PUENTE LA AMISTAD (Puente Sobre el Río Tempisque, Guanacaste)
INFORME TECNICO
EVALUACION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMINETO
CARLOS FERNANDEZ CHAVES
Ingeniero Estructural
Teléfono: (506) 280-55-87 Fax: (506) 280-43-18
E-mail: [email protected]
SAN JOSE MARZO 2005
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I N D I C E
1. ANTECEDENTES DE LA CONTRATACION
1.1 Motivación 1.2 Alcance y Limitaciones 1.3 Actividades a Realizar 1.4 Información Disponible
2. GENERALIDADES
2.1 Antecedentes del Proyecto 2.2 Descripción de la Estructura 2.3 Descripción del Proceso Constructivo 2.4 Descripción de la Falla del Anclaje
3. CONDICION FINAL DE ENTREGA DEL PUENTE LA AMISTAD
4. REVISION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMIENTO
4.1 Perfil Actual de la Rasante del Puente 4.2 Evaluación de las Razones Demanda/Capacidad para Carga Viva 4.3 Evaluación de la Respuesta Sísmica y por Viento
5. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 6. APENDICES
6.1 Nivelación Rasante por Línea Centro
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PUENTE LA AMISTAD
RIO TEMPISQUE, GUANACASTE
ESTUDIO DE INGENIERIA ESTRUCTURAL INFORME TECNICO
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1. ANTECEDENTES DE LA CONTRATACION:
1.1 Motivación:
El Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos de Costa Rica
(CFIA) en su condición de ente fiscalizador tanto de la calidad
como de la seguridad con que se ejecutan las obras de
infraestructura nacional, muestra tanto un gran interés como
preocupación por los mecanismos y procedimientos que se siguen
para el desarrollo de este tipo de obras públicas.
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Motivados por esta responsabilidad, el CFIA llevó a cabo a finales
del 2003 un estudio de ingeniería destinado a la evaluación de las
condiciones actuales de funcionamiento de las estructuras de
aproximación del Puente La Amistad. A raíz de los resultados
obtenidos en ese estudio como de dudas surgidas y manifestadas
por una serie de profesionales asociados al CFIA sobre cuales son
las condiciones de funcionamiento de la estructura principal de
este puente, el CFIA se vio en la necesidad de contratar un Fiscal
Especial que se encargue de realizar un análisis detallado de la
estructura del Puente La Amistad, sobre el Río Tempisque.
La Dirección Ejecutiva del Colegio Federado de Ingenieros y de
Arquitectos (CFIA) a través de su Director Ejecutivo Ingeniero
Olman Vargas luego de un proceso licitatorio decidió contratar al
Ingeniero Carlos Fernández (Ingeniero Estructural con
Especialidad en Puentes) para realizar una revisión técnica del
estado de la estructura mencionada y emitir su criterio al
respecto.
El ingeniero Carlos Fernández, realizó varias visitas al sitio del
proyecto, se reunión con profesionales involucrados en la
ejecución de la obra, adicionalmente revisó y analizó los
documentos disponibles pertinentes que contribuyeran a la
determinación del estado estructural actual de la obra. El
presente Informe Técnico resume los resultados obtenidos, y
ofrece las conclusiones y recomendaciones pertinentes.
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1.2 Alcances y Limitaciones:
El alcance de los trabajos consistirá en el Diagnóstico Estructural
de las condiciones actuales de funcionamiento de la
superestructura del Puente de la Amistad. La evaluación
estructural se realizará de acuerdo con las normas AASHTO
(seguidas en el diseño original) y las condiciones actuales en que
se encuentra la estructura. La revisión se llevará a cabo tanto
para las condiciones de servicio, como para las condiciones de
demandas extremas por sismo de acuerdo con la normativa
vigente del Código Sísmico de Costa Rica 2002 y 1986.
No forman parte del objeto de esta consultoría y por lo tanto no
estarán cubiertas dentro de esta investigación las siguientes:
i) Consideraciones sobre las características de los medios
soportantes de la estructura,
ii) Estudio de las estructuras de aproximación que sirven de
acceso al puente principal,
iii) Evaluación de la subestructura, cualquiera que sea distinta a
la estructura de pilón principal,
iv) Evaluación de la fundación.
v) Evaluación de la respuesta estructural del puente principal
para condiciones de carga ajenas o distintas a las
establecidas por las especificaciones de la AASHTO o del
CSCR en su versión 2002 y 1986.
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1.3 Actividades a Realizar:
Las actividades a realizar tanto para poder definir cuales son las
condiciones actuales de funcionamiento como cuales fueron las
condiciones de contratación de la obra son:
i) Revisión de la información previa existente, esto incluye la
revisión de los planos constructivos, memoria de cálculo,
informes de calidad existentes y cualquier otra información
disponible que permita establecer las condiciones finales de
ejecución de la obra.
ii) Levantamiento topográfico de la trayectoria actual de la
superestructura de tal forma que se puedan identificar todas
las posibles distorsiones con que cuenta la estructura
actualmente y que eventualmente podrían afectar su vida
útil o sus condiciones de funcionamiento futuro.
iii) Levantamiento de posibles daños ó posibles fuentes de
deterioro futuro que impliquen algún tipo de mantenimiento
regular o especial como también preventivo o correctivo.
iv) Desarrollo de entrevistas con personeros que de una u otra
forma estuvieron involucrados durantes las diferentes
etapas de ejecución del proyecto y cuya información permita
un mejor entendimiento de las condiciones actuales de la
estructura.
v) Desarrollo de un modelo estructural que permita la
evaluación de la respuesta estructural del puente ante las
diferentes solicitaciones a las que ha estado sometido y a las
que eventualmente podría estarlo, ya sean estas
solicitaciones gravitacionales, por su uso, o demandas
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sísmicas. Adicionalmente este modelo permitirá verificar las
consideraciones hechas para el diseño original de la
estructura.
vi) Estimación del Rating Factor actual de la superestructura del
puente para conocer de acuerdo con las especificaciones
estándares AASHTO 2002 cual es la carga máxima que en
condición segura puede circular sobre el puente.
vii) Elaboración de un informe técnico detallado que presente las
conclusiones sobre los diferentes aspectos encontrados en la
investigación. En este informe se brindarán las
recomendaciones pertinentes para que la junta directiva del
CFIA pueda actuar posteriormente.
