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Invertimos en su futuro
Actividad 1: Transferencia tecnológica relativa
al proyecto del Enlace Fijo a través
del Estrecho de Gibraltar
Acción 1.2:
Recopilación y análisis de información
relativa a materiales estructurales y
tecnologías constructivas para la solución
puente, relacionadas con el proyecto de
comunicación fija a través del Estrecho de
Gibraltar
ANEXO 1:
Recopilación y análisis de información relativa a
materiales
estructurales
y
tecnologías
constructivas para la solución puente,
relacionadas con el proyecto de comunicación
fija a través del Estrecho de Gibraltar
diciembre 2013
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ÍNDICE
1.INTRODUCCIÓN. EVOLUCIÓN DE LOS PUENTES DE GRANDES LUCES (1.9952013) 2
2.-
ANTECEDENTES ...................................................................................................... 6
3.EL ANTEPROYECTO PRIMARIO DE LA SOLUCIÓN PUENTE 28 PARA EL
ENLACE FIJO DEL ESTRECHO DE GIBRALTAR (APP-28)............................................... 8
3.1.-
DESCRIPCIÓN DEL ANTEPROYECTO ................................................................................ 9
3.2.-
MATERIALES ....................................................................................................................... 11
4.DESARROLLOS TECNOLÓGICOS EN MATERIALES ESTRUCTURALES
APLICABLES A LA SOLUCIÓN PUENTE ..........................................................................12
4.1.-
HORMIGÓN DE ALTA RESISTENCIA ................................................................................ 14
4.2.-
CABLES DE SUSTENTACIÓN ............................................................................................ 19
4.3.-
ACERO ESTRUCTURAL ...................................................................................................... 19
4.4.-
ACERO INOXIDABLE .......................................................................................................... 27
5.DESARROLLOS TECNOLÓGICOS EN LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES Y
PROCESOS CONSTRUCTIVOS APLICABLES A LA SOLUCIÓN PUENTE. .....................29
5.1.- TECNOLOGÍAS DISPONIBLES EN LA CONSTRUCCIÓN DE CIMENTACIONES A GRAN
PROFUNDIDAD ................................................................................................................................ 32
5.1.1.-
Fundamento técnico de la construcción de estructuras GBS: la succión activa ......... 36
5.1.2.-
Aplicación de la succión a las cimentaciones de puentes. ............................................. 38
5.2.-
ERECCIÓN DE PILONOS (PREFABRICACIÓN Y HEAVY LIFTING) ................................ 41
5.2.1.-
Planificación de proceso constructivo .............................................................................. 41
5.2.2.-
Construcción de Pilonos ..................................................................................................... 42
5.2.3.-
Exposición de los pilonos durante la construcción ......................................................... 46
5.3.-
CONSTRUCCIÓN DE CABLES PRINCIPALES .................................................................. 47
5.3.1.-
Tendido del cable piloto ...................................................................................................... 47
5.3.2.-
Erección de la pasarela y montaje de los cables principales .......................................... 51
5.4.-
CONSTRUCCIÓN DEL TABLERO ...................................................................................... 55
5.4.1.-
Montaje de péndolas ............................................................................................................ 57
5.4.2.-
Izado de las dovelas y montaje del tablero ........................................................................ 58
5.4.3.-
La sección transversal ......................................................................................................... 62
6.-
CONCLUSIONES ......................................................................................................65
6.1.-
CONCLUSIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES ESTRUCTURALES: ..................... 66
6.2.-
CONCLUSIONES RELATIVAS A LOS PROCESOS CONSTRUCTIVOS .......................... 67
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1.- INTRODUCCIÓN. EVOLUCIÓN DE LOS PUENTES DE GRANDES LUCES (1.9952013)
Para el Proyecto de Enlace Fijo en el Estrecho de Gibraltar se consideraron, desde el inicio
de los estudios hasta 1995, soluciones alternativas, de base túnel y de base puente,
limitándose finalmente el estudio a las soluciones de túnel excavado y de puente suspendido
sobre apoyos fijos. El Comité Mixto, en su XXIX Reunión (Madrid, 13 de marzo de 1995),
eligió la solución de túnel excavado como preferible, en base a criterios de menor coste,
posible realización por fases, impacto medio ambiental inferior, nula interferencia con el
transporte marítimo, y realización mediante tecnología probada. Como consecuencia, los
estudios posteriores a 1995 se dirigieron únicamente a la solución túnel, y no se efectuaron
estudios adicionales de la solución puente.
Los estudios geológicos realizados a partir de 1995 con vistas a obtener un conocimiento
más detallado de los terrenos a atravesar por el túnel detectaron zonas de excavación más
compleja y difícil de lo anteriormente estimado, que han hecho modificar el trazado, costes y
plazo de ejecución de la solución túnel.
Por otro lado, en los 18 años transcurridos desde 1995 se han producido avances científicos
y desarrollos tecnológicos en el campo de los materiales estructurales y de los
procedimientos constructivos aplicables a puentes de grandes luces, lo que acorta
adicionalmente la distancia técnica y económica entre la solución puente y la solución túnel.
Figura 1.- El puente de Akashi Kaikyo, record mundial de longitud de vano
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En el campo del proyecto de puentes de grandes luces, la factibilidad de puentes con vanos
principales del orden de magnitud del previsto para el Enlace Fijo del Estrecho de Gibraltar
(3.550 m, según el Anteproyecto Primario de la solución puente para el trazado de 28 km, en
lo que sigue APP-28), ha aumentado considerablemente. Si en 1995 el mayor vano
alcanzado era de 1.410 m (Puente de Humber, en el Reino Unido), en los años posteriores
se han alcanzado los 1.991 m con el puente de Akashi Kaikyo, en Japón, y otros cuatro
puentes han superado la longitud de vano principal del puente de Humber, como muestra la
tabla adjunta.
Año
de
entrada en
total
servicio
Puente
País
Luz del vano Longitud
principal (m)
(m)
Akashi Kaikyo
Japón
1.991
3.911
1.998
Xichoumen
China
1.650
5.300
2.008
Gran Belt
Dinamarca
1.624
2.694
1.998
Yi Sun-sin
Corea
Sur
del 1.535
2.260
2.010
Runyang
China
1.490
4.888
2.005
4º China
1.418
Nanjing
Yangtze
2.012
Humber
Reino Unido
1.410
2.220
1.981
Jiangyin China
China
1.385
Tsing Ma
Hong Kong 1.377
(China)
1.997
Hardangerbrua
Noruega
1.310
2.013
Verrazano
Narrows..
EE.UU
1.298
1.964
Golden Gate
EE.UU
1.280
1.937
Tabla 1.- Puentes suspendidos de mayor vano principal
Y, en proyecto o en estudio, se encuentran puentes aún mayores, como muestra la tabla 2
de la que hay que resaltar el caso del Puente de Mesina, en Italia, con una luz de 3.300 m,
cuyo proyecto constructivo fue finalizado y cuya construcción fue licitada y adjudicada,
habiendo sido, una vez iniciados los trabajos preliminares de construcción, canceladas las
obras por razones diversas.
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Puente
País
Luz del vano Estado del puente
principal (m)
Sognebrua
Noruega
3.700
En estudio
Estrecho de Mesina
Italia
3.300
Proyecto
concluido
Obras
adjudicadas.
Construcción paralizada
Estrecho de Sunda
Indonesia
3.000 (aprox.)
Proyecto
aprobado
Obras preliminares
Yemen-Djibouti
Yemem-Djibouti
2.700
Anteproyecto
Estrecho de Malaca
Indonesia
2.600
Obras preliminares
Stortfjord
Noruega
2.300
En estudio
Dardanelos
Turquía
2.023
En estudio
Halsafjord
Noruega
2.000 (aprox.)
En estudio
Mao Zedong
China
2.000 (aprox.)
Obras preliminares
Izmit Bay
Turquía
1.550
Proyecto concluido
Tabla 2.-Puentes en proyecto o en estudio
Figura 2.- Infografía del Puente de Messina
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En todos los casos, se trata de puentes suspendidos, que es la tipología reina para las muy
grandes luces. Sin embargo, la tipología de puente atirantado ha alcanzado también vanos
de longitud superior al kilómetro, como muestra la tabla 3, lo que significa que la distancia
entre ambas tipologías, en términos de luz alcanzable, se ha acortado notablemente.
Figura 3.- Infografía del Puente de Yemen-Djibouti
Puente
País
Luz del vano Año de entrada
principal (m)
en servicio
Russki (Vladivostok)
Rusia
1.104
2.012
Sutong
China
1.088
2.008
(Hong China
1.018
2.009
Stonecutters
Kong)
E´dong
China
926
2.010
Tatara (Mar de Seto)
Japón
890
1.999
Normandie
Francia
856
1.999
Jingyue
China
816
2.010
2º Puente de Incheon
Corea del Sur
800
2.009
Tabla 3.- Puentes atirantados
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Figura 4.- Puente de Sutong
Debe destacarse en especial el puente Russki, en Vladivostok, Siberia, no sólo por ser
actualmente el puente atirantado que ostenta el record mundial de longitud del vano
principal, sino también por el reducido plazo de proyecto y construcción que ha tenido (4
años), y por las condiciones invernales especialmente rigurosas de bajas temperaturas
(hasta -30ºC) y baja visibilidad.
2.- ANTECEDENTES
El Enlace Fijo a través del Estrecho de Gibraltar es una idea ambiciosa que, con diversos
grados de solidez y rigor, se ha abordado desde mediados del siglo XX. Dejando aparte los
primeros esbozos, de carácter prácticamente visionario, la aproximación rigurosa al Enlace
Fijo a través del Estrecho de Gibraltar se inicia con la Declaración Común Hispano-Marroquí
de 16 de junio de 1979, mediante la cual los reyes Hassan II de Marruecos y Juan Carlos I
de España manifestaron su deseo de colaborar en el desarrollo de dicho proyecto.
El Convenio de Cooperación Científica y Técnica entre los Gobiernos de España y
Marruecos, firmado el 8 de noviembre de 1979, el Acuerdo Complementario, de 24 de
octubre de 1980, y la consiguiente creación del Comité Mixto Hispano-Marroquí y de dos
sociedades de estudios encaminados al proyecto de Enlace Fijo, SECEGSA, por parte
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española, y SNED, por parte de Marruecos, conformaron el marco institucional de los
trabajos.
Desde 1981, los estudios e investigaciones (de carácter geológico-geotécnico, sísmico,
batimétrico, de dinámica marina, etc.) han permitido tener un conocimiento crecientemente
detallado de las condiciones de todo tipo en que se enmarca el proyecto.
La 1ª fase, desde 1982 a 1990, arranca con el Coloquio Internacional de Madrid (1.982), en
el que se presentaron y debatieron los diferentes aspectos técnicos, jurídicos y económicos
del proyecto de Enlace Fijo. Desde el punto de vista técnico, se presentaron las soluciones
en puente atirantado, puente suspendido y túnel, concluyéndose la factibilidad técnica de
todas ellas, si bien desde el punto de vista económico la solución en túnel y la solución en
puente suspendido resultaron preferibles.
En esta 1º fase, se han realizado estudios, tanto en el medio terrestre como en el marino, de
carácter general y regional, de temática diversa (cartografía, geología, geofísica marina,
sismicidad, batimetría….). El Coloquio Internacional de Marraquech, celebrado en 1990,
cerró la etapa de estudios de factibilidad del proyecto.
En la 2ª fase (1991-1995), se realizaron estudios más específicos, fundamentalmente de
conocimiento detallado de la traza del Enlace Fijo: reconocimientos submarinos, sondeos,
tanto cortos como profundos, muestreos y realización de obras experimentales de carácter
geotécnico en tierra (Galería de Tarifa, Pozo de Bolonia, Galerías y Pozos de Malabata).
Esta fase concluye con el Coloquio Internacional de Sevilla, de 1995.
La 3ª fase (1996-2011) estuvo dedicada a la realización de sondeos marinos profundos en la
zona de traza del proyecto de Enlace Fijo, y de investigaciones geológico-geofísicas en la
zona de plataforma continental afectada por el proyecto, así como estudios de batimetría y
de corrientes marinas.
Esta fase se cierra con la actualización del Anteproyecto Primario de la solución en túnel
(2006-2008) y el Estudio de Evaluación global del proyecto (2010).
A lo largo de los treinta y tres años transcurridos desde 1980, se han celebrado una veintena
de reuniones internacionales de diverso carácter (coloquios, seminarios, jornadas, talleres) y
sobre diferentes aspectos involucrados en el proyecto de Enlace Fijo:
Primer coloquio internacional (Tánger, 30 de octubre a 1 de noviembre de 1980).
Simposio sobre la geología del Estrecho de Gibraltar y el enlace fijo (Tánger-Algeciras, 20 a
25 abril de 1981).
Simposio de ingeniería sobre el enlace fijo Europa-África (Tánger-Sotogrande, 3 a 26 de
mayo de 1982).
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Segundo coloquio internacional (Madrid, 9 a 13 de noviembre de 1982).
Seminario jurídico del proyecto del enlace fijo a través del Estrecho de Gibraltar (Tánger, 11
a 13 de octubre de 1984).
Jornadas de campo sobre la geología de las dos orillas del Estrecho de Gibraltar (TángerAlgeciras, 24 a 29 de octubre de 1984).
Seminario sobre la meteorología y las corrientes marinas “Gibraltar Experiment” (Tánger, 17
a 18 de abril de 1986).
Seminario sobre la oceanografía física del Estrecho de Gibraltar (Madrid, 24 a 28 de octubre
de 1986),
Seminario jurídico del proyecto del enlace fijo a través del Estrecho de Gibraltar (Madrid, 4 a
5 de diciembre de 1986).
Seminario sobre la geodesia en el Estrecho de Gibraltar (Madrid, 8 a 10 de marzo de 1989).
Tercer coloquio internacional (Marrakech, 16 a 18 de mayo de 1990).
Seminario sobre grandes puentes (Sevilla, 16 a 17 de junio de 1992).
Seminario sobre grandes túneles (Madrid, 8 a 9 de octubre de 1992).
Cuarto coloquio internacional (Sevilla, 16 a 18 de mayo de 1995)
Seminario sobre las obras experimentales (pozos y galerías) (Tánger 11 a 13 de julio de
1996).
Taller ONU/ITA sobre la “caracterización de la tuneladora TBM para la perforación de los
flysches” (Tarifa, 20 a 22 de febrero de 1997).
Taller ONU/ITA sobre “costes de los túneles perforados con tuneladora TBM” (Rabat, 22 a
24 de abril de 1999).
Taller técnico sobre los sondeos en mar (Rabat, 9 a 10 de marzo de 2000).
Taller ONU/ITA sobre las “investigaciones y tratamiento del terreno al avance” (Rabat, 20 a
21 de enero de 2005).
Seminario sobre ensayos geotécnicos e in-situ (Madrid, 28 de enero de 2010).
Como se deduce de todo lo anterior, los estudios e investigaciones realizados abarcan un
gran número de temas y cuestiones relacionados con el proyecto de Enlace Fijo. En cuanto
a la solución en túnel, los seminarios y talleres, con temática cada vez más de detalle, han
proseguido hasta la actualidad. Por el contrario, en cuanto a la solución en puente, el
Seminario sobre grandes puentes (Sevilla, 1992) fue el epígono de las reuniones
específicas. En marzo de 1995, como se indicó en la introducción, la XXIX Reunión del
Comité Mixto eligió como preferible la solución en túnel y no se efectuaron estudios
posteriores sobre la solución en puente.
3.- EL ANTEPROYECTO PRIMARIO DE LA SOLUCIÓN PUENTE 28 PARA EL ENLACE
FIJO DEL ESTRECHO DE GIBRALTAR (APP-28)
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3.1.- DESCRIPCIÓN DEL ANTEPROYECTO
El Anteproyecto Primario de la solución puente sobre el trazado de 28 Km (APP-28) define
un puente consistente en un tablero doble de 55 m de anchura suspendido de dos cables
situados en sendos planos verticales. En el APP-28, de fecha septiembre de 1.995, se
estudiaron las siguientes alternativas:
Tablero doble con dos cables de suspensión
Tablero doble con cuatro cables de suspensión
Cajón monocelular con suspensiones cruzadas
Y desde el punto de vista funcional, se estudiaron las siguientes soluciones:
Puente de carretera
Puente mixto carretera-ferrocarril, con un tablero central para la vía férrea.
