tomo 2 itea introducciÓn al diseÑo

8/12/2019 TOMO 2 ITEA INTRODUCCIÓN AL DISEÑO

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Construcción en aceroIntroducción al diseño

Instituto Técnicode la Estructura

en Acero

I T E A

2



ÍNDICE DEL TOMO 2

CONSTRUCCIÓN EN ACERO:INTRODUCCIÓN AL DISEÑO

Lección 2.1: Proceso de Diseño ............................................................ 1

1 INTRODUCCIÓN: OBJETIVOS DEL DISEÑO................................................ 4

2 ¿CÓMO ENFOCA EL PROYECTISTA UN NUEVO PROYECTO? ................. 6

3 ¿CÓMO DESARROLLA EL PROYECTISTAEL SISTEMA ESTRUCTURAL?...................................................................... 8

3.1 Plantear un concepto inicial que pueda satisfacer bienlas necesidades funcionales................................................................. 8

3.2 Reconozca los principales sistemas estructurales y considerela resistencia y rigidez necesarias ....................................................... 11

3.3 Valore las cargas con precisión y estime las dimensionesde los elementos principales................................................................ 13

3.4 Análisis estructural completo, utilizando elementosde dimensiones estimadas con diseño adecuado de uniones,relativo a detalles reales........................................................................ 14

3.5 Comunique el objeto del diseño mediante planosy especificaciones.................................................................................. 15

3.6 Supervise la ejecución .......................................................................... 15

3.7 Realice un mantenimiento regular ....................................................... 15

3.8 Diferencias de énfasis en el enfoque del diseño respectoal diseño de un edificio de tamaño medio .......................................... 15

3.8.1 Viviendas unifamiliares ............................................................. 15

3.8.2 Puentes........................................................................................ 16

3.8.3 Plataformas petrolíferas ............................................................ 16

4 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 17

5 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 19

APÉNDICE 1: El juego de rol “La casa del Mono” para un grupode estudiantes en un seminario, figura 16................................ 19

I

ÍNDICE



II

Lección 2.2.1: Principios de diseño........................................................ 23

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 26

2 LAS INCERTIDUMBRES EN DISEÑO ESTRUCTURAL ................................ 283 DISEÑO PARA EVITAR EL COLAPSO........................................................... 30

3.1 Antecedentes.......................................................................................... 30

3.2 Estabilidad .............................................................................................. 31

3.3 Robustez ................................................................................................. 32

4 OTROS OBJETIVOS DEL DISEÑO................................................................. 33

4.1 Deformación............................................................................................ 33

4.2 Vibración ................................................................................................. 33

4.3 Resistencia al incendio ......................................................................... 34

4.4 Fatiga....................................................................................................... 34

4.5 Ejecución ................................................................................................ 35

4.6 Mantenimiento........................................................................................ 35

5 RESPONSABILIDADES DEL PROYECTO ..................................................... 36

6 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 37

7 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 37

Lección 2.2.2: Bases de Diseño en Estado Límite y Coeficientesde Seguridad .................................................................... 39

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 40

2 BASES DE DISEÑO EN ESTADO LÍMITE ...................................................... 43

3 ACCIONES... .................................................................................................... 46

3.1 Valores característicos de las acciones (Gk, Qk y Ak) ....................... 46

3.2 Valores hipotéticos de las acciones (Gd, Qd y Ad)............................. 47

4 PROPIEDADES DEL MATERIAL .................................................................... 48

4.1 Valores característicos de las propiedades del material ................... 48

4.2 Valores teóricos de las propiedades del material............................... 48

5 DATOS GEOMÉTRICOS.................................................................................. 49

6 COEFICIENTES PARCIALES DE SEGURIDAD ............................................. 51

7 ESTADO LÍMITE ÚLTIMO................................................................................ 51

8 ESTADO LÍMITE DE SERVICIO ...................................................................... 52

8.1 Flechas .................................................................................................... 52

8.2 Efectos dinámicos.................................................................................. 52



9 MODELOS DE DISEÑO ESTRUCTURAL....................................................... 54

10 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 55

11 GLOSARIO....................................................................................................... 5612 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 57

13 BIBLIOGRAFÍA RELACIONADA..................................................................... 57

APÉNDICE: Coeficientes parciales de seguridad para las acciones ............... 59

Lección 2.3: Bases para la Determinación de Cargas .......................... 63

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 66

2 ACCIONES PERMANENTES .......................................................................... 68

2.1 Cargas permanentes.............................................................................. 68

3 ACCIONES VARIABLES ................................................................................. 71

3.1 Cargas impuestas .................................................................................. 71

3.2 Reducciones permitidas en la carga impuesta................................... 72

3.3 Cargas superimpuestas en puentes .................................................... 72

3.4 Cargas generadas por una grúa........................................................... 73

3.5 Cargas climáticas................................................................................... 733.6 Cargas de viento .................................................................................... 74

3.7 Cargas de nieve...................................................................................... 77

3.8 Carga de las olas.................................................................................... 77

3.9 Efectos de la temperatura ..................................................................... 78

3.10 Material contenido.................................................................................. 78

3.11 Cargas sísmicas ..................................................................................... 78

3.12 Cargas accidentales............................................................................... 78

4 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 79

5 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 79

6 BIBLIOGRAFÍA ADICIONAL........................................................................... 79

Lección 2.4.1: Historia del Hierro y del Acero en Estructuras............. 81

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 84

2 EVOLUCIÓN DE LOS METALES FÉRRICOS ................................................ 85

III

ÍNDICE



2.1 Hierro de forja......................................................................................... 85

2.2 Hierro fundido o colado......................................................................... 85

2.3 Hierro forjado industrial ........................................................................ 852.4 Acero...... ................................................................................................. 85

3 LOGROS ALCANZADOS CON HIERRO Y ACERO ESTRUCTURALES...... 87

4 EL PERIODO DE LA FUNDICIÓN (1780-1850).............................................. 88

4.1 Puentes de fundición en arco............................................................... 88

4.2 La fundición en los edificios................................................................. 88

4.3 Combinación de fundición y hierro forjado en la construcción ....... 90

4.4 Puentes colgantes.................................................................................. 91

5 EL PERIODO DE HIERRO FORJADO (1850-1900) ....................................... 925.1 El hierro en los puentes ........................................................................ 92

5.2 El hierro forjado en los edificios .......................................................... 93

6 EL PERIODO DEL ACERO (1880-ACTUALIDAD).......................................... 95

7 TÉCNICAS ACTUALES Y PERSPECTIVAS DE FUTURO............................. 96

8 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 97

Lección 2.4.2: Historia del Diseño en Acero.......................................... 99

1 HISTORIA DEL DISEÑO EN ACERO: ESTADO DEL CONOCIMIENTODE ESTRUCTURAS EN EL SIGLO XVIII Y ANTERIORES............................ 102

2 ESTADO DEL CONOCIMIENTO ESTRUCTURAL EN GRAN BRETAÑAA PRINCIPIOS DEL SIGLO XIX...................................................................... 103

3 CONOCIMIENTO DE LA MADERA A PRINCIPIOS DEL SIGLO XIX............ 104

4 CONOCIMIENTOS DE LA FUNDICIÓN A PRINCIPIOSDEL SIGLO XIX................................................................................................ 105

5 CONOCIMIENTO DEL HIERRO FORJADO A PRINCIPIOSDEL SIGLO XIX ................................................................................................ 107

6 LOS AÑOS DE LOS ENSAYOS 1820-1850 .................................................... 108

7 TERMINOLOGÍA DEFORMACIÓN, TENSIÓN, COHESIÓN, ETC. ................ 110

8 EL DISEÑO ESTRUCTURAL ENTRE 1850 Y 1900 ....................................... 111

9 ANOTACIÓN SOBRE EL SIGLO XX............................................................... 114

10 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 115


IV



Lección 2.4.3: Historia del Hierro y el Acero en Edificios.................... 117

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 120

2 PRIMEROS USOS ESTRUCTURALES DEL HIERRO EN EDIFICIOS .......... 121

3 EDIFICIOS INDUSTRIALES Y FÁBRICAS..................................................... 123

4 CUBIERTAS DE GRAN LUZ ........................................................................... 127

5 ESTRUCTURAS DE EDIFICIOS DE VARIAS PLANTAS ............................... 132

5.1 Construcción de forjados...................................................................... 133

5.2 Vigas y pilares ........................................................................................ 133

5.3 Construcción de pórticos...................................................................... 133

5.4 Estructuras arriostradas para carga de viento ................................... 1346 EVOLUCIÓN DEL DISEÑO DE EDIFICIOS CON ESTRUCTURA DE ACERO 136

7 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 142


Lección 2.4.4: Historia del Hierro y el Acero en Puentes..................... 143

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 1462 PUENTES EN ARCO ....................................................................................... 147

3 PUENTES CON ESTRUCTURAS DE VIGAS DE CELOSÍA,DE ALMA LLENA Y DE CAJÓN..................................................................... 151

4 PUENTES COLGANTES ................................................................................. 161

5 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 168


Lección 2.5.1: Introducción al Diseño de Edificios Industriales ......... 169

1 TIPOS DE EDIFICIOS INDUSTRIALES .......................................................... 172

2 ESTRUCTURA DE ACERO PARA EDIFICIOS INDUSTRIALES.................... 173

3 ELECCIÓN DE UN EDIFICIO INDUSTRIAL ................................................... 174

4 FORMAS DE LOS EDIFICIOS INDUSTRIALES............................................. 175

5 LA ESTABILIDAD DE LOS EDIFICIOS INDUSTRIALES............................... 178

6 ANÁLISIS GLOBAL......................................................................................... 179

7 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 180

V

ÍNDICE



Lección 2.5.2: Introducción al Diseñode Edificios IndustrialesSingulares......................................................................... 181

1 TIPOS DE EDIFICIOS INDUSTRIALES SINGULARES.................................. 184

2 MÉTODOS DE MANIPULACIÓN..................................................................... 185

3 ILUMINACIÓN NATURAL................................................................................ 187

4 SERVICIOS ...................................................................................................... 188

5 CARGAS ESPECIALES EN CUBIERTA ......................................................... 189

6 MANTENIMIENTO............................................................................................ 190

7 PROTECCIÓN CONTRA INCENDIOS............................................................. 1918 ALGUNOS EJEMPLOS DE EDIFICIOS ESPECIALES.................................. 192

8.1 Centrales térmicas de carbón............................................................... 192

8.2 Hangar de mantenimiento de aeronaves............................................. 193

8.3 Fábrica de leche en polvo..................................................................... 196

8.4 Complejo industrial................................................................................ 197

9 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 199

Lección 2.6.1: Introducción al Proyectode Puentes de Aceroy Mixtos I........................................................................... 201

1 FUNDAMENTOS .............................................................................................. 204

2 LA ESTRUCTURA DE APOYO........................................................................ 206

3 INTRODUCCIÓN A LA SUPERESTRUCTURA .............................................. 2084 PUENTES DE ACERO..................................................................................... 210

4.1 Aspectos generales ............................................................................... 210

4.2 Sistemas de tablero ............................................................................... 211

5 PUENTES DE VIGAS ARMADAS ................................................................... 215

6 PUENTES DE VIGAS DE CELOSÍA ............................................................... 217

7 PUENTES DE VIGAS CAJÓN......................................................................... 219

8 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 223

9 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 223

VI



Lección 2.6.2: Introducción al Proyecto de Puentesde Acero y Mixtos: Parte 2

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 2282 PASARELAS PEATONALES........................................................................... 229

3 PUENTES MÓVILES........................................................................................ 231

3.1 Generalidades......................................................................................... 231

3.2 Puentes basculantes.............................................................................. 231

3.3 Puentes giratorios.................................................................................. 232

3.4 Puentes levadizos .................................................................................. 233

3.5 Otros tipos de puentes móviles............................................................ 234

4 PUENTES DE SERVICIOS .............................................................................. 235

5 GUÍA PARA EL DISEÑO INICIAL ................................................................... 237

5.1 Selección de la forma del puente......................................................... 237

5.2 Selección de la luz ................................................................................. 239

6 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 240

7 LECTURAS ADICIONALES ............................................................................ 241

Lección 2.7.1: Introducción al Diseño de Edificiosde Varias Plantas: Parte 1 ............................................... 243

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 246

2 EL ESQUEMA ESTRUCTURAL...................................................................... 247

3 PILARES....... ................................................................................................... 248

4 VIGAS............................................................................................................... 250

5 ESTRUCTURAS DE FORJADO...................................................................... 252

6 ARRIOSTRAMIENTO....................................................................................... 2547 SISTEMAS ESTRUCTURALES....................................................................... 256

8 REQUISITOS DEL DISEÑO............................................................................. 259

9 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 262


Lección 2.7.2: Introducción al Diseño de Edificiosde Varias Plantas: Parte 2 ............................................... 263

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 266

VII

ÍNDICE



2 DE LOS EDIFICIOS DE VARIAS PLANTAS A LOS RASCACIELOS............ 267

3 CARACTERÍSTICAS PRINCIPALES DE LOS EDIFICIOS DE ACERODE POCA ALTURA.......................................................................................... 270

4 SISTEMAS ESTRUCTURALES PARA EDIFICIOS DE GRAN ALTURA ....... 272

5 MODELOS DE CÁLCULO............................................................................... 277

5.1 Hipótesis básicas ................................................................................... 277

5.2 Estructura articulada ............................................................................. 278

5.3 El arriostramiento de viga de celosía .................................................. 279

6 REQUISITOS SÍSMICOS DE LAS ESTRUCTURAS DE ACERO................... 283

7 COMPORTAMIENTO CON CARGAS HORIZONTALES................................. 284

8 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 2879 BIBLIOGRAFÍA................................................................................................ 287


Lección 2.8: Aprender de los errores ..................................................... 289

1 INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 292

2 ANÁLISIS DE ALGUNOS ERRORES ESTRUCTURALES ............................ 2932.1 Generalidades......................................................................................... 293

2.2 La relación contractual.......................................................................... 293

2.3 Colapsos estructurales.......................................................................... 294

2.3.1 Puentes de viga cajón ............................................................... 294

2.3.2 Puentes de vigas armadas........................................................ 297

2.3.3 Estructuras de láminas.............................................................. 301

2.3.4 Edificios....................................................................................... 303

3 RESUMEN FINAL ............................................................................................ 307


DIAPOSITIVAS COMPLEMENTARIAS ........................................................... 309

VIII



ESDEP TOMO 2CONSTRUCCIÓN EN ACERO:

INTRODUCCIÓN AL DISEÑOLección 2.1: Proceso de Diseño

1



3

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Presentar el desafío que supone el diseño

creativo y explicar los métodos para su consecu-ción.

CONOCIMIENTOS PREVIOS

Se presupone un conocimiento generalde la mecánica básica aplicada. Se recomiendaleer los tres libros de J. E. Gordon [1,2,3].

LECCIONES AFINESAl tratar esta lección del proceso de diseño

en términos generales, casi todas las demás leccio-

nes están relacionadas con ella de alguna manera,siendo las que más afines: 2: Introducción alDiseño, 16: Sistemas Estructurales: Edificios, 17:

Sistemas Estructurales: Plataformas Petrolíferas,18: Sistemas Estructurales: Puentes, y 19:Sistemas Estructurales: Otras Estructuras.

RESUMEN

La lección empieza con una definición deldiseño y con la enumeración de algunos objetivos.En ella se explica de qué forma un proyectistapuede enfocar un nuevo problema, en general, y

cómo un proyectista de estructuras, en concreto,puede desarrollar un sistema estructural. Terminahaciendo énfasis en los distintos enfoques deldiseño para las diferentes clases de estructuras.



4

1. INTRODUCCIÓN: OBJETIVOSDEL DISEÑO

Los resultados de un buen proyecto deconstrucción pueden ser apreciados y utilizadospor todo el mundo (véase la figura 1).

La cuestión es: ¿Cómo pueden los pro-yectistas profesionales desarrollar y producirproyectos mejores que los ya existentes, quebeneficien y mejoren la realización de activida-des humanas? En concreto, se trata de ver cómopuede utilizarse el acero eficazmente en estruc-turas para:

• viajar más fácilmente por un terreno abrup-to en el que son necesarios puentes.

• hacer que funcionen procesos industrialesbásicos que requieran, por ejemplo, sopor-tes para maquinaria, diques o instalacionesde plataformas de prospección petrolífera.

• ayudar en las comunicaciones que requie-ren postes.

• cerrar espacios en edificios, como en lafigura 2.

El diseño es “el proceso mediante el cualse definen los medios de fabricación de un pro-

ducto para satisfacer una necesidad determina-da”. Abarca desde las primeras ideas conceptua-les, pasando por el estudio de las necesidadeshumanas, hasta las fases detalladas técnicas yde fabricación, así como las ideas y los estudiosplasmados en planos, textos y maquetas.

¿Diseñadores? Todos somos capaces detener ideas conceptuales creativas; continua-mente estamos procesando información y efec-tuando selecciones imaginativas conscientesprovocando cambios.

Los objetivos buscados en el diseñoestructural son asegurar lo más y mejor posible:

• el buen funcionamiento del objeto diseñadodurante el tiempo de vida útil deseado.

• un sistema de construcción seguro, ejecuta-do a tiempo y ajustado al presupuesto origi-nal.

• una solución imaginativa y agradable tantopara los usuarios como para los observado-res.

Estas premisas pueden cumplirse de dosmaneras:

• realizando simplemente una copia exactade un objeto anterior, o

• “reinventando la rueda”, diseñando desde elprincipio todos los sistemas y componentes.

Ninguno de estos dos enfoques extremosserán, con toda seguridad, completamente satis-

Figura 1 Escalas comparadas: edificios, puentes y plata-formas petrolíferas

Figura 2 Garaje acabado



5

INTRODUCCIÓN: OBJETIVOS DEL DISEÑO

factorio. En el primer caso, las condiciones pue-den ser algo diferentes, y así, en el caso de quetomemos como modelo un puente original para

diseñar otro nuevo, puede haber sucedido queaquél haya inducido un tráfico mayor de lo pre-visto, o por que el peso de los vehículos hayaaumentado. Las condiciones económicas ymateriales pueden también haber cambiado; loscostes de mano de obra en la fabricación depequeños elementos y uniones incorporadas deacero pueden haberse visto incrementados encomparación con los de los grandes elementoslaminados o realizados con soldadura continua;asimismo, los aceros resistentes a la corrosión

han reducido los costes de conservación alhacer innecesarios algunos tratamientos superfi-ciales. Con el tiempo puede que se hayan des-cubierto deficiencias de rendimiento, tales comoroturas por fatiga provocada por vibraciones enlas uniones. Las condiciones de consumo deenergía pueden haber cambiado, por ejemplo enrelación con la descarga global de ciertos pro-ductos químicos, el coste de fabricación de cier-tos materiales o la necesidad de un mayor con-trol térmico de un espacio cerrado. Por último,una repetición excesiva de una solución visualpuede haber provocado hastío y una respuestacultural adversa; por ejemplo, si todos los edifi-

cios adyacentes se han construido en el “EstiloPostmoderno”.

En relación con el segundo enfoque, “lavida es a menudo demasiado corta” para encon-trar la solución óptima y, mientras ésta se busca,el cliente se impacienta. Los proyectos deestructuras e ingeniería civil son, por lo general,de gran envergadura y se presentan con pocafrecuencia, y un cliente decepcionado no efec-tuará, lo más seguro, un segundo encargo. Larealización de ideas teóricas nuevas e innova-ciones requiere, invariablemente, mucho tiempo:la historia así lo demuestra una y otra vez. Así

pues, el análisis metódico de los riesgos y erro-res potenciales debe atemperar el ánimo innova-dor del entusiasta.

Deben buscarse y hallarse solucionescreativas positivas para todos los aspectos decada nuevo problema. Las soluciones incorpora-rán elementos de los extremos mencionados:tanto de principios fundamentales como dedesarrollos recientes. Sin embargo, a lo largo detodo el proceso de diseño, lo prudente es man-tener una visión clara de los objetivos finales yutilizar medios y soluciones técnicas relativa-mente sencillas.