1.4 Información Disponible:
Como parte del apoyo para este estudio, se tuvo acceso a la
siguiente información:
i) The Construction and Hand-Over of Puente La Amistad,
Complete Report, 25 July 2000 to 25July 2003, Volumes I,
II and III.
ii) Ministry of Foreign Affairs, R.O.C. The Project of Tempisque
Bridge in Costa Rica. Structural Analysis and Detailed
Design, Volumes I, II and III. January 2001.
iii) Ministry of Foreign Affairs, R.O.C. The Project of Tempisque
Bridge in Costa Rica. Structural Analysis and Detailed
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Design (Based on as Built Conditions), Volumes I and II.
March 2003.
iv) Design and Construction Report including C4L anchor Failure
Event. Presentation to MOPT, Costa Rica, San José,
November 2002.
v) Damage Summary Report for RSEA. Prepared by Viena
Consulting Engineers. September 2002.
vi) Tempisque Cable Stayed Bridge Costa Rica. Cable to Girder
Connection-C4L Design Check.
vii) Loading Test Proposal, Puente La Amistad de Taiwan. June
2003.
Adicionalmente, se tuvo acceso a las siguientes notas y
memorandos tanto del MOPT como de la empresa RSEA:
viii) RSEA Engineering Corporation, Costa Rica Office, Final
Bridge Longitudinal Profile. March 2003.
ix) Informe de los daños en el Puente sobre el Río Tempisque
debido a la falla de los anclajes ocurrido el pasado 18 de
setiembre. Nota de la Ingeniera María Ramírez. 21 de
octubre del 2002.
x) Solicitud de aclaraciones técnicas. Nota de la Ingeniera
María Ramírez. 4 de abril del 2003.
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xi) RSEA Engineering Corporation, Costa Rica Office, Reply of
Inquiry of Ing. María Ramirez. April 2003.
xii) Nivelaciones de la rasante del Puente La Amistad antes y
después de la Prueba de Carga. Julio 2003.
2. GENERALIDADES:
2.1 Antecedentes del Proyecto:
El Puente La Amistad (originalmente llamado Puente sobre el Río
Tempisque) está localizado en la desembocadura del Río
Tempisque en la provincia de Guanacaste, a unos 180 Km de la
ciudad de San José (figura 1). Las coordenadas de su localización
global son:
Inicio: N: 248079.964m E: 400242.908m
Final: N: 247722.545m E: 399532.784m
El proyecto de este puente es parte de un proyecto de desarrollo
del MOPT (Ministerio de Obras Públicas y Transportes) el cual
tiene como objetivo el establecimiento de un vínculo terrestre
entre las ciudades de Nicoya y Cañas.
El Puente La Amistad ha sido construido con recursos provenientes
del Gobierno de la República de China en Taiwán a través de una
donación de su embajada en Costa Rica.
Las dimensiones globales de la estructura son : 780 metros de
longitud con un ancho de calzada de 10.0 metros (la cual debería
ser capas de alojar tres carriles de flujo vehicular) con dos aceras
peatonales de 1.65 metros cada una. El tramo del Puente
atirantado (Cable Stayed) cubre una luz de 260 metros de la
longitud total.
Figura No. 1 Ubicación Puente La Amistad
Como parte de la información relevante de la ejecución del
proyecto se sita la siguiente:
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• Cliente: Embajada de la República
China en Costa Rica,
• Empresa Constructora: RSEA Engineering
Corporation,
• Monto del Contrato: $ 26 900 000.00,
• Tipo de Contrato: Llave en Mano,
• Período de Construcción: 1000 días (del 25 de julio
del 2000 Al 10 de abril
del 2003),
• Empresa Diseñadora: MOH and Associates,
INC.,
• Empresa Consultora: Viena Consulting
Engineers.
2.2 Descripción de la Estructura:
2.2.1 Geometría:
Los 780 metros que cubre el Puente de La Amistad son cubiertos
por dos puentes de características diferentes. En el extremo de
Cañas, se cuenta con 520 metros de un puente compuesto de
sección en cajón con estructura de acero y losa superior en
concreto reforzado. Esta estructura consiste de ocho claros de
65.0 metros soportados sobre ocho pilas y un bastión. Por el otro
lado, se cuentan con un puente atirantado de 260 metros de
longitud total en dos luces, un claro principal de 170 metros y un
claro lateral de 90 metros, esta sección en particular es el objeto
de análisis del presente trabajo de evaluación. Los principales
elementos estructurales que constituyen el puente atirantado son:
i. Torre principal o Pilón,
ii. Sistema de Cables Atirantados,
iii. Superestructura, a partir de un sistema de vigas de
entrepiso y losa de concreto,
iv. Bastiones y Pilas de apoyo.
Figura No. 2 Geometría Puente Atirantado
Puente La Amistad
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El esquema utilizado para colocar los cables en el Puente sobre el
Río Tempisque es del tipo Arpa Modificado, en este sistema, los
cables son colocados entre si casi en forma paralela. Los anclajes
verticales de los cables se distribuyen a lo largo del tramo superior
del pilón sin que estos se concentren en un mismo punto. La
posición espacial de los cables es en dos planos verticales con sus
anclajes horizontales colocados sobre las dos vigas principales de
la superestructura del puente.
El puente tiene un total de 18 cables de soporte, cada uno
formado por un arreglo diferente de torones de acero de alta
resistencia de 0.6” de diámetro. Cada arreglo de cables esta
colocado dentro de un dúcto de polipropileno de alta densidad e
inyectado con una lechada a base de cemento.
El Pilón o torre principal es de concreto reforzado y preforzado. Su
forma es a partir de dos columnas paralelas unidas por tres vigas
a diferente altura que en conjunto forman un marco transversal.
La torre tiene una altura total de 76.7 metros de los cuales 65
metros sobresalen por encima de la rasante de la superestructura
del puente.