Puente mixto carretera-ferrocarril, con dos vías férreas
La solución de referencia adoptada para demostrar la viabilidad del proyecto está constituída
por un tablero doble suspendido por dos cables. El puente suspendido tiene una longitud
total de 13,650 km, con tres vanos principales de 3.350 m y dos vanos laterales de 1.500 m
de longitud, los viaductos de acceso tienen una longitud total de 7.475 m (parte española) y
6.275 m (parte marroquí).
Los cables principales, soportados por las cuatro pilas intermedias, están anclados en sus
dos extremos en los correspondientes bloques de anclaje, siendo por tanto continuos entre
ambos anclajes. La separación de los cables es de 55 m en los vanos principales de 3.550
m de longitud, disminuyendo progresivamente en los vanos laterales, hasta reducirse a 30 m
en los bloques de anclaje.
Las pilas, en forma de A, en el sentido longitudinal del puente soportan los cables
principales y tienen una rigidez suficiente para limitar los movimientos longitudinales y
reducir las deformaciones verticales del tablero.
Los viaductos de aproximación están constituídos por vanos de 300 m. de longitud.
La sección transversal de los vanos principales tiene 55 m de anchura, y está dividido en
dos tableros, cada uno de ellos con una calzada de 12 m de anchura. En los vanos laterales,
la anchura disminuye progresivamente hasta tener 30 m en la zona de bloques de anclaje.
Los dos tableros están conectados cada 26 m por cajones transversales.
La longitud total de 13.650 m está dividida en 5 tramos principales a efectos de dilatación,
que coinciden con los vanos principales del puente, y 4 tramos secundarios entre las pilas.
Las juntas principales de dilatación tienen una capacidad de ± 800 mm.
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Tablero
Cada uno de los dos tableros suspendidos está constituído por un cajón metálico cerrado de
13,5 m de lado y 2,5 m de canto, contínuo entre pilas, con juntas de expansión en cada
extremo, a la llegada a pilas y en los bloques de anclaje. Están constituidos por una placa
ortótropa, paneles laterales e inferior, chapas de extremo y diafragmas cada 4m.
Cada 26 m, los tableros están conectados por vigas transversales de 55 m de longitud, 2 m
de ancho y canto variable ente 3,5 m (parte central) y 2,5 m (en el extremo de las vigas
longitudinales).
Las vigas transversales, las péndolas a ellas conectadas y los cables de suspensión, son los
elementos principales de sustentación del tablero.
El diseño estructural del tablero se completa con una rigidización transversal constituída por
una diagonal en cada una de las vigas transversales inmediatas a las pilas y una rigidización
adicional en mitad del vano.
Pilas
Cada una de las pilas principales está cimentada mediante cuatro cajones de 88-103 m de
diámetro, limitándose la profundidad diferencial de cimentación de los mismos a un máximo
de 20 m.
En torno a cada base de cajón, con un suplemento de 15 m a cada lado, se prevé dragar el
terreno con una profundidad mínima de 5m bajo el nivel del fondo marino colindante,
excavación que se rellenará de escollera suficientemente compactada en una altura de 2 a 3
m.
Los cajones tienen un espesor de la pared cilíndrica, dependiente de la profundidad de
cimentación de cada pila, con un valor mínimo de 0,60 m para las más someras, y un valor
máximo de 1,25 m para las más profundas. Los cajones penetran en el lecho de escollera
en una profundidad del orden de 1m inyectándose la base de apoyo del cajón para asegurar
una sustentación adecuada del mismo.
Los fustes verticales de las pilas están constituídos por cilindros huecos de espesor
constante de pared de 1,9 m y diámetro constante (entre 31 y 36 m, según la pila
considerada).
Cada tramo de fuste tiene una altura entre 4 y 30 m. Los cuatro fustes están unidos entre sí
mediante cuatro vigas horizontales que los solidarizan.
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3.2.- MATERIALES
Los materiales estructurales significativos previstos en el Anteproyecto Primario de la
solución puente APP-28 son los siguientes:
Hormigón: Hormigón de alta resistencia de calidad C70 (resistencia característica fck = 70
MPa) en pilas, tanto de los vanos principales como de los viaductos de acceso.
Hormigón de resistencia normal, de calidad C45 (resistencia característica fck = 45 MPa) en
bloques de anclaje de los cables de sustentación y en los cajones de cimentación.
Cables principales y péndolas: Acero de resistencia a tracción fu = 1.800 MPa.
Acero estructural: Acero de construcción, de calidad Fe 510 D1 EN 10025 (resistencia
nominal a tracción de 510 MPa) en tablero de los vanos principales.
Acero de construcción de calidad Fe 5100 ISO 630 (resistencia nominal a tracción de 510
MPa) en bloques de anclaje.
Acero de alta resistencia, de calidad Fe E460 KT EN 10113 (resistencia nominal a tracción
de 460 MPa) en pilonos y en los tableros de los viaductos de acceso.
La tabla siguiente resume los materiales estructurales principales previstos:
Elementos
Acero
Hormigón
Vanos suspendidos: Cables fu≥1.800 MPa
principales y péndolas
Vanos suspendidos: Anclajes
Fe 5100 ISO 630 Acero de
construcción
Vanos suspendidos: Tablero Fe 510 D1 EN 10025
metálico
Acero de construcción
Vanos suspendidos: Pilas
C70
(70
MPa)
Hormigón
de
alta
resistencia
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Vanos suspendidos: Pilonos
Fe E 460 KT EN 10113
Acero de alta resistencia
Vanos suspendidos: Bloques
de anclaje
Viaducto de acceso: Tablero
C45
(45
MPa)
Hormigón
de
resistencia normal
Fe E 460 KT EN 10113
Acero de alta resistencia
Viaducto de acceso: Pilas
C70
(70
MPa)
Hormigón
de
alta
resistencia
Viaducto de acceso: Cajones
C45
(45
MPa)
Hormigón
de
resistencia normal
Tabla 4.- Materiales principales previstos en el Ante Proyecto Primario de la solución puente APP 28
4.- DESARROLLOS TECNOLÓGICOS EN MATERIALES ESTRUCTURALES
APLICABLES A LA SOLUCIÓN PUENTE
El desarrollo tecnológico en los materiales estructurales de construcción ha sido importante
desde la fecha de redacción del APP-28 (1995) hasta la actualidad, como se detallará en
este capítulo. Por un lado, se han consolidado los hormigones de alta resistencia (50-100
MPa) y han iniciado su andadura los hormigones ultrarresistentes (100-200 MPa). Por otro
lado, los aceros estructurales han superado notablemente el nivel de los 460 MPa, tanto en
aceros convencionales como en aceros con resistencia mejorada a la corrosión y empieza a
haber realizaciones estructurales importantes en acero inoxidable, tanto estructural como en
forma de armaduras de hormigón.
En cuanto al proyecto estructural de los puentes suspendidos, la optimización del diseño del
tablero ha conducido a la utilización simultánea de varios tipos de acero, de diferente nivel
resistente según la importancia de la solicitación. Así, tanto en el puente de Akashi Kaykyo ,
en Japón, como en el proyecto del puente de Mesina y el anteproyecto de puente de
Yemen-Djibouti se emplean simultáneamente aceros de diferentes niveles de resistencia: en
el de Yemen-Djibouti se se emplean aceros de límite elástico 355 y 460 MPa; en el puente
de Messina, se emplean aceros de límite elástico 355, 420 y 460 MPa, en el de Akashi
Kaykyo se alcanzan incluso los 690 y 830 MPa.
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Figura 5.- Puente de Xihoumen
La tabla siguiente muestra la distribución porcentual de los distintos tipos de acero en el
proyecto del puente de Messina y el anteproyecto del puente de Yemen-Djibouti:
Longitud
total (m)
Puente
Acero total
S 355
S 420
S 460
(t)
(kg/m2)
(%)
(%)
(%)
Messina
5.070
62.500
503
30´2
13´3
56´5
Yemen-Djibouti:
28.950
245.000
548
61´2
--
38´8
Tabla 5.- Distribución de tipos de acero en los puentes de Messina y Yemen-Djibouti
El concepto estructural es diferente en unos y otros: en el puente de Akashi Kaykyo, el
tablero está constituido por una celosía de acero de canto importante; en los puentes de
Messina y Yemen-Djibouti, como también en el APP-28 del Estrecho de Gibraltar, los
elementos principales de carácter estructural son las vigas transversales, en las que apoyan
las vigas cajón longitudinales, que independizan las diferentes calzadas: dos vigas cajón
longitudinales, para las calzadas de circulación por ambos sentidos de la carretera, en la
solución de referencia del APP-28; dos vigas cajón longitudinales independientes, para las
citadas calzadas de carretera y la tercera para la circulación ferroviaria en doble vía, en la
solución alternativa del APP-28 y en los puentes de Messina y Yemen-Dijibouti.
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El proyecto de puentes de muy grandes luces debe minimizar el peso propio y las cargas
permanentes. Por ello, además de reducir el peso propio de los elementos estructurales (y
de forma primordial, el peso del tablero), es muy importante reducir también el peso del
pavimento. En este sentido, la tendencia en estos puentes es disponer pavimentos cada vez
más ligeros: en el APP-28 el pavimento previsto es de 45 mm de espesor de material
bituminoso sobre una delgada membrana de mastic; en el puente de Messina, la sustitución
de pavimentos bituminosos convencionales por pavimentos basados en resina polimerizada
de reducido espesor y peso (12 mm de espesor y 0´35 KN/m2 de peso propio) permite, a
través de la reducción de peso, disminuir el peso y coste de todo el esqueleto estructural
(tablero, cables, pilas, anclajes, cimentación), así como reducir el plazo de construcción,
facilitar la puesta en obra del pavimento, eliminar la necesidad de juntas bituminosas y
reducir muy fuertemente el tiempo de curado.
4.1.- HORMIGÓN DE ALTA RESISTENCIA
En 1995, fecha de redacción del APP 28, el hormigón de alta resistencia (resistencia
característica superior a 50 MPa) era un material con experiencia aún limitada de uso en
todo el mundo y con apenas algunas realizaciones en España.
Así, una monografía del CEDEX (Hormigón de alta resistencia. Estado actual de
conocimientos. Gálligo, J.M.; Alaejos, P. Monografía M19, CEDEX, 1990) indicaba que el
hormigón de alta resistencia, inicialmente utilizado en elementos a compresión en edificios
de altura en Estados Unidos, en particular en el área de Chicago, había pasado más tarde a
la ingeniería de puentes. Se indicaba, como hito representativo de resistencia alcanzada, el
Tower Road Bridge, en el Estado de Washington, construido en 1981, con una resistencia
característica de 62 MPa, y el Annacis Bridge, en la Columbia Británica, Canadá, construido
en 1986, atirantado, con un vano central de 465 m y una resistencia característica de 55
MPa, como el mayor puente construido con hormigón de alta resistencia. También se daba
noticia de varios puentes de carretera y ferrocarril en Japón, con luces moderadas (24 a
45m) y resistencias características de 69 a 78 MPa.
Figura 6.- Microestructura de pasta de cemento de hormigón de alta resistencia
El desarrollo progresivo del hormigón de alta resistencia ha tenido reflejo en la normativa
técnica. En 1999, la española Instrucción de Hormigón Estructural EHE incluía por primera
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vez, si bien en un Anejo, unas Recomendaciones para hormigones de alta resistencia. En
2008, la actualmente vigente Instrucción de Hormigón Estructural EHE-08 incluía en su
articulado los hormigones de alta resistencia, con resistencias características a compresión
entre 50 y 100 MPa.
En el ámbito europeo, el Eurocódigo 2. Proyecto de estructuras de hormigón, en su vigente
edición (UNE EN 1992-1-1) tipifica los hormigones hasta la clase C90/C105, de resistencia
característica a compresión en probeta cilíndrica 90 MPa y en probeta cúbica 105 MPa.
Por su parte, el Código Modelo 2010 del fib para Estructuras de Hormigón, que se acaba de
publicar en 2013, clasifica los hormigones por su resistencia característica a compresión en
probeta cilíndrica, con valores que alcanzan:
120 MPa, para hormigón de densidad normal (140 MPa, en probeta cúbica): C120.
80 MPa, para hormigón de árido ligero (88 MPa, en probeta cúbica): LC80.
Figura 7.- Puente atirantado de Flintshire, en el estuario del Dee, en Gales (1998)
En el APP-28, el hormigón de las pilas, tanto de los vanos principales como de los viaductos
de acceso, era de 70 MPa de resistencia característica, nivel muy elevado en 1995. En la
actualidad, ese nivel es habitual en los hormigones de alta resistencia, cuya tipificación llega
hasta los 90, 100 y 120 MPa en el Eurocódigo-2, Instrucción EHE-08 y Código Modelo 2010,
respectivamente. La tabla 6 muestra los valores de resistencia característica a compresión
(fck) resistencia media a tracción (fctm) y módulo secante de deformación (Ec), para los
hormigones de resistencia característica 45, 70, 90, 100 y 120 MPa.
15
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Hormigón
C45
C70
C90
C100
C120
fck (MPa)
45
70
90
100
120
fctm (MPa)
3,8
4,6
5,0
5,2
5,6
Ec (GPa)
34,5
41,7
46,0
47,5
50,3
Tabla 6.- Resistencia característica a compresión, resistencia media a tracción y
módulo secante de deformación
En las pilas, sometidas básicamente a esfuerzos de compresión, la elevación de la
resistencia característica desde los 70 MPa que preveía el APP-28, a los 100 ó 120 MPa,
supone un incremento del 43% o del 71%, respectivamente, y por tanto una reducción de
sección de ese orden de magnitud. Las pilas serían también menos deformables, si bien el
incremento del módulo de deformación secante es mucho más moderado, del 13% o el
22%, respectivamente, para las resistencias que se están considerando.
En el caso de los bloques de anclaje de los cables de sustentación, y de los cajones de
cimentación, la resistencia característica a compresión que prevé el APP-28 es de 45 MPa.
En estos casos, en que el peso propio juega un papel fundamental, una elevación
importante de la resistencia característica no estaría en principio justificada por razones
resistentes, si bien podría estarlo por razones de la mayor impermeabilidad y durabilidad de
los hormigones de alta resistencia.
Todo lo anterior se refiere a los hormigones de alta resistencia, cuyas características en
términos de dosificación (relación agua/cemento reducida, alta dosificación de cemento,
utilización de adiciones de microsílice y eventualmente cenizas volantes, tamaño inferior del
árido grueso, empleo de superplastificantes, fabricación especialmente cuidada) son en
cierto sentido una extrapolación de los hormigones de resistencia normal. Como se ha
dicho, son hormigones disponibles y experimentados, tipificados y normalizados en los
códigos técnicos, una tecnología, en suma, disponible en su totalidad en 2013.
Sin embargo, más allá de estos hormigones, se abre el campo de los hormigones
ultrarresistentes, basados en la reducción o eliminación sistemática de defectos y
heterogeneidades microestructurales (huecos, microfisuras), mediante la obtención, por
distintos procedimientos (eliminación de los áridos de mayor tamaño y optimización del
esqueleto granular, empleo de aditivos especiales, curado mediante tratamiento térmico,
etc.) de hormigones mucho más compactos, resistentes mecánicamente y durables Con
estas técnicas se obtienen resistencias a compresión que pueden superar los 200 MPa.
Por ejemplo, la utilización combinada de técnicas de mejora de la matriz de hormigón y la
inclusión de fibras de acero permite disponer en la actualidad de hormigones
ultrarresistentes reforzados con fibras, con resistencia a compresión superior a 150 MPa y
resistencia a tracción mayor que 10 MPa, que armados con armaduras convencionales de
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acero, se han desarrollado y utilizado en la rehabilitación de puentes en Suiza, pero pueden
emplearse también en la construcción de nuevas estructuras: puentes, túneles, muros de
contención, etc. La dosificación consiste en una mezcla de cemento, microsílice, filler calizo,
y arena silícea de tamaño máximo 0,5 mm, con una relación agua/cemento entre 0´13 y
0´17, empleo de superplastificante, y fibras de acero en proporción mínima del 0´3% en
volumen.
Estos hormigones presentan una permeabilidad extremadamente baja, lo que les confiere
una resistencia muy superior frente a los efectos ambientales, por ejemplo el ataque de
cloruros, junto a una elevada resistencia mecánica.
Como ejemplo de las posibilidades a las que se puede llegar en los puentes con hormigones
de alta resistencia se pueden citar las siguientes realizaciones:
Segundo Puente de Ayaragigawa (Japón, 1973).
Los 3 primeros puentes de ferrocarril con hormigón de alta resistencia se construyeron en
Japón en 1973. El de Ayaragigawa, con una luz de 50 m, y vigas postensadas, tenía una
resistencia de proyecto del hormigón de 59 MPa.