6

2. ¿CÓMO ENFOCA ELPROYECTISTA UN NUEVOPROYECTO?Al comienzo de un nuevo proyecto, puede

producirse un momento de pánico ciego. Existendiversos Métodos de Diseño que ayudan a avan-zar [4, 5] en el nuevo proyecto, aunque se sugie-re el siguiente enfoque metodológico:

1. Reconocer que existe un reto y definir cla-ramente los objetivos generales de un pro-yecto (véase la figura 3).

2. Investigar acerca del proyecto y recogerinformación que pueda ser relevante(Análisis).

3. Deducir posibles soluciones del proyecto(Síntesis).

4. Decidir cuál es la mejor solución y perfec-cionarla (Evaluación), estableciendo priori-dades de acción claras (en términos de

fabricación, construcción, utilización ymantenimiento).

5. Comunicar las decisiones tomadas a otraspersonas involucradas en el proyecto.

A primera vista, estas cinco fases se pre-sentan como una cadena lineal simple; dehecho, el proceso de proyectar es altamentecomplejo, ya que ninguno de los factores deldiseño es, en mayor o menor grado, indepen-

diente. Así existirán numerosos pasos y buclesdentro y entre las diversas fases, tal como semuestra en la figura 4. En el primer recorridorápido por las fases 1, 2 y 3 se decidirá si existealgún problema; por ejemplo, ¿Justifica el volu-men de tráfico estimado la realización de unpuente cómodo pero de alto coste?

Desde la idea hasta los detalles, todos losfactores y combinaciones deben explorarseexhaustivamente, ajustando detenidamentenumerosos compromisos para llegar a una solu-ción factible. Las ideas pueden desarrollarse:verbalmente, por ejemplo, mediante una “tor-menta de ideas” o por el método “razonamientolateral” de Edward de Bono [6], gráficamente,numéricamente o físicamente. Una valoración

cualitativa debe seguir siempre a la evaluacióncuantitativa.

Figura 3 “Define el objetivo gobal” (según E. Torroja)

Figura 4 Repetición en la fase de diseño



7

¿CÓMO ENFOCA EL PROYECTISTA...

Así, el punto de partida del análisis puedeser la noción actual preconcebida del proyectistao la imaginación visual, pero la síntesis revelará

la flexibilidad de su mente para asimilar nuevasideas de forma crítica, sin prejuicios.

Un proyectista puede prepararse a símismo para los compromisos, los cambios de

parecer y la interacción con otros miembros delequipo de diseño que conducirán al éxito de lasíntesis, mediante “Juegos de Rol” (véase por

ejemplo el juego “La Casa del Mono” en el apén-dice 1).



8

3. ¿CÓMO DESARROLLAEL PROYECTISTAEL SISTEMA ESTRUCTURAL?Observaremos, brevemente y a modo de

ejemplo, el concepto constructivo y las diferentesfases de decisión para el diseño de un edificiopara un garaje, con capacidad para dos camio-nes, dotado de oficina, lavabo y cafetería, que semuestra terminado en la figura 2. En este casohipotético se presupone que el cliente ya hatomado la decisión inicial de hacer proyectar yconstruir un edificio con estos requisitos.

3.1 Plantear un concepto inicialque pueda satisfacer bienlas necesidades funcionales

La observación de las funciones y del usoa que va estar destinada la estructura a cuyodiseño se enfrenta, es, sin duda alguna, la mejoridea para comenzar. Haga una lista de funcionesindividuales; seguidamente, genere un diagramade flujos de las relaciones entre las diferentesáreas funcionales para decidir las posibles loca-lizaciones e interconexiones (véase la figura 5);Encuentre o suponga superficies de planta ade-cuadas y alturas libres mínimas de cada volu-men. Puede resultar indicado, entonces, un plande conjunto, anotando cualquier complicaciónparticular del local, como puede ser la forma dela planta, la proximidad de edificios antiguos, lapendiente o la consistencia del suelo.

Existirán otras muchas disposicionesposibles del conjunto que deberán ser conside-radas rápidamente en esta fase.

Los requisitos de cada volumen y susinterconexiones deben examinarse bajo todos

Figura 5 Diagrama de “burbuja”

Figura 6 Volúmenes de espacio

Figura 7 “Incompatibilidades de diseño”



9

¿CÓMO DESARROLLA EL PROYECTISTA...

los criterios funcionales, de costey estéticos. Como ejemplo, habráque considerar qué cargas no per-manentes estructurales aplicadasdeben resistir o qué requisitos decalefacción, ventilación, ilumina-ción y acústicos pueden ser preci-sos (véase la figura 6).

Los criterios principales sereconocen con facilidad, y puedenser aplicados y probados medianteanálisis numérico. Las incompatibi-lidades se pueden despejar reor-denando los espacios planificadoso adoptando otros compromisos(véase la figura 7); por ejemplo,¿Aceptaría Vd. un teléfono de ofici-

na situado muy cerca del taladrodel taller o del motor de los camio-nes, sin aislamiento acústico?

Prepare un conjunto dehipótesis iniciales de posiblesmateriales y del sistema estructu-ral de carga [7] de pórticos, de ele-mentos planos o de membrana,que pueda ser compatible con losvolúmenes, tal como se muestra

en la figura 8. Estas hipótesis esta-rán basadas en conocimientos

previos, en la comprensión de construccionesreales [8-13], o en la teoría estructural (véase lafigura 9 a-d), así como en la disponibilidad de

materiales y mano de obra cualificada en la zona.Pueden ser necesarias consultas iniciales conproveedores y fabricantes, p.ej. para grandescantidades o calidades especiales de acero.

La estructura de acero, con sus caracte-rísticas de resistencia, isotropía y rigidez, y suselementos lineales rectos y compactos, conducepor si misma a sistemas de pórticos (véase lafigura 9 e) que recogen y transmiten las princi-pales cargas estructurales lo más directamente

posible a los cimientos, lo mismo que un árbolrecoge las cargas de sus hojas, ramas y troncoprincipal y las transmite hasta las raíces.Figura 8 Conceptos iniciales

Figura 9a Conceptos de carga



10

Seguidamente (y de forma continua),ponga en claro y pruebe sus ideas realizandobocetos rápidos en tres dimensiones o maque-tas sencillas para explorar la probable compati-bilidad y el efecto estético.

Debe desarrollar una gama de dibujosevocadores y estimulantes vistos a diferentesdistancias, desde los edificios, a su alrededor ydel interior:

Gran Distancia el dibujo de la silueta o “cro-quis panorámico”

Media distancia

cuando puede verse la totali-dad del objeto construido

Cercacuando puede verse claramen-te un detalle

Muy cerca

cuando puede verse la texturade los materiales.

La mayoría de las vecesdeben cumplirse todas estas con-

diciones, especialmente en losedificios muy grandes. Algunaspersonas pueden hallar deficien-cias si sus condiciones socialesmejoran o se producen fenóme-nos naturales o cambiantes; porejemplo, la luz durante la puestadel sol da repentinamente unaspecto y un color completamen-te diferente o, cuando el sol se hapuesto la iluminación interior creaefectos que no se habían obser-vado anteriormente.

Figura 9b Conceptos de carga

Figura 9c Pórticos en 2-D bajo carga vertical



11


Con la utilización hábil del acero se pue-den conseguir forma, color, calidad y definición,

especialmente con elementos a “escala huma-na”, aunque la repetición no tardará en provocarhastío; pero los elementos deben considerarseúnicamente como parte de una experiencia sen-sorial completa que debe incluir soluciones ele-gantes en todos los aspectos, especialmente enaquéllos fácilmente visibles, de la totalidad delproyecto del edificio.

Es muy importante que todos los profe-sionales (arquitectos, ingenieros de estructuras y

de servicios de evaluación del impacto ambien-tal, así como los principales proveedores y fabri-

cantes, que deberán tener unos cono-cimientos comunes de los principiosbásicos del diseño) colaboren y se

comuniquen libremente entre sí -y tam-bién con el cliente- en esta fase con-ceptual del proyecto. No resulta fácil nieconómico rectificar en las fases másdetalladas del proyecto las decisionesincorrectas tomadas al principio.

Esté preparado para modificarel concepto fácilmente (utilice lápices4B) y trabaje con rapidez. Los tiempospara un concepto inicial de proyecto

(diseño) estructural se miden ensegundos y minutos, pero serán nece-sarias horas para discutir y comunicarcon los demás en busca de una ideade proyecto completo inicial.

3.2 Reconozca los princi-pales sistemas estruc-turales y considere laresistencia y rigidez

necesariasConsidere las cargas no perma-

nentes aplicadas desde cubiertas,

Figura 9d Pórticos en 2-D bajo carga horizontal

Figura 9e Pórticos en 3-D



12

pisos o paredes y trace “líneas decarga” a través del conjunto integraltridimensional de elementos hasta

los cimientos (véase la figura 10).

El tejado debe estar formadopor una cubierta de perfiles deacero, el agua de lluvia debe pasara los lados y una tabla de datos delfabricante indicará el ángulo de incli-nación que se le debe dar (4° - 6°como mínimo) y la separación nece-saria entre correas. Esta separa-ción, a modo de ejemplo, suele ser

de 1,4 m a 2,6 m. entre si, y debenestar soportadas, normalmente,cada 3 m - 8 m, por una viga princi-pal o cercha inclinada, extendiéndo-se generalmente sobre la dirección más corta enplanta y apoyada en columnas estabilizadas entres dimensiones.

Las cargas del viento en el lado más largodel edificio pueden ser soportadas por un cerra-miento que se extienda directamente hasta lospilares principales o a los carriles de las paredeslaterales entre pilares. Los pilares pueden resis-tir el vuelco:

• mediante arriostramiento en cruz de SanAndrés (en este caso una puerta grande deentrada quedaría obstruida).

• o fijando rígidamente los pilares a loscimientos (“pilares de extremo libre conec-

tados”); ¿Puede el terreno resistir un efectoadicional de vuelco en la base?

• o fijando rígidamente la parte superior delos pilares a las vigas principales (creando“pórticos”) y utilizando cimientos máspequeños, económicos y “articulados”.

Las cargas del viento sobre el lado cortoabierto del edificio pueden resistirse mediante lapuerta de apertura que se extiende por la partesuperior o inferior o de lado a lado. En el ladocorto cerrado las cargas del viento pueden resis-tirse mediante un cerramiento que se extiendadirectamente entre los pilares secundarios en losextremos de la pared o sobre los carriles hastadichos pilares.

En ambos extremos del edifi-

cio, es probable que se produzcanesfuerzos longitudinales en la partesuperior de los pilares. Puedenintroducirse arriostramientos refor-zados, generalmente en ambosextremos de la chapa de la cubierta,para transmitir estas cargas a laparte superior de una nave de pila-res en el lado largo, que debe enton-ces arriostrarse al suelo.

Identifique la acción de lasfuerzas principales (compresión C;Figura 11 “Regla del pulgar” para estimación muy preliminar del tamaño

Figura 10 Sistema estructural principal



13


tracción T; flexión B) en los elementos y las for-mas probables de las deformaciones generalespor flexión y de los elementos para todas las car-gas aplicadas, tanto por separado como cuandose combinen.

Resulta siempre útil dibujar los elemen-tos a una escala aproximada, lo cual se puedehacer fácilmente utilizando las tablas de datosde cubiertas y cerramientos facilitadas por elfabricante, mediante la observación de edificiossimilares existentes o utilizando “procedimien-tos empíricos”; por ejemplo, la relaciónvano/canto para una viga apoyada en los extre-mos es aproximadamente igual a 20 para unacarga uniforme de una cubierta ligera (véase lafigura 11).

En esta fase el diseño estructural se hacemás preciso (utilice lápiz B) y requiere más tiem-po. Escala de tiempos: minutos.

3.3 Valore las cargas conprecisión y estime lasdimensiones delos elementos principales

Estime la carga permanente de la cons-trucción y, con las cargas no permanentes, cal-

cule lo siguiente (véase la figura12):

• reacciones de las vigas ycargas de los pilares (llevan-do medio vano a uno de loslados de un pilar interno).

• momentos de flexión máxi-mos, por ejemplo wL2 /8 parauna viga apoyada en losextremos, sometida a cargauniforme.

• esfuerzos cortantes máxi-mos en las vigas.

• valores de flecha, por ejemplo(5/384)wL4 /EI para una vigaapoyada en los extremos concarga uniforme.

Las dimensiones de los pilares que sopor-tan un momento escaso pueden estimarse a par-

Figura 12 Dimensionado aproximado del tamaño de elementos

Figura 13 Análisis final y detalles



14

tir de Tablas de Carga Admisible, utilizando unalongitud de pandeo adecuada. Deben preversemomentos de flexión importantes mediante un

incremento adecuado, por ejemplo, dos veces omás, en el momento resistente de la seccióntransversal para el eje de flexión.

Las dimensiones de las vigas deben esti-marse comprobando la resistencia a la flexión yla rigidez con flechas máximas. La integraciónen la estructura de conductos de servicio otuberías puede requerir que las vigas tenganmayor o menor canto y altura y taladros en elalma.

Los métodos probables de unión debenconsiderarse detenidamente: ¿deberá la vigaestar simplemente apoyada o completamentecontinua, y cuáles son las implicaciones de fabri-cación, montaje y costes?

Los cálculos estructurales van a realizar-se ahora (utilice un lápiz HB con una regla decálculo, una calculadora sencilla o un ordena-dor), y requerirán más tiempo. Escala de tiem-pos: minutos/horas.

3.4 Análisis estructural completo,utilizando elementos dedimensiones estimadas condiseño adecuado de uniones,relativo a detalles realesRealice un análisis estructural completo

de la estructura, plástica o elásticamente. Puedeutilizarse un ordenador, aunque algunas técnicas

“manuales” resultarán a menudo adecuadas; elprimero de los análisis resulta apropiado cuandose requieren flechas precisas (véase la figura13).

Para el análisis de estructuras estadísti-camente indeterminadas, una estimación inicialde la rigidez (I) de los elementos y de las unio-nes debe determinarse según la tercera faseanterior, antes de que sea posible hallar la dis-posición de los momentos de flexión y las fle-

chas. Si la posterior comprobación del diseñode los elementos conduce a cambios importan-

tes en la rigidez de los elementos, deberá repe-tirse el análisis. El papel de las alas y almas decada elemento en la resistencia a las fuerzas

locales dentro de las conexiones también debeconsiderarse muy atentamente cuando sedeterminen las dimensiones finales de los ele-mentos. Una rigidización excesiva en perfilesligeros puede ser prohibitiva en cuanto a cos-tes.

El análisis no puede terminar sin una inte-gración estructural cuidadosa y la consideraciónde la compatibilidad del conjunto del sistema deconstrucción, incluidos sus detalles de fabrica-

ción.

Las uniones de elementos, por lo general,se prepararán en fábrica mediante soldadura ylas uniones de elementos grandes no transpor-tables se terminarán normalmente con tornillosen la obra. Los arriostramientos, cubiertas yrevestimientos, por lo general, se fijarán en laobra con tornillos o tornillos autorroscantes. Es

importante recordar que las roturas más fre-cuentes se producen por uniones incorrectas,detalles y su integración.

Ahora los cálculos estructurales y losdetalles avanzan (utilice un lápiz HB con regla decálculo, calculadoras y ordenadores). Escala detiempos: horas/días.

La repetición de las fases 1- 4 anter ioresserá sin duda necesaria, en particular para

asegurarse de que las primeras decisionesestructurales sean compatibles con las subsi-

Figura 14 Comunicaciones



15


guientes investigaciones relativas a los aspec-tos funcionales, medioambientales, económi-cos y estéticos. Debe considerarse el efecto decualquier cambio en la totalidad del proyecto.Normalmente, los cambios requerirán un pro-yecto parcial.

3.5 Comunique el objetodel diseño mediante planosy especificaciones

Prepare planos detallados y pliegos decondiciones para las licitaciones de fabricantes(véase la figura 14). Puede ser de nuevo nece-saria la repetición del proyecto, debido a desvia-ciones en los precios y/o métodos de los fabri-cantes (por ejemplo el equipo de soldaduradisponible, dificultades para manipular estructu-ras de acero en el taller de fabricación o para sutransporte y montaje). Los cambios e innovacio-nes en el proyecto deben comunicarse y especi-

ficarse muy cuidadosa y explícitamente.

En muchos casos es una práctica fre-cuente que un Ingeniero Consultor deEstructuras prepare proyectos preliminares conuna selección de secciones principales, dejandoque un fabricante de estructuras metálicas finali-ce el proyecto de detalle y el sistema de uniones,antes de comprobarlo con el Consultor.

El diseño estructural ya se está terminan-

do (utilice lápices de 2 a 4 H y plumas, u orde-nadores). Escala de tiempos: días/semanas.

3.6 Supervise laejecución

En todas las fases de laejecución debe asegurarse laestabilidad de la estructura(véase la figura 15). En el lugar yel momento apropiados debedisponerse de componentes dealta calidad y montadores exper-tos, lo que requiere una organi-zación muy cuidada. Si todo vasegún los planes cada pieza seajustará en el conjunto completo.

En este momento se ponen en prácticalas ideas de la concepción (utilice botas degoma). Escala de tiempos: semanas/meses.

3.7 Realice un mantenimientoregular

Únicamente será necesario el manteni-miento regular planificado por completo en elproyecto, con algún cambio y renovación ocasio-nales necesarios por los cambios de uso u ocu-pación. No debe ser necesaria la corrección dedefectos de diseño debidos a innovaciones yerrores.

Ésta es la fase de utilización. ¡Adopte unavisión serena de la vida! Escala de tiempos:años/décadas.

3.8 Diferencias de énfasis en el

enfoque del diseño respectoal diseño de un edificio detamaño medio

3.8.1 Viviendas unifamiliares

La mayor parte de las viviendas cons-truidas de forma tradicional incluyen algunoselementos estándar de acero. P.ej. vigas deacero laminado en caliente para los vanos de

espacios grandes o para soportar paredes,pilares de sección hueca para cajas de escale-

Figura 15 Ejecución



16

ras, dinteles laminados en frío sobre aperturasde ventanas, así como clavos, tornillos y placasde refuerzo.

Pueden incorporarse perfiles de acerogalvanizado laminado en frío en vigas de celosí-as y reemplazar a la madera en el caso de ele-mentos repetitivos. Pueden incorporarse seccio-nes similares en paredes, pero la proteccióncontra incendios de las secciones de pared del-gada requiere una gran atención, especialmenteen las casas de varias plantas.

En las casas puede utilizarse una viga

principal estructural de acero, pero debe proyec-tarse apropiadamente la integración de los servi-cios, la protección contra incendios en edificiosde varias plantas, la corrosión y los costes defabricación de uniones portantes. Para el exteriorpueden utilizarse varios tipos de cerramientos enperfiles o en paneles compuestos.

3.8.2 Puentes

Las magnitudes de las cargas de grave-dad son a menudo relativamente mayores en lospuentes, y deben valorarse pautas de carga par-ticulares; asimismo, se producirán series de car-gas por ruedas, con un marcado efecto dinámi-co. Los efectos dinámicos de las cargas de

viento son importantes en las estructuras degrandes vanos. La accesibilidad del lugar, la via-bilidad de la ejecución de cimientos de gran

masa, el tipo de estructura de tableros y los cos-tes de conservación regular determinarán el sis-tema adoptado. Es importante la estética paralos usuarios y otros observadores; la escala alarga distancia debe ser adecuadamente esbel-ta, pero psicológicamente fuerte; es necesariauna atención particular a la visión muy cerca delos estribos y la parte inferior del tablero.

