitar las complejidades de los apoyos
oblicuos si se construyen de forma que sean integrales con la superestructura, y
su apariencia reduce la masividad que muchas veces presentan otros tipos de
estructuras.
Las pilas tipo muro macizo: Las pilas tipo muro macizo se diseñan
como si se tratara de columnas para las fuerzas y momentos que actúan
respecto del eje débil y como si se tratara de pilares para las fuerzas y
solicitaciones que actúan respecto del eje resistente. Estas pilas pueden tener
su extremo superior articulado, empotrado o libre, pero habitualmente están
empotradas en la base. Sin embargo, muchas veces las pilas cortas y robustas
se articulan en la base para eliminar los elevados momentos que se
desarrollarían por causa del empotramiento. Anteriormente los diseños más
macizos eran considerados pilas de gravedad.
Las pilas de eje simple de sección rectangular ó circular sobre zapatas
de superficie, pueden usarse para transportar trabes de caja, con diafragmas
construidos que actúen como vigas transversales.
Los marcos de portal: éstos se emplean como pilares bajo trabes de
acero pesadas, con apoyos localizados directamente sobre las columnas del
portal. De preferencia las columnas del marco del portal deben descansar sobre
una placa base común. Si en lugar de éstas se usan zapatas aisladas, deben
utilizarse barras de amarre adecuadas para evitar que se separen ó se aflojen
(Figura 1.9).

Figura 1.9: Puente con pilas de concreto en forma de marco.
1.5.3 LOS APOYOS:
Los apoyos son ensambles estructurales instalados para garantizar la
segura transferencia de todas las reacciones de la superestructura a la
subestructura y deben cumplir con dos requisitos básicos:
1) Distribuir las reacciones sobre las áreas adecuadas en la subestructura.
2) Deben ser capaces de adaptarse a las deformaciones elásticas, térmicas
y otras de la superestructura sin generar fuerzas restrictivas perjudiciales.
1.5.3.1 TIPOS DE APOYOS:
Los apoyos y las articulaciones para puentes pueden clasificarse en
cuatro tipos:
i. Apoyos fijos.
ii. Apoyos articulados.
iii. Apoyos deslizantes ó de expansión.
iv. Juntas articuladas, eslabonadas y con rodillos articulados.
Un apoyo fijo como se muestra en la Figura 1.10 debe de estar anclado
firmemente para impedir los movimientos horizontales y verticales, pero pueden
permitir el giro de los extremos del miembro soportado en un plano vertical.

Figura 1.10: Apoyo metálico fijo de un puente de cruce esviajado.
Los apoyos de expansión como se muestra en la Figura 1.11 son de
tres tipos: de rodillos, de silletas basculantes ó placas deslizantes. Las placas
deslizantes se permiten para puentes cuyo claro es menor ó igual a 50 pies y se
permite que dicho apoyo no este previsto de un mecanismo que tome en cuenta
la rotación.
Figura 1.11: Apoyo de expansión metálico fijo de un puente.
Para puentes de claros medios y claros largos se usan
rodillos ó silletas basculantes. Por lo general se prefieren las
silletas basculantes a los rodillos por la menor probabilidad de quedar fijos a
causa de la basura ó la corrosión. Sin embargo, los rodillos son la alternativa
cuando la presión en la silleta requiere que tengan un medio demasiado grande
para mantener los esfuerzos de contacto dentro de lo admisible.
La superficie superior de una silleta debe tener un pasador ó un soporte
cilíndrico y la superficie inferior debe ser cilíndrica con centro de rotación en el
centro de rotación de la superficie superior de apoyo.
Apoyos con almohadillas elastoméricas: Son apoyos hechos total ó
parcialmente de este material (Figura 1.12), se usan para transmitir las cargas
de un miembro estructural a un apoyo permitiéndole movimientos entre el puente
y el apoyo. Existen almohadillas que no son hechas en su totalidad de dicho

material (almohadillas reforzadas), por lo general consisten de capas alternadas
de acero ó mallas de refuerzo unidas al elastómero.
Los apoyos de material elastomérico son los que más se aproximan a las
condiciones teóricas de cálculo de los apoyos deslizantes, ya que permiten
desplazamientos simultáneos en las dos direcciones, giros simultáneos en tres
ejes y absorción de cargas tanto verticales como horizontales; además, no están
sujetos a desgastarse ni requieren mantenimiento, y son fáciles de instalar.
Figura 1.12: Apoyo elastomérico con capas alternadas de acero reforzado.
1.5.4 ELEMENTOS SECUNDARIOS:
Estos son elementos que no caben dentro de la clasificación anterior,
pero juegan un papel muy importante en la funcionalidad del mismo.
Dentro de estos están: los muros de retención que se encuentran en los
extremos de los estribos, y sirven para encauzar el agua, de manera que ésta
pase por el puente con una adecuada dirección, a estos elementos se les
denomina normalmente como aletones (nombre válido para estribos de
mampostería). Las obras de protección, que generalmente se ubican aguas
arriba de las pilas, para protegerlas de fuertes impactos provocados por los
elementos que arrastra la corriente. Estos elementos se ubican cuando existe la
posibilidad de que la corriente pueda arrastrar objetos considerablemente
grandes (árboles).

Las obras de protección del fondo del cauce, tales como los enrocamiento
ó los zampeados son parte de la eficiente funcionalidad del puente, aunque no
corresponden al ingeniero estructural, sino al ingeniero hidráulico, normalmente
nos tomamos la libertad de utilizarlos cuando creemos que es conveniente.
La losa de acceso es un tema discutido, debido a que no se puede
clasificar en uno de los primeros tres elementos principales que constituyen un
puente, pero ésta sirve para encauzar y disminuir el golpe que provoca el
vehículo en la entrada de los puentes.
1.6 CRITERIOS PARA SELECCIONAR EL TIPO DE PUENTE A UTILIZAR:
Entre muchos factores que afectan la elección del tipo de puentes por
utilizar en un sitio dado, están las siguientes:
El claro requerido: Éste debe ser seleccionado para permitir el paso
eficiente del caudal de creciente cuya magnitud y frecuencia deberán estar de
acuerdo con el tipo y clase de estructura.
Condiciones de cimentación: Estas son trascendentales para decidir el
tipo de puente por construir ya que tiene influencia en: el sistema de
cimentación, la longitud de los claros parciales, y el tipo de estructura a emplear,
ya que cuando las condiciones de cimentación son deficientes se deben
descartar las estructuras hiperestáticas.
Espacio libre requerido: Este factor tiene influencia en el tipo de
estructura a utilizar, cuando existen condiciones establecidas tales como:
espacio libre horizontal y vertical mínimo, esto ocurre cuando se desea el paso
de cualquier objeto flotante (barcos, árboles, etc.,) según la importancia del
obstáculo salvado.

