acceso al informe acción 1.2 en pdf

Unión Europea FEDER

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

1



ÍNDICE

1.- INTRODUCCIÓN. EVOLUCIÓN DE LOS PUENTES DE GRANDES LUCES (1.995-2013) 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

2



1.- INTRODUCCIÓN. EVOLUCIÓN DE LOS PUENTES DE GRANDES LUCES (1.995-2013)

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

3



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.

Puente

País

Luz del vano principal (m)

Longitud total (m)

Año de entrada en servicio

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 del Sur

1.535 2.260 2.010

Runyang China 1.490 4.888 2.005

Nanjing 4º Yangtze

China 1.418 2.012

Humber Reino Unido 1.410 2.220 1.981

Jiangyin China China 1.385

Tsing Ma Hong Kong (China)

1.377 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.

4



Puente País Luz del vano principal (m)

Estado del puente

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

5



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 principal (m)

Año de entrada en servicio

Russki (Vladivostok) Rusia 1.104 2.012

Sutong China 1.088 2.008

Stonecutters (Hong Kong)

China 1.018 2.009

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

6



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

7



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).

8



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 (Tánger-Algeciras, 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)

9



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.

10



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.

11



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 principales y péndolas

fu≥1.800 MPa

Vanos suspendidos: Anclajes Fe 5100 ISO 630 Acero de construcción

Vanos suspendidos: Tablero metálico

Fe 510 D1 EN 10025 Acero de construcción

Vanos suspendidos: Pilas C70 (70 MPa) Hormigón de alta resistencia

12



Vanos suspendidos: Pilonos Fe E 460 KT EN 10113 Acero de alta resistencia

Vanos suspendidos: Bloques de anclaje

C45 (45 MPa) Hormigón de resistencia normal

Viaducto de acceso: Tablero 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 ESTRUCTU RALES 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.

13



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:

Puente

Longitud total (m)

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.

14



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

15



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.

16



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

17



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.

18



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

19



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.

20



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.

21



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

22



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,

23



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

24



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.

25



Sin embargo, las nuevas Normas Europeas EN 1993-1-12:2007 y EN 1993-1-12:2007/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 EN 10025-6

Espesor nominal t( mm)

t ≤ 50 50< t ≤ 100 100< t ≤ 150

fy (MPa)

fu(MPa) fy (MPa) fu(MPa) fy (MPa) fu(MPa)

S 500 /Q/QL/QL1

500 590 480 590 440 540

S 550 Q/QL/QL1

550 640 530 640 490 590

S 620 Q/QL/QlL1

620 700 580 700 560 650

S 690 Q/QL/QL1

690 770 650 760 630 710

Tabla 9.- Acero estructural laminado en caliente (perfiles)

Acero según EN 10149-2

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

26



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.

27



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

28



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 mm)

Barras, alambres y perfiles (t≤250 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.

29



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 ESTRU CTURALES Y PROCESOS CONSTRUCTIVOS APLICABLES A LA SOLUCIÓN PUE NTE.

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

30



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.

31



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

32



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 (APP-28) 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 centro-atlánticos 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.

33



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.

34



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).

35



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

36



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 es tructuras 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.

37



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,

38



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 cimentacione s 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

39



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

40



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.

41



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 L IFTING)

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.

42



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.

43



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.

44



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

45



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.

46



5.2.3.- Exposición de los pilonos durante la constr ucción

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.

47



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

48



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.

49



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

50



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,

51



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 ca bles 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.

52



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

53



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.

54



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

55



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.

56



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 post-soldadura 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.

57



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.

58



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.

59



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.

60



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.

61



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.

62



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

63



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

64



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

65



(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 off-shore, 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

66



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 ESTRU CTURALES:

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 (100-200 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 APP-28. 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

67



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 Akashi-Kaikyo 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 CONSTRU CTIVOS

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.

68



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

1



acceso al informe acción 1.2 en pdf

Documents