Puente ferroviario de Akkagawa (Japón, 1975).
Con celosía Howe, un solo vano de 24 m. Resistencia de proyecto del hormigón: 79 MPa.
Puente de Portneuf (Quebec, Canadá, 1992).
De un vano, de 24,8 m, de vigas prefabricadas postensadas. Resistencia de proyecto de 75
MPa.
Superpuente CNT (Japón, 1993).
Pasarela peatonal, de 40 m de luz. Hormigón muy fluido, de 100 MPa de resistencia de
proyecto.
Puente sobre la autopista de Jutlandia del Norte (Dinamarca, 1996).
En arco, con hormigón de resistencia de proyecto 75 MPa.
Puente sobre el rio Guadalete (España, 1996).
Situado en la variante de carretera de El Puerto de Santa María, cerca del mar, con
resistencia de proyecto de 80 MPa.
Puente de Raftsundet (Noruega, 1998).
De 711 m de longitud, con vano central de 224 m. El vano central está construido con
hormigón ligero de alta resistencia (60 MPa), mientras que el resto de vanos, y las pilas,
están construídos con hormigón de alta resistencia (65 MPa) y densidad normal.
Puente del Gran Belt (Dinamarca, 1998).
En este puente suspendido, que tiene el tercer vano más largo del mundo (1624 m), con
pilas de 254 m de altura, se utilizó hormigón de alta resistencia con el objetivo primordial de
conseguir una vida de servicio de 100 años en condiciones ambientales muy exigentes.
17
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Figura 8.- Puente de Rafsundet, construido en hormigón ligero de alta resistencia y
hormigón de alta resistencia de densidad normal
Pasarela de Seonyu (Corea del Sur, 2002).
Esta pasarela peatonal, de carácter experimental, también llamada Pasarela de la Paz,
consiste en un arco de 120 m, formado por seis segmentos prefabricados. Está fabricada
con hormigón ultrarresistente, cuya resistencia alcanzó los 203 MPa, con una desviación
estándar de 11 MPa.
Figura 9.- Puente del Gran Belt
En definitiva, la tecnología actual del hormigón permite, ya en 2013, fabricar y poner en obra
hormigones de resistencia característica 100-120 MPa, que permitirían reducir de manera
muy importante las secciones de las pilas del puente sobre el Estrecho de Gibraltar.
Adicionalmente, en un futuro próximo, dado que la experimentación en laboratorio ha
18
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mostrado claramente su viabilidad y posibilidades, cabría extender la resistencia de proyecto
hasta el nivel de los 150 MPa, con mejoras adicionales de durabilidad y economía.
4.2.- CABLES DE SUSTENTACIÓN
El APP-28 contempla cables principales y péndolas de acero de resistencia a tracción 1.800
MPa. Este valor está en línea con las realizaciones recientes de puentes suspendidos y
atirantados. Así, en el puente Russki, en Vladivostok, se utilizaron tirantes compuestos de
cordones protegidos individualmente y dispuestos paralelamente con una vaina exterior.
Cada cordón tenía una sección de 150 mm2 y una carga garantizada a la rotura de 279 KN,
siendo la resistencia a tracción del acero de 1.860 MPa. El cordón está formado por siete
alambres galvanizados, protegidos por un relleno de tipo orgánico y envueltos por una vaina
de polietileno de alta densidad directamente extrusionada en fábrica sobre el cordón. El
conjunto de cordones paralelos del cable se pone en obra con una vaina exterior también de
polietileno de alta densidad fabricada mediante extrusión y con una capa exterior resistente
a los rayos ultravioleta. Esta tecnología de cable compacto permite disponer un mayor
número de cordones en una vaina del mismo diámetro, reduciendo los efectos dinámicos
producidos en el cable por el viento. La elevada resistencia a fatiga de los cordones (dos
millones de ciclos sin rotura, con un rango de variación de tensiones de 300 MPa y una
tensión máxima del ciclo de fatiga de 837 MPa) y la alta durabilidad debida al triple sistema
de protección (galvanizado de los alambres, relleno protector envolvente de los alambres y
adherente al acero y vaina extorsionada), junto con las prestaciones resistentes antes
indicadas, sitúan a esta tecnología en el nivel de vanguardia en la actualidad.
Con todo, unos requerimientos tan importantes en términos de prestaciones técnicas,
responsabilidad estructural y volumen de suministro como son los del Enlace Fijo del
Estrecho de Gibraltar, probablemente permitirían disponer para dicho puente de cables de
sustentación de una tecnología como la descrita u otra de las actualmente existentes, pero
fabricados con un acero de mayor resistencia a tracción.
4.3.- ACERO ESTRUCTURAL
El acero estructural previsto en las pilas es acero de alta resistencia Fe E460 KT, según EN
10113, con fy = 460 MPa, tanto en las pilas de los vanos suspendidos como en las pilas de
los viaductos de acceso. Para el tablero de los viaductos de acceso se prevé una estructura
mixta, constituída por una losa de hormigón, transversalmente pretensada, de resistencia a
compresión 70 MPa, sobre unos tubos de acero de límite elástico 460 MPa.
El límite elástico de 460 MPa ha sido el límite habitual de los aceros estructurales para
construcción. La Instrucción de Acero Estructural EAE, vigente en España, tipifica los
siguientes aceros, según los diferentes procedimientos de fabricación:
aceros no aleados, laminados en caliente.
19
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aceros soldables de grano fino, en la condición de normalizado.
aceros soldables de grano fino, laminados termomecánicamente.
aceros con resistencia mejorada a la corrosión atmosférica (aceros patinables)
aceros de alto límite elástico, en la condición de templado y revenido.
aceros con resistencia mejorada a la deformación en la dirección perpendicular a la
superficie del producto.
Todos estos aceros son equivalentes a los aceros normalizados en las normas UNE EN
10025-1 a 6 y UNE EN 10164.
Corresponden a tipos, según límite elástico, de 235, 275, 355 y 420 MPa, salvo los
siguientes aceros de alto límite elástico, 460 MPa, fabricados según los procedimientos que
se indican:
aceros soldables de grano fino, en la condición de normalizado, S460 N/NL.
aceros soldables de grano fino, laminados termomecánicamente, S460 M/ML.
aceros de alto límite elástico, en la condición de templado y revenido, S460Q, S460 QL,
S460 QL1.
Figura 10.- Desarrollo de los aceros estructurales de alta resistencia en Europa
Sin embargo, en los años transcurridos desde 1990 hasta 2013, han ido apareciendo aceros
estructurales de mayor límite elástico, de modo que, en la actualidad, están disponibles
aceros de límite elástico muy superior a 460 MPa, con prestaciones, en términos de
ductilidad, tenacidad a la fractura y trabajabilidad, que los hacen de especial interés para el
Enlace Fijo del Estrecho de Gibraltar.
20
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Figura 11.- Microestructura de los aceros de alta resistencia
Así, en Estados Unidos, la Guía para el Proyecto de Puentes y Estructuras con acero de
altas prestaciones de la FHWA ha incluído los aceros HPS 70W, producidos mediante un
proceso de templado y revenido o mediante un proceso controlado termomecánicamente. El
acero HPS 70 W tiene una composición química, en comparación con los aceros
convencionales 70 W, caracterizada por un menor porcentaje de carbono (máximo 0´11%),
una proporción muy inferior de fósforo (máximo 0´02%) y azufre (máximo 0´006%), y un
contenido superior en molibdeno y aluminio. El límite elástico mínimo de este acero es 485
MPa, con una resistencia a tracción entre 585 y 760 MPa.
En Japón, el proyecto Honshu-Shikoku propició el desarrollo de nuevos aceros
estructurales, que llegaron a su culminación en el puente de Akashi, en cuyo tablero (el vano
principal es de 1.991 m de longitud) se utilizaron, en tramos consecutivos, acero
convencional, acero HT 690 y acero HT 780, utilizándose 4.200 toneladas de estos dos
últimos tipos de acero en la construcción del puente.
La siguiente tabla muestra los valores del límite elástico y resistencia a tracción de los
aceros japoneses de alta resistencia:
Acero
fy (MPa)
fu (MPa)
HT 690
590
690
21
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Invertimos en su futuro
HT 780
690
780
HT 880
830
880
Tabla 7.- Aceros japoneses de alta resistencia
Estos aceros, de límite elástico muy superior a los aceros convencionales, tanto europeos
como norteamericanos y japoneses, representan un incremento porcentual de límite elástico
fy, del 28% (acero HT 690), 50% (HT 780) y hasta un 80% (caso del acero HT 880).
El desarrollo de los aceros japoneses de alta resistencia ha buscado compatibilizar
condiciones de soldabilidad, comportamiento adecuado frente a corrosión, y requisitos
resistentes (tanto a tracción, como a fatiga y de tenacidad a la fractura). En este sentido,
debe indicarse que en Japón se han desarrollado los aceros BHS 500 W y BHS 700 W, con
límites elásticos, respectivamente, de 500 y 700 MPa, y una resistencia mejorada a la
corrosión atmosférica
Figura 12.- Diagrama de soldabilidad de los aceros japoneses de alta resistencia
El empleo racional de estos aceros de resistencia muy alta debe hacerse optimizando sus
prestaciones. Así, en el puente de Akashi, tanto el cordón superior como el inferior de la
celosía del tablero consisten, en la zona adyacente a las pilas y en la zona central del vano,
de acero SM 490 Y, mientras que, en las zonas intermedias entre las anteriores, se
dispusieron tramos con aceros SM 570, HT 690 y HT 780, de creciente nivel de resistencia.
El comportamiento adecuado de este puente, record mundial de longitud de vano, muestra
la potencialidad de estos aceros, especialmente interesantes en puentes de grandes luces,
debido a la reducción de peso consecuencia de su muy superior nivel de resistencia,
22
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soldabilidad, posibilidad de fabricación en espesores importantes, de hasta 100 mm, y
reducción de costes de construcción.
Figura 13.- Distribución de tipos de acero empleados en el puente de Akashi Kaikyo
Otra forma de optimizar el empleo del acero estructural, y de reducir el coste, consiste en la
utilización de elementos estructurales híbridos, tales como vigas armadas cuyas alas son de
acero de alta resistencia, mientras el alma es de acero convencional. En Suecia, donde
estas secciones híbridas están normalizadas, se requiere que el límite elástico de las alas
no supere en más del 50% el del alma. Así, una combinación de acero S 690 en el ala
inferior (690 MPa) y acero S 460 (460 MPa) en el ala superior y el alma fue empleada como
solución más económica, en el puente de Mttadalen, en 1995. En Estados Unidos, la
Administración Federal de Autopistas, FHWA, postula la necesidad de utilizar acero de altas
prestaciones de manera sistemática para hacer frente a la situación actual, con una gran
parte del total de 595.000 puentes en las autopistas norteamericanas, en situación
deficiente, por problemas de durabilidad o de fatiga. Tras realizar un estudio paramétrico ad
hoc, la FHWA concluyó que la mejor solución consistiría en reducir el número de vigas del
tablero, y utilizar vigas híbridas, con acero de alta resistencia en el ala inferior y en la zona
de momentos negativos del ala superior, y acero de resistencia normal en el resto del ala
superior, y en las almas.
Figura 14.- Ejemplo de viga híbrida de acero
De interés adicional es el desarrollo, antes indicado, de aceros de alto límite elástico y
resistencia mejorada a la corrosión, en Japón, basados en una aproximación tecnológica
diferente a la que es habitual en otros países, por ejemplo en Estados Unidos. Estos nuevos
aceros contienen un porcentaje más elevado de níquel, del orden del 3%, lo que les confiere
23
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una mayor resistencia a la corrosión en ambiente marino. De esta manera, se obtienen los
aceros de resistencia mejorada a la corrosión atmosférica, BHS 500 W y BHS 700 W, cuyas
características de límite elástico, resistencia a tracción y resistencia a impacto a 0ºC se
indican a continuación:
Acero
fy (MPa)
fu (MPa)
CVN (J)
BHS 500 W
500
600
100
BHS 700 W
700
800
100
Tabla 8.- Aceros japoneses de resistencia mejorada a la corrosión
Figura 15.- Los nuevos aceros japoneses con resistencia mejorada a la corrosión
En cuanto a Europa, el Eurocódigo 3. Proyecto de estructuras de acero, tanto en su Parte 1
(Reglas generales y reglas para edificación) como en su Parte 2 (Puentes de acero) se
refieren a aceros de límite elástico entre 235 y 460 MPa, es decir, el mismo rango de
valores que contempla la Instrucción española EAE.
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Sin embargo, las nuevas Normas Europeas EN 1993-1-12:2007 y EN 1993-112:2007/AC:2009, transcritas a normativa UNE a través de la UNE-EN 1993-1-12, de marzo
de 2010, incluyen reglas adicionales para la aplicación del Eurocódigo 3 a aceros de grado
S700.
Los aceros considerados, tanto en perfiles como en productos planos laminados en caliente,
son los siguientes:
Acero
según Espesor nominal t( mm)
EN 10025-6
t ≤ 50
50< t ≤ 100
fy
(MPa)
100< t ≤ 150
fu(MPa)
fy (MPa)
fu(MPa)
fy (MPa)
fu(MPa)
S
500 500
/Q/QL/QL1
590
480
590
440
540
S
550 550
Q/QL/QL1
640
530
640
490
590
S
620 620
Q/QL/QlL1
700
580
700
560
650
S
690 690
Q/QL/QL1
770
650
760
630
710
Tabla 9.- Acero estructural laminado en caliente (perfiles)
Acero según
10149-2
EN 1,5 < t≤ 8
8 < t≤ 16
fy (MPa)
fu(MPa)
fy (MPa)
fu (MPa)
S 500 MC
500
550
500
550
S 550 MC
550
600
550
600
S 600 MC
600
650
600
650
S 650 MC
650
700
630
700
S 700 MC
700
750
680
750
Tabla 10.- Productos planos laminados en caliente
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La UNE EN 1993-1-12: 2007 contiene, por tanto, especificaciones relativas a aceros de alto
límite elástico hasta 700 MPa, fabricados en condición de templado y revenido o mediante
tratamiento termomecánico. Las reglas que incluye inciden especialmente en las uniones,
las condiciones de las soldaduras y el máximo espesor permitido de los elementos de acero.
La utilización de aceros de muy alta resistencia debe hacer frente a los requisitos de
resistencia mecánica, deformabilidad (rigidez) de la estructura, resistencia a fatiga,
soldabilidad, etc. Los requisitos de rigidez pueden ser determinantes en algunos casos.
Donde no lo son, como es el caso de los puentes militares, la resistencia muy elevada, que
conduce a estructuras de menor peso, puede ser utilizada con toda su potencialidad. Por
ello, en Suecia se ha construido un puente militar (Fast Bridge 48 Military Bridge), con una
luz variable entre 32 y 48 m (aunque el diseño puede ser extrapolado hasta 200 m),
constituído por dos celosías, empleando en el tablero acero de límite elástico 1.100 MPa, y
acero convencional de límite elástico 460 MPa, en las diagonales de la celosía.
Figura 16.- El puente militar Fast Bridge 48, con aceros de 1.100 y 460 MPa
En definitiva, en la actualidad, tanto a nivel de fabricación y desarrollo de aceros
estructurales, como de normalización y reglamentación técnica y, finalmente, de
realizaciones, existen, tanto en Europa como en Japón y, en menor medida, en Estados
Unidos, aceros de alto límite elástico, con valores que alcanzan los 700 MPa (Eurocódigo 3,
parte 1-12) en Europa, y los 690-830 MPa en Japón. En este último país, el acero de alto
límite elástico BH S 700 W permite compatibilizar la alta resistencia mecánica (fy = 700
MPa) con una resistencia mejorada a la corrosión, particularmente en atmósfera marina.
Todos estos aceros tienen una composición química y proceso de fabricación (mediante
templado y revenido o mediante proceso termomecánicamente controlado) muy cuidados, lo
que resulta en una microestructura de grano fino muy homogénea. Todo ello constituye un
desarrollo de gran importancia para la solución puente para el Enlace Fijo del Estrecho de
Gibraltar, cuyo APP-28 preveía un acero estructural de límite elástico 460 MPa.
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4.4.- ACERO INOXIDABLE
Una alternativa adicional para los aceros estructurales, que puede ser de interés en zonas
concretas de puentes de muy grandes luces, es la constituída por los aceros estructurales
inoxidables. Así, en el puente de Stonecutters, en Hong Kong, la parte más elevada de las
pilas se ha construido con una superficie de acero inoxidable, al objeto de minimizar el
mantenimiento del exterior de esas zonas (eliminando de este modo el repintado periódico
del acero, y las restricciones al tráfico durante las actividades de mantenimiento) y también
por razones estéticas.