Cargas vivas por soportar: Conociendo la ubicación del puente, su
importancia económica y social, y su respectivo estudio de tránsito, nos
proporcionan dos elementos importantes para el diseño de éste, los cuales son:
el número de carriles (ó ancho de la calzada) y el tipo de carga viva a utilizar.
Los parámetros anteriores nos ayudan a definir posibles tipos de
superestructuras a utilizar y la distribución adecuada de sus elementos
principales, tratando de obtener con ello una estructura segura y económica.
Métodos de montaje: El Ingeniero proyectista debe de tomar en cuenta
las condiciones del lugar para poder dar posibles soluciones a los problemas de
construcción de estas estructuras. Por ello debe proveer la secuencia de
construcción de una determinada estructura para facilitar su edificación.

2.1 MÉTODOS DE DISEÑO PARA PUENTES DE CARRETERAS:
Para diseñar un puente carretero de concreto ó acero se utiliza la Norma
de la AASHTO LRFD 2005, denominada “Método de Diseño por Factores de
Carga y Resistencia”, la cual toma en cuenta la resistencia media estadística, las
cargas medias estadísticas, la dispersión de ambos por medio de la desviación
estándar y el coeficiente de variación, también considera los Estados Límites de:
resistencia, fatiga, fractura, serviciabilidad, constructibilidad y la existencia de
eventos extremos. Por medio de un proceso de calibración de los factores de
mayoración de carga y de los de reducción de capacidad garantiza un índice de
confiabilidad y a partir de diseños de prueba simulados, dispone de un juego de
factores tales que el proceso de diseño luzca como el procedimiento (LFD).
2.2 CONSIDERACIONES INICIALES DE DISEÑO:
La intención de los requisitos de la Norma AASHTO LRFD 2005 es que
sean aplicados al diseño, evaluación y rehabilitación de puentes carreteros tanto
fijos como móviles. No es la intención de estas Especificaciones reemplazar la
capacitación y el criterio profesional del Diseñador; sólo establecen requisitos
mínimos necesarios para velar por la seguridad pública. (LRFD Arto. 1.1)
De acuerdo a la versión LRFD de las Especificaciones AASHTO, los
puentes deben ser proyectados para cumplir satisfactoriamente las condiciones
impuestas para los Estados Límites previstos en el proyecto, considerando todas
las combinaciones de carga que puedan ser ocasionadas durante la
construcción y el uso del puente. Asimismo, deben ser proyectados teniendo en
cuenta su integración con el medio ambiente y cumplir las exigencias de
durabilidad y servicio requeridas de acuerdo a sus funciones, importancia y las
condiciones ambientales.

El propósito primario de un puente carretero es llevar con seguridad
(geométrica y estructuralmente) los volúmenes necesarios de trabajo y las
cargas. Por lo general, los volúmenes de tráfico presente y futuros determinan el
número y ancho de los carriles de tráfico, establecen la necesidad y el ancho de
bermas y el peso mínimo del camión de diseño. Estos requerimientos son
establecidos usualmente por la sección de planeación y diseño de carretera de
la entidad propietaria del puente. Si los anchos de los carriles, las bermas y otras
dimensiones pertinentes no son establecidos por la entidad propietaria, las
normas de la AASHTO deben usarse como guía.
Las consideraciones de tráfico en puentes no están necesariamente
limitadas a vehículos terrestres. En muchos casos deben ser considerados
barcos y equipos de construcción. Requerimientos para el paso seguro de tráfico
extraordinario sobre y bajo la estructura pueden imponer restricciones
adicionales al diseño que podrían ser muy severas.
2.2.1 FACTORES DE CARGA Y COMBINACIONES DE CARGAS:
La siguiente ecuación constituye la base de la metodología del Diseño por
Factores de Carga y Resistencia (LRFD). (LRFD C1.3.2.1)
Los componentes y conexiones de un puente deberán satisfacer la
siguiente ecuación para las combinaciones aplicables de solicitaciones extremas
mayoradas según se especifica para cada uno de los Estados Límites descritos
en el LRFD Artículo 3.4.1. rniii RRQQ =φ≤γη=∑
Para el cálculo del factor de modificación de las cargas (ηi), se toman en
cuenta los factores relacionados con la ductilidad, redundancia e importancia
operativa. (LRFD Arto. 1.3.2.1) 95.0IRDi ≥ηηη=η

2.2.2 ESTADOS LÍMITES:
• Estado Límite de Servicio:
El Estado Límite de Servicio se debe considerar como restricciones
impuestas a las tensiones, deformaciones y anchos de fisura bajo condiciones
de servicio regular. (LRFD Arto. 1.3.2.2)
El Estado Límite de Servicio proporciona ciertos requisitos basados en la
experiencia que no siempre se pueden derivar exclusivamente a partir de
consideraciones estadísticas o de resistencia. (LRFD C1.3.2.2)
• Estado Límite de Fatiga y Fractura:
El Estado Límite de Fatiga se debe considerar como restricciones
impuestas al rango de tensiones que se da como resultado de un único camión
de diseño ocurriendo el número anticipado de ciclos del rango de tensión. (LRFD
Arto. 1.3.2.3)
La intención del Estado Límite de Fatiga es limitar el crecimiento de las
fisuras bajo cargas repetitivas, a fin de impedir la fractura durante el período de
diseño del puente. (LRFD C1.3.2.3)
• Estado Límite de Resistencia:
Se debe considerar el Estado Límite de Resistencia para garantizar que
se provee resistencia y estabilidad, tanto local como global, para resistir las
combinaciones de cargas estadísticamente significativas especificadas que se
anticipa que el puente experimentará durante su período de diseño. (LRFD Arto.
1.3.2.4)

• Estados Límites correspondientes a Eventos Extremos:
Se debe considerar el Estado Límite correspondiente a Eventos Extremos
para garantizar la supervivencia estructural de un puente durante una inundación
o sismo significativo, o cuando es embestido por una embarcación o un vehículo.
(LRFD Arto. 1.3.2.5)
2.2.3 LIMITACIONES DE LAS DEFLEXIONES:
Estos requerimientos permiten usar las prácticas tradicionales para el
control de las deflexiones. Se debe utilizar la porción correspondiente a la
sobrecarga viva de la Combinación de Cargas de Servicio I del LRFD Tabla
3.4.1-1, incluyendo el incremento por carga dinámica, IM. Para las
construcciones de acero, aluminio y/u hormigón se pueden considerar los
siguientes límites de deflexión: (LRFD Arto. 2.5.2.6.2)
Carga vehicular, general……………………………….…. Longitud / 800,
Cargas vehiculares y/o peatonales…………….………... Longitud / 1000,
Carga vehicular sobre voladizos…………………….…… Longitud / 300, y
Cargas vehiculares y/o peatonales sobre voladizos…… Longitud / 375
2.2.3.1 CARGA PARA LA EVALUACIÓN OPCIONAL DE LA DEFLEXIÓN
POR SOBRECARGA:
La deflexión se deberá tomar como el mayor de los siguientes valores:
(LRFD Arto. 3.6.1.3.2)
La deflexión debida al camión de diseño solamente, o
La deflexión debida al 25 por ciento del camión de diseño considerado
juntamente con la carga del carril de diseño.