3.8.3 Plataformas petrolíferas

La escala de todo proyecto será muchasveces superior a la de un edificio en tierra. Lacarga de gravedad, la velocidad del viento, laaltura de las olas y la profundidad del agua cons-tituyen parámetros de diseño importantes para lamagnitud y la estabilidad de la estructura (eneste caso, los elementos mayores provocanmayores cargas de viento y olas). La escala dela estructura plantea asimismo problemas espe-ciales de control de fabricación, botadura, anclaje en profundidad realizado por buzos y, nomenos importante, coste (véase la figura 1).Posteriormente, al término de la vida útil de laestructura, los problemas de desmantelamientodeben verse facilitados si se han tenido en cuen-ta durante el diseño inicial.



4. RESUMEN FINAL• En esta lección se presenta el reto del pro-

yecto creativo y se sugiere una estrategia

global para proyectar estructuras de acero.Se pretende responder a preguntas sobre loque un diseñador está intentando conseguiry cómo puede empezar a poner la plumasobre el papel. Se ilustra cómo repetir conéxito el proyecto desde las ideas cualitati-vas hasta la verificación cuantitativa y laejecución final.

• El diseño creativo e imaginativo de estruc-turas resulta fascinante y divertido. Ahora

inténtelo de nuevo y gane confianza en símismo. No tenga miedo de cometer errores.Éstos sólo se eliminarán repitiendo y explo-rando muchas otras soluciones. Asegúresede que el diseño es correcto antes de cons-truir, utilizando sus propios mecanismospersonales de comprobación.

5. BIBLIOGRAFÍA

[1] Gordon, J. E. “The New Science of StrongMaterials”, Pelican.

[2] Gordon, J. E. “Structures”, Pelican.

[3] Gordon, J. E. “The Science of Structures andMaterials”, Scientific American Library, 1988.

[4] Jones, J. C. “Design Methods”, Wiley 2ndEdition 1981.

Un buen compendio de los métodos y técnicas

generales de diseño.

[5] Broadbent, G. H. “Design in Architecture”,Wiley, 1973.

[6] De Bono, E. eg: “Lateral Thinking” or“Practical Thinking” or “The Use of LateralThinking”, Pelican.

Los capítulos 2, 13, 19 y 20 resultan útiles paradiseñar edificios.

Un buen tratado sobre el diseño funcional y losfactores humanos que afectan a la creación deartefactos: sin ilustraciones profusas.

[7] LeGood, J. P, “Principles of StructuralSteelwork for Architectural Students”, SCI, 1983(Amended 1990).

Una introducción general y guía de consulta deedificios para estudiantes.

[8] Francis, A. J, “Introducing Structures,Pergamon, 1980.

Un buen compendio de texto, especialmente elcapítulo 11 sobre el Diseño de Estructuras.

[9] Lin, T. Y. and Stotesbury, S. D, ”StructuralConcepts and Systems for Architects andEngineers”, Wiley, 1981.

Los capítulos 1- 4 proporcionan un enfoque sen-cillo y completo al diseño total de estructuras,especialmente para edificios altos.

[10] Schodek, D. L, ”Structures”, Prentice Hall,1980.

Un buen enfoque claro e introductorio a la com-

prensión estructural de conceptos simples,también especialmente el capítulo 13 sobreemparrillados y dibujos estructurales para edi-ficios.

[11] Otto, F, ”Nets in Nature and Technics”,Institute of Light Weight Structures, University ofStuttgart, 1975.

Uno de los excelentes libros de Otto en el que seobservan dibujos de la naturaleza y se realizan osugieren posibles formas de diseño.

[12] Torroja, E, ”Philosophy of Structures”,University of California Press, 1962.

Sigue siendo un libro de consulta único.

[13] Mainstone, R. J, ”Developments inStructural Form”, Allen Lane, 1975.

Un excelente trabajo histórico erudito, también elcapítulo 16 sobre ”Comprensión y DiseñoEstructurales”.

17

BIBLIOGRAFÍA



19

APÉNDICE 1

APÉNDICE 1

El juego de rol “La Casa del Mono” para un grupode estudiantes en un seminario, figura 16



Se crean entre 10 y 12 roles de acción,uno por cada estudiante del grupo, para conside-rar los requisitos e interacciones del diseño. Cada

participante ve un croquis general de un posibleedificio y dispone de unos 3 minutos para prepa-rar los requisitos de su rol, lo que le gusta y lo queno le gusta. Seguidamente expone estos requisi-tos durante 2/3 minutos a los demás participantesque no le interrumpen y que anotan los puntos deacuerdo/desacuerdo. Cuando todos los partici-pantes han hablado, los participantes discuten yexploran en general los numerosos conflictosdurante unos 30 minutos. Seguidamente la per-sona que dirige el juego busca una conclusión:

¿para quién es realmente La Casa del Mono?

21

APÉNDICE 1

Figura 16 La casa del mono: un divertido juego para todoel año




INTRODUCCIÓN AL DISEÑOLección 2.2.1: Principios de Diseño

23



25

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Explicar los objetivos del diseño estructu-

ral y su problemática; reseñar cómo puedeninfluir en el diseño las diferentes prioridades ydescribir diferentes enfoques para cuantificar elproceso de diseño.

LECCIONES AFINES

Lección 2.1: Proceso de Diseño

Lección 2.3: Bases para la Determinación

de CargasLección 2.8: Aprender de los Errores

Lección 3.4: Calidades y Tipos de Acero

Lección 3.5: Selección de la Calidad delAcero

RESUMEN

Se explican los objetivos fundamentales

del diseño estructural. Se consideran los proble-mas asociados, el diseño de las estructuras entérminos de carga y propiedades del material. Serepasa brevemente el desarrollo de métodos dediseño estructural en relación con aspectos deldiseño tales como flechas, vibración, resistenciaa las fuerzas y fatiga. Se incluyen temas deconstrucción y mantenimiento. Se hace hincapiéen la importancia de considerar estos aspectos yotros, como la adaptación de servicios y los cos-tes de revestimiento, en el desarrollo de un dise-

ño eficaz. Se consideran las responsabilidadesdel proyectista y la necesidad de una comunica-ción efectiva.



26

1. INTRODUCCIÓN

Los objetivos concretos del diseño estruc-

tural varían de un proyecto a otro. En todos loscasos, la prevención del colapso es un requisitoimportante - tal vez el más importante- y , porello, debe adoptarse un coeficiente de seguridadadecuado. En este contexto, la estructura debeser proyectada para cumplir con los requisitos deresistencia y estabilidad. Estos conceptos seilustran en la figura 1, en la que se muestra unabarra larga y delgada sometida a tracción (figura1a) y compresión (figura 1b). En el caso de latracción, la resistencia a la carga de la barra está

regida por la capacidad del material para resistir-la sin romperse. La barra sólo puede soportaresta carga en compresión si permanece estable,es decir, si no se deforma significativamente enuna dirección perpendicular a la línea de acciónde la carga aplicada. La rigidez de la estructuraes otra característica importante que tiene quever más con la resistencia a la deformación quecon el colapso. Ello resulta de particular impor-tancia en el caso de las vigas, cuya flecha bajouna carga particular está relacionada con su rigi-dez (figura 1c). Las grandes deformaciones noestán necesariamente asociadas con el colapso,y algunos materiales frágiles, como el vidrio,pueden romperse con una escasa deformaciónprevia. Puede ser necesario incluir otras consi-deraciones en el proceso de diseño. Éstas son:comportamiento cuantificable como deforma-ción, fatiga, resistencia al incendio y comporta-miento dinámico; consideraciones como la corro-sión y la adaptación de servicios que puedeninfluir tanto en los detalles como en el conceptogeneral, pero de una forma más cualitativa; y la

estética, que depende en gran medida de valo-raciones subjetivas. Además, es muy probableque las consideraciones económicas influyanconsiderablemente en la gran mayoría de losdiseños estructurales. En este contexto son rele-vantes los aspectos de rapidez y facilidad deconstrucción, los costes de mantenimiento y deexplotación, así como los costes básicos del edi-ficio. La importancia relativa de cada uno deestos factores variará según las circunstancias.

Del enfoque del diseño estructural se trataen la lección 2.1, en la que se describe cómo el

proyectista puede empezar a acomodar gran can-tidad de requisitos diferentes, muchos de los cua-les ejercerán presiones conflictivas. Esta lecciónse centra en la forma de conseguir un diseñoestructural satisfactorio a través de un análisisracional de diversos aspectos del comportamien-to de la estructura. Vale la pena hacer hincapiéen el hecho de que el proceso de diseño estruc-tural en su conjunto puede considerarse integra-do por dos grupos de fases estrechamente inte-rrelacionadas. En el primer grupo se define laforma general de la estructura, por ejemplo pórti-co rígido o muros de carga, la disposición de loselementos estructurales (normalmente en térmi-

nos de un emparrillado estructural) y el tipo deelementos y materiales estructurales que se vana utilizar, por ejemplo vigas y columnas de aceroy suelos compuestos. Se requiere un alto gradode creatividad. La síntesis de una solución sedesarrolla sobre la base del profundo conoci-miento de un amplio abanico de temas. Estostemas incluyen el comportamiento de las estruc-turas y los materiales, así como un sentido de lasimplicaciones detalladas que tendrán las decisio-nes que se tomen en esta fase, por ejemplo,

reconocer el canto que deberá tener una vigapara una función en particular. Los métodos for-

Figura 1 Tipos de fallos



27

INTRODUCCIÓN

malizados resultan escasamente útiles en estafase. Una solución satisfactoria depende enmayor medida de la capacidad creativa del pro-

yectista.

En las fases posteriores se determinancon más detalle las dimensiones de los com-ponentes estructurales y las uniones entreellos. A estas alturas, el problema ya está cla-ramente definido y el proceso se puede forma-lizar más. En el caso de las estructuras deacero, el proceso comprende, por lo general, laselección de una magnitud apropiada de losperfiles normalizados, aunque en algunas cir-

cunstancias el proyectista puede desear utili-zar un perfil no normalizado cuya ejecuciónrequerirá, generalmente, soldar chapas o per-files normalizados para formar vigas de almallena o de celosía.

Las normas de diseño desempeñan unpapel importante en esta fase del diseño detalla-do de los elementos. Su intención es ayudar agarantizar que los edificios se proyecten y cons-truyan de forma que sean seguros y cumplan sufunción. Esta normativa puede variar considera-blemente en su alcance y contenido. Puedebasarse simplemente en normas de rendimiento,dejando al proyectista una gran flexibilidad encuanto a cómo alcanzar una solución satisfacto-ria. Un ejemplo de ello son las leyes de cons-trucción publicadas por el Rey Hammurabi deBabilonia en torno al 2200 a.C.. Están conserva-das en forma de escritura cuneiforme en unatabla de arcilla e incluyen disposiciones talescomo “Si un constructor construyere una casapara un hombre y no hiciere su construcción

firme, y si la casa que ha construido se colapsa-re y provocare la muerte de su propietario, eseconstructor será ejecutado. Si provocare lamuerte del hijo del propietario de la casa, se eje-

cutará a un hijo del constructor. Si provocare lamuerte de un esclavo del propietario de la casa,el constructor entregará al propietario un escla-

vo del mismo valor”. El peligro, y al mismo tiem-po el atractivo, de tal enfoque es que dependeen gran medida de la capacidad del proyectista.No incluye exigencias formales basadas en elbuen criterio actual y el ingeniero tiene libertadpara justificar el diseño de cualquier manera.

El otro extremo lo constituye un conjuntode normas de diseño altamente preceptivas queproporcionan “recetas” para soluciones satisfac-torias. Puesto que éstas pueden incorporar los

resultados de la experiencia previa acumulada alo largo de muchos años, y complementados portrabajos de investigación más recientes, podríanparecer más seguras. Sin embargo, este enfo-que no puede aplicarse a las fases conceptualesdel diseño y existen muchos casos en los quelas circunstancias reales a las que se enfrenta elproyectista difieren, de alguna manera, de lasprevistas en las normas. Existe asimismo el ries-go psicológico de que a tales normas de diseñose les presuponga una validez “absoluta” y seadopte una fe ciega en los resultados que sevayan a obtener utilizándolas.

Está claro que ambos enfoques tienen supapel que desempeñar. Quizá lo mejor seríaespecificar unos criterios de rendimiento satis-factorio para reducir al mínimo la posibilidad decolapso o de cualquier otro tipo de fallo. Losingenieros tendrían entonces libertad para cum-plir con los criterios de diferentes maneras, perotambién disponer de datos para utilizarlos sifuese preciso. El aspecto más importante es,

quizás, la actitud del ingeniero, que debe basar-se en el sentido común e incluir un elemento desaludable escepticismo en cuanto a las propiasnormas de diseño.



28

2. LAS INCERTIDUMBRESEN DISEÑO ESTRUCTURAL

La simple cuantificación del proceso dediseño, utilizando sofisticadas técnicas analíticasy potentes ordenadores, no elimina las incerti-dumbres asociadas al diseño estructural, aun-que puede reducir algunas.

Estas son:

• cargas

• leyes constitutivas del material

• modelización de la estructura

• imperfecciones estructurales

Las cargas se explican con mayor detalleen la lección 2.3. Aunque es posible cuantificarlas cargas de una estructura, es importante reco-nocer que en la mayoría de los casos estas car-gas representan poco más que una estimaciónde la intensidad probable de la carga máxima a laque una estructura estará expuesta. Algunas car-gas, como el peso propio de la estructura, pue-den resultar más fáciles de definir que otras,como la carga del viento o las ondas de gravedaden las estructuras marítimas. Sin embargo, existeun alto grado de incertidumbre asociado a todaslas cargas y esto debe reconocerse siempre.

Las leyes constitutivas se basan normal-mente en los resultados de ensayos realizadoscon muestras pequeñas. Por comodidad, larepresentación matemática del comportamiento,por ejemplo en forma de curva de tensión-defor-mación, se considera de forma simplificada a losefectos del diseño estructural. En el caso delacero, la representación normal es el comporta-

miento elástico lineal hasta el límite elástico concomportamiento plástico a deformaciones mayo-res (figura 2). Aunque esta representación dauna medida razonable del comportamiento delmaterial, está claro que no es absolutamenteprecisa. Además, todo material presentará unavariabilidad natural, normalmente, dos muestrastomadas del mismo lote fallarán a tensiones dife-rentes en los ensayos. Comparado con otrosmateriales, el acero es notablemente consisten-te a este respecto pero, no obstante, las desvia-

ciones existen y representan otra fuente deincertidumbre.

Los métodos de análisis del comporta-miento de las estructuras han avanzado signifi-cativamente en los últimos años, en particulargracias al desarrollo de las técnicas informatiza-das. A pesar de ello, el análisis estructural sebasa siempre en una cierta idealización del com-

portamiento real. En algunos casos, como lasvigas aisladas soportadas en apoyos simples, laidealización puede ser bastante precisa. Enotras circunstancias, sin embargo, la diferenciaentre el modelo y la estructura real puede serbastante significativa. Un ejemplo de ello es lacercha a la que, normalmente, se le suponenuniones articuladas, aunque de hecho las unio-nes pueden ser bastante rígidas y algunasbarras pueden ser continuas. La presunción deque las cargas se aplican solamente en los

nudos puede no ser realista. Aunque estas sim-plificaciones pueden resultar adecuadas en la

Figura 2 Propiedades mecánicas del acero



29

LAS INCERTIDUMBRES EN DISEÑO...

modelización del comportamiento general,deben reconocerse las implicaciones, al menosen lo que se refiere a efectos secundarios.

Otra fuente de incertidumbre procede delas imperfecciones de la estructura, que son dedos tipos: geométricas, es decir, desviación de larectilineidad o desajuste, y mecánicas, es decir,tensiones residuales debidas a los procesos detrabajo de taller o a la falta de homogeneidad delas propiedades del material. No es posible fabri-car perfiles de acero conforme a dimensiones

absolutas; el desgaste de la maquinaria y lasinevitables desviaciones en el proceso de fabri-cación provocarán pequeñas desviaciones que

deben reconocerse. Del mismo modo, aunque laconstrucción en acero se realiza con unas tole-rancias mucho más estrechas que en la mayoríade los materiales estructurales, se produciránalgunas desviaciones (por ejemplo en la alinea-ción de barras individuales) (figura 3).

Al adoptar un enfoque cuantificado deldiseño estructural deben reconocerse y tenerseen cuenta todas estas incertidumbres. Se prevéncon los medios siguientes:

• especificando niveles de carga que, basa-dos en la experiencia previa, representenlas peores condiciones que puedan darseen un tipo particular de estructura.

• especificando un procedimiento de toma demuestras, un plan de ensayos y límites enlas propiedades del material.

• especificando límites o tolerancias de fabri-cación y de ejecución.

• utilizando métodos de cálculo apropiados,reconociendo la diferencia entre el compor-

tamiento real y el comportamiento idealiza-do.

Estas medidas no eliminan las incerti-dumbres, sino simplemente ayudan a controlar-las dentro de límites definidos.

Figura 3 Imperfecciones geométricas en sección transver-sal y a lo largo de la longitud de perfiles lamina-dos (exageradas)



30

3. DISEÑO PARA EVITAREL COLAPSO

3.1 Antecedentes

El diseño estructural no es algo nuevo.Desde que el hombre empezó a construir(viviendas, lugares de culto, puentes) siguióalguna filosofía de diseño, aunque a menudo deforma inconsciente diseños anteriores. Cuandose introducían innovaciones o modificaciones,las técnicas de tanteo era lo único de lo que sedisponía. Como resultado de ello, muchas de las

estructuras que se construían, o se construíanparcialmente ,o colapsaban ,o sus prestacioneseran inadecuadas. Aún así, estos fallos resulta-ban positivos en la medida en que contribuían aacumular conocimientos sobre lo que era viableo no.

Este enfoque empírico persistió durantemuchos siglos. Incluso hoy en día forma partedel enfoque adoptado en el diseño. A menudo seutilizan reglas y recomendaciones empíricasbasadas ampliamente en la experiencia previa.La técnica de la construcción tampoco está librede fallos en la actualidad, a pesar de la aparentesofisticación de los métodos de diseño y de lapotencia de los ordenadores. Los colapsos dra-máticos de puentes de vigas en cajón a princi-pios de los años setenta fueron una triste mues-tra de lo que puede ocurrir cuando los nuevosdesarrollos van demasiado por delante de laexperiencia existente.

La aparición de nuevos materiales, espe-

cialmente el hierro colado y pudelado, hicieronnecesario una nueva orientación y el desarrollode métodos más científicos. El nuevo enfoqueincluía ensayos de muestras de material y prue-bas de carga de componentes y conjuntosestructurales. De este modo se justificaban aveces también nuevos conceptos, por ejemploen el caso del puente Forth Rail.

Los primeros pasos para racionalizar eldiseño de estructuras de un modo cuantitativo se

produjeron a principios del siglo XIX con el desa-rrollo del análisis elástico. Este tipo de análisis

permitió a los ingenieros determinar el efecto(sobre componentes estructurales individuales)de las fuerzas aplicadas a una estructura com-

pleta.

Los ensayos de materiales proporciona-ron información sobre la resistencia y, en el casodel hierro y el acero, otras características comoel límite elástico. Naturalmente, a menudo sedaban grandes desviaciones en los valoresmedidos, como ocurre incluso en la actualidadcon algunos materiales. Normalmente, al objetode garantizar un diseño seguro, en los resultadosde los ensayos se adoptaba para la resistencia

un límite inferior, un valor por debajo del cual nocaían los datos experimentales. Reconociendoalgunas de las incertidumbres asociadas a losmétodos de diseño basados en el cálculo, lastensiones en condiciones de carga máxima deservicio se limitaban a un valor igual al límiteelástico dividido por un factor de seguridad. Estefactor de seguridad se especificaba de unaforma aparentemente arbitraria, siendo los valo-res de 4 o 5 algo bastante normal.