Los aceros inoxidables contienen siempre cromo (porcentaje mínimo del 10,5%) y otros
elementos aleantes, siendo los más comunes el níquel y el molibdeno. El cromo tiene una
gran afinidad por el oxígeno y forma con él una película pasivante que evita la corrosión del
hierro. Sin embargo, esta película puede ser afectada por algunos ácidos, provocando
corrosión por picaduras o por mecanismos intergranulares. Por ello, la elección del tipo de
acero inoxidable debe tener en cuenta las condiciones ambientales específicas. Así, los
aceros inoxidables que se utilicen en ambientes, como los marinos, con presencia
importante de cloruros, deben contener un porcentaje suficiente de molibdeno, que mejore la
resistencia al ataque por cloruros.
Figura 17.- Puentes marinos sometidos a vientos de gran intensidad. En la figura, el puente
de Helgeland, en Noruega
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Los aceros inoxidables pueden ser de tipo ferritico (aceros con elevado porcentaje de
carbono, y con únicamente cromo, con límite elástico entre 210 y 280 MPa), austenítico
(aceros al cromo-níquel, con más de un 7% de níquel, con límite elástico entre 175 y 350
MPa) y, los de mayor nivel resistente, austenítico-ferrítico (aceros con una elevada
resistencia mecánica, resistencia al desgaste y muy buena resistencia a la corrosión bajo
tensión, lo que les hace ser los más empleados en aplicaciones estructurales; tienen un
límite elástico entre 400 y 480 MPa).
La tabla 10 recoge los aceros austenítico-ferríticos normalizados en la serie de Normas EN
10088 y contemplados en la parte 1-4: Reglas generales. Reglas adicionales para los aceros
inoxidables, del Eurocódigo 3 (UNE-EN 1993-1-4).
Grado
Chapa laminada en caliente (t ≤ 75 Barras, alambres y perfiles (t≤250
mm)
mm)
fy (MPa)
fu (MPa)
fy (MPa)
fu (MPa)
1.4362
400
630
400 (*)
600
1.4462
460
640
450
650
(*) t ≤ 160 mm
Tabla 11.- Aceros estructurales austenítico-ferríticos inoxidables
En la utilización en construcción, debe tenerse en cuenta que los aceros inoxidables
utilizados en aplicaciones estructurales tienen una curva tensión-deformación sin límite
elástico definido ni escalón de cedencia, mostrando un elevado endurecimiento por
deformación y una gran ductilidad y resistencia al impacto, consecuencia de su muy elevada
energía absorbida hasta rotura.
Los aceros inoxidables pueden emplearse también como armaduras para hormigón, tanto
en forma de barras corrugadas como de alambres corrugados. Su empleo en zonas de
importante agresividad ambiental reduce o elimina los problemas de corrosión y
mantenimiento. Sin embargo, el mayor coste del acero inoxidable limita en la práctica su
empleo a zonas concretas de estructuras muy expuestas.
En el caso de ambiente marino, los aceros inoxidables recomendables son:
ambiente marino sin hielo: Acero inoxidable 1.4362
ambiente marino con hielo: Acero inoxidable tipo 1.4429 ó tipo 1.4462.
En ambos casos, tanto en elementos sometidos a atmósfera marina como en elementos
parcialmente sumergidos en agua de mar o en la zona de salpicaduras.
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El Eurocódigo 2 permite, en el caso de empleo de armaduras de acero inoxidable, reducir el
recubrimiento mínimo de hormigón, siendo la reducción de 10 mm en el caso de elementos
sumergidos permanentemente y de 5 mm en el caso de elementos en atmósfera marina,
fabricados con cemento adecuado, y debiendo, en el caso de elementos en zona de
salpicaduras, obtenerse la reducción de recubrimiento mediante un estudio especial.
Entre los puentes en los que se han empleado armaduras de acero inoxidable, deben
destacarse el puente de Stonecutters, en Hong Kong, antes citado, en cuyas pilas, armadas
con varias capas de barras de 50 mm de diámetro, la capa exterior se realizó en acero
inoxidable, mientras el resto de capas se ejecutaron con acero convencional. Esta
disposición minimiza el impacto económico del empleo de armaduras inoxidables, que se
reduce a un incremento entre el 1% y el 3% del coste total de la estructura.
Otros puentes en los que se han empleado armaduras de acero inoxidable incluyen el
puente de Sitra, en Bahrain, para una vida útil de 120 años, el puente sobre el río Colorado,
en Montana, Estados Unidos, el puente TH 61 Hastings, en Minnesota, Estados Unidos, y la
rehabilitación del puente Eiffel, en Viana do Castelo, Portugal. En todos ellos se utilizó acero
inoxidable tipo 1.4362 o 1.4462, es decir, aceros dúplex austenítico-ferríticos. En
Norteamérica (Estados Unidos y Canadá) hay una clara tendencia al empleo creciente de
armaduras de acero inoxidable en grandes infraestructuras de transporte en ambientes
marinos y corrosivos, como muestra el empleo de un volumen importante de acero
inoxidable en el North East Anthony Henday Drive Project, en Alberta (Canadá), un tramo de
autopista de 27 Km con numerosos puentes y pasos elevados, cuya construcción finalizará
en 2016.
5.- DESARROLLOS TECNOLÓGICOS EN LOS ELEMENTOS ESTRUCTURALES Y
PROCESOS CONSTRUCTIVOS APLICABLES A LA SOLUCIÓN PUENTE.
El Anteproyecto primario de la solución puente 28 ( en adelante APP-28) para el enlace fijo
sobre el estrecho de Gibraltar contiene algunas referencias a los procesos constructivos,
ligados a aspectos tecnológicos directamente relacionados, que han de tomarse
obligadamente como antecedentes en este epígrafe y sus subsiguientes apartados.
Los temas tratados en la APP-28 hacen referencia a los siguientes elementos estructurales
de la solución puente:
1)Cimentaciones
2)Bloques de anclaje
3)Pilonos
4)Sistema de cableado
5)Tablero del puente suspendido y
tres apartados más que se ocupan de los viaductos de aproximación o de acceso.
Nos ocupamos aquí de los cinco primeros que tienen que ver con el puente principal, por
cuanto la recopilación y análisis relativos al avance de las tecnologías constructivas relativas
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a puentes más convencionales, como son los viaductos de acceso al puente principal, están
suficientemente descritos en numerosas publicaciones técnico-ingenieriles que aparecen
regularmente en la literatura técnica especializada.
Antes de referirse a los aspectos constructivos detallados para cada elemento estructural del
puente principal el APP-28 establece:
Les méthodes de construction n'ont pas posé de problèmes notoires. La
construction ct l'installation de fondations en caux profondes, l'assemblage
de sections d'acier et la traction des câbles sur une hauteur de plus
de 500m peuvent être copiées sur des méthodes actuelles ct peuvent être
adaptées à la solution de référence.
Lo que viene a significar que el planteamiento constructivo, a nivel de anteproyecto, no
preveía enfrentarse a ningún obstáculo determinante en el desarrollo de las obras, lo que
permitió, a un nivel si cabe aún más primario, realizar una evaluación presupuestaria en
1995.
Así pues, el desarrollo de la solución puente queda abierto a la actualización del proyecto en
todo lo que se refiere, no sólo a la justificación precios en estos años, sino a cuantas
innovaciones de diseño, de aplicación de métodos contrastados en este reciente periodo y
de avances en el estudio de la ciencia de los materiales y sus elementos auxiliares de
puesta en obra y control, en definitiva al incremento de productividad en todas las múltiples y
variadas operaciones que conlleva acometer un tarea de esta envergadura.
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Figura 18.-: Puente de Gibraltar (APP-28)
Como complemento a lo anterior, la APP-28 realiza también un examen pormenorizado de
los aspectos constructivos más relevantes relacionados con los elementos estructurales
antes citados:
En el capítulo de Cimentaciones propone hasta dos sistemas distintos de dragado, capaces
ambos de alcanzar un rendimiento de hasta 20.000 m3/día. Cuenta para ello con el
desarrollo futuro de un sistema de posicionamiento, lo que luego sería el Global Positioning
System (GPS), capaz de garantizar una tolerancia geométrica para el dragado en el centro
del estrecho de hasta 1 metro, lo que ha quedado afortunadamente superado con creces en
el momento presente. Tras consideraciones someras en torno a la extensión del manto de
escollera de protección, aconseja la ejecución individualizada de los cajones de cimentación,
por resultar el manejo del conjunto excesivamente trabajoso e incierto, dotando por el
contrario de una cimentación temporal a cada uno, según un proceso al parecer empleado
habitualmente en Australia (sic). Una vez solidarizado, el remolque y practicaje del conjunto
de las cimentaciones requeriría esfuerzos y adaptaciones importantes (adaptación de
petroleros incluida) así como el fondeo de campos de boyas de amarre adecuadas, pero no
planteaba dificultades insalvables.
Los párrafos dedicados por la APP-28 a construcción de los Bloques de Anclaje de las
catenarias principales son escuetos y tampoco merecen aquí mayor comentario por tratarse
de obras ejecutadas en seco, que caen más bien en el ámbito de la construcción
convencional, por más que sus dimensiones fuesen en aquel momento inusuales.
Idéntico carácter tienen los dedicados a la construcción de los Pylonos, aspecto que se
resolvía desde el punto de vista constructivo recurriendo a la prefabricación, transporte y
erección de las partes mediante grúas flotantes (sea derrick) cuya evolución de capacidades
y prestaciones también viene siendo favorable en los últimos tiempos como lo son los
medios de elevación vertical (heavy lifting). Aunque quizá la mayor ventaja se fundamenta
en este caso en el avance de las características mecánicas de los materiales constitutivos,
que se ha estudiado en epígrafes anteriores.
De los dos Sistemas de Sustentación presentes en el diseño, a saber, los cables principales
o catenarias y los secundarios (las péndolas de suspensión de las dovelas) se ocupa se
ocupa la APP-28 de los procedimientos de construcción del primero. Por un lado las sillas de
cabeza de pilas, dispuestas para recibir los cables pasantes, cuya colocación se prevé
mediante izado por grúas de tope o sistemas de izado de elementos pesados y por otro el
tendido, más crítico, de los cables portantes entre pilonos, distantes entre sí unos 3.000
metros. Recurre para esto al tendido de un torón piloto a la vez que los cables provisionales
de montaje, del mismo modo que el que figuraba en puente japonés Akashi-Kaikyo de 1.990
m de luz y cuyo proyecto estaba en marcha en aquel momento. La optimización de todo el
sistema, haces de cables de rigidización incluidos, con distintos ángulos y posiciones ya se
planteaba en ese momento. El torón piloto conectado al cable fabricado in situ se tendía
pasando sucesivamente por las cabezas de pilas, anclándose finalmente en los macizos
antes de ser compactado para conformar una sección transversal sensiblemente circular.
Finalmente se completaba con la instalación de los collares, la protección y la fijación de las
péndolas.
En cuanto al Montaje del Tablero el pre-diseño de la APP-28 preveía una dimensión de
dovelas de 52 m que comprendiendo los dos tableros gemelos separados siendo el peso
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total a manejar en un ciclo de montaje de 700 t. Para fijar ese parámetro de diseño tan
relevante en las operaciones de montaje no describía en detalle el sistema de izado
proyectado, más allá de establecer que debería estar soportado en última instancia por los
cables principales.
Desde la última década del pasado siglo, en la que viene a datarse la versión definitiva de la
APP-28 el aumento de las luces principales en las propuestas de puentes enlazando islas y
continentes no hecho sino crecer, como se ha detallado en anteriores epígrafes de este
informe, materializándose varias de ellas en lo que hoy son, tras el Humber Bridge en el
Reino Unido, los puentes de Tsing Ma en Hong-Kong, Great Belt East en el mar del Norte,
Runyang sobre el Yangtzee y el de mayor luz construido hasta la fecha, el puente Akashi
Kaikyo, enclavado en el cruce sobre el mar de Seto en Japón, puentes que sancionan con
su existencia la solvencia del avance incesante de los procesos constructivos de los grandes
puentes.
5.1.- TECNOLOGÍAS DISPONIBLES EN LA CONSTRUCCIÓN DE CIMENTACIONES A
GRAN PROFUNDIDAD
La necesidad de cimentar grandes estructuras en el medio marino ha sido una constante
durante cientos de años de historia de la construcción. Iniciándose con la necesidad de
construir faros adentrándose en el mar, ha servido de base tecnológica para la construcción
de otro tipo de estructuras como los muelles o puentes que cruzan los mares.
No obstante, en los años que median desde el planteamiento de la solución puente (APP28) del enlace a través del estrecho de Gibraltar, el avance en el conocimiento de las
técnicas constructivas ligadas la cimentación de puentes como el que aquí se plantea ha
venido guiado por un desarrollo, sin precedentes, de un sector industrial no directamente
relacionado con la construcción clásica: la explotación de yacimientos de hidrocarburos
subyacentes al lecho marino situados en localizaciones arbitrarias en altamar.
La disparidad de emplazamientos en los grandes océanos, las Falkland Islands, el mar del
Norte europeo, las costas de la península del Labrador y los Grandes Bancos centroatlánticos y otras localizaciones en zonas tropicales del Mar del Sur de la China y mar del
Japón (Malampaya en Filipinas) ha traído como consecuencia la depuración de los diseños
bajo condiciones de explotación muy estrictas. Además de los criterios clásicos relacionados
con la capacidad portante de los terrenos subyacentes, la estabilidad al vuelco, el
deslizamiento lateral con o sin giro del pilono, el hundimiento de la cimentación o la
licuefacción de los terrenos las estructuras off-shore y sus cimentaciones han de estar
diseñadas para soportar acciones cíclicas muy severas ligadas a la dinámica del medio
marino en que se encuentran enclavadas. Particularmente, a la presencia de trenes de
oleaje de altura significante de más de treinta metros con frecuencias cercanas a los 0,065
Hz., y con valores extremos aún mayores para la altura de ola. También la presencia en los
temporales de vientos de 45/50 m/s, considerados como valores medios horarios, y factores
de racha que llegan a los 60/75 m/s (215/270 km/h), es decir cercanos a los valores de los
mayores huracanes. Las acciones sísmicas que han de soportar son las propias de
posiciones situadas en las fronteras entre placas continentales que, como el caso de las
del sudeste de Asia, son de las más activas que se conocen. Es decir, condicionantes que,
salvo los originados por la acción de los hielos en los emplazamientos más críticos del Ártico
y el mar de Barentz, rebasan ampliamente los rangos de aplicación en la localización
geográfica que aquí nos ocupa, es decir, en el Estrecho de Gibraltar.
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Las soluciones adoptadas para el establecimiento y anclaje de las plataformas petrolíferas
se pueden agrupar en media docena de tipologías aproximadamente: el tipo D G Doris,
McAlpine Sea, ANDOC Type, Condeep y CGS
La plataforma D G Doris de patente francesa fue la primera en ser probada en el Mar del
Norte y consistía en una agrupación de cajones sumergidos hechos solidarios para
funcionar como un conjunto mediante tendones pretensados.
Figura 19.-: Plataforma DoRIS
La plataforma ANDOC, proyectada en Escocia representa el intento británico de competir
con los desarrollos de procedencia nórdica cuya metodología finalmente se ha impuesto en
la explotación de los yacimientos más profundos del mar del Norte, quedando subsumida en
ella al igual que la McAlpine con la que está directamente relacionada. Mc Alpine constituye
un intento más de replicar la tecnología CONDEEP.
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Figura 20.-: Esquema de la plataforma ANDOC
La plataforma CGS de Arup ha sido proyectada como totalmente provisional y desmontable
y ha sido probada en algunos yacimientos en las Islas Filipinas aunque de cara a su
utilización como cimentación permanente tiene un interés escaso.
Sin embargo la tipología que se ha impuesto en los campos gasísticos y petrolíferos del Troll
del mar del Norte, y la que ha empujado al alza los valores de los parámetros de diseño y
consecuentemente las dimensiones gigantescas que estas estructuras están adquiriendo, es
la denominada plataforma tipo CONDEEP, acrónimo que responde a “Concrete deep water
structure”. El último y más reciente desarrollo del concepto recibe a su vez una nueva
denominación, CGBS (ó CGS) siglas inglesas de Concrete Gravity Base Structures.