2.2.4 LARGUEROS Y VIGAS TRANSVERSALES DE PISO:
Los largueros son vigas que generalmente van paralelas al eje
longitudinal del puente, o sea en la dirección del tráfico. A menudo, dichos
largueros deben entramarse con las vigas transversales de piso, pero si están
apoyados en las aletas superiores de estas vigas, es conveniente que sean
continuos en dos o más paneles.
Las vigas transversales de piso preferiblemente deben ser
perpendiculares a las armaduras o vigas principales. Además, las conexiones a
estos miembros deben colocarse de modo que permita la unión de
arriostramiento lateral tanto a las vigas transversales de piso como a las
armaduras o vigas principales.
2.3 CARGAS DE DISEÑO:
El LRFD Sección 3 de la Norma AASHTO LRFD 2005 específica
requisitos mínimos paras cargas y fuerzas, sus límites de aplicación, factores de
cargas y combinaciones de cargas usadas para diseñar puentes nuevos. Los
requisitos de carga también se pueden aplicar a la evaluación estructural de
puentes existentes. Además de las cargas tradicionales, esta Sección incluye las
solicitaciones provocadas por colisiones, sismos, asentamiento y distorsión de la
estructura. (LRFD Arto. 3.1)
Se deben considerar las siguientes cargas y fuerzas permanentes y
transitorias: (LRFD Arto. 3.3.2)
• Cargas permanentes:
a. DD = Fricción Negativa (downdrag).

b. DC = Peso propio de los componentes estructurales y accesorios no
estructurales.
c. DW = Peso propio de las superficies de rodamiento e instalaciones para
servicios públicos.
d. EH = Empuje horizontal del suelo.
e. EL = Tensiones residuales acumuladas resultantes del proceso
constructivo, incluyendo las fuerzas secundarias del postesado.
f. ES = Sobrecarga del suelo.
g. EV = Presión vertical del peso propio del suelo de relleno.
• Cargas transitorias:
a. BR = Fuerza de frenado de los vehículos.
b. CE = Fuerza centrifuga de los vehículos.
c. CR = Fluencia lenta.
d. CT = Fuerza de colisión de un vehiculo.
e. EQ = Sismo.
f. FR = Fricción.
g. IM = Incremento por carga vehicular dinámica.
h. LL = Sobrecarga vehicular.
i. LS = Sobrecarga viva.
j. PL = Sobrecarga peatonal.
k. SE = Asentamiento.
l. SH = Contracción.
m. TG = Gradiente de temperatura.
n. TU = Temperatura uniforme.
o. WA = Carga hidráulica y presión del flujo de agua.
p. WL = Viento sobre la sobrecarga.
q. WS = Viento sobre la estructura.

2.3.1 CARGAS PERMANENTES:
2.3.1.1 CARGAS PERMANENTES: DC, DW y EV
La carga permanente deberá incluir el peso propio de todos los
componentes de la estructura, accesorios e instalaciones de servicios unidas a
la misma, superficie de rodamiento, futuras sobrecapas y ensanchamientos
previstos.
La densidad de los materiales granulares dependen de su grado de
compactación y del contenido de agua. En ausencia de información más precisa,
para las cargas permanentes se pueden utilizar las densidades especificadas en
el LRFD Tabla 3.5.1-1.
2.3.1.2 CARGAS DE SUELO: EH, ES y DD
Las cargas correspondientes al empuje del suelo, sobrecarga del suelo y
fricción negativa deberán ser como se especifica en el LRFD Artículo 3.11.
2.3.2 CARGAS TRANSITORIAS:
2.3.2.1 SOBRECARGAS GRAVITATORIAS: LL y PL
Para la sobrecarga vehicular el número de carriles de diseño y la
presencia de múltiples sobrecargas deberán satisfacer los requisitos de los
Artículos 3.6.1.1.1 y 3.6.1.1.2, respectivamente.
La sobrecarga vehicular de diseño sobre las calzadas de puentes o
estructuras incidentales, designadas como HL–93, deberá consistir en una
combinación de: (LRFD Arto. 3.6.1.2)
a). Camión de diseño o tandem de diseño, y

b). Carga del carril de diseño.
2.3.2.2 CAMIÓN DE DISEÑO:
Los pesos y las separaciones entre los ejes y las ruedas del camión de
diseño serán como se especifica en la Figura 2.1. Se deberá considerar un
incremento por carga dinámica como se especifica en el LRFD Artículo 3.6.2.
Figura 2.1: Características del Camión de diseño.
A excepción de lo especificado en los Artículos 3.6.1.3.1 y 3.6.1.4.1, la
separación entre los dos ejes de 145000 N se deberá variar entre 4300 y 9000
mm para producir las solicitaciones extremas. (LRFD Arto. 3.6.1.2.2)
2.3.2.3 TANDEM DE DISEÑO:
El tandem de diseño consistirá en un par de ejes de 110000 N con una
separación de 1200 mm. La separación transversal de las ruedas se deberá
tomar como 1800 mm. Se deberá considerar un incremento por carga dinámica
según lo especificado en el Artículo 3.6.2. (LRFD Arto. 3.6.1.2.3)

2.3.2.4 CARGA DEL CARRIL DE DISEÑO:
La carga del carril de diseño consistirá en una carga de 9,3 N/mm
uniformemente distribuida en dirección longitudinal. Transversalmente la carga
del carril de diseño se supondrá uniformemente distribuida en un ancho de 3000
mm. Las solicitaciones debidas a la carga del carril de diseño no estarán sujetas
a un incremento por carga dinámica. (LRFD Arto. 3.6.1.2.4)
A menos que se especifique lo contrario, la solicitación extrema se deberá
tomar como el mayor de los siguientes valores: (LRFD Arto. 3.6.1.3.1)
La solicitación debida al tandem de diseño combinada con la solicitación
debida a la carga del carril de diseño, o
La solicitación debida a un camión de diseño con la separación variable
entre ejes como se especifica en el LRFD Artículo 3.6.1.2.2 combinada
con la solicitación debida a la carga del carril de diseño, y
Tanto para momento negativo entre puntos de contraflexión bajo una
carga uniforme en todos los claros como para reacción en pilas interiores
solamente, 90 por ciento de la solicitación debida a dos camiones de
diseño separados como mínimo 15000 mm entre el eje delantero de un
camión y el eje trasero del otro, combinada con 90 por ciento de la
solicitación debida a la carga del carril de diseño. La distancia entre los
ejes de 145000 N de cada camión se deberá tomar como 4300 mm.
2.3.2.5 CARGA PARA EL VUELO DEL TABLERO:
Para el diseño de vuelos de tablero con voladizo, si la distancia entre el
eje de la viga exterior y la cara de una baranda de hormigón estructuralmente
continua es menor o igual que 1800 mm, la fila exterior de cargas de rueda se
puede reemplazar por una carga lineal uniformemente distribuida de 14,6 N/mm
ubicada a 300 mm de la cara de la baranda.