Este enfoque proporcionó las bases paracasi todo el cálculo estático estructural hastahace muy poco y, para algunas aplicaciones, sesigue utilizando en la actualidad. A medida queel conocimiento del comportamiento de losmateriales ha aumentado y se han racionalizadomás los factores de seguridad, las especificacio-nes de resistencia también han cambiado. Loscambios en la práctica de construcción y el desa-rrollo de materiales nuevos y más resistenteshan impuesto modificaciones detalladas de lasnormas de diseño, en particular respecto al com-

portamiento a pandeo. No obstante, el enfoquebásico siguió siendo el mismo hasta hace muypoco, cuando ciertas limitaciones del diseño clá-sico, basado en la resistencia admisible, se hicie-ron aparentes. Estas limitaciones pueden resu-mirse del modo siguiente:

i no se reconocen diferentes niveles de incer-tidumbre asociados a los diferentes tipos decarga.

ii tipos diferentes de estructura pueden tenercoeficientes de seguridad muy distintos en



31

DISEÑO PARA EVITAR EL COLAPSO

términos de colapso y estas diferencias no seevidencian de ninguna forma cuantificable.

iii no se reconoce la ductilidad ni la reserva deresistencia posterior al límite elástico carac-terística de las estructuras de acero.

La última de estas limitaciones fue supe-rada por el trabajo de Baker [1] y sus colabora-dores en los años treinta, cuando se desarrolló elcálculo plástico. Este método se basaba en ase-gurar un coeficiente global de seguridad contrael colapso, previendo el “fallo” localizado con unaredistribución de las tensiones de flexión. Beal

[2] aporta una comparación del cálculo elástico yel cálculo plástico.

Una vez reconocidos los inconvenientesdel método de diseño basado en la tensión admi-sible, se ha adoptado un enfoque alternativoconocido como el diseño basado en estadoslímites. En la actualidad, para la mayoría de lostipos y materiales estructurales, hay procedi-mientos bien establecidos de diseño basado enestados límites. El enfoque reconoce la inevita-ble variabilidad e incertidumbre en la cuantifica-ción de las prestaciones estructurales, incluidaslas incertidumbres de las características de losmateriales y los niveles de carga. Idealmente,cada incertidumbre se trata normalmente de unaforma similar empleando técnicas estadísticaspara identificar valores típicos o característicos yel grado de desviación que se puede esperar deesta norma [3]. Entonces es posible derivar fac-tores de seguridad parciales que son consisten-tes, uno para cada aspecto de incertidumbre deldiseño. Así, por ejemplo, a diferentes tipos de

carga se les aplican coeficientes diferentes.Seguidamente se examinan varios estados lími-tes de la estructura. En ese caso, la estructura seproyecta para fallar en condiciones de cargaponderadas, lo que da una idea de los márgenesde seguridad más clara de la que se tenía ante-riormente con el cálculo de la tensión admisible.

3.2 Estabilidad

Una resistencia inadecuada no es la únicacausa de colapso. En particular, el proyectista

debe asegurar una estabilidad adecuada, tantode la estructura completa (en función de suforma general) como de cada parte de la misma

(dependiendo de las proporciones y materialesde cada barra). Esta última se resuelve general-mente modificando la resistencia del materialsegún las condiciones individuales. La estabili-dad general resulta mucho más difícil de cuanti-ficar y debe estudiarse cuidadosamente en lafase inicial del diseño de la estructura. En estesentido, la estabilidad de la estructura puededefinirse por las condiciones en las cuales unaestructura ni se colapsará (completa o parcial-mente) debido a cambios menores, por ejemplo

de su forma, estado o carga normal, ni será inde-bidamente sensible a acciones accidentales. Enla figura 4 se muestran algunos ejemplos.

En el estudio de la estabilidad, la posiciónde los principales elementos de apoyo debe pro-porcionar una vía claramente definida para latransmisión de cargas, incluidos los efectos delviento y sísmicos sobre los cimientos. Al consi-derar las cargas del viento en los edificios esimportante prever arriostramientos en dos pla-nos verticales ortogonales, distribuidos de forma

que se eviten efectos de torsión indebidos, yreconocer el papel de la estructura del forjado en

Figura 4 Ejemplos de disposiciones estructurales poten-cialmente inestables



32

la transmisión de cargas del viento a estas áreasarriostradas (figura 5). El arriostramiento puedeefectuarse de varias maneras, por ejemplo

mediante elementos de arriostramiento transver-sales o la acción de un pórtico rígido.

La consideración de acciones accidenta-les como explosiones o impactos resulta másdifícil, pero el principio consiste en limitar la

extensión de los daños causados. Los dañospueden limitarse previendo cargas muy altas (noapropiadas generalmente) o previendo múltipleslíneas de carga. En el diseño se deben conside-rar los daños locales que dejan ineficaces ele-mentos individuales de la estructura, asegurán-

dose de que el resto de la estructura es capaz desoportar la nueva distribución de las cargas, aun-que con un factor de seguridad menor. Las estra-

tegias alternativas deben prever la disipación deacciones accidentales, por ejemplo dando salidaa las explosiones, y proteger la estructura, porejemplo instalando protecciones para evitar elimpacto de vehículos en las columnas (figura 6).

Naturalmente, debe asegurarse la estabi-lidad estructural cuando se realizan alteracionesen las estructuras existentes. En todos los casosdebe considerarse muy cuidadosamente la esta-bilidad durante la ejecución.

3.3 Robustez

La robustez se asocia a la estabilidad demuchas maneras. Formas de construcción quecumplen con la función primaria de acomodarcondiciones de carga normales –altamente idea-lizadas a efectos del diseño– pueden no satisfa-cer una función secundaria cuando la estructuraestá sometida a condiciones de carga reales. Porejemplo, normalmente se supone que el forjadode un edificio debe transmitir las cargas del vien-

to en el plano horizontal a las posiciones arrios-tradas. La transmisión de las cargas del vientosólo se consigue si existe una conexión adecua-da entre el forjado y otras piezas de la estructuray fábrica del edificio y si la forma de construccióndel propio forjado es adecuada.

Figura 5 Estabilidad en dirección transversal

Figura 6 Estratégias alternativas para tratar con accionesaccidentales



33

OTROS OBJETIVOS DEL DISEÑO

4. OTROS OBJETIVOSDEL DISEÑO

Aunque el colapso es una consideraciónprincipal para el ingeniero de estructuras, exis-ten muchos otros aspectos que deben ser con-siderados. Ninguno de estos aspectos puedecuantificarse y sólo algunos de ellos se aplica-rán normalmente. No obstante, para lograr unasolución con éxito, el proyectista debe decidirqué consideraciones se pueden ignorar, cuálesson los criterios más importantes en el desarro-llo del proyecto y cuáles se pueden comprobarsimplemente para asegurar unas prestaciones

satisfactorias.

4.1 Deformación

La flecha de una estructura tiene muchomás que ver con la rigidez que con la resistencia.Una flecha excesiva puede provocar varios efec-tos indeseables. Estos incluyen daños en los aca-bados (en particular cuando se utilizan materialesfrágiles como vidrio o escayola), estancamientode agua en cubiertas planas (que puede provocarfugas e incluso el colapso en casos extremos),alarma visual a los usuarios y, en casos extremos,cambios en el comportamiento estructural sufi-cientes para provocar el colapso. Quizá el ejemplomás frecuente de los efectos de la flecha se da enlas columnas, que se diseñan principalmente paracargas de compresión pero que pueden versesometidas a efectos de pandeo importantes cuan-do la columna se deforma en un plano horizontal,el llamado efecto P-delta.

El enfoque normal en el diseño consisteen comprobar que las flechas calculadas nosuperan los niveles admisibles, que dependendel tipo de estructura y de los acabados emple-ados. Por ejemplo, los límites de la flecha de lasestructuras de cubiertas normalmente no sontan severos como los de las estructuras de losforjados. Al efectuar estas comprobaciones esimportante reconocer que la flecha total δmáxestá formada por varios componentes, como semuestra en la figura 7, esto es:

δmáx = δ1 + δ2 – δ0

donde

δ1 es la flecha debida a cargas permanentesδ2 es la flecha debida a cargas variables

δ0 es la contraflecha (en su caso) de la vigasin carga.

Al controlar las flechas, a menudo esnecesario considerar tanto δmáx como δ2, apli-cándose los límites más severos en el segundocaso.

Aunque las flechas calculadas no propor-cionan necesariamente una predicción precisade los valores probables, sí dan una medida dela rigidez de la estructura. Por lo tanto, constitu-yen una guía razonable de las prestaciones de laestructura a este respecto. Con la tendenciahacia vanos mayores y materiales de mayorresistencia, en los últimos años el diseño basa-do en la flecha ha adquirido más importancia. Enmuchos casos, esta consideración dicta la mag-nitud de los elementos estructurales más que suresistencia. En el caso de ciertas estructuras elcontrol de la flecha tiene una importancia máxi-ma. Ejemplos de ello son las estructuras que

soportan grúas elevadas y las que alojan equi-pamientos sensibles. El diseño basado en la fle-cha es probablemente la condición crítica entales casos.

4.2 Vibración

Al igual que el comportamiento de la fle-cha, las características de vibración de unaestructura dependen de la rigidez más que de la

resistencia. El principio del diseño consiste enadoptar una solución para la cual la frecuencia

Figura 7 Componentes de flexión a considerar



3434

de la vibración sea lo bastante diferente de la decualquier fuente de excitación, por ejemplo unamáquina, para evitar la resonancia. La mayor

longitud de los vanos, las estructuras más ligerasy una reducción de la masa y la rigidez de lostabiques y revestimientos han contribuido a redu-cir de forma generalizada las frecuencias natura-les para las estructuras de los edificios. Se hanregistrado casos de incomodidad humana y elEurocódigo 3 [4] especifica ahora una frecuencianatural mínima de 3 ciclos por segundo para lossuelos en uso normal y 5 ciclos por segundopara los suelos de pistas de baile.

Puede asimismo ser necesario considerarlas oscilaciones excitadas por el viento enestructuras inusualmente flexibles como las deedificios muy esbeltos y altos, puentes de granluz, cubiertas grandes y elementos inusualmen-te flexibles como tirantes ligeros. En estasestructuras flexibles deben estudiarse, con car-gas de viento dinámicas, las vibraciones en elplano de la dirección del viento y perpendicula-res a la misma, así como las vibraciones induci-das por las rachas y torbellinos. Las característi-cas dinámicas de la estructura pueden ser elcriterio principal del diseño en tales casos.

4.3 Resistencia al incendio

En el Tomo 6 se explican las previsionesde seguridad en el caso de incendio. Un requisi-to común es que se mantenga la integridadestructural durante un periodo especificado a finde que los ocupantes del edificio puedan aban-donarlo y puedan realizarse las operaciones de

lucha contra el incendio sin peligro de colapso dela estructura. En el caso de estructuras de aceropueden adoptarse estrategias de diseño alterna-tivas para cumplir este requisito. El enfoque tra-dicional ha consistido en completar el diseño dela estructura en frío y prever algún tipo de aisla-miento para la estructura de acero. Este enfoquepuede representar una solución costosa y, en laactualidad, se han desarrollado métodos alterna-tivos que permiten la reducción, y en algunoscasos la eliminación completa, de la protección

contra incendios. Para llevar a cabo estas alter-nativas de manera eficaz, es importante que en

una fase inicial del proyecto se considere cómose va a obtener la resistencia al incendio de laestructura de acero. La adopción de una solu-

ción de diseño que puede resultar relativamenteineficiente en términos de peso de acero en con-diciones normales puede verse ampliamentecompensada por el ahorro en protección contrael incendio (figura 8).

Los edificios situados junto a otros localespueden requerir una consideración especial a finde prevenir la propagación del incendio a loslocales adyacentes debido a un colapso estruc-

tural. También para estos casos se han desarro-llado procedimientos de diseño cuantitativos [5].

4.4 Fatiga

Cuando una estructura, o elementos indivi-duales de la misma, están sometidos a fluctuacionesimportantes de tensión, puede producirse un colap-so por fatiga después de un cierto número de ciclosde carga a niveles de tensión muy por debajo de la

resistencia estática normal. Los principales factoresque afectan al comportamiento en fatiga son el

Figura 8 Conceptos iniciales



35

OTROS OBJETIVOS DEL DISEÑO

campo de tensiones experimentadas, el número deciclos de carga y el entorno. Las estructuras querequieren una consideración particular a este res-

pecto son las vigas carril, los puentes de carreterasy ferrocarril, y las estructuras sometidas a ciclosrepetitivos de vibración procedente de maquinaria uoscilaciones inducidas por el viento. El Eurocódigo 3[4] incluye orientaciones para el diseño.

4.5 Ejecución

Una de las principales ventajas de laestructura de acero es la rapidez a la que puede

avanzar su ejecución. Para aprovechar al máximoesta ventaja, puede ser necesario adoptar unasolución estructuralmente menos eficiente, porejemplo utilizando el mismo perfil para todas lasbarras en la construcción de un forjado, incluso siunas viguetas reciben una carga menor que otras(figura 9). Debe evitarse el apuntalamiento tem-poral , al igual que los cambios posteriores dedetalles que pueden afectar al trabajo de taller.

La estructura no debe ser considerada deforma aislada, sino tratada como una parte de la

construcción completa, junto con los servicios, elrevestimiento y los acabados. Adoptando unenfoque coordinado en el diseño, integrando laspartes y eliminando o reduciendo los trabajos dealbañilería, puede incrementarse al máximo lavelocidad de ejecución de la totalidad del proyec-to. Un buen ejemplo de ello es el sistema deemparrillado continuo bidireccional utilizado parala sede central de BMW en Bracknell y otros pro-yectos [6].

La instalación de servicios puede tenerimplicaciones importantes en la rapidez, el costey el detalle de construcción. En edificios con

requisitos importantes de servicios, el coste deéstos puede ser considerablemente mayor queel coste de la estructura. En tales circunstancias,puede ser mucho mejor sacrificar la eficienciaestructural en aras de la facilidad para acomodarlos servicios. El diseño de los forjados , incluidoslos acabados, la estructura, la protección contraincendios y los servicios, tiene implicaciones enotros aspectos de la construcción del edificio.Cuanto más canto tenga el forjado, para unmismo número de plantas, mayor será la altura

total del edificio, y, por tanto, la cantidad derevestimiento externo necesario. En numerososedificios comerciales se utilizan sistemas derevestimiento muy sofisticados y costosos. Elahorro en sistemas de revestimiento puede com-pensar ampliamente el uso de una construcciónde forjado mas fino, pero menos eficiente.Cuando existe un control estricto de programa-ción de la altura total del edificio, puede inclusoser posible acomodar plantas adicionales deesta manera.

4.6 Mantenimiento

Todas las estructuras deben revisarse ymantenerse de forma regular, aunque es proba-ble que algunas condiciones sean más exigentesa este respecto. Por ejemplo, una estructura deacero en un ambiente interior seco y con cale-facción no sufrirá corrosión, mientras que laestructura de un puente en una zona costerarequerirá planes de mantenimiento rigurosos.

Algunas formas estructurales son más fáciles demantener que otras y, cuando las condiciones deexposición son severas, la facilidad para la ins-pección y el mantenimiento debe ser un criterioimportante. Los objetivos principales en estecontexto son evitar zonas inaccesibles, disponerregistros para suciedad y humedad y utilizar per-files individuales laminados o tubulares preferi-blemente a conjuntos tipo cercha compuestospor perfiles más pequeños.

Figura 9 Adoptar el mismo perfil para todos los miembrosde un forjado podría ser poco eficaz en cuanto auso de material, pero economiza la construcción



36

5. RESPONSABILIDADESDEL PROYECTO

Un ingeniero tiene la responsabilidad deasegurar que el diseño y los detalles de todos loscomponentes sean compatibles y cumplan conlos requisitos generales del proyecto. Esta res-ponsabilidad es de la mayor importancia cuandodiferentes diseñadores u organizaciones sonresponsables de partes individuales de unaestructura como cimientos, superestructura yrevestimiento. En este caso debería incluirse unavaloración de los planos de trabajo y otros docu-mentos para verificar, entre todos, que los requi-

sitos de estabilidad se hayan sido incorporadosen todos los elementos y que puedan cumplirsedurante la fase de ejecución.

Antes y durante la ejecución es esencialla comunicación efectiva entre los componentesdel equipo de diseño, así como entre el diseña-dor y el constructor. Una buena comunicaciónayudará a evitar conflictos potenciales del pro-yecto, por ejemplo cuando deben penetrar servi-cios en la estructura, así como para la realiza-ción segura de la estructura conforme a losplanos y pliego de condiciones. El constructorpuede asimismo necesitar información sobre losresultados de los estudios de obra y de terreno,

hipótesis de carga, resistencia a las cargas, lími-tes de las posiciones de uniones de construccióny posiciones de elevación para barras que deban

montarse como piezas individuales. Cuando seanecesario, debe elaborarse una memoria acom-pañada de croquis en la que se detalle cualquierrequisito especial, por ejemplo cualquier diseñoinusual o cualquier aspecto particularmente sen-sible de la estructura o la construcción. Estamemoria debe ponerse a disposición del fabri-cante para que adopte las medidas apropiadasen lo referente a obras temporales y métodos deejecución.

El diseñador debe ser informado de losmétodos de construcción propuestos, los proce-dimientos de montaje, el uso del equipo y lasobras temporales. El programa de ejecución y lasecuencia de montaje deben acordarse entre elproyectista y el constructor.

Una comunicación plana y efectiva entretodas las partes involucradas ayudará no sólo apromover una ejecución segura y eficaz, sinoque puede mejorar también conceptos y detallesdel proyecto. El diseño no debe contemplarsecomo un fin en si mismo, sino como una parteimportante de cualquier proyecto de construc-ción.



37

BIBLIOGRAFÍA

6. RESUMEN FINAL• Existen muchos problemas asociados al

diseño estructural. Por muchas potentes

herramientas que haya disponibles, el inge-niero debe reconocer siempre que el mode-lo de diseño no es más que una idealiza-ción y simplificación de las condicionesreales.

• Un enfoque cuantificado del diseño estruc-tural puede adoptar formas diferentes convistas a proporcionar un marco para solu-ciones satisfactorias. La aplicación dereglas de diseño debe combinarse con elsentido común y el conocimiento.

• En el diseño estructural deben considerarsemuchos aspectos, tanto de rendimientocomo de costes. La solución estructuralmás eficiente puede no ser la solucióngeneral más eficiente si no se considerande forma coordinada otros aspectos inter-dependientes de la construcción.

7. BIBLIOGRAFÍA

[1] Baker, J.F., and Heyman, J. “Plastic Design

of Frames 1: Fundamentals”, CambridgeUniversity Press, 1969.

[2] Beal, A.N. “What’s wrong with load factordesign?”, Proc. ICE, Vol. 66, 1979.

[3] Armer, G.S.T., and Mayne, J.R. “ModernStructural Design Codes - The case for a morerational format”, CIB Journal Building Researchand Practice, Vol. 14, No. 4, pp. 212-217, 1986.

[4] Eurocódigo 3 “Design of Steel Structures”ENV1992-1-1: Part 1: General Rules and Rulesfor Buildings, CEN, 1992.

[5] Newman, G.J. “The behaviour of portal fra-mes in boundary conditions”, Steel ConstructionInstitute.

[6] Brett, P.R. “An alternative approach to indus-trial building”, The Structural Engineer, Nov.1982.



ESDEP TOMO 2CONSTRUCCIÓN EN ACERO:INTRODUCCIÓN AL DISEÑO

Lección 2.2.2: Bases de Diseño en Estado Límitey Coeficientes de Seguridad

39



41

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Explicar los principios de diseño basado

en estados límite en el contexto del Eurocódigo3: Diseño de estructuras metálicas. Proporcionarinformación sobre los coeficientes de seguridadparciales para cargas y resistencia y considerarcómo pueden justificarse los valores particula-res.

LECCIONES AFINES

Lección 2.1: Proceso de Diseño

Lección 2.3: Bases para la Determinaciónde Cargas

Lección 2.8: Aprender de los Errores

Lección 3.4: Calidades y tipos de Acero

Lección 3.5: Selección de la calidad delAcero

RESUMEN

Se explica la necesidad de las idealizacio-

nes estructurales en el contexto del desarrollo deanálisis cuantitativos y métodos de diseño. Secomentan formas alternativas de introducir már-genes de seguridad y el papel de las reglas dediseño. Se explican las bases de diseño estadoslímite y los valores apropiados de los coeficien-tes de seguridad para cargas y resistencia. Seincluye un glosario de términos.