Condeep (Concrete deep water structure) está concebida como una estructura de hormigón
conectada al fondo marino por el procedimiento de succión activa que examinaremos a
continuación en posteriores apartados. La última totalmente construida es la denominada
Condeep Troll A (la Heidrun Tlp no reposa en el lecho marino y está fondeada mediante un
sistema de anclas y cables) y está enclavada a una profundidad de 302 metros en la zona
oriental del Troll (Troll es el nombre asignado en Noruega a este yacimiento y está tomado
del nombre de una divinidad demoníaca de la mitología escandinava).
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Figura 21.-: La experiencia noruega (Plataformas CONDEEP)
Es la mayor construcción jamás transportada sobre los mares y la cuarta mayor estructura
erigida en el planeta.
Figura 22.-: Plataforma Troll A en ruta
El sistema de succión activa implica la disposición de cuchillos (skirts) de anclaje en el
terreno del fondo marino que penetran hasta 36 metros en estrato superior rebasando el
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anterior récord establecido en 22.Las cavidades entre celdas van rellenas de hormigón. La
altura total de la plataforma de 475 m. aunque no sea éste un parámetro relevante en la
aplicación que aquí se persigue.
El proceso constructivo de la plataforma requiriere los siguientes pasos:
-
Proyecto, inspección y ensayos
-
Preparación de fondos y tests de flotabilidad.
Transporte y relleno tras colocación en el emplazamiento hasta que los cuchillos
contactan con el fondo en el punto y posición indicados.
-
Proceso de succión activa
El sistema de succión activa que se describirá a continuación tiene una relevancia especial
en la construcción de la cimentación, ya que los cuchillos se aprovechan como encofrados
perdidos en la inyección de lechada, detalle muy importante a esa profundidad. Además
juegan un papel crucial en la nivelación de la estructura conjunta del cimiento y la pila al
tiempo que protegen el conjunto de una posible socavación producida por las corrientes
submarinas constituyendo un freno a los movimientos transversales.
En todo el proceso de construcción de estas cimentaciones el momento crítico de mayor
riesgo aparece durante el hundimiento de la plataforma en el que cualquier irregularidad del
terreno del lecho puede punzonar la losa inferior de la estructura antes del relleno e
inyección arruinando todo el proceso. Una vez salvado ese momento el resto de las
operaciones están más controladas.
5.1.1.- Fundamento técnico de la construcción de estructuras GBS: la succión activa
La necesidad de hincar en el terreno del lecho marino los cuchillos mediante los que la
cimentación de la plataforma se empotra en el terreno ha constituido un reto primera
magnitud en el desarrollo de tecnología constructiva de estas estructuras. Numerosas han
sido las soluciones propuestas que finalmente se han materializado a través del concepto de
succión activa tal como se presenta en el trabajo de T. Saito (et alter) aplicando al cruce de
los estrechos. El rango de profundidades para su desarrollo también rebasa los 300 metro.
de calado, utilizando la presión hidrostática escalonada. Requiere una profundidad mínima
de operación que en el caso que nos ocupa es de sobra suficiente.
El sistema de cimentaciones por cuchillos de succión (skirt suction foundations) consiste en
la construcción, bajo los depósitos cilíndricos agrupados de que se compone, de unas
pantallas o cuchillos inferiores que contornean la contra-bóveda inferior de los cilindros. El
cuchillo es un elemento similar al de los clásicos cajones indios de cimentación.
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Figura 23.-: Esquema de succión activa
El efecto de succión se aplica mediante variaciones en la presión hidrostática a través del
accionamiento de bombas que intercambian caudales entre los distintos compartimentos
bajo las células o depósitos. Como resultado del proceso se producen los siguientes efectos:
1) Una reducción significativa en la resistencia a la penetración del cuchillo. Durante
la penetración el bombeo ocasiona depresiones en los compartimentos accionados y
redirige un flujo de filtración que se activa en el terreno subyacente ocasionando una
merma en la resistencia del terreno en el contacto con la punta del cuchillo, lo que
favorece el hendimiento y reduce el rozamiento interno en el los terrenos. Cuando se
trate de terrenos arenosos o lechos de grava el efecto es altamente beneficioso
reduciendo la resistencia a la penetración a prácticamente cero.
2) Fuerza de penetración adicional. Al evacuar el agua de los compartimentos, la
succión proporciona una fuerza adicional descendente. Tal acción es válida tanto en
suelos arenosos como en arcillas.
3) Nivelación de la estructura. Al ajustar la presión hidrostática en los distintos
compartimentos bajo las células-depósito durante el hendimiento de los cuchillos es
posible controlar la inclinación ante posibles desvíos de la inclinación vertical
provocada por la distinta naturaleza de los suelos o las pendientes irregulares del
lecho jugando juiciosamente con las diferentes presiones aplicadas a cada célula.
De nuevo aquí la idea viene tomada de la ejecución de los antiguos cajones indios, si
bien utilizando una acción hidrostática mecanizada a gran escala.
El conjunto del proceso arriba descrito es lo que se ha venido a denominarse succión activa,
aunque también pueda existir simultáneamente un efecto perceptible de succión pasiva
provocado en los recintos inferiores por la variación de acciones de corta duración,
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ambientales o incluso sísmicas en las plataformas (las modificaciones de presión
atmosférica en la parte no sumergida redundan en un incremento de carga descendente que
llega al fondo y en cierto grado reproduce de esa manera el efecto succión).
5.1.2.- Aplicación de la succión a las cimentaciones de puentes.
La aplicación del fenómeno de succión activa a la construcción de cimentaciones de puentes
se apoya en los aspectos conceptuales que se acaban de exponer y se benefician además
de lo siguiente:
1) Reducción de los asientos producidos en la pila durante los años de servicio.
Durante la penetración por succión activa se aplica una notable carga vertical
descendente a la subestructura que actúa como una precarga consolidando los
terrenos del lecho marino subyacente. Si la carga de succión rebasa o se asemeja a
la carga permanente impuesta la torre o pilono el asiento remanente es menor y su
periodo activo más reducido. Takashi Saito (et alter ) han llevado a cabo
experimentos concretos que garantizan este efecto.
Figura 24.-: Efecto precarga en la succión activa
2) Disminución del periodo constructivo de las torres. Aunque el incremento de
productividad sugerido por este efecto haya de ser repartido entre el conjunto de las
tareas relacionadas con la erección de todos los elementos del puente, la
contribución en tal sentido no deja de ser notable y se basa en la prefabricación en
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dique seco de todos los componentes de la cimentación (cuchillos, células- depósito,
etc ,,) que son ensamblados y remolcados a sus respectivos emplazamientos. Ello
tiene además la ventaja, tan importante en el caso del Estrecho de Gibraltar, de, por
un lado, no ocupar grandes zonas balizadas que cerradas al tráfico marítimo en torno
a las torres y por otro reducir en el tiempo las operaciones de construcción “in situ” al
mínimo.
3) Ahorro en la preparación de los fondos. La succión activa tiene notables ventajas
en lo que se requiere a los condicionantes de los terrenos de cimentación. Por un
lado la nivelación de las pendientes irregulares y accidentes en la topología
submarina se compensan durante la aplicación del procedimiento, evitándose
dragados dificultosos y compensaciones de ese tipo. El procedimiento implica una
autocompensación y relleno con suelos blandos. Las vibraciones y reacciones
presentes en cualquier otro proceso mecánico de perforación, con su afección al
avance de otros tajos simultáneos, se evitan aquí completamente. Y por último, hay
que reseñar también que los efectos de socavación que, aun fuera del rango de
acción del oleaje puedan ser debidos a las corrientes dominantes del Estrecho,
resultan de nuevo notablemente reducidos.
Las contrapartidas del método son, por otra parte, escasas aunque puedan ser relevantes
en algún punto, dadas las condiciones existentes en el Estrecho. Por un lado su posibilidad
de aplicación se reduce a los suelos más o menos cohesivos, lechos arenosos y gravas.
Otra limitación ligada al calado mínimo de agua (10 metros) no son aquí relevantes.
Figura 25.-: Aplicación de las plataformas a la cimentación de puentes
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Aunque no exista, al menos hasta donde seamos conscientes, ningún experimento que
sancione la mejora que se esgrime en el comportamiento de la respuesta del conjunto ante
posibles acciones sísmicas, un ensayo de tales características no sería excesivamente difícil
de implantar en modelo reducido aprovechando una instalación de ensayo de mesa sísmica
(bien sea en la del Laboratorio Central del CEDEX o en cualquier otra).
Sí hay constancia, por el contrario, de otro tipo de experimentos realizados, tendentes a
comprobar la facilidad de nivelación (recuperación de la vertical en caso de desalineaciones)
o la reducción de asientos por precarga debida a la succión, ensayos por otra parte más
sencillos de realizar que el apuntado en el párrafo anterior.
Durante la construcción por fondeo de las cimentaciones, el diseño de células- depósito y
cuchillos (dowels & skirt) ofrece otras notables ventajas:
1) Los cuchillos cumplen una doble función como encofrado en el procedimiento de
inyección de lechada, evitando fugas al exterior del recinto. El hecho de que exista
ese compartimento entre el cajón y el lecho propicia también que la inyección de
lechada se pueda llevar a cabo de forma controlada evitando la segregación de los
componentes y el lavado de la mezcla bajo las condiciones de la dinámica
submarina.
2) Cumplen también una función primordial en la nivelación de la estructura durante
la puesta en obra. Esta ventaja es especialmente valiosa cuando en el lecho
submarino exista una pendiente apreciable.
3) Cuando las corrientes submarinas sean perceptibles en los fondos, lo que puede
ser el caso en algunos emplazamientos de pilas, la especial disposición de los
cuchillos contribuye a prevenir el efecto de la socavación, reforzando las
protecciones proyectadas inicialmente para tal fin.
4) Por otro lado la existencia de los cuchillos evita en cierto grado que, en el
momento del contacto con el fondo se produzca un contacto puntual entre cualquier
posible protuberancia del terreno y la losa inferior, con la subsiguiente concentración
de tensiones susceptible de producir daños que comprometan o dificulten las tareas
de construcción.
5) Y por último, y no menos importante, la existencia de cuchillos representa una
restricción ante cualquier esfuerzo transversal inusitado durante la etapa de servicio,
sin perjuicio de las estructuras dispuestas a tal fin en el proyecto constructivo.
No obstante el elemento más importante, y que más hay que preservar, durante la
construcción y puesta en obra es la losa del fondo que recibe todo el juego de presiones y
contra-presiones durante el fondeo de la plataforma de cimentación. En este sentido hay
que reseñar que, durante el hundimiento a las profundidades requeridas, se contempla en la
actualidad que las presiones que ha de soportar la losa rebasen los 200kN/m2. Esto
representa un parámetro crítico en el diseño de la cimentación y su procedimiento
constructivo depende en gran medida del valor que se acepte para ese parámetro. Como se
ha explicado en epígrafes anteriores el avance en la tecnología de materiales en lo que se
refiere al hormigón está en continuo progreso y permitirá en el momento de la construcción
abordar el procedimiento constructivo con mayores ventajas que las ahora admitidas.
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Como quiera que durante la construcción los efectos arriba mencionados se manifiesten en
el momento del contacto con el fondo a grandes profundidades las necesidades de
auscultación y monitorización del proceso requieren dispositivos fiables en esas
condiciones, si bien las mejoras en la aplicación de esas técnicas y en la fabricación de esos
dispositivos de auscultación permitirán, como cabe esperar del continuo avance en su
conocimiento, abordar con garantías operaciones que hoy día se consideran excesivamente
arriesgadas.
5.2.- ERECCIÓN DE PILONOS (PREFABRICACIÓN Y HEAVY LIFTING)
5.2.1.- Planificación de proceso constructivo
Las actividades ligadas a la construcción de un puente intervienen en la decisión sobre las
tipologías y el diseño de los elementos estructurales, en mayor medida cuanto mayores son
las dimensiones de la obra, con lo que el proceso constructivo en estos casos es una parte
decisiva en la elección de parámetros de diseño y en definitiva del Proyecto.
Las tipologías de puentes de grandes luces, cuyas dimensiones no han dejado de crecer en
los últimos años estableciendo récords crecientes de luces son fundamentalmente los
puentes atirantados y los puentes colgados, como hemos visto en epígrafes anteriores.
En lo relativo al sistema de construcción los primeros admiten aún variaciones significativas.
Los puentes atirantados son en ese sentido estructuras autoancladas desde las primeras
fases de su construcción y su evolución dentro de ese esquema estructural admite variantes
constructivas, respondiendo cada una de las fases a un esquema estructural atirantado
distinto que va cambiando con el proceso normalmente mediante voladizos sucesivos, pero
que converge a medida que se va complicando hacia a la situación final de servicio
deseada. Al poder llegar a ella por distintos caminos el proceso puede ser objeto de
estudio, con el aspecto económico incluido, dando como resultado una secuencia
optimizada en cuanto a costes que proporciona el resultado final deseado. Los puentes
atirantados han rebasado ya hace algunos años como hemos visto el umbral del millar de
metros de luz principal.
Sin embargo esto no ocurre igual en el caso de sus los puentes colgados o suspendidos,
únicos posibles en el momento actual cuando se trata de salvar luces del entorno de los
3,000 metros como es el caso la solución APP-28 del cruce del Estrecho. En efecto, aunque
compartan con los anteriores puentes atirantados el elemento estructural básico constituido
por cables de acero en tensión, el puente suspendido tiene como característica principal la
de recurrir a anclajes externos entre los cuales ha de tenderse, apoyándose en las torres por
supuesto, el cable principal del que depende la estabilidad del conjunto. Se puede decir
entonces, a diferencia de los esquemas resistentes evolutivos del puente atirantado, que el
esquema estructural del puente colgado no aparece como tal hasta que las grandes
catenarias no se han tendido, ancladas en los respectivos macizos de anclaje y conectadas
por supuesto a las coronaciones de los pilonos.
La secuencia constructiva es por ello en estos casos sumamente rígida: secuencialmente
hay proceder a la construcción completa de los macizos de anclaje y las torres, incluidas
cimentaciones, como tajos totalmente independientes y muy alejados entre sí antes de
abordar el tendido de los cables principales y el montaje de las dovelas suspendidas de las
péndolas sin que pueda avanzar simultáneamente en varios tajos a la vez.
Debido a lo anterior el rendimiento del proceso total se ve afectado por cualquier eventual
retraso en las sucesivas taras que se va acumulando en cascada al procedimiento conjunto.
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Los macizos de anclaje en las márgenes, aun consistiendo en nuestro caso en elementos de
dimensiones extraordinarias, son obras que se realizan en seco y no presentan una
dificultad especial salvo la asociada a su tamaño. La construcción de las cimentaciones de
las pilas, que sí que son especialmente difíciles por su tamaño y por encontrarse
sumergidas a unos 250 metros, ya ha sido tratada en apartados anteriores.
Bajo este apartado nos ocuparemos de los sistemas de erección de las torres o pilonos, una
vez que se han concluido las cimentaciones, dejando para posteriores epígrafes los
aspectos más relevantes asociados al tendido de las catenarias y posteriormente del
tablero.
Al tratarse aquí del estudio de los procedimientos constructivos exclusivamente, dejando
aparte las mejoras puramente basadas en las ideas de diseño y características de los
materiales de construcción constitutivos, las referencias se ceñirán a los logros y ventajas
contrastados en los puentes realmente construidos, sin apoyarnos apenas en propuestas en
fase de proyecto o pendientes de realización, por más cercanas que puedan éstas resultar
como sería el caso de los puentes de Djibuti en el Mar Rojo y del estrecho de Messina aún
pendientes, frente a las realmente construidas estructuras del mar de Seto en el Japón con
el puente de Akashi-Kaikyo a la cabeza.
5.2.2.- Construcción de Pilonos
La APP-28, a cuya definición geométrica nos atenemos en el presente informe, prevé el
proyecto de las torres o pilonos utilizando el hormigón como material constitutivo,
aprovechando la adecuación del mismo para resistir los esfuerzos propios de estos
elementos resistentes, cuales son los de compresión. Frente a la estructura metálica, que
sería la otra alternativa, la solución propuesta resultaba más ventajosa dado el desarrollo en
aquellos años de los medios de elevación disponibles. Efectivamente, el acero estructural
aun resultando una estructura más ligera que la torre de hormigón, carece de la facilidad de
moldeo y posibilidades de despiece de este último material. Con ello las piezas individuales
en que se divide para su montaje resultan más pesadas y voluminosas.