Las cargas horizontales que actúan sobre el vuelo cuando un vehículo
colisiona contra las barreras deberán satisfacer los requisitos del LRFD Sección
13. (LRFD Arto. 3.6.1.3.4)
2.3.2.6 CARGA DE FATIGA:
La carga de Fatiga será un camión de diseño especificado en el LRFD
Artículo 3.6.1.2.2 o los ejes del mismo, pero con una separación constante de
9000 mm entre los ejes de 145000 N. (LRFD Arto. 3.6.1.4.1)
A la carga de Fatiga se le deberá aplicar el incremento por carga dinámica
especificado en el LRFD Artículo 3.6.2.
2.3.2.7 CARGAS PEATONALES: PL
Se deberá aplicar una carga peatonal de 3.6 x 10-3
MPa en todas las
aceras de más de 600 mm de ancho, y esta carga se deberá considerar
simultáneamente con la sobrecarga vehicular de diseño.
Los puentes exclusivamente para tráfico peatonal y/o ciclista se deberán
diseñar para una sobrecarga de 4.1 x 10-3
MPa. (LRFD Arto. 3.6.1.6)
2.3.2.8 CARGAS SOBRE LAS BARANDAS:
Las cargas en barandas deben ser tomadas como se especifica en el
LRFD Sección 13. (LRFD Arto. 3.6.1.7)
2.3.3 INCREMENTO POR CARGA DINÁMICA: IM
A menos que los Artículos 3.6.2.2 y 3.6.2.3 permitan lo contrario, los
efectos estáticos del camión ó tandem de diseño, a excepción de las fuerzas

centrifugas y de frenado, se deberán mayorar aplicando los porcentajes
indicados en el LRFD Tabla 3.6.2.1-1.
El factor a aplicar a la carga estática se deberá tomar como:
El incremento por carga dinámica no se aplicará a las cargas peatonales
ni a la carga del carril de diseño.
No es necesario aplicar el incremento por carga dinámica a:
Muros de sostenimiento no solicitado por reacciones verticales de la
superestructura, y
Componentes de las fundaciones que están completamente por debajo
del nivel del terreno.
Los efectos dinámicos provocados por los vehículos en movimiento se
pueden atribuir a dos orígenes: (LRFD C3.6.2.1)
El efecto de martilleo, y
La respuesta dinámica del puente en su totalidad frente a los
vehículos que lo atraviesan.
2.3.4 FUERZA DE FRENADO: BR
La fuerza de frenado se deberá tomar como el mayor de los siguientes
valores: (LRFD Arto. 3.6.4)
25% de los pesos por eje del camión de diseño o tandem de diseño, ó
5% del camión de diseño más la carga del carril ó 5% del tandem de
diseño más la carga del carril.
100
1
IM
+

Se aplicarán los factores de presencia múltiple especificados en el LRFD
Artículo 3.6.1.1.2.
En base a los principios de la energía, y suponiendo una desaceleración
uniforme, la fuerza de frenado determinada como una fracción del peso del
vehículo es igual a: (LRFD C3.6.4)
ga2
v
b
2
=
Donde: a es la longitud de desaceleración uniforme, v es la velocidad de diseño
de la carretera y b es la fracción del peso del vehículo.
2.3.5 FUERZA DE COLISIÓN DE UN VEHÍCULO: CT
2.3.5.1 COLISIÓN DE VEHÍCULOS CONTRA LAS BARRERAS:
En la colisión de vehículos contra las barreras se aplicarán los requisitos
del LRFD Sección 13. (LRFD Arto. 3.6.5.3)
2.3.6 CARGA DE VIENTO: WL y WS
2.3.6.1 PRESIÓN HORIZONTAL DEL VIENTO:
Se asumirá que las presiones aquí especificadas son provocadas por una
velocidad básica del viento, VB, de 160 km/h.
Se asumirá que la carga de viento está uniformemente distribuida sobre el
área expuesta al viento. (LRFD Arto. 3.8.1.1)
La velocidad básica del viento varía considerablemente dependiendo de
las condiciones locales. Para las estructuras pequeñas y/o de baja altura el

viento generalmente no resulta determinante. En el caso de puentes de grandes
dimensiones y/o gran altura se deberían investigar las condiciones locales.
Típicamente la estructura de un puente se debería estudiar
separadamente bajo presiones de viento actuando desde dos o más direcciones
diferentes a fin de obtener las máximas presiones a barlovento, sotavento y
laterales que producen las cargas más críticas para la estructura. (LRFD
C3.8.1.1)
2.3.6.1.1 PRESIÓN DEL VIENTO SOBRE LAS ESTRUCTURAS: WS
Si las condiciones locales lo justifican, se puede seleccionar una
velocidad básica del viento de diseño diferente para las combinaciones de
cargas que no involucran viento actuando sobre la sobrecarga. Se asumirá que
la dirección del viento de diseño es horizontal, a menos que el LRFD Artículo
3.8.3 especifique lo contrario. En ausencia de datos más precisos, la presión del
viento de diseño, en MPa, se puede determinar como:
25600
V
P
V
V
PP
2
DZ
B
2
B
DZ
BD =





=
La carga de viento total no se deberá tomar menor que 4,4 N/mm en el
plano de un cordón a barlovento ni 2,2 N/mm en el plano de un cordón a
sotavento de un componente reticulado o en arco, ni se deberá tomar menor que
4,4 N/mm en componentes de vigas o vigas cajón. (LRFD Arto. 3.8.1.2.1)
2.3.6.1.1.1 CARGAS DE LAS SUPERESTRUCTURAS:
Si el viento no se considera normal a la estructura, la presión básica del
viento, PB, para diferentes ángulos de dirección del viento se puede tomar como
se especifica en el LRFD Tabla 3.8.1.2.2-1, y se deberá aplicar a una única
ubicación de área expuesta. El ángulo de oblicuidad se deberá medir a partir de
una perpendicular al eje longitudinal. Para el diseño la dirección del viento será