42

1. INTRODUCCIÓN

Los objetivos fundamentales del diseño

estructural son proyectar una estructura funcio-nal, que sea segura y útil, y cuya construccióny mantenimiento sean económicos. Todas lasreglas de diseño, cualquiera que sean susbases, están destinadas a ayudar al proyectistaa satisfacer estos requisitos básicos. En elpasado, el diseño era altamente empírico.Inicialmente se basaba en la experiencia previae inevitablemente se producía un número con-siderable de fallos. Posteriormente se desarro-llaron métodos de ensayo físico como un medio

de probar la eficacia de diseños innovadores.

Las primeras aproximaciones al diseño basadoen métodos de cálculo empleaban la teoría de

la elasticidad. Se han utilizado casi exclusiva-mente como la base de un diseño estructuralcuantitativo hasta hace muy poco. En la actua-lidad, el diseño basado en estados límite estásustituyendo a los enfoques anteriores basadosen la tensión admisible elástica y constituyen labase del Eurocódigo 3 [1] referido al diseño deestructuras metálicas. En los apartadossiguientes se explican los principios del diseñobasado en estados límite y se describe supuesta en práctica dentro de las reglas de dise-

ño, en particular el Eurocódigo 3.



43

BASES DE DISEÑO EN ESTADOS LÍMITE

2. BASES DE DISEÑO ENESTADOS LÍMITE

Los métodos de diseño basado en esta-dos límite animan al ingeniero a examinar lascondiciones que pueden considerarse como fallo- denominadas estados límites. Estas condicio-nes se clasifican en los estados límite últimos yestados limite de servicio. Dentro de cada unade estas clasificaciones puede ser necesariocomprobar varios aspectos del comportamientode la estructura metálica.

Los estados límites últimos se refieren a la

seguridad, en cuanto a resistencia a las cargas yequilibrio, cuando la estructura alcanza un puntoen el que es sustancialmente insegura para lafunción que se le supone. El proyectista comprue-ba que la resistencia máxima de una estructura (o

elemento de la misma) sea adecuadapara soportar las acciones máximas(cargas o deformaciones) a que esta-rá sometida, con un margen razona-ble de seguridad. Para el cálculo deestructuras metálicas, los aspectosque se deben comprobar son, espe-cialmente, la resistencia (incluida lafluencia, el pandeo y la transforma-ción en un mecanismo) y la estabili-dad contra el vuelco (figura 1). Enalgunos casos puede también sernecesario considerar otras posiblesmodalidades de rotura, como la rotu-ra debida a la fatiga del material y larotura frágil.

Los estados límites de uso se

refieren a aquellos estados en losque una estructura, aunque aguanta,empieza a comportarse de una formainsatisfactoria debido, por ejemplo, adeformaciones o vibraciones excesi-vas (figura 2). Así pues, el proyectistacomprobará que la estructura cumplesatisfactoriamente con su función alser sometida a las cargas de trabajoo servicio.

Puede ser necesario compro-bar estos aspectos del comporta-Figura 1 Condiciones últimas de colapso

Figura 2 Colapso en condiciones de servicio



44

miento en condiciones diferentes. Por ejemplo, elEurocódigo 3 define tres situaciones hipotéticasque corresponden al uso normal de la estructu-ra, situaciones transitorias, por ejemplo durantela construcción o reparación, y situaciones acci-dentales. Puede ser necesario considerar tam-

bién acciones diferentes, es decir, varias combi-naciones de cargas y otros efectos como latemperatura o el asiento (figura 3).

A pesar del aparentemente alto númerode casos que se deben considerar, en muchosde ellos será suficiente diseñar sobre la base dela resistencia y la estabilidad y, seguidamente,comprobar que no se vaya a sobrepasar el lími-te de flecha. Otros estados límites, claramente,no serán aplicables o podrá determinarse,

mediante un cálculo bastante sencillo, que noafectan al diseño.

En su nivel más básico, el cálculobasado en estados límites proporcionasimplemente un marco dentro del cual se

someten a consideración, explícita eindependiente, varios requisitos de rendi-miento diferentes. Ello no implica necesa-riamente el uso automático de conceptosestadísticos y probabilísticos, coeficien-tes de seguridad parciales, etc., ni cálcu-lo plástico, cálculo de carga máxima, etc.Se trata más bien de un método formalque reconoce la variabilidad inherente delas cargas, materiales, prácticas de cons-trucción, aproximaciones efectuadas en

el diseño, etc., intentando tenerlas encuenta de forma que se reduzcan apro-piadamente las probabilidades de que laestructura no resulte adecuada para suuso. El concepto de variabilidad es impor-tante porque el proyectista de estructurasmetálicas debe aceptar el hecho de que,al realizar sus cálculos estáticos, está uti-lizando magnitudes que no son absoluta-mente fijas o determinadas. Un ejemplode ello son los valores de las cargas y latensión de fluencia del acero que, aunquemucho menos variables que las propie-dades de algunos otros materialesestructurales, se sabe que presentan unacierta dispersión (figura 4). Estas varia-Figura 3 Acciones estructurales

Figura 4 Variabilidad de la tensión de fluencia



45

BASES DE DISEÑO EN ESTADOS LÍMITE

ciones deben tenerse en cuenta a fin de asegurar-se de que los efectos de la carga no superen laresistencia de la estructura al colapso. En la figura5 se representa este enfoque de forma esquemá-tica, mostrando curvas hipotéticas de distribuciónde frecuencia para el efecto de cargas en un ele-mento estructural y su resistencia. Cuando las doscurvas se solapan, tal como se ve en el área som-breada, el efecto de la carga es mayor que la resis-tencia del elemento y éste fallará.

La debida consideración de cada unode los límites elimina las inconsistencias deintentar controlar la flecha limitando las ten-

siones o de evitar la deformación en cargade servicio modificando la base de cálculo(fórmula, modelo matemático, etc,) para unadeterminación de resistencia máxima.

El método de diseño basado en esta-dos límites puede, por lo tanto, resumirsedel modo siguiente:

• definir los estados límites pertinentesen los cuales se debe comprobar el

comportamiento estructural.• para cada estado límite, determinar las

acciones apropiadas que se debenconsiderar.

• utilizando los modelos estructurales dediseño y teniendo en cuenta la inevitablevariabilidad de parámetros tales como laspropiedades de los materiales y los datosgeométricos, verificar que no se sobrepa-se ninguno de los estados límites perti-nentes.

Figura 5 Representación del principio de diseño para acciones yresistencias variables



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3. ACCIONES

Una acción sobre una estructura puede

ser una fuerza o una deformación impuesta,como las debidas a la temperatura o al asiento.En Eurocódigo 3 se hace referencia a accionesdirectas e indirectas, respectivamente.

Las acciones pueden ser permanentes,p.ej. el propio peso de la estructura, dispositivos

de fijaciones y acabados permanentes; variables,p.ej. cargas impuestas, viento y nieve; accidenta-les, p.ej. explosiones e impactos (figura 6). Para

las acciones de los seísmos, véanse las lecciones21 y el Eurocódigo 8 [2]. En el Eurocódigo 1 [3] serepresentan estas acciones con los símbolos G, Qy A respectivamente, junto con un subíndice –k ód– para indicar valores característicos o de cargahipotética, respectivamente. Asimismo, unaacción puede clasificarse como fija o libre, según

actúe o no en una posición fija enrelación con la estructura.

3.1 Valores característi-cos de las acciones(Gk, Qk y Ak)

Las cargas reales aplicadas auna estructura pueden definirsepocas veces con precisión; lasestructuras que retienen líquidospueden ser una excepción. Enmuchos casos, no es razonable pro-yectar una estructura según la máxi-ma combinación de cargas que lepodrían ser aplicadas. Un enfoquemás realista es proyectar la estructu-ra según cargas características, esdecir, aquéllas que se considera quetienen una probabilidad aceptable deno ser superadas durante toda lavida útil de la estructura. El términocarga característica se refiere nor-malmente a una carga de magnitudtal que sólo existe estadísticamenteuna pequeña probabilidad, denomi-

nada fractila, de que se sobrepase.

Las cargas impuestas estánabiertas a una variabilidad e idealiza-ción considerables, normalmente enrelación con el tipo de ocupación yrepresentadas como una intensidadde carga uniforme (figura 7). Las car-gas permanentes son menos varia-bles, aunque es evidente que lasvariaciones que surgen en la ejecu-

ción y los errores pueden ser subs-tanciales, particularmente en el casoFigura 6 Acciones estructurales



47

ACCIONES

de hormigón y acabados in-situ como los conglo-merados asfálticos en los puentes de carretera.

Las cargas debidas a la nieve, el viento,etc. son muy variables. Se han cotejado un grannúmero de datos estadísticos sobre su inciden-cia. En consecuencia, es posible predecir con

algún grado de exactitud el riesgo de que estascargas climáticas vayan a sobrepasar una mag-nitud especificada en un lugar en particular.

3.2 Valores hipotéticos delas acciones (Gd, Qd y Ad)

El valor hipotético de una acción es suvalor característico multiplicado por un coeficien-te parcial de seguridad apropiado. Los valoresreales de los coeficientes parciales que se van autilizar dependen de la situación hipotética (nor-mal, transitoria o accidental), el estado límite y la

combinación particular de acciones que se estánconsiderando. Los valores correspondientes delos efectos hipotéticos de las acciones, talescomo esfuerzos y momentos, tensiones y fle-chas, se determinan a partir de los valores hipo-téticos de las acciones, los datos geométricos ylas propiedades del material.

Figura 7 Las cargas reales impuestas se idealizan como sise distribuyeran de manera uniforme



48

4. PROPIEDADES DELMATERIAL

La variabilidad de la carga es sólo unaspecto de la incertidumbre relativa al compor-tamiento estructural. Otro aspecto importante esla variabilidad del material estructural, que serefleja en variaciones de resistencia de los com-ponentes de la estructura. De nuevo, la variabili-dad se tiene en cuenta formalmente aplicandocoeficientes parciales de seguridad apropiadosa los valores característicos. Para el acero deconstrucción, la propiedad más importante eneste contexto es el límite elástico.

4.1 Valores característicos delas propiedades del material

El límite elástico característico se defi-ne normalmente como el valor por debajo delcual sólo se situaría una pequeña proporciónde todos los valores. Teóricamente, esto sólose puede calcular a partir de datos estadísti-cos fiables. Por lo general, en el caso delacero, a los efectos del cálculo estructural ypor razones prácticas, se utiliza un valornominal que típicamente corresponde al lími-te elástico mínimo especificado. Es el caso en

Eurocódigo 3, en el que se tabulan los valoresnominales de límite elástico para las diferen-tes calidades de acero.

4.2 Valores teóricos de laspropiedades del material

El valor hipotético de la resistencia delacero se define como el valor característico divi-dido por el coeficiente parcial de seguridad apro-piado. Otras propiedades del material, en espe-cial el módulo de elasticidad, el módulo deelasticidad transversal, el coeficiente de

Poisson, el coeficiente de dilatación térmica line-al y la densidad, son mucho menos variablesque la resistencia y sus valores teóricos se indi-can normalmente como deterministas.

Además de los valores cuantificados utili-zados directamente en el cálculo de la estructu-ra, normalmente se especifican algunas otraspropiedades del material para asegurar la vali-dez de los procedimientos de cálculo incluidosen las reglas. Por ejemplo, el Eurocódigo 3 esti-pula requisitos mínimos para la relación resis-tencia máxima/límite elástico, alargamiento derotura y deformación máxima si se va a utilizar elanálisis plástico [1].



49

DATOS GEOMÉTRICOS

5. DATOS GEOMÉTRICOS

Generalmente los datos geométricos se

representan por sus valores nominales. Sonlos valores que se utilizan a efectos del cálcu-lo. La variabilidad, por ejemplo de las dimen-siones de la sección transversal, se tiene encuenta en los coeficientes de seguridad par-ciales aplicados en otro lugar. Deben preverse

otras tolerancias tales como el defecto de ver-ticalidad, el defecto de rectilineidad, el defectode ajuste y las inevitables excentricidades

menores presentes en las uniones prácticas.Pueden influir en el cálculo estructural global,en el cálculo del sistema de arriostramiento oen el cálculo de elementos estructurales indi-viduales. Normalmente, las propias reglas decálculo los tienen en cuenta.



5050

6. COEFICIENTES PARCIALESDE SEGURIDAD

En lugar del tradicional coeficiente deseguridad único utilizado en la determinación dela tensión admisible, el cálculo basado en esta-dos límite prevé varios coeficientes parciales deseguridad para relacionar los valores caracterís-ticos de las cargas y resistencia con los valoresteóricos. La norma ISO 2394 [4] sugiere el usode siete coeficientes parciales de seguridad,pero estos a menudo se combinan para simplifi-car los procedimientos de cálculo. Es el caso enlos Eurocódigos [1, 3], que incluyen coeficientes

para acciones y resistencia. En el anexo se faci-litan más detalles.

En principio, la magnitud de un coeficien-te parcial de seguridad debe relacionarse con elgrado de incertidumbre o variabilidad de unacantidad en particular (acción o propiedad delmaterial) determinada estadísticamente. En lapráctica, aunque éste parezca ser el caso, losvalores reales de los coeficientes parciales de

seguridad utilizados incorporan elementos signi-ficativos del coeficiente global de seguridad y norepresentan un tratamiento probabilístico riguro-

so de las incertidumbres [5-8].En esencia, las acciones características

(Fk) se multiplican por los coeficientes de seguri-dad aplicados a las cargas (γ F) para obtener lascargas teóricas (Fd), esto es:

Fd = γ f Fk

Los efectos de la aplicación de las cargasteóricas a la estructura, es decir, el momento deflexión, el esfuerzo cortante, etc., se denominan

los efectos teóricos Ed.La resistencia teórica Rd se obtiene divi-

diendo las resistencias características Rk por loscoeficientes parciales de seguridad aplicados almaterial γ M, modificados según sea apropiadopara tener en cuenta otras consideraciones talescomo el pandeo. Para que el proyecto sea satis-factorio, la resistencia teórica debe ser mayorque el efecto hipotético.



51

ESTADO LÍMITE ÚLTIMO

7. ESTADO LÍMITE ÚLTIMO

En presencia de acciones hipotéticas

apropiadas puede ser necesario verificar lassiguientes condiciones:

a. Ed,dst ≤ Ed,stb

donde Ed,dst y Ed,stb son los efectos teóricosde las acciones estabilizadoras y desestabi-lizadoras, respectivamente. Éste es el esta-do último final del equilibrio estático.

b. Ed ≤ Rd

donde Ed

y Rd

son la acción interna y laresistencia, respectivamente. En este con-texto puede ser necesario comprobar algu-

nos aspectos de la resistencia de un ele-mento. Estos aspectos podrían incluir laresistencia de la sección transversal (como

comprobación de la abolladura y la fluencialocales) y la resistencia a varias formas depandeo (como el pandeo total a compre-sión, el pandeo lateral por torsión y el pan-deo a cizallamiento de las almas), asícomo una comprobación de que la estruc-tura no se transforma en un mecanismo.

c. ninguna parte de la estructura se vuelveinestable debido a efectos de segundoorden.

d. el estado límite de rotura no es inducidopor fatiga.



52

8. ESTADO LÍMITE DE SERVICIO

El estado límite de servicio está relacio-

nado generalmente con el hecho de asegurarsede que las flechas no sean excesivas en condi-ciones normales de utilización. En algunoscasos, también puede ser necesario asegurarsede que la estructura no esté sujeta a vibracionesexcesivas. Esto es particularmente importanteen las estructuras expuestas a fuerzas dinámi-cas importantes o en las que acomodan equipa-mientos delicados. Tanto la flecha como la vibra-ción están asociadas con la rigidez más que conla resistencia de la estructura.

8.1 Flechas

En el estado límite de servicio, la flechacalculada de una barra o de una estructura esraramente significativa por sí misma, ya que lossupuestos teóricos rara vez se realizan porque,por ejemplo:

• la carga real tiene pocas probabilidades deser la carga hipotética prevista.

• las vigas rara vez están “libremente apoya-das” o “fijadas” y, en realidad, una viga seencuentra generalmente en algún estadointermedio.

• puede darse una acción conjunta.

La flecha calculada es, no obstante, valio-sa como índice de la rigidez de una barra oestructura, es decir, para valorar si se ha dis-

puesto lo necesario en relación con el estadolímite de flecha o avería local. A estos efectos,los métodos analíticos sofisticados rara vez se justifican. Cualesquiera que sean los métodosadoptados para valorar la resistencia y la estabi-lidad de una barra o estructura, los cálculos deflecha deben relacionarse con la estructura delestado elástico. Así pues, cuando el análisis paracomprobar la conformidad con el límite de resis-tencia se basa en conceptos de rígido-elástico oelástico-plástico, debe también considerarse el

comportamiento estructural en la fase elástica.

Las flechas calculadas deben compararsecon valores máximos especificados, que depen-derán de las circunstancias. Por ejemplo, en

Eurocódigo 3 [1] se tabulan las flechas verticaleslímites para vigas de seis categorías, tal como seindica a continuación:

• cubiertas en general.

• cubiertas que con frecuencia soportan apersonas, aparte del personal de manteni-miento.

• forjados en general.

• forjados y cubiertas que soportan yeso uotro acabado frágil o tabiques no flexibles.

• forjados que soportan columnas (salvo quela flecha se haya incluido en el análisis glo-bal del estado límite último).

• situaciones en las que la flecha puededañar la estética del edificio.

Al determinar la flecha, puede ser necesa-rio considerar los efectos de la precombadura ocontraflecha, las cargas permanentes y las cargasvariables por separado. En el proyecto se debenconsiderar también las implicaciones de los valo-res de flecha calculados. Para las cubiertas, porejemplo, independientemente de los límites espe-cificados en las reglas de cálculo, existe una claranecesidad de mantener una pendiente mínimapara la caída del agua. Por lo tanto, puede sernecesario considerar límites más estrictos paraestructuras de cubiertas casi planas.

8.2 Efectos dinámicos

Los efectos dinámicos que se deben con-siderar en el estado límite de servicio son lasvibraciones causadas por maquinaria y las vibra-ciones autoinducidas, por ejemplo, desprendi-mientos por torbellinos. La resonancia puede evi-tarse asegurándose de que las frecuenciasnaturales de la estructura (o de cualquier parte

de la misma) difieren suficientemente de las dela fuente de excitación. La oscilación y vibración



53

ESTADO LÍMITE DE SERVICIO

de estructuras sobre las que el público puedecaminar deben limitarse a fin de evitar incomodi-dades importantes a los usuarios. Esta situación

se puede comprobar realizando un análisis diná-mico y limitando la frecuencia natural más bajadel forjado. Eurocódigo 3 recomienda un límiteinferior de 3 ciclos por segundo para forjados

sobre los que caminan personas regularmente, yun límite más estricto de 5 ciclos por segundopara los forjados utilizados para bailar o saltar,

como es el caso en gimnasios o salas de baile[1]. Un método alternativo consiste en aseguraruna rigidez adecuada limitando las flechas avalores apropiados.



9. MODELOS DE DISEÑOESTRUCTURAL

Ninguna teoría estructural, ya sea elásticao plástica, puede predecir la carga o las cargasde una estructura en todas las circunstancias ypara todos los tipos de construcción. El cálculode barras individuales y uniones requiere el usode una teoría estructural apropiada para com-probar la modalidad de rotura; en ocasionespuede ser necesario comprobar tipos alternati-vos de rotura y ello puede requerir tipos de aná-lisis diferentes. Por ejemplo, la rotura por pandeo

por fluencia general sólo puede producirse cuan-do se alcanza el momento plástico; no obstante,la rotura por pandeo sólo es posible si la rotura

no se produce a un nivel de carga inferior, ya seapor abolladura o por pandeo general.