En los años en que se planteó la APP-28 (década de los noventa) los elementos auxiliares
de elevación vertical (grúas y equipos de heavy-lifting) no se habían desarrollado en aquel
entonces hasta alcanzar las capacidades y precisiones de trabajo como los que actualmente
están disponibles. Es precisamente con ocasión de la construcción de los puentes del mar
de Seto y otros similares en el continente asiático que estos elementos auxiliares se fueron
desarrollando notablemente, tanto para las grúas montadas sobre elementos flotantes o
sea-derricks como para aquéllas montadas aprovechando el avances del trepado de los
fustes. Así, los pilonos del Rainbow Bridge, de una altura total de 126 metros pudieron ser
fragmentados en dos partes y montados sucesivamente mediante grúas flotantes capaces
de izar y colocar estos fragmentos de 3,500 toneladas.
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Figura 26.-: Izado de cargas pesadas
En el puente principal de la ruta de Kobe, referencia obligada por ser el mayor construido
actualmente, se utilizó para las pilas el acero estructural como material de construcción, a
pesar de encontrarse las pilas a una distancia relativamente cercana de la costa, ventaja de
la que no se dispondría en la construcción de los pilonos centrales de la solución APP-28 del
cruce del Estrecho, resolviéndose el montaje de los elementos verticales y diagonales
mediante el uso de una sola grúa trepante, a través de un fuste tubular central rigidizado
para controlar las longitudes de pandeo mediante riostras unidas a las diagonales de la
propia pila.
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Figura 27.-: Montaje de pilonos con grúa trepante
Sin embargo el hormigón ha demostrado ser competitivo como material de construcción en
otros casos notables como el Storebaelt East Bridge en el Báltico o el Tsing Ma Bridge sobre
el Rambler Channel en la vía entre Hong-Kong Island y Chep Lak Tok Airport. El molde de
los elementos de hormigón puede conseguirse fundamentalmente por dos procedimientos:
el encofrado deslizante y el trepante.
El deslizante implica un gran rendimiento al avanzar el encofrado de forma continua a la
velocidad máxima que permita el fraguado del hormigón sobre el que desliza, mientras que
el trepante lo va haciendo mediante pasos o trepas sucesivas, sin el apremio que implica el
avance incesante del encofrado. En el primer caso se requiere un suministro masa de
hormigón ininterrumpido que normalmente requiere una situación del tajo muy próxima a
tierra firme, no siendo esta condición tan estricta en el caso de los trepantes que permiten
un suministro más discontinuo. Mediante el procedimiento deslizante fue construido el Tsing
Ma Bridge, a pesar de que este requerimiento de proximidad a la costa no se cumplía
completamente en la isla de Ma (el Tsing Ma Bridge recibe ese nombre al unir dos islas, la
de Tsing y la de Ma situadas ambas en el mar del Sur de la China, cerca de los Nuevos
Territorios de la entonces colonia británica de Hong Kong; a pesar de ello no es un puente
basado en tecnología británica sino japonesa, fue construido por Mitsui Corp.).
Otro requerimiento del avance por deslizamiento es la verticalidad de los fustes y la
continuidad de las transiciones de sección. En el caso de de puente del estrecho de
Gibraltar (y del de su heredero directo de Djibuti, propuesto para el cruce del mar Rojo) su
diseño en forma de “A”, inducido por el requerimiento límite al que ambos están sometidos
por las luces principales, y por lo tanto formado por fustes inclinados unidos entre sí en la
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coronación y arriostrados por elementos horizontales, dificultaría notablemente, al menos en
su rendimiento, la aplicación de este procedimiento.
En el caso del East Storebaelt, con sus torres erigidas a unos dos o tres kilómetros de la
costa, con lo que para el suministro de hormigón hubo de recurrirse al transporte marítimo,
la elección recayó en el sistema de encofrado trepante, siendo determinante en esta
elección la desfavorable experiencia sufrida en la construcción de su homónimo West
Storebaelt con idéntica fórmula de dosificación requerida, y cuya construcción se abordó en
principio con encofrado deslizante. El sistema trepante se mostró como un método
adecuado en las condiciones atmosféricas severas de latitudes tan septentrionales y en
ambiente marino, con un rendimiento adecuado que permitió la erección de las torres en un
plazo que apenas excedió de un año.
Figura 28.-: East Storebaelt, construcción de las pilas
Cualquiera que sea el método de hormigonado elegido, la materialización de las riostras o
vigas horizontales de los pilonos representa, en el caso de la APP-28, uno de los retos
principales de la construcción. Si no pueden eliminarse o reducirse merced a un nuevo
rediseño, la existencia de estos elementos gigantescos, especialmente en el caso de los
más inferiores, implica la instalación de una cimbra, con su encofrado, capaz de recibir el
hormigón fresco y su posterior pretensado, todo ello en medio del mar y sin más apoyo que
el de dos medios fustes inclinados en los extremos.
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5.2.3.- Exposición de los pilonos durante la construcción
El esquema resistente de los grandes puentes atirantados y suspendidos, además de
constituir el elemento resistente del conjunto, dota a los pilonos de una rigidez en el plano
longitudinal de la que carecen durante las fases previas del proceso constructivo. Por ello,
tal como se ilustra a continuación en la descripción de los efectos presentes durante la
construcción del nuevo puente suspendido del Firth of Forth:
In a South-west wind of about 20 miles/h (32 km/h) the tower began to oscillate
considerably, the movement at the top being estimated at several feet. The butt joints
were opening and closing at the north and south faces, the opening of the lowest joint
amounting to 0.05 in. (_1 mm) . . . with the tower at its full height and the climbing
structure at the top, the sway culminated in a measured double amplitude of 7 ft 6 in. (2.3
m).
El pilono sufre durante todas las fases de construcción y hasta su cierre unos efectos
dinámicos que si hubieran de limitarse dentro de los condicionantes del diseño definitivo
encarecerían notablemente el diseño. La vibración inducida por el viento, no necesariamente
huracanado, es mucho más acusada en los puentes de torre metálica que en los de
hormigón por la mayor ligereza y flexibilidad de los fustes y por ser su tasa de
amortiguamiento, ligada también a la masa, mucho menor. En los puentes del mar de Seto
ha sido necesaria la instalación de grandes amortiguadores provisionales para rebajar el
umbral de amplitudes necesario para acometer los trabajos. Y en general es práctica
habitual en estos puentes proceder a ensayar en el túnel de viento los pilonos aislados
incorporando los resultados como parámetro retro-alimentador en el diseño. Todo ello lleva
a un proceso interdependiente de estudio de procedimientos constructivos para los fustes y
para el diseño estructural que es necesario compaginar y tener en cuenta a la hora de definir
la morfología definitiva de las torres.
En los puentes escandinavos del Báltico y del mar del Norte, más de treinta años después
de la experiencia relatada en la cita anterior del Firth of Forth, se pusieron de manifiesto de
nuevo problemas análogos. En el East Storebaelt Bridge, tercero en el rango de los puentes
actualmente construidos, con una luz de 1.600 metros y altura de pila de más de 250
metros, se registraron oscilaciones del orden de los 25 cm con vientos que superaban
ligeramente los 15 m/s medidos a una altura de 70 m., lo que dada la flexibilidad de los
fustes no llegó a producir fisuras en el hormigón de las pilas. Para el puente del Estrecho de
Gibraltar, con luces que para la APP-28 rondan el doble de las anteriores si no se rediseñan
al alza, lo que impulsará en el mismo sentido las cifras ofrecidas anteriores, y con rigideces
presumiblemente mayores provocarán un estado de esfuerzos inducidos en el hormigón de
las torres que habrá necesariamente que incorporar al diseño, por más que las resistencias
mecánicas del hormigón hayan experimentado durante estos últimos años un incremento
considerable, como hemos visto en apartados anteriores.
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Figura 29.-: Ensayo en túnel de viento
En los casos de estos puentes escandinavos ha habido que estudiar el fenómeno mediante
modelos físicos en túnel de viento, recurriéndose en algunos casos a la disposición de
cables estabilizadores provisionales para controlar el fenómeno. En cuanto a los pilonos de
los puentes japoneses del mar de Seto se ha optado, como se ha visto, por el acero
estructural como material de construcción.
No obstante para reducir las oscilaciones en un pilono exento puede ser necesario instalar
un sistema de arriostramiento mediante que enlace a todas o a parte de las torre,
apoyándose en los macizos de anclaje. A medida que las catenarias se van construyendo el
sistema provisional se va retirando.
5.3.- CONSTRUCCIÓN DE CABLES PRINCIPALES
Como se ha señalado en los apartados anteriores el sistema constructivo de los puentes
colgados está sujeto a una secuencia estricta de ejecución y ofrece pocas posibilidades de
solapamiento de tareas. Las torres o pilonos han de estar construidas en su totalidad con los
sistemas temporales de prevención de vibraciones dispuestos antes de abordar la
construcción del tablero.
El paso siguiente requiere conectar un cable temporal muy ligero entre los macizos de
anclaje pasando por la coronación de las torres. El hilo temporal habrá ser capaz de
arrastrar a esa misma un cable de acero empalmado que servirá a su vez como guía para la
disposición de las pasarelas (catwalk) que servirán de apoyo a la construcción de las
catenarias definitivas cuya sección transversal está compuesta de cables de hilos o
cordones de acero compactos dispuestos de una determinada forma en sección hexagonal.
Una vez terminados dichos cables ya se estará en disposición de construir el tablero por
fases, mediante el izado de las dovelas que han de quedar suspendidas de la catenaria
mediante péndolas.
5.3.1.- Tendido del cable piloto
En la APP-28 la tarea de tender un cable piloto entre las pilas constituye un reto tecnológico
de primera magnitud, cuya acometida puede abordarse en principio mediante dos sistemas:
por vía marítima levando el extremo de pila a pila mediante una embarcación hasta el pie de
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pila para ser izado posteriormente a la coronación, o mediante un helicóptero que realice
directamente la tarea de enlace en la cabeza del pilono.
El primer procedimiento presenta en este caso dos inconvenientes, a primera vista
insalvables. El primero radica en el hecho de que durante el tendido de los cables pilotos y
los siguientes intermedios el espacio salvado por la luz del vano correspondiente habría de
quedar cerrado a la navegación durante un intervalo de tiempo a definir. Y el segundo es
debido a la gran profundidad de las aguas del estrecho. Por esta causa, al ser el calado de
los 300mts. y la de unos 3.000, no es descartable que el cable de acero tenga que ser
acarreado en vilo, sin que repose en el fondo (o lo haga en muy poca longitud), con lo que la
embarcación no puede modificar la tangente del ángulo con el cable pende del punto fijo a
bordo (única manera de modificar el esfuerzo). Esto implica que el cable ejerce un efecto de
retención, y a medida que disminuye el ángulo de tiro aumenta la tensión y, o bien el barco
se queda anclado o el material alcanza el límite elástico.
Figura 30.-: Tendido de cable piloto
Por el contrario el helicóptero puede remontarse a la altura que precise de manera que el
ángulo aumente de manera que la tensión pueda reducirse. No obstante, en el caso del
Akashi Kaikyo Br. Cuyo tendido del cable piloto se acometió mediante helicóptero, aunque la
luz principal sea sólo de 1990 metros frente a los 3.550 de la APP-28 la capacidad mecánica
del material de que estaba constituido el cable piloto fue el parámetro determinante de la
operación junto con la maniobrabilidad del helicóptero en esas condiciones.
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El material elegido en este caso fue un cable sintético, el más avanzado de la época, con
núcleo de aramida encapsulado dentro de un trenzado de poliéster y envainado en una
corona de PEHD. El peso resultante era inferior al kilogramo, con un diámetro nominal de 10
milímetros, y con una carga de rotura superaba las 4,5 toneladas alcanzaba una eficacia en
este sentido que resultaba ser de 6 veces la del acero trenzado.
Figura 31.-: Características del cable piloto
Para tender el cable piloto del Akashi Kaikyo hubo que recurrir al helicóptero de mayor
capacidad de entre los comerciales disponibles en la época, ajustando su máxima impulsión
con el efecto de retenida producido por tiro del cable, cuyo ángulo venía a su vez controlado
por la trayectoria y posición del artefacto en cada momento. Lo ajustado de las curvas de
funcionamiento da idea del reto tecnológico que aquella maniobra representó en su
momento.
Figura 32.-: Ajuste del tiro en el cable
Las características de las nuevas fibras han ido incrementando sus valores en cuanto a
capacidades mecánicas se refiere. No obstante y aun contando con la disponibilidad de un
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helicóptero (cuyas características presumimos que podrán alcanzarse a nivel requerido, bien
sea a escala comercial o construyendo un prototipo) capaz de repetir esta maniobra en el
Estrecho, cuyas luces principales superan aquéllas en una cifra que roza el 80%, el tendido
e instalación del cable piloto supondrá, probablemente un esfuerzo tecnológico, de la
importancia que tuvo el anterior.
Es poco probable, por otra parte, que las condiciones y derecho de paso del tráfico marítimo
por el Estrecho de Gibraltar permitan plantear la operación con medios exclusivamente
marítimos, cerrando el paso al tráfico por el estrecho, ni siquiera vano a vano. No obstante el
tendido del cable mediante el helicóptero deja exclusivamente en manos del piloto una tarea
que requiere, teniendo en cuenta las dificultades de pilotaje con la enorme tensión aplicada
en cola del aparato, una gran habilidad y experiencia debido al enorme riesgo que conlleva
para cualquiera de los trabajadores afectados por tareas de anclaje, sujeción y guiado del
cable-piloto.
Efectivamente, durante el tendido del cable piloto del Akashi Kaikyo las variaciones de
tensión en el cable arrastrado llevaron al aparato a funcionar próximo a los límites de
inestabilidad, debido a los continuos desfases de trayectoria en un proceso de errores
acumulados, al variar la flecha de la catenaria
En la figura siguiente se muestran las discontinuidades en la tensión por esas causas (en la
práctica el piloto experimentaba la sensación de encontrarse atado a un muelle a medida
que avanzaba, pues tal es el efecto producido en la carga del tirante al variar la flecha).
Figura 33.-: Escalones de carga en el montaje
Debido a todo lo anterior la maniobra de tendido, colocación y anclaje de cada uno de los
cables de Aramida se prolongó durante un periodo de más de tres horas, siendo la distancia
a cubrir inferior a 2.000 metros.
En relación con la aplicación de estos procedimientos a la solución puente para el cruce del
Estrecho hay que reseñar que, aun con los requerimientos de luces notablemente mayores,
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la tecnología de materiales ha evolucionado de manera muy favorable tanto en Europa
como en Japón.
Así, en el Reino Unido se viene trabajando en la puesta a punto de trefilado de fibras
paralelas de aramida en seco (sistema Parafil, desarrollado por Linear Composites). En
Alemania el trabajo conjunto de Bayer AG y Strabag AG ha dado como resultado la puesta a
punto del nuevo material Polystal para su aplicación al GFRP.
Más relacionado con el trenzado de cables ligeros de alta resistencia, BBR y el Laboratorio
Federal de Investigación y Ensayo de Materiales (EMPA) ha desarrollado un prototipo de
cable ligero de fibras de carbono (GFRP), que sitúa la frontera de las características
mecánicas requeridas en nuestro caso más allá de las prestaciones ofrecidas por los cables
de Aramid en el Akashi Kaikyo.
Las limitaciones al uso comercial de todos estos desarrollos no son relevantes en la
aplicación que aquí se pretende. Por un lado van ligadas al elevado precio de la unidad de
obra, insignificante en nuestro caso al tratarse de un solo torón y ser su medición muy
reducida, y por otro a los avances en la lucha contra la corrosión de sus principales
competidores. El carácter de elemento temporal del cable piloto descarta cualquier crítica a
su hecha desde el punto de vista de la durabilidad utilización (que también existen, por
tratarse de fibras susceptibles al ataque por exposición a las radiaciones UV).
En Japón, además de las fibras de Aramida descritas en el proceso constructivo del Akashi
Kaikyo se continuado la investigación en estos nuevos materiales que ahora aparecen bajo
nuevas patentes (Aramida también lo era), a saber: Technora o Arapree, …y para las fibras
de carbono, Leadline, CFCC y NACC. Los impedimentos económicos aparecen en ese otro
hemisferio igualmente como las principales causas al desarrollo comercial de estas
aplicaciones innovadoras.
5.3.2.- Erección de la pasarela y montaje de los cables principales
La construcción prosigue, una vez emplazado el cable piloto que se utiliza para arrastrar tras
de sí otros cables de acero más gruesos, disponiendo una pasarela (cat-walk) que se apoya
en los cordones anteriores. Tiene ésta como finalidad servir de sujeción y guiado de los
cables principales que se montarán hilo a hilo conformándose la sección transversal de una
determinada forma y de plataforma de trabajo para todas las tareas afectas al proceso
(compactación del paquete de cables, envuelta, engrilletado y colocación de las péndolas de
las que suspenden las dovelas).