aquella que produzca la solicitación extrema en el componente investigado. Las
presiones transversal y longitudinal se deberán aplicar simultáneamente. (LRFD
Arto. 3.8.1.2.2)
2.3.6.1.1.2 FUERZAS APLICADAS DIRECTAMENTE A LA
SUBESTRUCTURA:
Las fuerzas transversales y longitudinales a aplicar directamente a la
subestructura se deberán calcular en base a una presión básica del viento
supuesta de 0,0019 MPa. (LRFD Arto. 3.8.1.2.3)
2.3.6.1.2 PRESIÓN DEL VIENTO SOBRE LOS VEHÍCULOS: WL
Si hay vehículos presentes, la presión del viento de diseño se deberá
aplicar tanto a la estructura como a los vehículos. La presión del viento sobre los
vehículos se debe representar como una fuerza interrumpible y móvil de 1,46
N/mm actuando normal a la calzada y 1800 mm sobre la misma, y se deberá
transmitir a la estructura. (LRFD Arto. 3.8.1.3)
Si el viento sobre los vehículos no se considera normal a la estructura, las
componentes de fuerza normal y paralela aplicadas a la sobrecarga viva se
pueden tomar como se especifica en el LRFD Tabla 3.8.1.3-1, considerando el
ángulo de oblicuidad con respecto a la normal a la superficie. (LRFD Arto.
3.8.1.3)
2.3.6.2 PRESIÓN VERTICAL DEL VIENTO:
A menos que el LRFD Artículo 3.8.3 determine lo contrario, se deberá
considerar una fuerza de viento vertical ascendente de 9.6 x 10-4
MPa por el
ancho del tablero, incluyendo los parapetos y aceras, como una carga lineal
longitudinal. Esta fuerza se deberá aplicar sólo para los Estados Límites que no

involucran viento actuando sobre la sobrecarga, y sólo cuando la dirección del
viento se toma perpendicular al eje longitudinal del puente. Esta fuerza lineal se
deberá aplicar en el punto correspondiente a un cuarto del ancho del tablero a
barlovento juntamente con las cargas de viento horizontales especificadas en el
LRFD Artículo 3.8.1. (LRFD Arto. 3.8.2)
2.3.7 EMPUJE DEL SUELO: EH, ES y LS
El empuje del suelo se deberá considerar función de los siguientes
factores: (LRFD Arto. 3.11.1)
• Tipo y densidad del suelo,
• Contenido de agua,
• Características de fluencia lenta del suelo,
• Grado de compactación,
• Ubicación del nivel freático,
• Interacción suelo-estructura,
• Cantidad de sobrecarga,
• Efectos sísmicos,
• Pendiente del relleno, e
• Inclinación del muro.
No se deberá utilizar limo ni arcilla magra como relleno, a menos que se
empleen procedimientos de diseño adecuados y que en la documentación
técnica se incluyan medidas de control que tomen en cuenta su presencia. Se
deberá considerar el desarrollo de presiones del agua intersticial dentro de la
masa del suelo de acuerdo con el LRFD Artículo 3.11.3. Se deberán disponer
medidas de drenaje adecuadas para impedir que detrás del muro se desarrollen
presiones hidrostáticas y fuerzas de filtración de acuerdo con el LRFD Sección
11. En ningún caso de deberá utilizar arcilla altamente plástica como relleno.

Si se anticipa que habrá compactación mecánica dentro de una distancia
igual a la mitad de la altura del muro, tomando esta altura como la diferencia de
cotas entre los puntos donde la superficie terminada interseca el respaldo del
muro y la base del muro, se deberá tomar en cuenta el efecto del empuje
adicional que puede inducir la compactación. (LRFD Arto. 3.11.2)
Si no se permite que el suelo retenido drene, el efecto de la presión
hidrostática del agua se deberá sumar al efecto del empuje del suelo.
En casos en los cuales se anticipa que habrá endicamiento de agua
detrás de la estructura, el muro se deberá dimensionar para soportar la presión
hidrostática del agua más el empuje del suelo. (LRFD Arto. 3.11.3)
Para determinar el empuje lateral del suelo debajo del nivel freático se
deberán utilizar las densidades del suelo sumergido.
Si el nivel freático difiere a ambos lados del muro, se deberán considerar
los efectos de la filtración sobre la estabilidad del muro y el potencial de
socavación. Para determinar los empujes laterales totales que actúan sobre el
muro se deberán sumar las presiones del agua intersticial a las tensiones
efectivas horizontales.
Se debería evitar que se desarrollen presiones hidrostáticas sobre los
muros, utilizando roca triturada, tuberías de drenaje, mechinales, drenes de
grava, drenes perforados o drenes geosintéticos. (LRFD C3.11.3)
En la Figura 2.2 se ilustra el efecto de la presión adicional provocada por
el nivel freático.

Figura 2.2: Efecto del nivel freático.
2.3.7.1 EMPUJE DEL SUELO: EH
Se asumirá que el empuje lateral del suelo es linealmente proporcional a
la altura de suelo, y se deberá tomar como: (LRFD Arto. 3.11.5.1)
( )9
s 10xzgkp −
γ=
De la ecuación anterior k es el coeficiente de empuje lateral tomado como
ko, especificado en el Artículo 3.11.5.2, para muros que no se deforman ni
mueven, ka, especificado en los Artículos 3.11.5.3, 3.11.5.6 y 3.11.5.7, para
muros que se deforman o mueven lo suficiente para alcanzar la condición
mínima activa, o kp, especificado en el Artículo 3.11.5.4, para muros que se
deforman o mueven lo suficiente para alcanzar una condición pasiva.
En nuestro caso, se utilizará el coeficiente de empuje activo sísmico, KAE,
especificado en el LRFD A11.1.1.1-1, ya que este coeficiente se basa en el
Análisis de Mononobe – Okabe.

2.3.7.2 SOBRECARGA UNIFORME: ES
Si hay una sobrecarga uniforme, al empuje básico del suelo se le deberá
sumar un empuje horizontal constante. (LRFD Arto. 3.11.6.1)
Este empuje constante se puede tomar como: ssp qk=∆
2.3.7.3 SOBRECARGA VIVA: LS
Se deberá aplicar una sobrecarga viva si se anticipa que habrá cargas
vehiculares actuando sobre la superficie del relleno en una distancia igual a la
mitad de la altura del muro detrás del paramento posterior del muro. Si la
sobrecarga es para una carretera su intensidad deberá ser consistente con los
requisitos del LRFD Artículo 3.6.1.2. Si la sobrecarga no es para una carretera
el Propietario deberá especificar y/o a probar sobrecargas vivas adecuadas.
El aumento del empuje horizontal provocado por la sobrecarga viva se
puede estimar como: (LRFD Arto. 3.11.6.4)
9
eqsp 10xhgk −
γ=∆
Los valores de heq tabulados se determinaron evaluando la fuerza
horizontal contra un estribo o muro debido a la distribución de empuje producido
por la sobrecarga vehicular del LRFD Artículo 3.6.1.2. (LRFD C3.11.6.4)
2.3.7.4 ANÁLISIS DE MONONOBE – OKABE:
La evaluación del empuje activo dinámico de suelo requiere de un análisis
complejo que considera la interacción suelo – estructura. Para ello, algunos
autores han adoptado hipótesis simplificativas, considerando el relleno como
material granular no saturado, fundación indeformable, admitiendo que la cuña
de suelo es un cuerpo rígido y que los desplazamientos laterales son
despreciables.