Los estados límites de servicio están rela-cionados con las prestaciones de la estructurasometida a condiciones de cargas de servicio.Por lo tanto, el comportamiento debe compro-barse sobre la base de un análisis elástico, inde-pendientemente del modelo utilizado para lahipótesis del estado límite último.

54



10. RESUMEN FINAL

• Los procedimientos de diseño basado en

estados límites requieren el examen formalde las diferentes condiciones que puedenllevar al colapso o a un comportamiento ina-decuado.

• El efecto de varias acciones se comparacon la correspondiente resistencia de laestructura conforme a criterios de roturadefinidos (estados límites).

• Los criterios de rotura más importantes sonel estado límite final (colapso) y el estadolímite de flecha de servicio.

• Para comprobar cada estado límite debenutilizarse modelos de diseño apropiados a

fin de disponer de un modelo preciso delcomportamiento estructural correspondien-te.

• Para carga y material se introducen coefi-cientes de seguridad aparte. Estos coefi-cientes son magnitudes variables y los valo-res precisos que se deben utilizar en elproyecto reflejan el grado de variabilidad dela acción o resistencia a la que se aplica elcoeficiente.

• Las diferentes combinaciones de accionespueden también requerir valores diferentesdel coeficiente de seguridad.

• Este enfoque flexible ayuda a obtener un

nivel consistente de seguridad en compara-ción con otros enfoques de cálculo.

55

RESUMEN FINAL



11. GLOSARIO

Un estado límite es un estado más allá del

cual la estructura deja de satisfacer los requisitosde rendimiento especificados.

El estado límite último es un estado aso-ciado al colapso y denota la incapacidad desoportar un incremento de la carga.

El estado límite de servicio es un estadomás allá del cual se deja de cumplir con losrequisitos de servicio especificados. Denota pér-dida de utilidad y/o la necesidad de una acción

correctora.Cargas características (Gk, Qk, Ak) son

aquellas cargas que tienen una probabilidadaceptablemente escasa de no ser sobrepasadasdurante la vida útil de la estructura.

La resistencia característica (fy) de unmaterial es la resistencia especificada por debajo de la cual sólo se puede esperar que caiga un

porcentaje pequeño (normalmente 5%) de losresultados de los ensayos.

Coeficientes de seguridad parciales (γ G,γ Q, γ M) son los coeficientes aplicados a las car-gas características, resistencias y propiedadesde materiales para tener en cuenta la probabili-dad de que se sobrepasen las cargas y no sealcance la resistencia especificada.

La carga teórica (o ponderada) (Gd, Qd,Ad) es la carga característica multiplicada por el

coeficiente de seguridad correspondiente.

La resistencia teórica es la resistenciacaracterística dividida por el coeficiente de segu-ridad parcial apropiado para el material.

56



APÉNDICE

COEFICIENTES PARCIALES

DE SEGURIDADCoeficientes parciales de seguridad para las acciones

59

APÉNDICE



Los Eurocódigos 1 y 3 definen los trescoeficientes parciales de seguridad siguientes:

γ G acciones permanentes

γ Q acciones variables

γ A acciones accidentales

Para γ G se especifican dos valores. Estosson γ G,sup y γ G,inf que representan respectiva-mente los valores “superior” e “inferior”. Cuandolas acciones permanentes tienen un efectonegativo sobre la condición hipotética que seestá considerando, el coeficiente de seguridadparcial debe ser el valor superior. Sin embargo,cuando el efecto de una acción permanente es

favorable (por ejemplo en el caso de cargas apli-cadas a una ménsula cuando se considera eldiseño de un vano adyacente) debe utilizarse elvalor inferior para el coeficiente de seguridadparcial (véase la figura 8).

El tratamiento de combinaciones de cargaes bastante sofisticado y contempla la definiciónde valores “representativos”, determinados apli-cando otro coeficiente a las cargas teóricas,según la combinación particular que se conside-re. No obstante, se admiten por lo general pro-cedimientos simplificados. Estos se describenbrevemente más abajo. Obsérvese que los valo-res de los coeficientes de seguridad parcialesson sólo indicativos. Aunque están especificados

en Eurocódigo 3, su valor preciso puede ajustar-se en cada país.

Combinaciones de cargas para el estado lími-te último

Todas las cargas permanentes más unacarga variable, todas ponderadas, esto es:

Σ γ G Gki + γ Q Qk1

donde γ G y γ Q se toman como 1,35 y 1,5respectivamente,

o todas las cagas permanentes más todas

las cargas variables, todas ponderadas, esto es:Σ γ G Gki + Σ γ Q Qki

donde γ G y γ Q se toman ambas como1,35.

Estos valores reconocen la probabilidadreducida de que exista más de una carga varia-ble simultáneamente. Por ejemplo, aunque unaestructura puede en ocasiones estar sujeta a sucarga de viento máxima, es mucho menos pro-bable que esté expuesta a una combinación decargas de viento máximas e impuestas.

Combinaciones de cargas para el estado lími-te de servicio

Se consideran todas las cargas per-manentes más una carga variable. En cadacaso, el coeficiente parcial de seguridad esla unidad, es decir, las cargas son valorescaracterísticos sin ponderar:

Σ Gki + Qk1

o todas las cargas permanentes (coe-ficiente parcial de seguridad 1,0) más todaslas cargas variables (con un coeficiente par-cial de seguridad de 0,9) esto es:

Σ Gki + 0,9 Σ Qki

Cuando se dispone de reglas de con-formidad simplificadas para el servicio, no

hay necesidad de efectuar cálculos detalla-dos con diferentes combinaciones de carga.

61

APÉNDICE

Figura 8 Disposición de diseño de cargas permanentes paracasos críticos



Coeficientes parciales de seguridad parael material

Los coeficientes parciales de seguridadpara el material se especifican del modo siguiente:

γ M0 = 1,1 para la consideración de resistenciade los perfiles de la Clase 1, 2 ó 3.

γ M1 = 1,1 para la consideración de perfilesde la Clase 4 y resistencia al pan-deo.

γ M2 = 1,25 para la consideración de la resis-tencia del perfil en taladros

62



65

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Facilitar una introducción sobre los oríge-

nes de las cargas aplicadas a las estructuras ycómo pueden cuantificarse estas a los efectosdel diseño de la estructura.

LECCIONES AFINES

Lección 2.2.1: Principios de Diseño

RESUMEN

Se consideran varios tipos de cargas(permanente, impuesta y ambiental) y su clasifi-cación como permanentes, transitorias o acci-

dentales en el Eurocódigo 1: Base del diseño yacciones sobre las estructuras. Se explican loscálculos de cargas permanentes sobre la base

de las densidades del material y las magnitudesde los componentes. Se comentan los mediospara estimar las cargas impuestas sobre la basedel uso y las implicaciones de los cambios deuso. Se consideran brevemente las cargas de lanieve y los efectos de la temperatura y de losseísmos. Se describe el tratamiento estadísticode las cargas del viento y de las olas y sudependencia de la velocidad y de la altura, res-pectivamente. Se considera la importancia delas características de la carga, no sólo su mag-

nitud. Estas características incluyen la fatiga ylos efectos dinámicos y aerodinámicos. Se des-criben tratamientos simplificados de las cargasdinámicas.



66

1. INTRODUCCIÓN

Las estructuras están directamente some-

tidas a cargas de varios orígenes. Estas cargasse denominan acciones directas e incluyen losefectos de la gravedad y los climatológicos,como el viento y la nieve. Además, una estructu-ra puede ser objeto de deformaciones, por ejem-plo debidas al asiento o la dilatación térmica.Estas “cargas” son acciones indirectas. En laaplicación de cualquier enfoque cuantitativo alanálisis estructural, deben identificarse las mag-nitudes de las acciones. Si la estructura debecomportarse de forma satisfactoria durante toda

su vida útil, debe comprenderse la naturaleza delas cargas y adoptarse las medidas adecuadaspara evitar problemas, por ejemplo de fatiga ovibración.

La magnitud de las cargas no puede serdeterminada con precisión. En algunos casos,por ejemplo cuando se consideran cargas debi-das al peso propio de la estructura, podría pen-sarse que los valores se pueden calcular conbastante precisión. En otros casos, como las car-gas del viento, solamente se pueden estimar losniveles probables de la carga. La estimaciónpuede basarse en la observación de las condi-ciones previas y en la aplicación de un enfoqueprobabilístico para predecir los efectos máximosque pueden producirse a lo largo de la vida útilprevista de la estructura. (De hecho, los registrosexhaustivos de vientos que están disponibles enla actualidad significan que las cargas del vientopueden a menudo predecirse con mayor preci-sión que el peso propio). Las cargas asociadasal uso de la estructura sólo se pueden estimar en

base a la naturaleza del uso. En la mayoría delos casos los datos disponibles son insuficientespara un enfoque estadístico completo y, por lotanto, se asignan valores nominales. Además,pueden presentarse problemas de cambio deusos y modos.

En el cálculo de estructuras es raro consi-derar que todas las cargas actúan de formasimultánea. Este enfoque puede deberse a quelas condiciones más severas para partes de la

estructura se producen cuando se consideraalguna otra combinación de cargas.

Alternativamente, puede ocurrir que la posibili-dad de que se dé realmente tal condición seasumamente escasa. Sin embargo, el riesgo de

coexistencia de cargas aparentemente no rela-cionadas puede ser mayor de lo que en un prin-cipio se puede pensar. Las correlaciones puedenproceder de fuentes inesperadas o de coinciden-cias que, aunque físicamente inconexas, se rela-cionan temporalmente. Por ejemplo, las cargasdel forjado y del viento normalmente se conside-ran no relacionadas. Sin embargo, en las regio-nes de paso de huracanes, se puede esperarque los habitantes de la costa trasladen el con-tenido de las plantas inferiores a las plantas

superiores cuando se produce un aviso de hura-cán, con la consiguiente subida de la marea.Esta circunstancia puede fácilmente provocarcargas extremas en el suelo, combinadas concargas de viento extremas. Éste puede ser uncaso muy especial, pero existen otros. El riesgode incendio puede no considerarse correlaciona-do con cargas de viento fuerte, pero en muchaspartes del mundo los vientos fuertes se dan conmayor frecuencia en invierno, cuando existe elmayor peligro de incendio.

Por estas razones, es conveniente consi-derar las cargas conforme a varias categorías.Pueden entonces asignarse diferentes coeficien-tes de seguridad a las categorías y aplicarseestos en varias combinaciones según sea nece-sario. Tradicionalmente, las cargas se han clasi-ficado como cargas permanentes, superimpues-tas y climáticas. Estas clases incluyen un amplioabanico de efectos de la gravedad, acción sísmi-ca, presiones debidas a materiales o líquidosretenidos, movimiento inducido por la temperatu-

ra y, en las estructuras marítimas, el movimientodel agua. Los Eurocódigos referentes a accionesy diseño de estructuras metálicas [1, 2] clasificanlas cargas y otras acciones como permanentes,variables y accidentales. Estas clases de acciónse considerarán con más detalle en las seccio-nes siguientes.

En el diseño basado en estados límites,se utilizan valores característicos como la basede todos de los cálculos. Son valores que esta-

dísticamente tienen sólo una pequeña probabili-dad de ser sobrepasados durante la vida útil de



67

INTRODUCCIÓN

la estructura. Para prever un margen de seguri-dad, en particular contra el colapso, se aplicancoeficientes parciales de seguridad a estos valo-

res característicos para obtener magnitudeshipotéticas. En principio, pueden aplicarse coefi-cientes parciales de seguridad diferentes segúnel grado de incertidumbre o variabilidad de un

tipo de acción en particular. En la práctica, aun-que ello parezca ser el caso, los valores realesde los coeficientes de seguridad parciales utili-

zados incorporan elementos significativos delcoeficiente de seguridad global y no representanun tratamiento probabilístico riguroso de lasincertidumbres de las acciones.



68

2. ACCIONES PERMANENTES

Las acciones permanentes, como su

nombre indica, están siempre presentes y debenconsiderarse en todos los casos. Comprenden loque tradicionalmente se denomina cargas per-manentes, pero pueden incluir también cargasimpuestas de forma permanente debidas, porejemplo, a maquinaria o material almacenado.

2.1 Cargas permanentes

Las cargas permanentes son cargas de

gravedad debidas al peso propio de la estructura yal de cualquier dispositivo de fijación o acabadounido a ella (figura 1). Sus magnitudes pueden esti-marse con una fiabilidad razonable, sobre la basede dimensiones prescritas y un conocimiento de ladensidad del material. Aun así, existirán variacio-nes debidas a las tolerancias constructivas y a lasdesviaciones naturales de los materiales. Además,los dispositivos de anclaje, los elementos de ajustey los acabados pueden ser sustituidos o modifica-dos durante la vida útil de la estructura. Esta posi-bilidad se ha reconocido en el cálculo de cargas entableros de puentes, en el que se incluye una cate-goría aparte de “carga permanente superimpues-ta” para prever la sustitución probable de los ele-mentos superficiales varias veces a lo largo de lavida útil del puente. En esta situación existe unpotencial consecuentemente mucho mayor devariabilidad que para otras cargas permanentes.

Una condición similar se da en el interiorde ciertos tipos de edificios con respecto a lostabiques (figura 2). Cuando la posición de lasparedes viene predeterminada, su peso puedeincluirse simplemente como una carga perma-nente. Para el desarrollo especulativo de un edi-ficio, las divisiones internas serán responsabili-dad del cliente y su disposición cambiaráprobablemente muchas veces a lo largo de lavida útil del edificio. Por lo tanto, normalmente seprevé una tolerancia, como carga repartida uni-formemente, equivalente.

En el Eurocódigo 1 [1] se relacionan lasdensidades de los materiales de uso frecuenteen edificios y los fabricantes de productos talescomo revestimientos, edificios, suelos elevados,etc., facilitan información de los pesos. Junto conlas dimensiones especificadas, estos datos per-

miten calcular las cargas per-manentes. Cuando las car-gas permanentes no estánrepartidas de forma estricta-

mente uniforme sobre unasuperficie, como en el casode viguetas de suelo demadera situadas a intervalosdiscontinuos, a menudo serepresentan como una cargaequivalente repartida unifor-memente por comodidad enlos cálculos estáticos. Entanto que la magnitud equiva-lente se determina de una

forma racional, será irrele-vante cualquier diferenciaFigura 1 Típicas cargas muertas

Figura 2 Típica planta de distribución de particiones



entre esta aproximación simplificada y un análi-sis más riguroso en el que se tenga en cuenta lasituación real de las viguetas.

Para determinar las cargas permanentes,considérese, por ejemplo, el caso de un sueloformado por un forjado de hormigón armado con

un espesor de 150 mm con una capa ligera derevestimiento de 50 mm y un fondo de yeso de15 mm. En la figura 3 se muestran los detalles ylas densidades de cada material. La carga per-manente total por metro cuadrado de suelopuede calcularse del modo siguiente:

capa de revestimiento ligera:

15 x 0,05 = 0,75 kN/m2

forjado de hormigón armado:

24 x 0,15 = 3,60 kN/m2

yeso:

12 x 0,015 = 0,18 kN/m2

carga permanente total:

= 4,53 kN/m2

Además, normalmente se preverá unatolerancia para servicios o ajustes (iluminacióneléctrica, tuberías, etc.) montados en la parteinferior del forjado o situados dentro de la capade revestimiento o debajo de un suelo elevado(figura 4). En este caso se utiliza también unacarga repartida uniformemente equivalente para

representar orígenes de carga repartidos demanera no uniforme. Un valor de entre 0,1 y 0,3kN/m2 resulta normalmente adecuado paracubrir tales instalaciones.

El peso de los muros puede tratarse deforma similar al de los suelos, considerandosus diversos componentes y sumando lospesos por metro cuadrado en alzado. Por ejem-

plo, considérese una paredhueca formada por una capaexterior de ladrillo embaldosa-do (100 mm de espesor) y unacapa interior de bloque enye-sado (150 mm de espesor)como muestra la seccióntransversal de la figura 5. Lacarga permanente total sedetermina del modo siguiente:

baldosas 0,6 kN/m2

fábrica 2,1

bloques 1,4yeso 0,2

carga permanentetotal de la pared 4,3 kN/m2

Multiplicando este valorpor la altura de la pared puededeterminarse la intensidad de lacarga como una carga linealsobre el sistema resistente.

Las cargas debidas atabiques ligeros o bloques no

69

ACCIONES PERMANENTES

Figura 3 Ejemplo de construcción de forjado

Figura 4 Servicios bajo suelo falso



pueden tratarse, por lo general, de unaforma tan rigurosa, ya que a menudosu posición no se conoce en la fase de

diseño y, en cualquier caso, éstapuede cambiar durante la vida útil deledificio. En lugar de ello se prevé unatolerancia dentro de la valoración delas cargas impuestas que se describeen acciones variables.

70

Figura 5 Ejemplo de construcción de muro



3. ACCIONES VARIABLES

Las acciones variables comprenden car-

gas que no siempre están actuando pero queexisten en diversos momentos durante la vidaútil de la estructura. Incluyen cargas debidas a laocupación del edificio y el tráfico en los puentes(cargas impuestas), cargas de nieve y viento(cargas climáticas) y los efectos de la tempera-tura (figura 6). No incluyen las condiciones acci-dentales como incendio, explosión o impacto.

3.1 Cargas impuestas

Las cargas impuestas, a veces denomina-das “superimpuestas”, “supercargas” o “cargasno permanentes” son las cargas debidas direc-tamente al uso de la estructura. En los edificios,están relacionadas con la ocupación por partede personas, mobiliario, equipos, etc. En lospuentes se deben al tráfico, ya sea peatonal o devehículos.

Está claro que estas condiciones seráncasi constantemente cambiantes y resultanmucho más difíciles de cuantificar que las cargaspermanentes. En los edificios, por lo tanto, el cri-terio utilizado ha sido relacionar los niveles decarga impuesta con la ocupación basados en laobservación y la deducción razonable. ElEurocódigo 1: Base de cálculo y acciones enestructuras [1] distingue cuatro clases de áreascubiertas cargadas tal como se indica a conti-nuación:

• áreas de vivienda, oficinas, etc.

• áreas de aparcamiento y tráfico.

• áreas de almacenamiento, maquinaria deproducción y archivo.

• áreas que sirven de vías de seguridad.

La primera clase se divide, además, encuatro categorías, según su uso específico, queson: residenciales (salas de hospitales, habita-ciones de hoteles, etc.); locales públicos (ofici-nas, hoteles, hospitales, escuelas, centros deocio, etc.); locales públicos susceptibles de masi-ficarse (salas de asambleas, salas de conferen-cias, cines, centros comerciales y salas de expo-sición) y locales públicos susceptibles de

masificarse y acumular mercancías (depósitos ygrandes almacenes).

Los valores característicos de las cargasimpuestas para estas diferentes categorías serelacionan en la tabla 1. Así, los edificios de usoresidencial tienen una carga impuesta menorque las oficinas; las áreas de reuniones públicas,en las que pueden encontrarse grandes cantida-des de personas en cualquier momento, se pres-criben como carga superimpuesta alta. Lasáreas de almacenamiento deben considerarsecon un cuidado particular y el Eurocódigo 1incluye detalles de densidades para diversosmateriales almacenados. Algunos de estosmateriales, como las bandas de acero, genera-rán cargas altas, pero condiciones incluso apa-rentemente inocuas, como almacenes de archi-vos, pueden experimentar niveles de carga muyaltos. Las vías de seguridad deben diseñarsepara cargas impuestas relativamente altas.