Cuando los cordones de la pasarela están completados y fijos las cerchas transversales se
deslizan desde la coronación de las pilas, tras lo cual se van completando las distintas
partes de la sección transversal de la misma.
La pasarela, debido a su flexibilidad, se estabiliza por gravedad, aun siendo su masa muy
ligera y está sujeta a movimientos y turbulencias de bido a la presencia de vientos de
relativamente escasa intensidad por lo que se le añade un sistema de rigidización de tirantes
que parten de las pilas y que a veces entran en conflicto con los gálibos requeridos por el
tráfico marítimo inferior, por lo que pueden requerir un apoyo consistente en aumentar la
masa de la pasarela.
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Figura 34.-: Montaje de pasarelas (catwalks)
Las necesidades constructivas requieren elementos que proporcionen acceso entre las
pasarelas cada cierto espacio lo que dificulta y retrasa las operaciones por la precisión
requerida para el montaje.
El proceso de montaje de estos grandes puentes requiere recurrir a empalmes entre todos
los componentes y en particular de los cordones de hilos (una bobina continua que abarcase
toda la longitud del cordón resultaría inmanejable). Por eso las extrusiones de continuidad
se han de efectuar en posiciones más o menos aleatorias de los cables mediante
maquinaria montada en un trolley que ha de ser capaz de moverse por las pasarelas.
La siguiente tarea consiste en enfilar cordones impulsados eléctricamente a través de un
complejo sistema de polipastos que garanticen al mismo tiempo que la tensión en el cable
activo (el extremo que se va enfilando) no se vea sometido a una tensión excesiva.
Figura 35.-: Sistema de impulsión de cordones
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El sistema ha de garantizar además que todos los hilos paralelos estén sujetos a la misma
tensión de montaje, lo cual (como en el caso de los cordones de un tirante en un puente
atirantado) no ocurre de forma inmediata y ha de conseguirse ajustando la flecha del cable
recién enfilado con idéntico valor al de los previamente construidos en un procedimiento que
requiere tiempo y depende en todo caso de las condiciones atmosféricas. Por encima de los
15 m/s de velocidad de viento no se ha conseguido asegurar la precisión y han de
suspenderse los trabajos. En catenarias de las dimensiones de las planteadas en la APP-28
la propia vibración de los cables, necesariamente de amplitudes considerables, puede
resultar un hándicap añadido en este sentido, lo que puede comprometer aún más, si cabe,
el rendimiento del conjunto de los trabajos.
La necesidad de igualar tensiones en los aceros del cable viene obligada, no obstante, más
que por consideraciones resistentes del material, por la necesidad la integridad en una
sección compacta de las agrupaciones de torones en la sección transversal. Una diferencia
de flecha de un metro no ocasionaría en un cordón enfilado una variación tensional fuera de
tolerancias pero haría impracticables todas las operaciones posteriores de definición de la
sección transversal compacta del cable, su engrilletado y la fijación subsiguiente de las
péndolas sustentantes del tablero.
Las correcciones destinadas a corregir la flecha de los cordones se efectúan mediante
dispositivos instalados en la cabeza de las torres que son capaces de poner varios cordones
en tracción cuando sea necesario.
Figura 36.-: Silla y trolley en coronación de pilono
Por otro lado las deflexiones y movimientos de los torones en el montaje los alejan del perfil
inicialmente dispuesto para la pasarela, con lo que es necesario reajustar las tensiones en
los cables portantes de la misma de manera que se aproximen a la situación de los cables
principales en cada momento. Esto se consigue manipulando los cables de la pasarela
llamados cordones especiales de control (SCS en sus siglas inglesas) situados en el suelo
de la pasarela. Claro está que acomodar todas estas operaciones en el diseño de una
pasarela proyectada para más de 3.500 metros de luz puede situarnos de nuevo en los
límites de diseño habida cuenta de las capacidades mecánicas resistentes de los aceros
actuales toda vez que, por otra parte la pasarela está concebida como un elemento
estructural ligero y flexible, sin la posibilidad de aumentar en ella la masa añadiendo sección
de acero sea plausible.
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Por otro lado, y por diversas razones, en el puente Akashi Kaikyo no se abordó la erección
de las catenarias por el mismo procedimiento que en el Storebaelt Br., es decir, mediante el
procedimiento de tensión controlada (derivado éste último de un procedimiento similar
estrenado en el Shimotsui Seto Br. En 1.980). En el Akashi Kaikyo se implantó el conocido
como PPWS que implica el montaje de paquetes prefabricados de más de cien alambres de
5 mm.
Figura 37.-: Montaje de catenaria por paquetes de hilos
El procedimiento se apoya en una serie de rodillos previamente depositados en unos raíles
dispuestos en el suelo de la paralela y que son conducidos a los puntos de anclaje a través
de unos cables de tracción. La adaptación del procedimiento para una luz de catenaria como
la correspondiente a las luces de la APP-28 necesita naturalmente de un estudio previo
antes de ser planteada. El PPWS requiere por otra parte una disposición vertical del paquete
de torones hexagonales, disposición que se va imponiendo frente a la clásica horizontal
empleada en los puentes clásicos.
Figura 38.-: Esquemas de compactación de cordones
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En cualquiera de los dos casos se requiere una compactación general del paquete conjunto
antes de proseguir con el engrilletado y la envuelta posterior ante s de la fijación de las
péndolas. La compactación en paquetes muy potentes como es el caso del puente sobre el
estrecho de Gibraltar es requerida regularmente durante proceso, ya que por el efecto
Poisson la sección transversal del paquete se aflojando a medida que el acero va entrando
en carga, lo que constituye una merma añadida al rendimiento esperado.
5.4.- CONSTRUCCIÓN DEL TABLERO
La libertad de programación de tareas en los procesos constructivos de los grandes puentes
es, como hemos señalado en epígrafes anteriores, tanto más rígida cuanto mayores son las
luces principales a salvar. En nuestro caso se reduce sencillamente a una secuencia de
operaciones consecutivas, cada una de las cuales requiere la compleción de la
inmediatamente anterior. Tras la construcción de las catenarias ancladas en los macizos, de
las cuales penderá el peso total del tablero, el montaje se inicia con la fijación de las
péndolas, que quedan suspendidas de los cables principales, y el izado de los fragmentos
de puente o dovelas.
La primera tarea a acometer es la colocación de las péndolas, en la que la dimensión de la
obra ya no es tan relevante en cuanto dificultad de ejecución se refiere, aparte del hecho de
la existencia de una mayor sección transversal de la catenaria a abrazar, en lo que se refiere
al rendimiento o la dificultad. La suspensión de las péndolas en sus situaciones exactas
puede perfectamente estudiarse en base a la experiencia de ejecución de puentes
anteriores, aunque la luz fuese menor.
Desgraciadamente esto no es igual al plantear el izado y subsiguiente conexión de las
dovelas que van conformando el tablero, porque el mecanismo resistente de la catenaria, un
cuerpo funicular que va adaptando su forma a la secuencia de cargas del proceso, provoca
mayores movimientos en el sistema cuando la luz es mayor y esas variaciones hacen más
difícil encajar el procedimiento dentro de las tolerancias de montaje. Por esa razón la
secuencia de montaje de dovelas es discontinua y ha de dividirse por fases. En el análisis
del desmontaje total del tablero se han de tener en cuenta las siguientes prioridades
sancionadas por la experiencia:
1) Izado de un determinado número de dovelas en los vanos principales.
Cuando las cargas del tablero quedan suspendidas en la parte central los
movimientos en la catenaria son enormes, tanto en desplazamientos como
en cambios de curvatura. De ahí la elección de dovelas a suspender que
en ningún caso puede comprender en esta primera fase las más próximas
a los pilonos, que serán las últimas en cerrar el vano, para evitar flexiones
excesivas en el dintel.
2) Izado y colocación de las dovelas de los vanos laterales, tras lo que los
movimientos en las cabezas de pilonos adyacentes quedarán reducidos.
3) Izado, mediante secuencia alternativa, de las dovelas de cierre del tablero
en las cercanías de las torres.
4) Cierre consecutivo de todas las juntas de tablero. Si bien esta tarea habrá
podido ir solapándose (única excepción en la secuencia) parcialmente
durante las fases anteriores.
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Figura 39.-: Secuencia de montaje de tablero
En determinadas fases del proceso puede ser importante limitar el peso propio de las
dovelas del puente, lo que sólo se puede hacer indirectamente utilizando un acero dotado de
una resistencia mecánica mayor, para de esa forma reducir la sección transversal resistente.
Por esa razón, en el proyecto de algunos puentes suspendidos de grandes luces, los
mayores, se han utilizado de aceros de alta resistencia (HSS) en algunas partes, aceros
cuya dosificación y tratamientos térmicos aplicados le dotan de un límite elástico que puede
llegar como poco a los 700 MPa (S700).
En el puente Akashi Kaikyo se utilizaron aceros HT690 and HT780 de Nippon Steel en
determinados puntos del tablero.
Este requerimiento de ajustar el peso propio del tablero será más apremiante en el caso del
puente de Gibraltar con luces superiores a los 3.500 metros. En la actualidad se pueden
conseguir aceros tratados (quenched&tempered) de alta resistencia que cubren hasta los
rangos QT1100, lo que implicará no solamente ahorro en peso propio sino una considerable
reducción en la duración de las operaciones de soldadura a acometer en condiciones
comprometidas como son las del ambiente marino del Estrecho.
Los códigos de diseño de aplicación en Europa para estos aceros (EN 1993-1-12:2007)
incorporan disposiciones adicionales que contemplan el empleo de estos aceros hasta de
grado S700. Sin embargo, los estándares de calidad llegan a cubrir hasta los aceros de
límite elástico 960 Mpa, lo que da pie a pensar en futuras actualizaciones del Eurocódigo
que incluyan en su articulado estos avances tecnológicos.
Por otro lado, existen resultados experimentales de ensayos que muestran que este tipo de
acero no sufre ninguna desventaja respecto a los laminados convencionales en su
comportamiento frente a fatiga (Puthli et al. 2006), lo que representa un valor añadido en la
decisión de emplearlos en la construcción del tablero. Igualmente admite tratamientos postsoldadura que mejoren el comportamiento en ese sentido de la ZAC.
En cuanto a su precio el factor de escala no lo hace por el momento muy competitivo,
aunque es previsible que este aspecto se vaya corrigiendo en un futuro relativamente
cercano.
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5.4.1.- Montaje de péndolas
Para atajar los problemas de durabilidad asociados a la falta de estanquidad de los sistemas
clásicos de fijación de las péndolas, susceptibles de ataque por corrosión electroquímica
especialmente en ambientes marítimos, y resolver la vulnerabilidad de estas conexiones
ante el ataque por fatiga Nippon Steel ha desarrollado un nuevo sistema muy eficiente frente
al primero de los riesgos de durabilidad descritos y con alta resistencia a la fatiga. El nuevo
sistema, NEW-PWS, incluye un cable envuelto en una vaina de polietileno que al no poder
exceder en el doblado de un cierto umbral en el valor de la curvatura incluye una brida en
dos mitades acoplada a la catenaria que permite conectar la péndola mediante una fijación
de pasador. De esa manera la péndola ha de tener dos anclajes, uno a una placa superior
que no es sino un apéndice de la brida, y el otro a otra inferior solidaria con el tablero.
Figura 40.-: Sistema de anclaje de péndolas
De esta manera el procedimiento de montaje de las péndolas se desdobla en dos, por un
lado la colocación y fijación de la brida, que es en sí un elemento relativamente liviano y
manejable, y por otro la conexión del cable vertical de cuelgue al que se conectará el
tablero.
El acarreo de las bridas hasta sus puntos específicos de instalación se resuelve mediante un
carro que partiendo de la coronación de pilas, va montado sobre la catenaria y rodando
sobre unos “bogeys” se desplaza hasta el punto requerido con las dos medias bridas
suspendidas de unas garras excéntricas dotadas de un muelle que permite cerrarlas
automáticamente en torno al cable, presentadas a una cierta distancia. En el momento
oportuno se acciona el muelle y las bridas se cierran. Las barras de anclaje se tesan con
gatos de barra que clavan también las cuñas, controlándose la tensión de las tuercas por
ultrasonidos. El procedimiento es cuasi-automático.
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En cuanto a las péndolas, envainadas en poliuretano, mucho más pesadas (sobrepasan los
250 metros de longitud en muchos casos) y flexibles, resultan más difíciles de dominar
durante el montaje
En primer lugar hay que aproximarlas al punto de conexión, lo que es un problema en sí
mismo. En primer lugar se sitúa la bobina completa sobre una barcaza junto a la torre. A
continuación se recoge el extremo de la péndola a conectar desde una grúa en el tope de la
torre y se conectan a las bridas próximas a la torre, que son las más largas y pesadas. Para
las más alejadas, de menor longitud es preciso impulsarlas desde la posición en altura
descrita para las anteriores sobre un tren de rodillos existentes en la pasarela (catwalk)
hasta sus puntos de anclaje.
Figura 41.-: Montaje de péndolas en la catenaria
Este sistema requiere cuidados especiales que eviten que la protección de poliuretano que
envuelve al acero de las péndolas se dañe por contacto con todo el conjunto de medios
auxiliares dispuestos.
5.4.2.- Izado de las dovelas y montaje del tablero
El sistema de montaje descrito en el encabezamiento de este apartado tiene la ventaja de
primar la prefabricación y, al quedar las dovelas relativamente ligeras suspendidas por las
péndolas desconectadas de las torres, recogen toda la torsión del tablero en la fase de
montaje mediante variaciones de carga en los tirantes.
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Figura 42.-: Secuencia de montaje tradicional
Mediante este procedimiento todo el trabajo de construcción de las dovelas se ejecuta en
taller, pero el tablero o los tableros parcialmente montados no pueden utilizarse como
plataformas de trabajo.
Mediante este procedimiento se montaron los puentes del StoreBaelt East y el Tsing Ma
Bridge de Hong-Kong.
Figura 43.-: Secuencia de montaje en el Gran Belt.
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Este sistema tiene la desventaja de estar sujeto a posibles perturbaciones debidas al viento
lateral sobre el puente durante las fases intermedias de montaje. Efectivamente, de acuerdo
con experiencias contrastadas tanto en modelos a escala como en los puentes reales, a
medida la secuencia de montaje se aleja de la simetría respecto al centro de vano, la
estructura se vuelve más vulnerable ante el flameo autoexcitado de la parte del tablero
existente.
Sin embargo, en los puentes más recientes del mar de Seto la secuencia propuesta fue
precisamente la contraria. Se apoyaba en el hecho de disponer de una sección transversal
que había sido proyectada en principio para carretera y ferrocarril (aunque después se
abandonó la idea durante la construcción), con lo que la rigidez del tablero a torsión era
mucho mayor. De esta manera la secuencia partió de las dovelas próximas a la torre a la
que estaban conectadas y los esfuerzos de torsión los resistió el tablero
Figura 44.-: Secuencia de montaje alternativa
De esta manera la plataforma del tablero, con su acceso desde las pilas, queda expedita
para ser aprovechada como plataforma de trabajo. Además permite fragmentar el tablero en
dovelas de montaje enormes, minimizando el número total de maniobras de izado. Claro
está que esto implica que una parte importante de los trabajos de fabricación del tablero se
han de realizar in situ en lugar de venir completamente terminados del taller, lo que implica
mayor intensidad del control de obra por las condiciones más desfavorables.
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Figura 45.-: Montaje de tablero en el Akashi Kaikyo
En relación con la solución puente APP-28 para el estrecho de Gibraltar ambos
procedimientos quedan abiertos a estudio, en función de las mayores luces y subsiguientes
amplitudes en la respuesta estática de la catenaria ante el montaje, la facilidad operacional
condicionada por el tráfico del estrecho y otras que puedan surgir derivadas de la estabilidad
estructural y aerolástica durante las fases estructurales de proceso.
Este sistema requiere además otra precaución. Para lograr el efecto de retención de las
cabezas de pilonos, que en la solución clásica se conseguía mediante el montaje de dovelas
muy excéntricas tanto en los vanos laterales como en el central, hay que recurrir a tesar
cables de retenida provisionales entre los macizos y la coronación de los pilonos. Esta
circunstancia puede, en el caso de un puente de varios vanos como es el del paso del
Estrecho de Gibraltar, contribuir a decantar la elección por un procedimiento de montaje
determinado, al no ser tan factible la aplicación de este método de retenida.