La superestructura o cubierta del puente se forma mediante un
sistema de vigas de entrepiso con dos vigas longitudinales
principales de sección I en acero de alma llena con una altura del
orden de los 2.25 metros (más 25.0 centímetros de losa de
concreto) y una serie de vigas transversales también de acero. La
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losa es de concreto reforzado de espesor variable. La superficie
de rodamiento consiste de una carpeta asfáltica de 5.0 a 6.0
centímetros de espesor. La losa tiene un ancho total de 14.7
metros, de los cuales 10 metros corresponden al área vehicular,
adicionalmente se cuenta con dos aceras peatonales de 1.2
metros de ancho libre (1.65 metros total).
2.2.2 Especificaciones de Diseño:
De acuerdo con la memoria de cálculo elaborada por la compañía
consultora Moh and Associates Inc., el puente fue diseñado para
cumplir con las siguientes especificaciones:
i. ”Standard Specification for Highway Bridges”, AASHTO
1996,
ii. Carga Vehicular de diseño HS20-44,
iii. Número de Carriles: 3,
iv. Factor de reducción de la carga vehicular: 0.9,
v. Fuerza Longitudinal: 5% de la carga vehicular,
vi. Fuerzas por Sismo: Las correspondientes a una
estructura con espectro tipo III en suelo firme y una
aceleración sísmica de 0.325g (según el CSCR 1996),
vii. Velocidad máxima del viento de diseño: 200 km/hora.
2.3 Descripción del Proceso Constructivo:
Si bien es cierto, la descripción del proceso constructivo del
puente debería incluir la descripción del proceso constructivo de
cada uno de sus sistemas, esto es: sistema de fundación,
subestructura y superestructura, debido a que tanto la fundación
como la subestructura siguieron un proceso constructivo
convencional, esta sección se dedicará exclusivamente a la
descripción del proceso constructivo seguido para la edificación de
la superestructura.
Figura No. 3
Proceso Constructivo Dirección de Lanzamiento
Inicialmente se había definido que el proceso constructivo de la
superestructura que se seguiría sería mediante la construcción de
voladizos compensados autoportantes “The Free Cantilever
Method”, esto es, se seguiría un procedimiento de construcción
simultánea de la superestructura a ambos lados del pilón, de tal
forma que estos se auto-equilibren. Posterior a la construcción de _____________________________________________________________________________________________ Revisión Estructural Puente La Amistad Ing. Carlos Fernández Ch.
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cada tramo se realizaría el primer tensado parcial de los cables
correspondientes, una vez realizado este tensado se proseguiría
con la construcción del siguiente tramo en voladizo y así
sucesivamente hasta completar la luz de 260 metros. Debido a
limitaciones del tiempo de construcción, ya en la etapa
constructiva se decidió modificar el proceso constructivo y seguir
un procedimiento de lanzamiento de la superestructura (figura 3).
De esta manera, el proceso constructivo seguido en la ejecución
del puente atirantado fue el siguiente:
i. Construcción del puente temporal,
ii. Construcción de los pilotes de fundación para la
subestructura del Pilón,
iii. Construcción del Pilón,
iv. Construcción de cinco torres de acero para el soporte
temporal de la superestructura, cuatro de estas
colocadas en el claro central con separaciones de 44 y 45
metros y una en el claro lateral a 25 metros del pilón,
v. Lanzamiento de las vigas de la superestructura,
vi. Colado parcial de la losa de la superestructura,
vii. Colocación de los cables de soporte,
viii. Ejecución del primer tensado de los cables principales,
ix. Remoción de las estructuras de soporte temporal,
x. Ejecución del segundo tensado (tensado final) de los
cables principales,
xi. Colado final de la losa,
xii. Colocación de la carpeta asfáltica.
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Es importante mencionar, que en este tipo de puentes es común
dividir el proceso de tensado de los cables principales en al menos
dos etapas, en la primera etapa, la fuerza de tensado se calcula
de tal forma que el sistema atirantado sea capaz de soportar el
peso propio de la superestructura (esta fuerza es del orden del
60% al 70% de la fuerza final de tensado). Por otro lado, el
segundo tensado permite re-definir y ajustar la rasante final de la
superestructura.
2.4 Descripción de la Falla del Anclaje C4L:
Tal y como ha sido comentado en la sección anterior, el proceso
de tensado en este tipo de estructuras es normalmente dividido en
varias etapas. En el caso particular del Puente La Amistad, el
diseño original consideró este proceso en dos entapas. La primera
fase se ejecutó del 27 de junio del 2002 al 6 de julio del 2002, en
este tensado inicial se aplicó un fuerza del orden del 70% de la
tensión total de diseño. Este tensado inicial debía ser capaz de
soportar las cargas correspondientes a la suma de las cargas
permanentes de la estructura principal, esto es: losa de concreto,
vigas principales, diafragmas de acero y anclajes. Es importante
tener en consideración que a la hora del tensado inicial no están
presentes tanto el resto de las cargas permanentes (carpeta
asfáltica, barandas y aceras ni las cargas vehiculares con su
respectivo porcentaje de impacto). De acuerdo con los informes
del MOPT, a los cables C4L se les aplicó una fuerza de tensado
inicial del orden de 203.87 toneladas a cada uno.
La segunda fase del tensado (tensado final) se inicia el 18 de
setiembre del 2002, ya en ese momento se había prescindido de
las torres de soporte temporal del puente, adicionalmente ya se
contaba con el resto de las cargas permanentes. El proceso inició
con el tensado simultáneo de los dos cables C4L, durante la
aplicación de la fuerza de tensado se produjo una falla frágil en los
correspondientes anclajes (no así en los cables) (figura 4).
Figura No. 4
Falla de los Anclajes C4L
La falla repentina del anclaje, representa en este tipo de
estructuras la pérdida de una línea de soporte para la
superestructura, la cual se apoya en forma continua en cada línea
de cables (figura 5). La pérdida de estos cables provocó un
incremento importante en el claro de carga de los cables restantes
y por lo tanto una redistribución de la carga permanente, esta
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redistribución de la carga afecta principalmente a los cables
próximos al punto de falla, particularmente a la pareja de cables
C3L. El aumento súbito de las fuerzas de tensión en los cables
produce un aumento en la deformación longitudinal de los
mismos, efecto que sumado a la deflexión de las vigas da como
resultado una caída de la rasante de la sección atirantada del
puente. De acuerdo con la información suministrada por el MOPT
esta pérdida en el nivel de rasante fue del orden de unos 70.0
centímetros con respecto al diseño inicial.