71

ACCIONES VARIABLES

Figura 6 Cargas variables

Tabla 1 Cargas impuestas en forjados de edificios

Áreas cargadas α

[kN/m2]

Categoría A – general 2,0 – escaleras 3,0 – balcones 4,0

Categoría B – general 3,0 – escaleras, balcones 4,0

Categoría C – con asientos fijos 4,0 – otros 5,0

Categoría D – general 5,0



Aunque estas cargas se utilizan en eldiseño basado en estados límites de una formasemi-probabilística y se las denomina valores

característicos (lo cual implica una base estadís-tica para su derivación), existen pocos datos dis-ponibles. Por lo tanto, no es posible un análisisestadístico adecuado y los valores especificadosson magnitudes nominales. Un estudio realizadoen un local de oficinas en el Reino Unido [4]reveló una amplia variación de los niveles decarga reales para ocupaciones similares del edi-ficio. En todos los casos, los niveles de cargamedidos eran considerablemente menores quelos valores característicos especificados en el

proyecto estructural. No obstante, esta observa-ción debe tomarse con alguna reserva, ya que eldiseño debe prever condiciones extremas, utili-zación indebida y situaciones de pánico.

Obsérvese que, aunque la carga impues-ta rara vez se repartirá uniformemente, normal-mente se asume una distribución uniforme de laintensidad de la carga (figura 7).

3.2 Reducciones permitidasen la carga impuestaLos valores nominales de la carga impues-

ta, asociados a diferentes clasificaciones de ocu-pación y uso del edificio, representan condicionesextremas. En muchos casos la probabilidad deque tales condiciones se den de forma simultáneaen todo un edificio es remota. Debido a esta esca-

sa posibilidad, pueden permitirse algunas reduc-ciones en la intensidad de la carga impuesta. La

reducción se aplica en particular a las columnasde los edificios de varias plantas cuando se incre-menta el número de plantas soportadas por una

longitud de columna en particular. Normalmentelas reducciones van de 10% a 30% y se aplicanúnicamente a las cargas impuestas. No se permi-te ninguna reducción en la carga permanente o enciertos tipos de carga impuesta, especialmente enel caso de áreas de almacenamiento, cargas degrúas y cargas explícitamente previstas como lasdebidas a maquinaria o a personas en localespúblicos susceptibles de masificarse.

3.3 Cargas superimpuestasen puentes

En la práctica, un puente de autovía reci-be, de una forma muy compleja, la carga devehículos de tamaños y agrupamientos variados.Al objeto de simplificar el proceso de diseño, nor-malmente esta carga real se simula mediantedos cargas impuestas básicas (una carga repar-tida uniformemente y una carga lineal) represen-tando una condición extrema de uso normal(figura 8). Seguidamente, se comprueba el pro-yecto para determinar una disposición adicionalde la carga representando el paso de una cargaanormal. Las magnitudes de todas estas cargasse relacionan por lo general con la clasificaciónde la carretera, los requisitos de las autoridadesde la autovía y la longitud cargada del puente.

Para el tráfico de vehículos en el interiorde edificios, las condiciones ligeras (menos de16 toneladas) pueden tratarse en categoríastales como coches, vehículos ligeros y medios.Para el tráfico más pesado debe considerarse lacarga de una autovía.

En el diseño de un puente de ferrocarril sedebe tener en cuenta la carga estática y las fuer-

72

Figura 7 Las cargas reales impuestas se idealizan como

distribuidas de forma uniforme

Figura 8 Carga idealizada de puente de autopista (normal)



zas asociadas con el movimiento de vehículos.Al igual que con los puentes de autovía, se espe-cifican dos modelos de carga para considerarlos

como casos de carga separados. Representan eltráfico ordinario en vías de ferrocarril de líneaprincipal y, cuando corresponde, cargas anor-malmente pesadas. Se expresan como cargasestáticas debido a vehículos estacionarios y seponderan para prever efectos dinámicos asocia-dos a velocidades de tren de hasta 300 km/h. ElEurocódigo 1 orienta asimismo sobre la distribu-ción de la cargas y sus efectos y especifica fuer-zas horizontales debidas al movimiento del vehí-culo. Se incluyen fuerzas centrífugas asociadas

con el movimiento en curvas, esfuerzos lateralesdebidos a oscilaciones de vehículos (movimientode lazo) y esfuerzos longitudinales debidos a latracción y el frenado.

Otros aspectos de la carga de los puentesque deben considerarse son las cargas acciden-tales y la posibilidad de rotura prematura por fati-ga bajo la carga del tráfico.

3.4 Cargas generadas por una grúa

En los edificios dotados de puentes-grúa,las cargas debidas a la propia grúa y la cargalevantada se consideran por separado. El pesopropio de la grúa lo facilita generalmente el fabri-cante y la carga levantada corresponde a lacapacidad máxima de elevación de la grúa.Cuando se eleva una carga a partir de una posi-ción de reposo, existe una aceleración asociadaen dirección vertical. Del mismo modo que lascargas de gravedad son iguales a la masa multi-

plicada por la aceleración debida a la gravedad,el movimiento de elevación provoca una fuerzaadicional. Si la carga se eleva muy despacio -esdecir, con poca aceleración- esta fuerza serámuy pequeña, pero una elevación rápida, esdecir, una aceleración alta, generará una fuerzaimportante. Naturalmente, esta fuerza se añadea la fuerza normal debida a la gravedad y gene-ralmente se prevé ponderando las cargas estáti-cas normales de la grúa.

Los movimientos de la grúa a lo largo dela longitud como a través de la anchura del edifi-

cio, también están asociados a aceleraciones ydesaceleraciones, esta vez en el plano horizon-tal. Las fuerzas horizontales asociadas deben

tenerse en cuenta en el proyecto del sistemaresistente. La magnitud de las fuerzas depende-rá, como antes, de las velocidades de acelera-ción. El procedimiento normal consiste en calcu-lar las magnitudes sobre la base de unaproporción de la carga por rueda vertical.

El enfoque da como resultado una fuerzaestática equivalente que puede utilizarse paradiseñar la estructura en base a la resistencia. Sinembargo, debe también reconocerse la naturale-

za de las cargas de la grúa. Debe considerarsela posibilidad de rotura prematura por fatiga encondiciones de carga cíclica.

3.5 Cargas climáticas

Las cargas climáticas son claramenteacciones variables. En puentes y edificios, lascargas climáticas más importantes son las debi-das a la nieve y al viento. En las estructurasmarítimas como plataformas petrolíferas, las car-gas debidas al agua son a menudo dominantes.La acción de las olas representa generalmente lacondición más severa. En algunos lugares geo-gráficos, los efectos de los terremotos debenincluirse en el cálculo estructural. Todas estascargas quedan fuera del control del hombre. Porlo tanto, se ha reconocido que debe adoptarseun enfoque estadístico a fin de cuantificar lascargas hipotéticas correspondientes.

El enfoque se basa en el “periodo de

retorno”, que es un periodo de tiempo al que serelacionan datos climáticos registrados comovelocidades del viento, nevadas o altura de lasolas. Si solamente se dispone de registros paraun periodo de tiempo relativamente corto, pue-den predecirse los datos para el “periodo deretorno”. La condición más severa, por términomedio, sobre el periodo de retorno representaentonces el valor teórico. Para un periodo deretorno de 100 años, por ejemplo, se denominacomo la 1 en 100 años para la velocidad del vien-

to o altura de las olas, etc. Normalmente elperiodo de retorno corresponde a la vida útil teó-

73

ACCIONES VARIABLES



rica de la estructura. Estáclaro que existe un grado deincertidumbre sobre el proce-

so de predicción de las condi-ciones más severas que sepueden dar. Mayores simplifi-caciones están implícitas enla conversión a cargas de losdatos climáticos medidos,como velocidades del vientoo alturas de las olas.

3.6 Cargas de viento

La fuerza del viento esvariable pero para muchasestructuras su efecto dinámi-co es pequeño y la carga delviento puede tratarse utilizan-do métodos estadísticos nor-males. Tales estructuras sedefinen como “rígidas” y elEurocódigo 1 [1] proporciona orientación sobreesta clasificación. En estructuras esbeltas elefecto dinámico puede ser importante. Dichasestructuras se clasifican como estructuras “flexi-bles” y debe tenerse en cuenta su comporta-miento dinámico.

El parámetro más importante para lacuantificación de las cargas del viento es suvelocidad. La base para el diseño es la velocidadmáxima del viento pronosticada para la vida útilde la estructura. Los factores que influyen en sumagnitud son:

• localización geográfica; las velocidades delviento son estadísticamente mayores en unasregiones que en otras. Para muchas regionesse dispone de datos estadísticos considera-bles y las velocidades del viento básicas seexpresan en los mapas en forma de isopletas(figura 9), que son las líneas formadas por launión de puntos con velocidades del vientobásicas iguales superimpuestas. En elEurocódigo 1 [1] la velocidad básica del vientose denomina velocidad del viento de referencia

y corresponde a la velocidad media, a una alti-tud de 10 m por encima de un terreno plano,

promediada sobre un periodo de 10 minutoscon un periodo de retorno de 50 años.

• localización física; en lugares expuestoscomo costas, el viento alcanza mayoresvelocidades que en lugares más resguarda-dos, como las ciudades (figura 10), debidoa que las irregularidades de la superficiereducen la velocidad del viento al nivel delsuelo. Esta variación se tiene en cuentamediante un coeficiente de irregularidadrelacionado con la irregularidad del terrenoy la altura sobre el nivel del suelo.

74

Figura 9 Mapa europeo de vientos

Figura 10 Efecto de la situación física en la exposición alviento



• topografía; las características particularesde un lugar en relación con colinas o talu-des se tienen en cuenta mediante un coefi-ciente topográfico.

• dimensiones del edificio; la altura tiene unaimportancia particular debido al hecho de quela velocidad del viento aumenta con la alturapor encima del nivel del suelo (figura 11).

• la velocidad media del viento se determinapor la velocidad del viento de referenciaponderada para tener en cuenta la alturadel edificio, la irregularidad del terreno y latopografía. La presión del viento es propor-cional al cuadrado de la velocidad media delviento. Además, los parámetros siguientesson importantes:

• forma de la estructura; es importante recono-cer que las cargas del viento no son simple-mente una presión frontal aplicada a una

estructura, sino que son el resultado de unadistribución compleja de la presión en todaslas caras debido al movimiento del aire portoda la estructura. La distribución se complicatodavía más debido a las estructuras adyacen-tes y las obstrucciones/variaciones naturalescomo las colinas, valles y bosques que puedeninfluir en las pautas del movimiento del aire y ladistribución de la presión asociada.

• altura del tejado; este parámetro es real-

mente un aspecto especial de la formaestructural. Cabe señalar que las cubiertas

con una altura muy pequeña pueden estarsujetas a elevación o succión, mientras quelas cubiertas de mayor inclinación -digamosaproximadamente superior a 20°- es proba-

ble que estén sujetas a una succión o pre-sión descendente (figura 12).

• dirección del viento; las distribuciones depresión cambiarán según las diferentesdirecciones del viento (figura 13).

• coeficiente de respuesta de rachas; estecoeficiente se utiliza para tener en cuentala reducción de la media espacial de la pre-sión del viento con un área creciente, debi-do a la no coincidencia de las presioneslocales máximas que actúan sobre lasuperficie externa de la estructura. Así,partes pequeñas del edificio, como unida-des de revestimiento y sus fijaciones, pue-den diseñarse para presiones de vientomás altas que la estructura en su conjunto.El coeficiente de respuesta de rachas serelaciona con una altura equivalente quecorresponde aproximadamente al centro degravedad de la fuerza neta del viento sobrela estructura.

75

ACCIONES VARIABLES

Figura 11 Influencia del tamaño de la estructura en eldiseño de la velocidad del viento

Figura 12 Influencia de la vertiente de la cubierta sobre lacarga del viento

Figura 13 Efecto de la dirección del viento sobre la distri-bución de la presión



Los procedimientos tabulados permitentener en cuenta los citados parámetros, en primer

lugar en el cálculo de la velocidad hipotética delviento y, en segundo lugar, en la conversión deesta velocidad del viento a un sistema de fuerzassobre la estructura. Estas fuerzas estáticas equi-valentes pueden entonces utilizarse en el cálculoy en la hipótesis de resistencia de la estructura,en conjunto. No obstante, deben también tenerseen cuenta ciertas características adicionales:

• las presiones locales, particularmente en lasesquinas y alrededor de las obstrucciones deuna superficie porlo demás “lisa”,pueden ser nota-blemente mayoresque a nivel gene-ral (figura 14). Laspresiones localesaltas afectanespecialmente alos detalles derevestimiento yfijaciones, pero

pueden tambiénser una considera-ción para los ele-mentos estructu-rales en esasáreas.

• las estructurassensibles debenrecibir un trata-miento más sofisti-

cado. Puedeincluir ensayos en

túnel de viento y contemplar la influencia delos edificios colindantes. Las estructuras quepueden requerir este tratamiento son los edifi-cios altos, los puentes largos o esbeltos, losmástiles y las torres.

• la inestabilidad aerodinámica puede seruna consideración en ciertos tipos de

76

Figura 14 Presiones locales de cargas de vientos

Figura 16 Mapa de zona de nieve en Europa (provisional)

Zona 1 (0...1)

Zona 2(1...2)

Zona 3 (2...3)

Zona 4(3...4)

Zona 5 (4...5)

Figura 15 Uso de bandas helicoidales



so = 0,412z

donde:

A es la altitud del local por encima del nivelmedio de mar [m]

z es una constante que depende de la zonasometida a la carga de nieve.

estructura o componente, por ejemplo en laschimeneas y los mástiles. El efecto de los tor-bellinos normalmente puede evitarse median-te el uso de cintas (figura 15). Las oscilacio-nes de flexión alterna pueden ser unproblema en los cables.

3.7 Cargas de nieve

Tradicionalmente, las cargas debidas a lanieve se han tratado especificando una única

intensidad de carga, con posibles reduccionespara las pendientes pronunciadas de la cubier-

ta. En este enfoque no se tienen en cuentaaspectos como el incremento de la caída denieve en altitudes mayores o las cargas local-

mente más altas debido a la acumulación denieve. Los casos de colapso parcial o total debi-do a la carga de nieve no son desconocidos [5].Un enfoque más racional consiste en utilizar unmapa de nieves que indique las intensidadesbásicas de la carga de nieve para una altitudespecificada y un periodo de retorno similar alde las velocidades de viento básicas (figura 16).Pueden entonces aplicarse correcciones paralas diferentes altitudes o vida útil prevista, talcomo se muestra en la tabla 2. En la actualidad,

el mapa de nieves europeo es provisional y seestán realizando trabajos adicionales para reco-ger más datos.

Las tolerancias para diferentes configura-ciones de cubiertas pueden tratarse mediante uncoeficiente de forma. Éste prevé condicionestales como las acumulaciones de nieve detrás deparapetos, en limahoyas y en los cambios abrup-tos de la altura de la cubierta (figura 17). Ademásde las nevadas en condiciones de calma, puedeser necesario considerar los efectos del viento.El viento puede provocar una redistribución de lanieve y, en algunos casos, su eliminación parcialde las cubiertas. Todo cambio de la distribuciónde la nieve en las cubiertas debido a una pérdi-da excesiva de calor a través de una parte de lacubierta o a operaciones de limpieza de la nievedeben tenerse en cuenta si tales patrones decarga son críticos. El Eurocódigo 1 [1] no abarcalas cargas de viento adicionales debidas a lapresencia de nieve o a la formación de hielo, nilas cargas en áreas en las que la nieve está pre-

sente durante todo el año.

3.8 Carga de las olas

En las estructuras marítimas, en aguasprofundas y hostiles, las cargas de las olas pue-den ser particularmente severas. Las cargas sur-gen debido al movimiento del agua asociado conla acción de las olas. Estos movimientos puedendescribirse matemáticamente para relacionar las

fuerzas con características físicas de las olastales como la altura y la longitud.

( ( )1 280 2+ A

77

ACCIONES VARIABLES

Figura 17 Acumulación de nieve

Carga de nieve so [kN/m2]Altitud [m]

0 200 400 600

Zona1 0,40 0,49 0,70 0,95

2 0,80 0,98 1,40 1,89

3 1,20 1,47 2,09 2,84

4 1,60 1,97 2,79 3,78

5 2,00 2,46 2,49 4,73

Tabla 2 Cargas de nieve para zonas indicadas en la figura 16



El tratamiento es por tanto similar al de lascargas del viento, en la medida en que estas carac-terísticas físicas se predicen, calculándose enton-

ces las fuerzas correspondientes en la disposiciónestructural particular. Estos métodos de cálculoson, sin embargo, muy complicados y deben reali-zarse de forma realista en un ordenador.

3.9 Efectos de la temperatura

Las estructuras expuestas, como lospuentes, pueden verse sometidas a variacionesimportantes de temperatura que deben ser teni-

das en cuenta en el proyecto. Si no se prevén entérminos de tolerancia para la dilatación, puedendesarrollarse fuerzas importantes y debenincluirse en el cálculo estático. Además, tempe-raturas diferentes, por ejemplo entre la cubiertade hormigón y las vigas de acero de un puentemixto, pueden inducir a una distribución de lastensiones que el proyectista debe considerar.

3.10 Material contenido

Las estructuras para retener y contenermaterial (en grano o líquido) estarán sujetas apresión lateral. Para los líquidos, se trata senci-llamente de la presión hidrostática. Para el mate-rial en grano puede adoptarse un enfoque similarpero con una reducción de presión que dependede la capacidad del material para mantener unapendiente estable (método de Rankine). El estan-camiento de agua en las cubiertas planas debeevitarse asegurando caídas adecuadas (1:60 omás) hacia canalones de recogida de agua.

3.11 Cargas sísmicas

En algunas partes del mundo los terre-

motos son una consideración importante en eldiseño. Las acciones sísmicas sobre las estruc-turas se deben a un fuerte movimiento del terre-no. Son función del propio movimiento del terre-no y de las características dinámicas de laestructura.

Los movimientos fuertes de terreno puedenmedirse mediante uno de sus parámetros, sien-do la aceleración máxima del terreno el adopta-do con mayor frecuencia en ingeniería. Estosparámetros se expresan sobre una base proba-

bilística, es decir, se asocian a una cierta proba-bilidad de incidencia o a un periodo de retorno,en combinación con el periodo de vida de laestructura [3].

3.12 Cargas accidentales

Las acciones accidentales pueden sobre-venir como resultado de situaciones accidenta-les. Estas situaciones pueden ser incendio,impacto o explosión. Resulta muy difícil cuantifi-car estos efectos. En muchos casos puede serpreferible evitar el problema, por ejemplo dispo-niendo barreras protectoras para evitar la coli-sión de vehículos o aberturas de ventilación paradisipar las presiones creadas por las explosio-nes.

Cuando deben diseñarse estructuras,como barreras protectoras para vehículos o mul-titudes, basadas en el “impacto”, la carga setrata como una carga estática equivalente.

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4. RESUMEN FINAL• Existen muchas fuentes de cargas estructu-

rales, especialmente cargas permanentes,

las que se deben al uso de la estructura y alos efectos climáticos como el viento, losseísmos, la nieve y la temperatura. Las car-gas deben cuantificarse a efectos del pro-yecto estructural. Las cargas permanentespueden calcularse. Las cargas impuestassólo pueden relacionarse con el tipo de usoa través de la observación de otras estruc-turas similares. Las cargas climáticas sebasan en un tratamiento estadístico de losdatos registrados.

• Los valores calculados o prescritos de lascargas se ponderan para proporcionar unmargen de seguridad adecuado. Debereconocerse la naturaleza, así como lamagnitud de las cargas, particularmente entérminos de comportamiento dinámico y defatiga.

5. BIBLIOGRAFÍA[1] Eurocódigo 1: “Basis of Design and Actionson Structures” CEN.

[2] Eurocódigo 3: Design of Steel Structures:ENV 1993-1-1: Parte 1.1, General principles andrules for buildings, CEN, 1992.

[3] Eurocódigo 8: Structures in Seismic Regions- Design, CEN (en preparación).

[4] Floor Loadings in Office Buildings - theResults of a Survey, BRE Current Paper 3/71,Building Research Establishment, Watford, 1971.