Una vez contrastados los pros y contras de la secuencia del procedimiento a elegir para
montar las dovelas queda definir el conjunto de operaciones necesarias para el izado que,
dadas las características y emplazamientos de estos puentes, ha de contar en alguna
medida con medio de transporte marítimo capaz de contar con una estabilidad aceptable, en
condiciones atmosféricas y del estado de la mar reinante.
El proceso se esquematiza de la siguiente manera:
1) La embarcación o barcaza que acarrea la dovela o parte del puente se
estaciona en la vertical de las péndolas correspondientes
convenientemente orientada.
2) Los ganchos de las dos vigas de izado pendientes de la catenaria se
conectan a la dovela.
3) La dovela se desprende de la barcaza que es retirada del emplazamiento
dejando la dovela en vilo suspendida de la viga de izado que comienza a
impulsarla.
4) Las péndolas se conectan a las placas dispuestas en la dovela pero antes
de recibir la carga se practica la unión temporal por soldadura u otro
procedimiento con la dovela adyacente ya montada.
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Estas operaciones conviene hacerlas escogiendo las condiciones climáticas más favorables.
El momento más incierto del procedimiento es la conexión de la dovela a la viga de izado
provisional que desciende a su encuentro perfectamente situada, colgando provisionalmente
de ambas catenarias. Por eso la barcaza debe ser autopropulsada con varias hélices que
garanticen su posicionamiento y orientación.
Figura 46.-: Sistema de izado de las dovelas
En los puentes del mar de Seto tal embarcación, orientada mediante GPS, era activada por
un sistema en remoto conectado a éste que propulsaba instantáneamente las hélices por
servomecanismos independientes para cada una, en función de los desplazamientos
debidos al viento a las corrientes y al oleaje que había que contrarrestar.
La viga de izado también fabricada ex profeso era capaz de situarse pendiendo de las
catenarias con tolerancias mínimas y disponía de un sistema de cables de seguridad
corredizos que prevenían cualquier fallo en los cables temporales de impulsión. Su apoyo en
las catenarias estaba repartido en una cierta longitud para evitar la formación de garrotes en
los cables principales.
Por último, queda referirnos al sistema de conexión temporal entre la dovela adyacente y la
izada, que se realizaba mediante un sistema machiembrado guiado que se conectaba con
suma facilidad en cuanto las cotas entre ambas partes se igualaban.
5.4.3.- La sección transversal
En el análisis de las secciones transversales de los puentes de grandes luces cobra gran
relevancia el efecto aerodinámico producido por las solicitaciones provenientes de las
acciones del viento, cuya influencia en la definición del diseño reviste una enorme
importancia, mayor sin duda que otro tipo de acciones estáticas más conocidas. En efecto,
el conocimiento de la respuesta estructural de los tableros ante los diversos efectos en que
se concretan los fenómenos aerodinámicos a los que se ven sujetos los grandes puentes
suspendidos ofrece aún hoy un cúmulo de incertidumbres. Pero además, las consecuencias
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provocadas por la inestabilidad ante esos fenómenos son mucho más dañinas y de
desenlace más inmediato, pudiendo llegar al colapso instantáneo, que las derivadas del
agotamiento de la sección debida a las solicitaciones originadas por otras acciones,
fundamentalmente estáticas, cuyo planteamiento teórico es más conocido y, en el caso de
los grandes puentes a los que nos estamos refiriendo en todo el texto, ocasionan daños más
localizados.
La inquietud que desencadenó la necesidad de profundizar en el estudio de las acciones
aerodinámicas y sus consecuencias en los grandes puentes se manifestó a mediados del
pasado siglo a raíz del ya famoso colapso del puente suspendido del Tacoma Narrows
originado por vientos de una determinada componente respecto a la directriz del tablero,
aunque de una intensidad (42 mph) relativamente moderada, y en cualquier caso menor que
el soportado por el mismo puente en épocas inmediatamente anteriores.
Por el estudio y las experiencias acumuladas desde entonces se ha podido avanzar en el
análisis de las respuestas estáticas y dinámicas de la sección del tablero ante las cargas
producidas por la acción del viento. Ambas inquietudes están presentes en el diseño de los
puentes, aunque sea la inestabilidad aerolástica de la sección el parámetro que en última
instancia condicione el diseño.
Figura 47.-: Optimización de secciones aerodinámicas mediante winglets
Las acciones estáticas del viento pueden producir flexiones laterales excesivas, pandeos y
divergencias, pero son las dinámicas, cuya intensidad e incidencia varían en función de la
respuesta de la estructura, las que la pueden llevar al material constitutivo más allá de los
límites resistentes a través de fenómenos de diversos tipos, unos más importantes que
otros. Las formas o modos de respuesta asociadas a las correspondientes frecuencias
reciben nombres específicos tales como desprendimiento de remolinos (que ya fue
apreciado por von Karman), oscilaciones autoexcitadas (que lo son al coincidir sus
frecuencias con las auto-frecuencias propias de la estructura, y otros términos, algunos aún
ingleses, como galloping, buffeting, divergencia torsional o flutter.
El primero de estos últimos citados, galloping, se puede traducir como ondulaciónes
fenómeno de muy baja frecuencia que no viene siendo relevante en el diseño de los
puentes; se suele manifestar en los tendidos de las conducciones eléctricas heladas en
algunos casos. El buffeting es una especie de tableteo provocado por los cambios
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incesantes de velocidad del paquete fluido y viene asociado a la aparición de vientos en
régimen turbulento y la divergencia torsional está asociada más bien a la respuesta estática.
El flutter, una especie de flameo o aleteo, es el fenómeno más preocupante en el
comportamiento de las secciones. Se le ha llegado a definir como un estado de vibraciones
inducido por el viento, soplando a una determinada velocidad crítica, en el que el
amortiguamiento adquiere valores negativos (si sólo llegase a cero el movimiento sería
estacionario) con lo que las amplitudes van creciendo proporcionalmente hasta que se
produce el colapso cuando los materiales rebasan su límite elástico. El modo de vibraciones
en el puente recuerda el flameo de una bandera con flexiones y torsiones acopladas (en el
Tacoma Narrows Bg se produjeron dos estados simétricos en concordancia de fase en cada
una de las torres que confluían en oposición en el centro del vano produciéndose el
colapso).
De acuerdo con Graham, Limebeer et al. (2011) la tripleta de soluciones que Astiz estableció
(1998) para atajar estos efectos nocivos debidos a la aerodinámica de los puentes puede
seguir considerándose paradigmática, a saber:
1)
Modificar el diseño de la sección transversal adaptándolo a las características
requeridas por las solicitaciones aerodinámicas.
2) Modificar el diseño del sistema de sustentación mediante cables ajustándolo a
condiciones ventajosas en función de las formas modales de vibración y sus
autofrecuencias.
3) Introducir dispositivos, estacionarios o controlados dinámicamente, en los
tableros para reducir los efectos del flameo (flutter) en los puentes.
Los sistemas de comprobación o justificación de las soluciones planteadas en esos frentes
sí que han avanzado mucho desde entonces, tanto en el ámbito de los modelos físicos
(túnel de viento) como matemáticos (El.Finitos, Discrete Vortex, Diff. Finitas y en cuanto a
los modelos de turbulencia, Reynolds Navier-Stokes promediado, Simulación de remolinos
…)
Figura 48.-: Dispositivos aerodinámicos (guide vanes)
Los modelos físicos que implican la construcción de modelos a distintas escalas para
estudiar todo el abanico de efectos aerodinámicos incorporan soluciones en este sentido,
como la disposición de alerones (flaps) de borde accionados mecánicamente en remoto
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(aún está por probar su manipulación dentro de la interacción viento estructura o timones
inferiores (winglets) de los que también existe algún ejemplo.
Larsen&Larsen han estudiado para un puente colgado de varios vanos secciones provistas
de veletas y winglets intentando maximizar en el laboratorio la velocidad crítica en el caso
del modelo dirigido a estudiar el flutter.
Figura 49.-: Modelo puente colgado multi-vano
En el caso del Puente de Gibraltar, si bien los máximos vientos dominantes no alcanzan las
intensidades de otros más septentrionales o tropicales los aspectos a considerar han de ser,
a la vista de las luces planteadas en la APP-28, todos los posibles efectos estáticos y
dinámicos debidos al viento aprovechando el abanico de tecnologías aplicadas que
incesantemente se van poniendo a punto para cubrir las incertidumbre de todos esos
fenómenos.
6.- CONCLUSIONES
En el período transcurrido desde 1995 hasta la actualidad se ha producido un progresivo
desarrollo en los materiales estructurales (hormigón, acero de armar y de pretensar, acero
estructural) cuyo muy superior nivel de resistencia permite reducir espesores y acciones,
disminuir el peso propio (elemento fundamental de las solicitaciones estructurales de los
puentes de muy grandes luces) y reducir cimentaciones y costes de ejecución. En paralelo,
el desarrollo tecnológico producido en la construcción de puentes de grandes luces, así
como en la construcción de estructuras en zonas de gran profundidad marina, debido
fundamentalmente al desarrollo de la tecnología de construcción de las plataformas offshore, incidiría positivamente de forma adicional en una reducción de costes y plazo de
ejecución del puente, respecto a lo previsto en 1995.
Como consecuencia del progreso tecnológico general en el proyecto y construcción de
puentes, la máxima longitud de vano alcanzada ha llegado en la actualidad a 1.991 m, en el
puente de Akashi Kaikyo, en Japón, y se redactó y aprobó el proyecto del puente de
Messina, en Italia, de 3.300 m de luz, cuyas obras fueron adjudicadas y posteriormente
suspendidas por motivos (económicos y medioambientales) ajenos al ámbito estructural. En
estudio, en anteproyecto o en obras preliminares se encuentra una decena de puentes de
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vano principal entre 2.000 y 3.700 m, todo lo cual muestra la madurez de la tecnología
estructural necesaria para el puente sobre el Estrecho de Gibraltar
En este contexto, el objetivo del presente informe consiste en la recopilación y análisis de la
información relativa a materiales estructurales y tecnológías de construcción aplicables a la
solución puente para el Enlace Fijo del Estrecho de Gibraltar. Del estudio realizado, se
extraen las siguientes conclusiones específicas:
6.1.- CONCLUSIONES RELATIVAS A LOS MATERIALES ESTRUCTURALES:
El Anteproyecto Primario de la solución puente sobre el trazado de 28 km para el Enlace Fijo
del Estrecho de Gibraltar (APP-28) consideró un hormigón de 70 MPa de resistencia
característica a compresión en pilas, nivel que en 1995 se encontraba en la vanguardia del
desarrollo tecnológico y de las realizaciones prácticas, y de 45 MPa en bloques de anclaje y
cajones de cimentación.
Los demás materiales estructurales empleados (acero estructural, acero de armar y
pretensar, acero en cables de sustentación y péndolas) se hallaban también en el nivel más
elevado de la tecnología disponible, en esa fecha.
El desarrollo (tanto experimental, como tecnológico y reglamentario) del hormigón de alta
resistencia permite disponer en la actualidad de hormigones contrastados y normalizados de
hasta 120 MPa de resistencia característica a compresión, doblando prácticamente el nivel
de resistencia previsto en el APP-28.
La tecnología actual se ha adentrado en el nivel de la ultrarresistencia del hormigón (100200 MPa), con prometedoras realizaciones prácticas. La tecnología necesaria para estos
hormigones (dosificación muy cuidada, aditivos y adiciones especiales, árido de tamaño
máximo reducido, curado mediante tratamiento térmico) constituye una inteligente
extrapolación de la tecnología ya ampliamente utilizada y probada en los hormigones de alta
resistencia, lo que corrobora su potencialidad de futuro.
En la actualidad, están disponibles hormigones de áridos ligeros de resistencia a
compresión de hasta 80 MPa, lo que puede ser una alternativa de gran interés para
elementos a flexión.
La tecnología de cables compactos de cordones paralelos de acero, envueltos y protegidos
por una vaina extrusionada de material polimérico, mejora, si bien no de manera dramática,
las prestaciones de los cables de sustentación de puentes, aportando menores efectos
dinámicos inducidos por el viento y mayor durabilidad.
El desarrollo de aceros estructurales de alta resistencia específicos para puentes,
especialmente en Japón, permite disponer en la actualidad de aceros de límite elástico de
hasta 690 y 830 MPa, lo que supone un incremento del 50% y 80%, respectivamente,
respecto al acero de 460 MPa previsto en los pilonos y en gran parte del tablero, en el APP28. Son aceros fabricados mediante templado y revenido, o mediante proceso controlado
termomecánicamente, con una composición química especialmente cuidada.
Se han desarrollado en Japón, orientados a estructuras especiales como los puentes de
grandes luces, aceros de alta resistencia mecánica (500, 700 MPa) con resistencia
mejorada a la corrosión, en especial en ambiente marino. Son aceros con un porcentaje
inferior de carbono, mayor limpieza de la microestructura (porcentaje muy inferior de fósforo
y azufre), y contenido superior en níquel, molibdeno y aluminio. Su especial resistencia a la
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corrosión en atmósfera marina significa un especial interés en orden al mantenimiento, en
puentes como el del Estrecho de Gibraltar.
Una tecnología desarrollada, pero con un número de realizaciones aún reducido en la
construcción en Europa, es el empleo de aceros inoxidables en forma tanto de chapa
laminada en caliente, como de perfiles, barras y alambres. De entre los diferentes tipos de
microestructura, los aceros inoxidables austenítico-ferríticos, con un límite elástico entre 400
y 480 MPa, muy buena resistencia a la corrosión bajo tensión, y composición química que
incluye, entre otros, porcentajes importantes de cromo, níquel y molibdeno, son de especial
interés para aplicaciones estructurales.
El análisis de las realizaciones prácticas muestra que, en las estructuras de mayor
responsabilidad estructural, y en especial en los puentes de muy grandes luces, existe una
tendencia creciente a optimizar el empleo de materiales estructurales, utilizando en un
mismo elemento materiales de distinto nivel resistente o de durabilidad diferente, para hacer
frente a la diversidad de requerimientos. Así en la celosía del tablero del puente de AkashiKaikyo se utilizaron tramos sucesivos con muy distinto nivel de resistencia mecánica, y en el
puente de Stonecutters, en Hong Kong, se empleó acero estructural inoxidable en la cima de
las pilas, de difícil accesibilidad y mantenimiento, barras de acero inoxidable en la capa
exterior de las pilas, zona fuertemente sometida al ataque de la corrosión, y acero
convencional – no inoxidable – en el resto del puente. Esta especialización de los materiales
a emplear es un punto de creciente interés estructural.
Otros materiales estructurales de posible aplicación en puentes de muy grandes luces, en
fase de investigación o desarrollo, o con sólo alguna realizaciones de carácter experimental,
muy lejanas aún de un nivel de desarrollo y experiencia que los hagan de aplicación
potencial en el Enlace Fijo del Estrecho de Gibraltar, han sido estudiados y analizados para
finalmente quedar fuera de este Informe (caso por ejemplo, de los cables de polímero
reforzado con fibra de carbono, o de los cables ultrarresistentes conformados a partir de la
tecnología de nanotubos de carbono).
6.2.- CONCLUSIONES RELATIVAS A LOS PROCESOS CONSTRUCTIVOS
Por otro lado, también los sistemas constructivos requeridos para materializar en un
proyecto de construcción el puente planteado en la solución APP-28 han ido evolucionando
en estos años muy favorablemente.
La incertidumbre principal consistente en ejecutar las cimentaciones de las torres a esa
profundidad en el lecho marino del Estrecho se ha ido concretando y los diferentes sistemas,
apoyados en la experiencia de la construcción de las plataformas off-shore, van confluyendo
en una tecnología que, si bien no se puede afirmar que haya madurado completamente,
está perfectamente ajustada para las características y dimensiones del problema planteado
en el Estrecho. Y lo que no es menos importante, las incertidumbres económicas que
acompañaron tal desarrollo en un principio van convergiendo como un factor más en la
estandarización del método.
El avance experimentado en las posibilidades constructivas es también deudor del obtenido
en el estudio de los materiales, como ya se ha descrito sobradamente. Cabe aquí reseñar,
no obstante, por tratarse de un material temporal aunque básico en el aspecto constructivo,
el desarrollo igualmente satisfactorio de las características de los nuevos materiales,
composites y fibras de carbono.
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Por último, la experiencia en la construcción de los grandes puentes recientes
(fundamentalmente Akashi Kaikyo y Storebaelt) ha alumbrado procedimientos de montaje
nuevos, a veces radicalmente distintos respecto a los contrastados en puentes anteriores de
estas características, que aparte de ampliar el rango de posibilidades constructivas han
permitido acometer las obras de forma más segura y con una productividad mayor
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