Figura No. 5
Falla de los Anclajes C4L
De acuerdo con los informes pertinentes elaborados por el
consultor Viena Consulting Engineers, las causas a las cuales se
debió la falla son:
i. Deficiencias en la soldadura del anclaje C4L (figura 5),
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ii. La presencia de un nivel de fuerzas en los cables mayor
al estimado en la etapa de diseño producto de un
incremento en el peso de la losa de concreto,
iii. Una geometría del anclaje C4L colocado en el sitio
diferente a la especificada en los planos de diseño.
Figura No. 6
Falla de los Anclajes C4L
Posterior a la falla de los anclajes se tomaron una serie de
medidas tendientes todas estas tanto a garantizar la seguridad
temporal de la estructura como a la futura corrección del
problema, dentro de estas medidas se incluyó:
i. Re-instalación de la torre de carga temporal en el
anclaje C4L,
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ii. Levantamiento de la estructura mediante el uso de
gatos (aplicación de una fuerza de 500 toneladas)
tendiente a reducir las fuerzas presentes en el cable
C3L (figura 6),
iii. Re-diseño y sustitución tanto del anclaje como de los
cables C4L,
iv. Re-tensado del nuevo cable C4L.
Figura No. 7
Torre Temporal de Soporte
Adicional a la pérdida en el nivel de rasante del puente, la falla del
anclaje C4L produjo una serie de consecuencias en otros
elementos que implico en algunos casos la necesidad tomar
medidas de reforzamiento y en otros de reparación, ejemplos de
estos son el reforzamiento de los anclajes C3L, C2L y C1L y la
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reparación de los apoyos de la superestructura sobre el pilón la
pila P8 (figuras 7 y 8).
Figura No. 8
Falla en el Apoyo P-8
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Figura No. 9
Refuerzo Anclaje C3L
3. CONDICIONES FINALES DE ENTREGA DEL PUENTE LA AMISTAD:
De acuerdo con los reportes de la empresa constructora RSEA, la
construcción del puente finalizó el 10 de abril del 2003 en tanto
que la inauguración oficial del mismo fue el 25 de julio del mismo
año.
Las condiciones finales de entrega del proyecto consideran una
pérdida total efectiva de la rasante del puente con respecto al
diseño original del orden de 70.0 centímetros en el punto más
crítico de acuerdo con las mediciones hechas por el MOPT en junio
del 2003 (aproximadamente en el centro del claro comprendido _____________________________________________________________________________________________ Revisión Estructural Puente La Amistad Ing. Carlos Fernández Ch.
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entre la pila P8 y el Pilón). Lo anterior implica que luego de la
aplicación de las medidas tanto correctivas como de reparación del
puente, tendientes a corregir los inconvenientes generados por la
falla de los anclajes C4L del 18 de setiembre del 2002, no fue
posible recuperar los niveles de rasante originales definidos en el
diseño. Debe quedar claro que en el diseño original el puente
estaba previsto para contar con una contra flecha en el tramo de
170 metros y su condición final de entrega considera como se
comentó con anterioridad una deflexión de alrededor de los 70.0
centímetros.
De acuerdo con la información presentada por RSEA, la capacidad
de carga vehicular final corresponde a una carga máxima del tipo
HS20-44 y a un número total de carriles de dos, uno en cada
sentido. Es importante comentar que desde mediados de la
década de los noventa, el MOPT especifica como carga vehicular
de diseño para los puentes sobre vías nacionales la
correspondiente a un tipo HS20-44 + 25%, lo anterior como
proyección o estimación de la posible demanda de carga vehicular
durante la futura vida útil de la estructura. Adicionalmente es
importante comenta, que originalmente el puente fue diseñado
para contar con tres carriles de flujo, ese número de carriles
permitió la utilización de un factor de reducción de la carga
vehicular de 0.90 tal y como consta en la memoria “as Built”.
4. REVISION ESTRUCTURAL DE LAS CONDICIONES ACTUALES DE FUNCIONAMIENTO:
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4.1 Inspección en Sitio:
Con el objetivo de determinar la existencia de daños estructurales
o evidencias de algún grado de deterioro en los diferentes
elementos estructurales del puente durante los aproximadamente
dos años de funcionamiento, se realizaron dos visitas al sitio del
puente, la primera de estas el martes 4 de enero del 2005 y la
segunda el sábado 22 de enero del mismo año, ambas
inspecciones fueron del tipo visual. Como resultados de estas
inspecciones no se detectaron muestras evidentes de deterioro.
No existen señales de inicios de corrosión en los elementos
expuestos o en contacto directo con el agua. Salvo la existencia
de repellos cuarteados, no se detectaron fisuramientos del tipo
estructural en las zonas de anclaje de los cables atirantados con
la losa del puente.
En cuanto a la presencia de fisuras en la losa de concreto, estas
no pueden ser detectadas, lo anterior debido a la existencia de la
carpeta asfáltica, la cual evita el poder observar la superficie
superior.
En cuanto a las vigas principales de acero, no se detecto
evidencias de posible pandeo local en los patines o en el alma de
las mismas. La ausencia de evidencias de pandeo es un situación
esperable pues, las vigas están completamente arriostradas
transversalmente tanto por el uso de vigas transversales
distribuidas próximas entre si como de la existencia de la losa de
concreto la cual arriostra lateralmente todo el patín superior a lo
largo de la viga.
Se verificó en el sitio la deflexión permanente de superestructura,
la cual presenta su valor máximo hacia abajo en la zona cercana
al anclaje C3L en el claro de 170 metros y máxima hacia arriba en
el claro de 90 metros. Adicionalmente, se verificó en el sitio el
problema de las dos pendientes encontradas (opuestas) en el
punto donde se encentran los dos puentes (pila P-8). Esta
situación será comentada con mayor detalle en la siguiente
sección (figura 10).