El método más utilizado para calcular los esfuerzos sísmicos del suelo
que actúan sobre un estribo de puente es un enfoque estático desarrollado en la
década de 1920 por Mononobe (1929) y Okabe (1926). El análisis de Mononobe
– Okabe es una ampliación de la teoría de la cuña deslizante de Coulomb que
toma en cuenta las fuerzas inerciales horizontales y verticales que actúan sobre
el suelo, que multiplicados por el peso de la cuña dan como resultado dos
acciones adicionales a las consideradas por la teoría estática de Coulomb. Los
trabajos de Seed y Whitman (1970) y Richards y Elms (1979) describen en
detalle el procedimiento de análisis. El enfoque adopta las siguientes hipótesis:
1. El estribo se puede desplazar lo suficiente para permitir la movilización de
la resistencia total del suelo o permitir condiciones de empuje activo. Si el
estribo está fijo y es incapaz de moverse las fuerzas del suelo serán
mucho mayores que las anticipadas por el análisis de Mononobe–Okabe.
2. El relleno detrás del muro es no cohesivo y tiene un ángulo de fricción Φ.
3. El relleno detrás del muro está en condiciones no saturadas, de modo que
no surgirán problemas de licuefacción.
Considerando el equilibrio de la cuña de suelo detrás del estribo ilustrado
en el LRFD Figura A11.1.1.1-1, se puede obtener un valor EAE de la fuerza
activa que ejerce el estribo sobre la masa de suelo y viceversa. Cuando el
estribo está en el punto de falla EAE se puede calcular mediante la siguiente
expresión: (LRFD A11.1.1.1-1)
( ) 9
AEv
2
AE 10xKk1Hg
2
1
E −
−γ=
Donde:
( )
( ) ( ) ( )
( ) ( )
2
2
2
AE
icoscos
isinsin
1coscoscos
cos
K






β−θ+β+δ
−θ−φδ+φ
+θ+β+δβθ
β−θ−φ
=
EAE = fuerza activa total estática y sísmica (N/mm)
g = aceleración de la gravedad (m/seg2
)

γ = densidad del suelo (kg/m3
)
H = altura del suelo (mm)
Φ = ángulo de fricción del suelo (º)
θ = arc tan (kh / (1− kv)) (º)
δ = ángulo de fricción entre el suelo y el estribo (º)
kh = coeficiente de aceleración sísmica horizontal (adimensional)
kv = coeficiente de aceleración sísmica vertical (adimensional)
i = ángulo de inclinación de la superficie del relleno (º)
β = ángulo de inclinación del paramento interior del estribo respecto de la vertical
(sentido negativo como se ilustra) (º)
KAE = coeficiente de empuje activo sísmico (adimensional)
El valor de ha, la altura a la cual la resultante del empuje del suelo actúa
sobre el estribo, se puede tomar igual a H/3 para un caso estático que no
involucre efectos sísmicos. Sin embargo este valor aumenta a medida que
aumentan las solicitaciones de origen sísmico. Esto se ha demostrado
empíricamente mediante ensayos y, además, Word (1973) también lo demostró
en forma teórica, hallando que la resultante del empuje dinámico actúa
aproximadamente a la mitad de la altura. Seed y Whitman han sugerido que h se
podría obtener suponiendo que la componente estática del esfuerzo del suelo

(calculada usando la Ecuación A11.1.1.1-1 con θ = kv = 0) actúa a H/3 de la
base del estribo, mientras que se podría considerar que el esfuerzo dinámico
adicional actúa a una altura de 0,6H. Para la mayoría de las aplicaciones será
suficiente asumir h = H/2 con un empuje uniformemente distribuido. (LRFD
A11.1.1.1-1)
2.3.8 TEMPERATURA UNIFORME: TU
El movimiento térmico de diseño asociado con un cambio uniforme de la
temperatura se puede calcular utilizando el Procedimiento A o el Procedimiento
B. Para puentes con tablero de hormigón que tienen vigas de hormigón o acero
se puede utilizar tanto el Procedimiento A como el Procedimiento B. Para todos
los demás tipos de puentes se deberá utilizar el Procedimiento A. (LRFD Arto.
3.12.2)
El Procedimiento A es el procedimiento histórico, tradicionalmente
utilizado para el diseño de puentes. (LRFD C3.12.2.1)
2.3.9 EFECTOS SÍSMICOS: EQ
Nicaragua es un país en el cuál sus diferentes regiones se ven afectadas
por las amenazas derivadas de distintas manifestaciones de la naturaleza.
Indiscutiblemente las más importantes son la volcánica y la sísmica, pero las
hidrometeorológicas, como los huracanes y las inundaciones han tenido gran
relevancia en la historia de nuestro país. Los puentes a diseñar en este
documento están orientados en una zona de alta sismicidad y deberán ser
diseñados y construidos para resistir las cargas sísmicas.
Para el cálculo del coeficiente sísmico y la aceleración máxima del terreno
de los puentes a diseñar, se hará uso del Reglamento Nacional de Construcción
(RNC – 07).

3.1 METODOLOGÍA PARA EL DISEÑO DE SUPERESTRUCTURAS:
Con el objetivo de ilustrar la aplicación de la Norma AASHTO LRFD 2005
en el diseño de puentes, se realizará el diseño de dos tipos de estructuras: uno
de claro simple y otro de tramos continuos (puente “San Cristóbal” y puente “El
Tamarindo”, respectivamente).
Se inicia con el diseño de la superestructura del puente de claro sencillo,
el cual posee las siguientes características:
Diseño de puente ubicado en el Km. 145+00 de la carretera Chinandega –
Guasaule. El puente consta de un claro simple de 20000 mm, y se ha
estructurado con una superestructura mixta Acero – Concreto y
subestructura de concreto reforzado compuesta por estribos.
Luego se continúa con el diseño de la superestructura del puente de
claros continuos, el cual posee las siguientes características:
Diseño de puente ubicado en la comarca el Tamarindo, departamento de
León, a unos 300 m. de la carretera San Isidro – Télica (Km. 155), en el
camino que conduce a Las Mojarras, en las coordenadas UTM 1401
Latitud Norte y 562.5 Longitud Oeste. El puente consta de cuatro claros
de igual longitud (30000 mm), utilizando vigas AASHTO-PCI BT-72. La
subestructura es de concreto reforzado compuesta por pilas y estribos.
En ambos puentes, las vigas se diseñarán para actuar compuestamente
con el espesor de la losa de concreto colado In Situ.
Para revisar en detalle los cálculos y la metodología a utilizar en el diseño
de las superestructuras de los puentes, consultar el APÉNDICE A de este
documento.

• Se inicia con el diseño de la superestructura de un puente de claro
sencillo, el cual consta de vigas metálicas y cuyo diseño se muestra a
continuación.
3.1.1 DISEÑO DE LOSA:
A menos que el Propietario apruebe una altura menor, la altura de un
tablero de hormigón, excluyendo cualquier tolerancia para pulido, texturado o
superficie sacrificable deberá ser mayor o igual que 175 mm. (LRFD Arto.
9.7.1.1)
El mínimo recubrimiento de hormigón deberá satisfacer los requisitos del
LRFD Artículo 5.12.3.
Para considerar que las vigas principales actúan de forma compuesta con
la losa, los conectores de corte se deberán diseñar de acuerdo con los requisitos
del LRFD Sección 5 en el caso de vigas de hormigón y de acuerdo con los
requisitos del LRFD Secciones 6 y 7 en el caso de vigas metálicas. (LRFD
Arto. 9.7.1.2)
Se utilizará el procedimiento de Diseño Empírico si se satisfacen las
condiciones especificadas en el LRFD Artículo 9.7.2.4.
En la Figura 3.1.1-1 se muestran las siguientes características:
Figura 3.1.1-1 − Núcleo de una losa de hormigón.