Figura No. 10
Deflexión Permanente en la Superestructura
4.2 Nivelación de la Rasante Actual:
Para verificar las condiciones de la rasante actual del puente tanto
en la dirección longitudinal como transversal, se realizo una
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nivelación competa de la superficie superior del puente. Esta
nivelación se realizó tomando niveles a cada 10.0 metros en 5
líneas longitudinales. Los resultados relevantes de este estudio
son los siguientes:
i. Existe una deflexión permanente en el rasante actual del
puente. Esta deflexión es del orden de 70.0 centímetros
con respecto al diseño original en el punto crítico. Esta
deflexión se midió en condiciones de carga permanente y
en ausencia de otros tipos de cargas(figura 11).
ii. No existen distorsiones transversales o angulares con
respecto al eje longitudinal del puente, las elevaciones
en una misma sección transversal a igual distancia de la
línea centro en general presentan el mismo valor vertical.
iii. Existe un ligero incremento en las deflexiones del puente
medidas en junio del 2003 y las que presenta hoy en día.
Esta diferencia es variable y tiene un valor máximo del
orden de los 3.5 centímetros. Esta diferencias son
razonables y pueden ser justificadas por el efecto del
flujo plástico del pilón o incluso algún error en la lectura
de los niveles, sin embargo, debido a los precedentes de
esta estructura, es recomendable el monitoreo periódico
de la rasante (figura 11).
iv. Existe un problema de pendientes encontradas en la pila
P-8 (figura 11). En este punto no se da la continuidad de
las rasantes entre los segmentos del puente convencional
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(lado de Cañas) y el segmento del puente atirantado
(lado Nicoya). En la pila P-8 se presenta un quiebre en la
línea de rasante del puente convencional, el cual se
aproxima con una pendiente de + 0.75% y posterior a
este punto continúa con una pendiente de -1.75%. Es
situación de pendientes opuestas en un punto genera un
problema de impacto local con la circulación de los
vehículos, la intensidad de este impacto depende tanto
del peso del vehículo como de la velocidad de circulación
de los mismos. Como resultado de este impacto
continuo, es de esperar un aumento en el deterioro de la
losa en la zona próxima a la pila P-8 del lado atirantado.
De acuerdo con las especificaciones de diseño, la
velocidad de circulación para el puente es de 60 Km/HR,
sin embargo es común observar que los vehículos
transiten a velocidades superiores a esta, lo anterior
pues, en las aproximaciones al puente la velocidad
permitida es mayor 80 Km/HR.
v. El ancho libre efectivo de la superficie de rodamiento es
de 10.00 metros. De acuerdo con las especificaciones
del AASHTO, para esta situación lo que corresponde es
diseñar el puente considerando tres líneas de flujo con un
factor de reducción de 0.90 (si la carga por metro lineal
correspondiente a una demanda HS20-44 es “w”, el
puente debería diseñarse para soportar “2.70*w”.
Figura No. 11 Nivelación Rasante por Línea Centro
Junio 2003 y Enero 2005
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4.3 Análisis Estructural:
El análisis estructural se realizó mediante el desarrollo de un
modelo estructural tridimensional. Este modelaje se realizo con el
uso del programa SAP2000. Para la definición de los diferentes
elementos estructurales así como de las cargas se hizo uso de la
información suministrada por la empresa constructora RSEA al
Colegio Federado y de la memoria de Cálculo “As Built”
suministrada por la empresa consultora MOH al MOPT.
Los objetivos para el desarrollo de este análisis son:
i. Entender de forma cuantitativa la manera en que se
distribuyen las fuerzas internas en los elementos para las
diferentes demandas.
ii. Verificar las rezones Demanda/Capacidad de acuerdo con
las condiciones originales de diseño (si que exista falla en
el anclaje C4L) y las correspondientes secciones de los
elementos.
iii. Determinar en forma cuantitativa como se re-distribuyen
las fuerzas internas en los diferentes elementos
estructurales posterior a la falla del anclaje C4L.
iv. Determinar en forma cuantitativa el efecto que tuvo sobre
la estructura la aplicación de las medidas correctivas
tomadas por la empresa RSEA en su condición final real.
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v. Verificar los efectos de las diferentes demandas sobre la
estructura en la condición final real.
Las demandas que debe soportar la estructura son de cuatro
tipos, esto es: Carga Permanente, Carga Vehicular HS20-44,
Cargas por Sismo y Cargas por Viento. No se contemplan los
efectos por efectos temperatura y frenado por considerarse
irrelevantes.
4.3.1 Análisis para Carga Permanente:
Las implicaciones de la falla de anclaje C4L tienen su principal
influencia en la forma en que se re-distribuyen las cargas
permanentes, la cual estaba presente ya en un 100% en el
momento en que se da la falla del anclaje, sin embargo en el
momento en que se retiran las torres de soporte temporal se
cuenta con una fuerza de tensado del orden del 70% de la fuerza
de diseño, es bajo esta condición que se debe revisar la re-
distribución de las fuerzas en la estructura.
Nuevamente debe quedar claro que en el análisis de la estructura
bajo la acción de la carga permanente existen tres etapas de
análisis, esto es: condición de la estructura antes de la falla,
condición después de la falla y condición posterior al levantado de
la estructura y re-tensado. Las conclusiones que a continuación
se brindan se hacen con referencia a estas condiciones.
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i. Posterior a la falla del anclaje C4L se genera una re-
distribución de la carga que incrementa las tensiones el
los cables del claro de 170 metros, estos incrementos se
dan principalmente en los cables próximos al C4L, siendo
el caso más crítico el cable C3L, el cual experimenta un
aumento en su fuerza estática del orden del 39%, el cual
finalmente pudo ser del orden del 60% si se considera el
efecto dinámico sufrido. Si bien es cierto este incremento
es importante, debido a los criterios de diseño utilizados a
la hora de dimensionar estos elementos, la fuerza axial
final en el cable C3L posterior a la falla no supera el límite
elástico del mismo, por lo tanto esta fuerza y la
correspondiente deformación en el cable no solo
estuvieron dentro de un rango seguro, sino que son
teóricamente recuperables.
ii. La capacidad del cable C3L de soportar un incremento en
la carga del 39% sin fallar permite el considerar que la
falla del cable C4L más que deberse a incremento en la
carga sobre este cable producto de un aumento en el
espesor de la losa se debió principalmente a problemas de
fabricación o manufactura del mismo.
iii. Debido a la falla del anclaje, se genera un incremento en
la fuerza vertical estática generado por la superestructura
sobre el apoyo de pilón del orden del 35%, si se considera
el efecto dinámico, este incremento puedo rondar un valor
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del 68%, consecuencia de este incremento es el daño
sufrido en el apoyo de la superestructura en este punto.
iv. Como resultado de la re-distribución de las fuerzas en los
cables posterior a la falla del anclaje se da un incremento
en la deformación de los cables y por lo tanto un aumento
en la deflexión de la superestructura y su respectiva
caída de rasante. De acuerdo con el análisis esta caída
es del orden de los 38.0 centímetros con respecto a la
condición deformada inicial. Adicionalmente, la oscilación
dinámica a partir de la condición de equilibrio estático
(nivel con los 38.0 centímetros de deformación) pudo
rondar los 30.0 centímetros.
v. De acuerdo con los resultados del análisis, la falla del
anclaje C4L produjo en algunos sectores un incremento
estático en los esfuerzos por efectos de flexión-
compresión en las vigas principales de acero del orden
del 67%, por otro lado, si se considera el efecto dinámico,
este incremento pudo ser del orden del 90%. Si se
evalúan las capacidades por flexión-compresión elásticas
(My) y plásticas (Mp) en estos elementos, es de esperar
que las demandas por flexión sufridas en las vigas en la
zona cercana al apoyo del pilón (demanda por momento
negativo), así como en las zonas próximas al anclaje C4L
(demanda por momento positivo) y en los extremos del
anclaje C3L (demanda por momento negativo) superaran
las capacidades elásticas de las secciones de vigas
previstas. La situación anterior tiene como consecuencia
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la posibilidad de que se cuente con deformaciones
permanentes por efectos de flexión en las vigas, lo
anterior está de acuerdo con lo que se puede apreciar hoy
en día en la superestructura del puente, donde el perfil
que presenta la rasante muestra deflexiones permanentes
de acuerdo con el diagrama de momentos para la
condición de falla del anclaje.
vi. Las acciones correctivas tomadas posterior a la falla del
anclaje, en particular la maniobra de levantado de la
superestructura por medio de la instalación nuevamente
de la torre temporal en las proximidades del anclaje C4L,
permitió una reducción en las fuerzas internas de los
diferentes elementos estructurales. Si bien es cierto, esta
maniobra tuvo como resultado que la magnitud de las
fuerzas internas en los elementos estructurales fuera
similar a la presentada en estos previo a la falla, no fue
posible recuperar los niveles de rasante original, lo
anterior debido a como se comentó en el punto anterior,
la estructura (particularmente las vigas principales) muy
posiblemente experimentó deformaciones dentro del
rango inelástico, lo cual tiene como resultado la presencia
de deformaciones permanentes.
4.3.2 Análisis para Carga Vehicular:
La carga vehicular utilizada en el diseño corresponde al tipo
HS20-44 colocada en tres carriles de flujo, lo anterior de acuerdo
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con la memoria de cálculo de este proyecto. Dada las
características de este puente, la carga vehicular corresponde
aproximadamente al 15.5% de la carga total de servicio (carga
permanente + carga vehicular). La baja proporción de la carga
vehicular con respecto a la carga de servicio, permite concluir que
en general la condición de resistencia rige el diseño sobre la
condición de fatiga. Sin embargo dada la posibilidad que debido a
la falla del anclaje algunas zonas de vigas experimentaran
incursiones dentro del rango inelástico, la resistencia a la fatiga
podría resultar crítica.
Luego de evaluar las condiciones de demanda por carga vehicular
y tomando en cuenta las capacidad remanente en los diferentes
elementos estructurales, se concluye que de acuerdo con el
análisis, el puente cuenta con la suficiente resistencia para
soportar las cargas vehiculares HS20-44 (condición de corto y
mediano plazo), sin embargo, es posible que exista un incremento
en la velocidad de deterioro de las vigas en las zonas que
sufrieron deformaciones dentro del rango inelástico. Esta
situación puede traer como consecuencia una reducción en la vida
útil del puente (condiciones a largo plazo) y por lo tanto un
incremento en los requerimientos de mantenimiento.
Es importante tener presente, que la carga vehicular de diseño de
un puente debe ser la carga promedio proyectada a lo largo de la
vida útil de la estructura (50 o 70 años dependiendo de la
importancia). En este caso llama la atención la designación de la
carga HS20 como carga de diseño para este puente, lo anterior
pues, hoy día la carga estimada de diseño a lo largo de la vida útil
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de puentes nuevos es la HS20 + 25%,esta carga es la
normalmente especificada por el MOPT para el diseño de los
puentes nuevos.
En cuanto a las líneas de transito permisibles para el Puente la
Amistad, no queda claro la razón para la reducción en las líneas de
transito de tres líneas de flujo utilizadas en el diseño original a
dos líneas especificadas tanto en el diseño de la prueba de carga
del puente como en la 1.2.1.4.1 del “COMPLETION REPORT”
elaborado por la empresa RSEA. Adicionalmente no queda clara la
respuesta de RSEA por medio del señor Jack Chang a la pregunta
de la Ing. María Ramírez sobre cuales serían las consecuencias de
permitir la circulación de cargas HS20 +25% sobre el puente. En
este caso la respuesta fue la recomendación de controlar el
transito para no permitir la circulación de cargas superiores a las
de diseño lo anterior de acuerdo con las especificaciones del
manual de mantenimiento. Al respecto en este punto debe
recordarse, que en el diseño original se consideró tres líneas de
flujo con carga HS20 y un factor de reducción de carga vehicular
de 0.90, por lo tanto la carga total considerada en el diseño fue
2.7 veces la carga HS20, por otro lado si se tiene presente que
actualmente el puente ha sido reducido a dos carriles únicamente,
se tiene que la carga permisible por carril es 1.35 veces la carga
HS20, lo cual es una carga superior a la correspondiente a la
carga HS20 + 25%. En conclusión, si son válidas las condiciones
originales de diseño, el puente tal y como fue diseñado debería
ser es capaz de soportar la circulación de una carga HS20 + 25%
en dos carriles, sin que con ello se corra el riesgo de un aumento
en la velocidad de deterioro de esta estructura.