Mínima altura y Recubrimiento:
Espesor Mínimo de Losa, ts : 175 mm
Recubrimiento Superior : 50 mm
Recubrimiento Inferior : 25 mm (LRFD Tabla 5.12.3-1)
Usar espesor de losa (ts) de : 230 mm
Longitud Efectiva de Losa (S) : 1825 mm
3.1.1.1 Cálculo del acero de refuerzo para la losa de concreto:
3.1.1.1.1 Cálculo de solicitaciones en la losa de concreto:
Para el cálculo de las solicitaciones el tablero se subdividirá en fajas
perpendiculares a los componentes de apoyo, estas fajas dependen de la
longitud efectiva de la losa (S). La longitud efectiva de losa puede tomarse de la
siguiente manera: para losas apoyadas sobre vigas metálicas o de hormigón:
distancia entre las puntas de las alas, más el vuelo de las alas, considerado
como la distancia desde la punta del ala extrema hasta la cara del alma,
despreciando los chaflanes. (LRFD Arto. 9.7.2.3)
El ancho de la faja equivalente de un tablero se puede tomar como se
especifica en el LRFD Tabla 4.6.2.1.3-1. Para los vuelos de tableros, cuando
sea aplicable, se pueden utilizar los requisitos del LRFD Artículo 3.6.1.3.4 en
lugar del ancho de faja especificado en el LRFD Tabla 4.6.2.1.3-1 para vuelos
de tableros.
En nuestro caso, ambas superestructuras tienen un tipo de tablero de
hormigón colado in situ, la dirección de la faja primaria es perpendicular al
tráfico, obteniendo de esta manera anchos de fajas primarias para momento
positivo (+M) y momento negativo (-M).

S25.01220:M
S55.0660:M
+−
++
Ancho de Faja para Momento Positivo (+ M) : 1663.75 mm
Ancho de Faja para Momento Negativo (- M) : 1676.25 mm
Una vez obtenidos los anchos de faja equivalente se empiezan a calcular
las solicitaciones debidas a las cargas permanentes, entre ellas tenemos: el
peso propio de los componentes estructurales y accesorios no estructurales
(DC), y el peso propio de la superficie de rodamiento (DW). Con los anchos de
faja para momento positivo y momento negativo, se proceden a calcular los
momentos actuantes con la condición de losas integradas al apoyo, en este
caso: wl2
/10.
Los momentos debidos a las cargas DC y DW en la zona de momento
positivo son:
MDC = 2999560.9 N.mm
MDW = 954890.2 N.mm (Ver Apéndice A2.1.1)
Los momentos debidos a las cargas DC y DW en la zona de momento
negativo son:
MDC = 3022209.1 N.mm
MDW = 962217.6 N.mm (Ver Apéndice A2.1.1)
Se utilizará el LRFD Tabla A4-1 para determinar los máximos momentos
de diseño debidos a las sobrecargas no mayoradas. Puesto que los valores
tabulados incluyen los factores de presencia múltiple (m) y el incremento por
carga dinámica (IM), los momentos obtenidos de la Tabla serán multiplicados
por el ancho de faja equivalente interior correspondiente y por el 25% estipulado

por el MTI para sobrecarga vehicular. Cabe señalar que se tendrá que interpolar
para distancias diferentes a las listadas en el LRFD Tabla A4-1, y de esta
manera obtener los máximos momentos positivos y negativos.
La sección de diseño para momentos negativos y esfuerzos de corte,
cuando se investiguen, debe satisfacer los requisitos del LRFD Arto. 4.6.2.1.6.
El máximo momento por sobrecarga utilizando el ancho de faja
equivalente interior para Momento Positivo es: MPositivo = 45550355.5 N.mm
El máximo momento por sobrecarga utilizando el ancho de faja
equivalente interior para Momento Negativo es: MNegativo = 39052643.9 N.mm
3.1.1.1.2 Determinación del acero de refuerzo en la losa de concreto:
En las losas diseñadas empíricamente se deberán disponer cuatro capas
de armadura isótropa. Se deberá ubicar armadura tan próxima a las superficies
exteriores como lo permitan los requisitos de recubrimiento. Se deberá proveer
armadura en cada cara de la losa, con las capas más externas ubicadas en la
dirección de la longitud efectiva, S. (LRFD Arto. 9.7.2.5)
Antes de calcular el acero de refuerzo requerido conviene obtener la
solicitación mayorada total que resulta al utilizar los factores de cargas y
combinaciones de cargas.
Los componentes y conexiones de un puente deberán satisfacer la
siguiente ecuación para las combinaciones aplicables de solicitaciones extremas
mayoradas según se especifica para cada uno de los Estados Límites descritos
en el LRFD Artículo 3.4.1.
rniii RRQQ =φ≤γη=∑

Para el cálculo del factor de modificación de las cargas (ηi), se tomarán
en cuenta los factores relacionados con la ductilidad, redundancia e importancia
operativa. También se considerará un valor de ηi para las cargas en las cuales
un valor máximo de γi es apropiado, es decir: 95.0IRDi ≥ηηη=η
El comportamiento dúctil advierte sobre la inminente ocurrencia de una
falla estructural mediante grandes deformaciones inelásticas. (LRFD C1.3.3)
Para el cálculo del factor relacionado con la ductilidad (ηD) se tomará el
valor estimado para diseños y detalles convencionales que cumplen con las
Especificaciones AASHTO LRFD.
ηD = 1.00 (para diseños y detalles convencionales)
Los principales elementos y componentes cuya falla se anticipa provocará
el colapso del puente se deben diseñar como elementos de falla crítica y el
sistema estructural asociado como sistema no redundante. Alternativamente, los
elementos de falla crítica traccionados se pueden diseñar como de fractura
crítica. Los elementos y componentes cuya falla se anticipa no provocará el
colapso del puente se deben diseñar como elementos de falla no crítica y el
sistema estructural asociado como sistema redundante. (LRFD Arto. 1.3.4)
Para el cálculo del factor relacionado con la redundancia (ηR) se tomará el
valor estimado para elementos no redundantes.
ηR = 1.05 (para elementos no redundantes)
El LRFD Artículo 1.3.5 que se refiere a la importancia operativa se debe
aplicar exclusivamente a los Estados Límites de Resistencia y correspondientes
a Eventos Extremos. El Propietario puede declarar que un puente o cualquier
conexión o elemento del mismo es de importancia operativa.