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4.3.3 Análisis para Cargas por Sismo y Viento:
Tanto el análisis como el diseño sísmico hecho por la empresa
consultora para este puente se basó en las especificaciones del
AASHTO y el Código Sísmico de Costa Rica en su versión de 1986.
Los procedimientos para el análisis sísmico fueron los establecidos
por el AASHTO sección I-A, en tanto que la estimación de la
demanda fue a partir de las recomendaciones del CSCR
correspondientes a suelo firma estructura tipo III y con una
aceleración del suelo as de 0.32ag. Al respecto en este punto vale
la pena aclarar que los procedimientos del AASHTO se limitan a
estructuras con un claro total menor a 150 metros, por tanto la
aplicación directa de los procedimientos estándares del AASHTO
no es recomendable y deben ser revisados con cuidado.
Adicionalmente, las demandas y en particular los espectros
inelásticos para diseño que brinda el CSCR son para edificios y no
para puentes. Es claro, dadas las características e importancia de
este proyecto que el procedimiento adecuado que se debió seguir
fue el de realizar un estudio específico para la determinación de la
demanda sísmica en el sitio de puente, estudio que permitiera una
estimación más precisa de las solicitaciones sísmicas a las que
podría estar sujeta una estructura de las características y la
importancia del Puente La Amistad.
Por otro lado, a la luz del CSCR como referencia de la posible
demanda sísmica en el sitio de puente y tomando en cuenta las
características dinámicas de esta estructura, es de esperar que la
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estructura no presente problemas ante este tipo de demandas. Lo
anterior basado en el hecho de que a la hora de definir la
demanda, la empresa consultora utilizó los espectros de respuesta
del CSCR, los cuales son espectros inelásticos “últimos” y los
resultados de esta demanda los aplicó en forma directa dentro de
las combinaciones del AASHTO, en la cual se asumen espectros
elásticos de servicio y que para ser llevados a la condición última
necesitan ser incrementados en un factor de 1.3. De esta manera
existe una sobre estimación de la demanda para la condición
última de diseño por sismo del orden de 1.30, lo cual implicaría
que la verdadera aceleración de diseño as considerada fue de
0.416ag y no 0.32ag.
El análisis estructural llevado a cabo por este consultor,
efectivamente verificó, que bajo las estimaciones de demanda del
CSCR 1986 y 2002 la estructura cuenta con la suficiente
capacidad para soportar y responder en forma adecuada las
demandas sísmicas, sin embargo debe quedar claro la necesidad
de haber realizado un estudio especial del sitio que permitiera el
desarrollo de un espectro de diseño más certero y confiable.
En cuanto a la respuesta de la estructura por efectos del viento,
para una velocidad del viento de diseño de 200Km/Hr. Los
resultados de del análisis llevado a cabo fueron satisfactorios y
desde el punto de vista de la seguridad son conservadores, por lo
tanto no es de esperar daños o perjuicios en la estructura ante
este tipo de demandas.
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5. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES:
Los puentes son estructuras muy particulares cuyas
características estructurales tanto de comportamiento como de
demandas son en general muy diferentes a las que normalmente
caracterizan los edificios. Los puentes son estructuras en donde
lo común es que su longitud sea varias veces mayor que su ancho
y en donde su comportamiento longitudinal difiere en gran medida
del transversal.
Normalmente, estas estructuras están sometidas a cargas vivas
tanto vehiculares como de ferrocarril. Debido a la naturaleza de
este tipo de cargas donde la componente transciente de la carga
viva es muy importante, implica que este tipo de estructuras es
susceptible a sufrir daños producto de la fatiga.
Adicionalmente, en este tipo de sistemas, la estructuras esta
expuesta por completo al ambiente, de aquí que los problemas por
deterioro producto de su exposición sea un punto crítico a
considerar tanto a la hora del diseño inicial, como en la definición
del programa de mantenimiento a seguir.
El caso particular del Puente La Amistad no es ajeno a lo
anteriormente expuesto, adicionalmente, debido a la importancia
de esta estructura, en donde los posibles costos en que se
incurriría por una eventual salida de funcionamiento de la misma
ya sea por falla o por mantenimientos repentinos serían
sumamente altos y en algunos casos probablemente prohibitivos
obliga a pensar que esta estructura debe ser proyectada de tal
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forma que se garantice su funcionamiento continuo con el menor
número de interrupciones a lo largo de su vida útil.
Bajo el marco de la presentación y discusión realizada a lo largo
de las secciones anteriores, y en el entendido de cual es la
filosofía que rige en la actualidad la normativa para el diseño de
puentes, en donde debe quedar claro que estos deberán de ser
diseñado no solo para la condición de servicio, si no que debido a
la naturaliza probabilística tanto de las demandas de los diferentes
tipos de carga, como de los posibles niveles de resistencia, es
imprescindible el diseñar para la condición de colapso como una
garantía de la seguridad de la estructura a lo largo de su vida útil,
se pueden hacer los siguientes comentarios:
i. En la actualidad el puente presenta un rasante deflectada
cuyo valor máximo ronda los 70.0 centímetros. Sin
embargo, debido a la longitud del puente esta deflexión
no afecta en forma directa la circulación de los vehículos
sobre la estructura.
ii. Existe una ligera diferencia entre los niveles de la rasante
de la losa de concreto medidos en junio del 2003 y enero
del 2005. Estas diferencias tienen como valor máximo
los 3.0 centímetros, valores que son razonables, sin
embargo dados los precedentes de esta estructura, es
recomendable mantener un monitoreo anual de los
niveles de rasante de este puente.
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iii. En la pila P-8, sitio donde se unen los dos puentes que
conforman esta estructura, se presenta un cambio fuerte
entre la dirección de las rasantes (de +0.75% a -
1.75%). Este cambio en las pendientes esta provocando
que como resultados de la circulación de los vehículos, se
generen fuerzas de impacto en la losa de rodamiento del
puente atirantado próxima al apoyo. La magnitud de
estos impactos es función tanto del peso de los vehículos
como de la velocidad de circulación de los mismos. La
acción continua de esta situación aumenta la velocidad
de deterioro de la losa en el área de influencia de la
misma. Es claro, que de no corregirse esta situación, se
corre el riesgo de disminuir la vida útil de la losa en esta
área, incrementar las necesidades de mantenimiento y
aumentar el número de veces en que la estructura debe
salir de funcionamiento o bajo servicio restringido. Es
imprescindible el definir maneras efectivas para la
reducción de estas fuerzas de impacto, ya sea mediante
la disminución de la velocidad de circulación en esa área
específica o mediante la reducción en la diferencia de las
pendientes en el punto crítico.
iv. Como resultado de la falla del anclaje C4L se generó
una re-distribución de las fuerzas de tensión en los
cables del claro de 170 metros, siendo el caso más crítico
el cable C3L, el cual pudo haber experimentado un
aumento en su fuerza estática del orden del 39%, valor
que si se considera el efecto dinámico que se produce al
fallar súbitamente los anclajes pudo ser del orden del
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60%. Sin embargo, debido a los criterios de diseño
utilizados para proporcionar estos elementos, la fuerza
axial final en el cable C3L no supera el límite elástico del
mismo, por lo tanto, en ningún momento se ha
comprometido la capacidad futura de estos elementos
para soportar las demandas de diseño, particularmente
las correspondientes a la carga vehicular.
v. De acuerdo con los resultados del análisis estructural,
existe la posibilidad que debido a la falla del anclaje
varias zonas de las vigas de la superestructura
experimentarán esfuerzos internos por efectos de flexión-
compresión superiores a los límites elásticos. Esta
situación tendría como consecuencia la posibilidad de
que se cuente con deformaciones permanentes en las
vigas. Cabe aclarar, que la hipótesis anterior estaría de
acuerdo con el perfil que presenta la rasante de la
superestructura hoy en día, el cual exhibe un estado de
deflexiones permanentes que están de acuerdo con el
diagrama de momentos para la condición de falla del
anclaje obtenido en el análisis estructural.
vi. Es de esperar que en las zonas de las vigas donde los
esfuerzos internos podrían haber superado los límites
elásticos se cuente con una disminución de la resistencia
tanto por fatiga como a la corrosión, situación que
resulta crítica, dadas las características del sitio donde se
ubica la estructura. Este tipo de inconvenientes
nuevamente se podrían traducir en la posibilidad de un
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aumento en la velocidad de deterioro de la estructura, lo
que obligaría mayores requerimientos de mantenimiento
o en su defecto, de no tomarse los cuidados necesarios a
una eventual disminución de la vida útil. A este
respecto, es pertinente pedir aclaraciones sobre los
posibles perjuicios que generó sobre la superestructura
(en particular las vigas principales de acero) la falla del
cable C4L ocurrida el 18 de setiembre del 2002.
vii. A partir de las evaluaciones de demanda por carga
vehicular y capacidad remanente en los diferentes
elementos estructurales, se concluye que de acuerdo con
el análisis, el puente cuenta con la suficiente resistencia
para soportar las cargas vehiculares HS20-44 (condición
de corto y mediano plazo), sin embargo, dada la
posibilidad que debido a la falla varias zonas en las vigas
experimentaran esfuerzos superiores a los límites
elásticos, es de espera que exista un incremento en la
velocidad de deterioro por efectos de fatiga en estas
zonas. Como ha sido comentado con anterioridad, de no
contarse con los cuidados de mantenimiento necesarios,
se podría tener el inconveniente de una posible reducción
de la vida útil del puente (condiciones a largo plazo).
viii. La carga vehicular HS20-44 utilizada en el diseño del
Puente la Amistad no esta de acuerdo con la carga
estimada para la vida útil de esta estructura. En
conformidad con las directrices dadas por el MOPT para
el diseño de puentes principales en vías nacionales
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desde mediados de la década de los noventa, se
especifica que la carga de diseño a utilizar es la tipo
HS20-44 + 25%. A este respecto se recomienda pedir
aclaraciones a la empresa encargada del diseño que
justifiquen el uso de una carga menor.
ix. Es pertinente pedir aclaraciones a la empresa RSEA
sobre que razones mediaron para disminuir el número de
líneas de transito de tres asumidas en el diseño original
a dos líneas especificadas tanto en el diseño de la
prueba de carga del puente como en la sección 1.2.1.4.1
del “COMPLETION REPORT” elaborado por la empresa
RSEA.
x. Se considera necesario solicitar a la empresa RSEA las
razones que justifique técnicamente el no permitir la
circulación de cargas tipo HS20-44 + 25% sobre el
puente, lo anterior pues, de ser válidos los criterios del
diseño original, la carga vehicular considerando los
efectos de impacto representaba alrededor del 15.5%
de la carga total sobre el puente, en tanto, dado que hoy
en día esta estructura cuenta únicamente con dos
carriles, la carga vehicular asociada a dos carriles HS20-
44 + 25% representa alrededor del 14.8% de la carga
total, valor que implicaría una exigencia menor a la
contemplada en el diseño original por efectos de carga
vehicular.
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Este informe refleja la opinión de este consultor a la luz de la
información disponible y los análisis realizados, por lo tanto
aclaraciones futuras de la información podrían ser objeto de
nuevas consideraciones y conclusiones.
San José, 29 de marzo del 2005.
Ing. Carlos Fernández IC-5236
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6. APENDICE:
6.1 Perfil de Rasante por Línea Centro:
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San José, 29 de marzo del 2005 Señor Ing. Olman Vargas Director Ejecutivo Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos REF: Informe Técnico Evaluación Estructural de las Condiciones Actuales de Funcionamiento del Puente La Amistad. Estimado Ingeniero: Adjunto a esta nota, le envío el informe técnico de Ingeniería Estructural sobre las Condiciones Actuales de Funcionamiento del Puente La Amistad contratado a mi persona por el Colegio Federado de Ingenieros y de Arquitectos. Sin otro particular y quedando a su disposición, me suscribo,
Atentamente,
_______________________ Ing. Carlos Fernández M.Sc.
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