Para el cálculo del factor relacionado con la importancia operativa (ηI) se
tomará el valor estimado para puentes importantes.
ηI = 1.05 (para puentes importantes)
Entonces: 1025.1i =η
En el LRFD Tabla 3.4.1-1 se especifican los factores de carga (γi) que se
deben aplicar para las diferentes cargas que componen una combinación de
cargas de diseño. En cada combinación de cargas, cada una de las cargas que
debe ser considerada y que es relevante para el componente que se está
diseñando, se deberá multiplicar por el factor de carga correspondiente y el
factor de presencia múltiple especificado en el LRFD Artículo 3.6.1.1.2, si
corresponde.
Los factores se deberán seleccionar de manera de producir la solicitación
total mayorada extrema. Para las solicitaciones debidas a cargas permanentes,
del LRFD Tabla 3.4.1-2, se deberá seleccionar el factor de carga que produzca
la combinación más crítica.
Para calcular la solicitación mayorada total se utilizará la combinación de
cargas básica que representa el uso vehicular normal del puente, sin viento, esto
es, el Estado Límite de Resistencia I.
( ) ( ) ( )[ ]IMLL75.1DW5.1DC25.1Q i +++η=
En la parte de la combinación que involucra a la sobrecarga vehicular, es
decir, 1.75 (LL+IM), se deben utilizar los momentos totales positivos y negativos
obtenidos del LRFD Tabla A4-1, pero se deben utilizar por separado para
obtener la solicitación mayorada, y de esta manera calcular el acero de refuerzo
requerido para las zonas de momento positivo y momento negativo.

• La solicitación mayorada total para el Estado Límite de Resistencia I en la
zona de momento positivo es: mm.N93596637Q =
• La solicitación mayorada total para el Estado Límite de Resistencia I en la
zona de momento negativo es: mm.N81103444Q =
Obtenidos los momentos, se procede a calcular el área de acero que se
requiere en cada zona de análisis.
Comenzando con el cálculo del acero de refuerzo perpendicular al tráfico
en la parte inferior de la losa, es decir, el acero de refuerzo requerido en las
zonas de momento positivo en la dirección primaria, se obtiene:
2
s mm66.1990A =
Distribuyendo el As en el ancho de faja para momento positivo tenemos:
As = 1.196 mm2
/mm (Ver Apéndice A2.1.2)
Antes de proponer el número y separación de las varillas a utilizar, se
deben satisfacer una serie de requisitos que serán aplicados para un mejor
comportamiento de la losa, y que se detallan en los párrafos siguientes.
3.1.1.1.2.1 Limitación de la Fisuración mediante Distribución de la
Armadura:
Las ubicaciones particularmente vulnerables a la fisuración incluyen
aquellas donde hay cambios bruscos en la geometría de la sección y las zonas
de los anclajes de postesado intermedios. (LRFD C5.7.3.4)

Los requisitos especificados en el LRFD Artículo 5.7.3.4 se deberán
aplicar a la armadura de todos los elementos de hormigón, excepto la de las
losas de tablero diseñadas de acuerdo con el LRFD Artículo 9.7.2, en los
cuales la tracción en la sección transversal es mayor que 80% del módulo de
rotura especificado en el LRFD Artículo 5.4.2.6, para la combinación de cargas
para el Estado Límite de Servicio aplicable como se especifica en el LRFD Tabla
3.4.1-1.
El LRFD Artículo 9.7.2 se refiere al Método de Diseño Empírico de las
losas de tableros de hormigón, el cuál es nuestro caso, por lo tanto, no se
verificará la Limitación de la Fisuración mediante Distribución de la Armadura.
3.1.1.1.2.2 Resistencia a la Flexión:
En este requisito la resistencia a la flexión mayorada, Mr, debe ser mayor
que la solicitación mayorada total debido a las cargas actuantes, Q.
Para obtener la resistencia a la flexión mayorada se deberá multiplicar la
resistencia nominal por el factor de resistencia especificado en el LRFD Artículo
5.5.4.2.
nr MM φ=
El factor de resistencia Ø se deberá tomar como:
Para flexión y tracción del hormigón armado: 0,90 (LRFD Artículo.
5.5.4.2.1)
mm.N93596637Qmm.N93811461Mr =>=

3.1.1.1.2.3 Límites para las Armaduras:
a). Armadura Máxima:
La máxima cantidad de armadura pretensada y no pretensada deberá ser
tal que: 42.0
d
c
e
≤
La relación natural entre la tensión y la deformación del hormigón se
puede considerar satisfecha por un diagrama rectangular equivalente de
tensiones de compresión de 0,85f'c en una zona limitada por los bordes de la
sección transversal y una recta paralela al eje neutro ubicada a una distancia
a = β1c a partir de la fibra extrema comprimida. La distancia c se deberá medir de
manera perpendicular al eje neutro. El factor β1 se deberá tomar como 0,85 para
hormigones cuyas resistencias no superan los 28 MPa. Para resistencias
mayores que 28 MPa, a β1 se le deberá aplicar una reducción de 0,05 por cada 7
MPa de resistencia en exceso de 28 MPa, excepto que β1 no podrá ser menor
que 0,65. (LRFD Artículo. 5.7.2.2)
Si no se satisface la ecuación anterior, la sección se deberá considerar
sobrearmada. En los elementos de hormigón pretensado y parcialmente
pretensado se pueden utilizar secciones sobrearmadas, siempre que se
demuestre mediante análisis y ensayos que con ellas se puede lograr ductilidad
suficiente para la estructura. En los elementos de hormigón armado no están
permitidas las secciones sobrearmadas. (LRFD Artículo. 5.7.3.3.1)
42.007.0
d
c
e
<=

b). Armadura Mínima:
A menos que se especifique lo contrario, en cualquier sección de un
elemento flexionado la cantidad de armadura de tracción pretensada y no
pretensada deberá ser adecuada para desarrollar una resistencia a la flexión
mayorada, Mr, como mínimo igual al menor valor entre:
1,2 veces el momento de fisuración, Mcr, determinado en base a la
distribución elástica de tensiones y el módulo de rotura, fr, del hormigón
como se especifica en el LRFD Artículo 5.4.2.6.
1,33 veces el momento mayorado, Q, requerido por las combinaciones
de cargas para los estados límites de resistencia aplicables especificados
en el LRFD Tabla 3.4.1-1.
El momento de fisuración, Mcr, puede tomarse como:
6
db
SdondefSM
2
crccr ==
Sc = 10595988.5 mm3
A menos que se determine mediante ensayos físicos, el módulo de rotura,
fr, en MPa, para resistencias del concreto especificadas arriba de 105 MPa, se
puede tomar como: (LRFD Artículo. 5.4.2.6)
Para concreto de densidad normal:
Cuando es usado para calcular el momento de fisuración de un miembro
en el LRFD Artículo 5.7.3.3.2:
cr 'f97.0f = → MPa7.55.3497.0fr ==
Mcr = 60397134.5 N.mm

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