[5] Design Practice and Snow Loading -Lessons from a Roof Collapse, The StructuralEngineer, Vol 64A, No 3, 1986.

6. BIBLIOGRAFÍA ADICIONAL

1. Monograph on Planning and Design of Tall

Buildings, Volume CL, Tall Building Criteria andLoading, American Society of Civil Engineers,1980.

2. Civil Engineer’s Handbook, Butterworths,London, 1974.

3. Bridge Aerodynamics Conference, Institute ofCivil Engineers, Thomas Telford, London, 1981.

4. On Methods of Load Calculation, CIB Report

No 9, Rotterdam, 1967.5. BRE The Designer’s Guide to Wind Loadingof Building Structures

Parte 1 Butterworths, 1985Parte 2, Butterworths, 1990.

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BIBLIOGRAFÍA ADICIONAL




Lección 2.4.1: Historia del Hierroy del Acero en Estructuras

81



83

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Para entender cómo el acero ha llegado a

ser un material estructural con la primordialimportancia que tiene hoy en día, resulta esen-cial comprender su relación con el hierro fundidoel pudelado y sus propiedades, además de laforma en que estos materiales han ido evolucio-nando.


Ninguno.

LECCIONES AFINES

Lección 1.2: Fabricación y Productos de

Acero

RESUMEN

Se describen las propiedades de los tresmetales férricos, la fundición, el hierro forjado yel acero, y se resume la evolución de su produc-ción. Se explica asimismo la evolución de su usoestructural y se presentan las perspectivas dedesarrollo futuro.



84

1. PROPIEDADES DE LOS TRESMETALES FÉRRICOS:FUNDICIÓN, HIERROFORJADO Y ACERO

La fundición, como su propio nombre indi-ca, se conforma vertiendo metal fundido en unmolde y dejando que solidifique; de este modopuede obtenerse una amplia variedad de for-mas, a menudo muy complicadas. Es muy resis-tente a compresión, relativamente quebradizo atracción, mucho más rígido que la madera, perofrágil.

El hierro forjado es resistente a tracción ycompresión y dúctil, por lo que constituye unmaterial más seguro para vigas que la fundición.Su principal inconveniente radica en el hecho deque, al no alcanzar nunca un estado completa-mente fundido, sólo puede conformarse por lami-nado o forjado, lo que limita sus posibles formasestructurales y decorativas.

Las propiedades del acero dulce (solda-ble) son similares a las del hierro forjado pero,por lo general, es más resistente y puede tantofundirse como laminarse. Sin embargo, presenta

una menor resistencia a la corrosión que el hie-rro forjado y es menos maleable y, por tanto,menos adecuado para la realización de formas

asumibles y fluidas.

Estas propiedades, en términos de resis-tencia y contenido de carbono, se muestran en lafigura 1; los valores indicados deben considerar-se indicativos más que como límites absolutos.No se incluyen las fundiciones maleables o dúc-tiles, cuya resistencia a la tracción se sitúan muypor encima de las indicadas.

Figura 1 Relación de resistencias y contenidos de carbo-no en fundición, hierro forjado y acero



85

EVOLUCIÓN DE LOS METALES FÉRRICOS

2. EVOLUCIÓN DE LOSMETALES FÉRRICOS

2.1 Hierro de forja

El hierro se conoce y se ha utilizadodurante más de tres mil años, pero hasta eldesarrollo del alto horno en torno al 1500 DC nopudo producirse en forma fundida. En China, elhierro fundido se remonta a épocas mucho mástempranas, pero en el mundo occidental no seconoce hasta mucho después de la invencióndel alto horno. Existe alguna evidencia de que

los romanos sabían producir fundición pero, si lohacían, el conocimiento de ello ciertamente seha perdido.

Antes del horno alto, el hierro se extraía delmineral mediante reducción química en hornossencillos o chimeneas. Inevitablemente, la escalade la operación era pequeña y el proceso bastan-te laborioso, ya que el hierro llegaba en una formapastosa dura, alejada del estado líquido, queseguidamente se refinaba y conformaba median-te forja. En esencia, esto era el hierro de forja.

2.2 Hierro fundido o colado

En el siglo XVI, el hierro fundido o coladoera difícil de producir a gran escala antes delpaso del carbón vegetal al coque como combus-tible. Con el carbón, el tamaño práctico del hornoestaba limitado por la trituración del combustible,el peso de la carga del mineral y, por ello, eltamaño del horno. Abraham Darby es reconoci-

do generalmente como el padre de la fundicióncon coque y, aunque ésta se produjo en 1709, suaplicación industrial no se generalizó hasta1750, en Gran Bretaña, y bastante después enel resto de Europa.

2.3 Hierro forjado industrial

El hierro forjado a gran escala, al contra-rio que el hierro de forja, fue posible como resul-

tado de los avances que culminaron en el hornode pudelado de Henry Cort patentado en 1793.

En este horno, el carbono de la fundición brutase quemaba en un horno de reverbero mientrasque las impurezas se eliminaban mediante el

forjado. A medida que el proceso continuaba y elhierro se hacía más puro, su punto de fusión seelevaba y la carga del horno se hacía más vis-cosa para finalmente ser extraída en una formaplástica para su laminado o forjado. Fue el incre-mento de la escala de la operación lo importan-te, más que cualquier cambio del material realque, efectivamente, era el mismo que la variedadde forja.

La modernización del hierro forjado

dependió no sólo del proceso de pudelado, sinode la idea de rodillos estriados que hicieron posi-ble la producción económica de perfiles angula-res L y en T y, posteriormente, perfiles en U yviguetas laminadas. De nuevo, Henry Cort, quehabía patentado los rodillos estriados en 1784,se lleva el mérito aunque las recompensas eco-nómicas se le escaparon.

2.4 Acero

Aunque el acero venía fabricandosedesde la antigüedad, la producción del material,tal y como lo conocemos hoy en día, data delsiglo XVIII. Se producía por cementación, proce-so mediante el cual barras de hierro pudeladopuro absorbían carbono durante un prolongadotratamiento térmico o, desde la primera mitad delsiglo XVIII, en forma fundida mediante el proce-so en crisol de Hunsman. El material obtenidopor cementación se destinaba especialmente ala manufactura de cuchillos y herramientas y

careció de una relevancia real en la construc-ción. El acero de crisol continuó produciéndose,aunque a un nivel decreciente, hasta despuésde la Segunda Guerra Mundial; no está claro enqué medida se utilizó estructuralmente en obrasde construcción.

Una falacia comúnmente admitida es queel uso del acero con propósitos estructuralesdata de mediados de 1850, con el convertidor deBessemer; No sólo Kelly lo obtuvo primero en

EEUU con un proceso prácticamente idéntico,sino que la cantidad de acero que ya se estaba



86

produciendo con otros métodos era considera-ble. Sólo en Gran Bretaña se producían cadaaño unas 60.000 toneladas de acero en torno a

1850, lo cual no es nada despreciable, salvo sise compara con una producción anual mundialde 2,5 millones de toneladas de hierro en elmismo periodo. El acero de Bessemer era cier-tamente más económico y podía producirse encantidades mayores, pero su calidad era incier-ta. Hasta el perfeccionamiento del proceso de

horno abierto de Siemens-Martin en 1880, elacero no pasó a utilizarse ampliamente en laconstrucción y en la industria naval.

Hoy se utiliza muy poca fundición enestructuras y no se produce ningún hierro forja-do. El acero es el más utilizado. Existen, no obs-tante, algunos signos de un renacimiento limita-do de la fundición, particularmente en la formadúctil, sólo disponible desde los años 40.



3. LOGROS ALCANZADOS CONHIERRO Y ACEROESTRUCTURALES

Para observar los logros estructuralesalcanzados con el hierro y el acero en los últimos250 años, es conveniente clasificarlos en rela-ción con el periodo, o época, en los que predo-minaron cada uno de los tres metales férricos.Inevitablemente, estos periodos se solapan yresulta significativo que en cada caso fue nece-sario mucho tiempo (hasta 50 años) para que losdescubrimientos fueran utilizados comercialmen-te. Aproximadamente, los periodos son los

siguientes:Periodo de la fundición 1780-1850

(Columnas hasta 1900)

Periodo del hierro forjado 1850-1900

Periodo del acero 1880 – Actualidad

Estas fechas reflejan la situación en GranBretaña, donde la siderurgia estuvo más desa-rrollada que en cualquier otro lugar en la prime-ra mitad del siglo XIX. En Francia no hubo nin-gún periodo verdaderamente perteneciente alacero, mientras que en EEUU tanto la fundicióncomo el hierro forjado se utilizaban comparativa-mente menos antes de mediados del siglo XIX,después de lo cual se produjo una explosiónpositiva de su aplicación. Por otra parte, el acerose hizo popular más o menos al mismo tiempo

en Europa y en América. En la figura 2 se hacehincapié en lo corto que fue el periodo total deluso estructural del hierro y el acero en relacióncon el conocimiento humano del hierro.

87

LOGROS ALCANZADOS CON HIERRO...

Figura 2 3000 años del uso del hierro y del acero (pero su uso en estructuras se limita a los últimos 250 años)



4. EL PERIODO DELA FUNDICIÓN (1780-1850)

Debido a su disponibilidad en el mercado,se introducen nuevos materiales por su econo-mía o para resolver problemas específicos.

4.1 Puentes de fundición en arco

Los primeros puentes de fundición erantodos formas en arco en las que ésta simple-mente sustituía la albañilería, siendo sus ventajas una considerable reducción de peso y del

empuje horizontal, la economía y la rapidez deejecución. El primer puente de fundición de cual-quier magnitud fue el famoso puente deCoalbrookdale, realizado en 1779, con una luzde unos 33 metros (diapositiva 1); una estructu-ra llena de aparentes contradicciones con mez-cla de detalles de carpintería y albañilería, peroque todavía hoy sigue orgullosamente en pie. Ala construcción de este puente siguió una com-pleta sucesión de puentes en arco de fundiciónen Gran Bretaña, como el Wear Bridge deThomas Wilson de 1792-6, con pletinas de hie-rro forjado reforzando las dovelas de fundición yuna luz de 72 metros (diapositiva 2). El clímax,pero de ningún modo el último puente de fundi-ción, fue quizá el Mythe Bridge de Telford en

Tewkesbury (1823-26) con una luz de sólo 52metros pero ligerísimo y con una estructura total-mente lógica. (diapositiva 3).

En otros lugares de Europa los puentesen arco de fundición fueron escasos hasta bienentrado el siglo XIX, con un número de diseñosque superan ampliamente el número de realiza-ciones. Le Pont des Arts de París, construido en1801-3 por Cessart, fue quizá el más famosopero, lamentablemente, ha sido hoy sustituidopor una reproducción soldada no del todo con-vincente. En aquel tiempo, también en Rusia seconstruyeron algunos puentes de fundición enarco.

4.2 La Fundición enlos Edificios

En todos los edificios, elincendio era un problema recu-

rrente con las estructuras demadera. Casi con toda seguri-dad ésta fue la razón de unaaplicación muy temprana de lafundición, en las columnas quesoportaban la amplia cocina yla chimenea de 1752 en elMonasterio de Alcaçova, enPortugal. En Gran Bretaña, lafundición se utilizaba a princi-pios de los años 1770 en igle-

sias, en parte para la reproduc-ción económica de los

88

Diapositiva 1

Diapositiva 2



ornamentos góticos, pero también para colum-nas estructurales. En Rusia, la fundición arqui-tectónica se utilizó ampliamente durante todo elsiglo XVIII pero no está claro hasta qué punto seutilizó también para apoyar suelos y cubiertas.

Resulta difícil ver alguna tendencia origina-da a partir de estas primeras aplicaciones de lafundición en edificios. Fue en las fábricas textilesbritánicas de varias plantas, en los años 1790,donde la fundición demostró tener un importantefuturo en las estructuras de edificios. El desastro-so incendio en Albion Mill en 1791 fue quizá elmayor incentivo para cambiar. Bage y Strutt fue-ron los grandes pioneros. Entre ellos, desarrolla-ron interiores totalmente incombustibles de fundi-ción y ladrillo, pero con luces de forjado desolamente entre 2,5 y 3,0 metros en cada direc-

ción, como era el caso con los interiores de made-ra. Posteriormente, esta construcción de hierro enfábricas se extendió a los almacenes, conun incremento gradual de las luces.

Mientras el fuego era la razónprincipal del cambio en las fábricas, exis-tía un deseo creciente, en edificios públi-cos y casas grandes, de disponer de forjados de grandes luces que no hicieranflecha ni oscilaran. La madera había

demostrado ser generalmente inadecua-da para luces superiores a 6-7 metros.

Aproximadamente entre 1810 yprincipios de 1940, se produjo uncreciente interés por las viguetas

de fundición, algunas de ellascon vanos de 12 metros o más,como las del British Museum deprincipios de 1820 (figura 3).Algunas veces estas fundicionesse utilizaban como meros susti-tutos de las maderas principalesde suelos esencialmente demadera, pero en otros casos secombinaban bovedillas de ladri-llos, como en las fábricas en

torno a 1800, o forjados de pie-dra, con vigas de fundición degrandes forjados para proporcio-nar rigidez, aislamiento acústicoy protección contra el incendio.

Otra forma de ”ignifugación” consistía en plan-chas de hierro forjado en el interior del arco delespacio del techo entre vigas de fundición. Elapogeo del desarrollo de los forjados de fundi-ción se alcanzó en el Palacio de Westminster deBarry, de los años 1840. Hasta mediados de los1840, la fundición se consideró el material mila-groso hacia el que todo el mundo debía volcarse.

Es un misterio lo poco que se sabe acercade quién fijó realmente las dimensiones y laforma de las vigas utilizadas por Nash, Barry yotros arquitectos de este periodo. El libro deThomas Tredgold de 1824 sobre la fundición tuvosin duda influencia, pero es peligrosamente erró-neo en algunos aspectos. En la mayoría de loscasos, es probable que la carga de prueba de lasvigas, que se empleaba ampliamente, proporcio-

nara la principal salvaguarda contra los erroresde concepción y los defectos de ejecución.

89

EL PERIODO DE LA FUNDICIÓN (1780-1850)

Diapositiva 3

Figura 3 Viga de hierro fundido con vano de 12,5 metros en el forja-

do de la Biblioteca del Rey del Museo Británico: a principiosde los años 20 por J. U. Rastrick



Aparte de las fábricas y los forjados degrandes luces, hubo un amplio abanico de nue-vos usos de la fundición entre 1810 y 1840, algu-nas veces por si misma en estructuras comple-tas, como el Mercado de Hungerford de 1836 ola altamente decorada Lonja de Carbón deBunning, realizada en 1847-49. En Rusia se rea-lizó también una cantidad considerable de cons-trucciones de edificios de fundición en la prime-ra mitad del siglo XIX como el teatroAlexandrinsky de 1829-32 y la Cúpula de laCatedral de San Isaac (1837-41).

Hacia finales de los años 1840, la fundi-ción había perdido en gran parte su imagendorada y empezaba a considerarse un materialno fiable, especialmente para lasvigas. El colapso progresivo decinco plantas de la Fábrica

Radcliffe en Oldham en 1844 yla rotura del Dee Bridge en 1847resultaron muy perjudicialespara su imagen.

4.3 Combinaciónde fundicióny hierro forjado enla construcción

No todo el hierro en el“periodo del hierro” era fundido.

Una parte de él era una combinaciónde fundición y hierro forjado y otra erasimplemente hierro forjado. Existe

poca evidencia de que se utilizaraacero en aplicaciones estructurales eneste periodo.

En Gran Bretaña, la fundición seutilizaba a veces combinada conmadera, como en el Nuevo Muelle delTabaco de 1811-14 o con hierro forja-do, como en la cubierta de 1837 de laEstación de Euston (diapositiva 4).

Después de 1840, la escala dela construcción en hierro y la propor-ción de hierro forjado/fundición en lasestructuras mixtas se incrementó subs-

tancialmente. La Palm House en Kew de 1844-47, de Richard Turner y Decimus Burton, marcóun avance en los primeros invernaderos e incor-pora probablemente los primeros perfiles en Ilaminados del mundo. Las cubiertas de hierroforjado de vanos crecientes sobre columnas defundición proliferaron tanto en los astilleros nava-les como en las estaciones de tren, culminandoen la cubierta de Turner con una luz de 47metros en Lime Street, Liverpool (1849).

En Francia se construyeron algunos forja-dos y cubiertas de hierro pudelado altamenteinnovadores antes de la Revolución, como lacubierta de 21 metros de luz de Victor Luis en1786 en el Teatro del Palais Royal de París (figu-

90

Figura 4 Cubierta Victor Luis de hierro forjado con vano de 21 metros, 1786

Diapositiva 4



ra 4). En esta cubierta, como en el puente deCoalbrookdale, la lógica estructural no está deltodo clara. Sin embargo, el sistema de forjado deperfiles planos de hierro forjado en arco realiza-do por M. Ango en los años 1780 (figura 5) esclaramente comprensible y los derivados de estesistema se siguieron utilizando hasta que fueronsustituidos por algunos sistemas ”ignífugos”,todavía basados en hierro forjado, a finales delos años 1840. La fundición tuvo un gran impac-to en Francia en los años 1830 y posteriores,destacando la gran cubierta de hierro de 1837-38 en la Catedral de Chartres y la Biblioteca deSte. Geneviève de 1843-50, pero el hierro forja-do seguía manteniendo su predominio.

La construcción mixta se extendió bastan-te en Rusia. En San Petersburgo, se realizó unaforma de vigueta de plancha remachada, en 1838,para la reparación del Palacio de Invierno des-pués del incendio de 1837. Este desarrollose produjo justo diez años antes del desa-

rrollo independiente de las vigas de hierroforjado remachado en Gran Bretaña.

4.4 Puentes colgantes

Algunos de los trabajos más creati-vos en puentes colgantes se remontan al”periodo de la fundición” pero se refieren ahierro forjado, aunque Tredgold tuvo latemeridad de sugerir cables de sustenta-

ción de fundición. En la mayoría de loscampos de la construcción, los EEUU

siguieron fieles a la madera en lugar delhierro durante la primera mitad del sigloXIX, pero debe reconocérseles la intro-

ducción del puente colgante de losahorizontal, patentado por James Finleyen 1808, con bastidor de hierro forjado(diapositiva 5). A partir de ahí se produjo una pequeña batalla de principiossobre la forma del cable. Gran Bretañase inclinaba por las cadenas de hierroforjado con uniones de barra con ojal,como lo había hecho Finley, mientrasque los franceses preferían los cablesde alambre, debiéndose la diferencia en

gran medida al estado de las industriasdel hierro en ambos países.

En 1850, Francia había construido varioscientos de puentes colgantes, principalmentedebido a la empresa de los hermanos Seguin,mientras que Gran Bretaña contaba escasamen-te con más de una docena. Si los franceseshubieran confinado los alambres a los cables porencima del suelo todo habría ido bien, pero no lohicieron. La corrosión se convirtió en el problemaprincipal, llevado al extremo con el colapso en1850 del puente colgante de Basse-Chaine, conel resultado de 226 muertes. A ello le siguierongrandes trabajos de corrección y la construcciónde puentes colgantes prácticamente se detuvoen Francia durante muchos años. Sin embargo, apartir de la influencia francesa, los cables dealambre sustituyeron a las cadenas de barra conojal en EEUU y se convirtieron prácticamente ennorma en todo el mundo.

91

EL PERIODO DE LA FUNDICIÓN (1780-1850)

Figura 5 Viga de losa en hierro forjado de Ango, hacia 1780

Diapositiva 5



5 EL PERIODO DEL HIERROFORJADO (1850-1900)

5.1 El hierro en los puentes

El periodo del hierro forjado fue, en susprincipios, el de la viga de hierro remachada,que data de finales de la década de los cuaren-ta del siglo pasado, aunque ya entonces estematerial se había introducido con firmeza en laconstrucción mixta. Vistas desde la distancia, lasvigas de hierro forjado deben su nacimiento, enparte, a las dudas a cerca de la seguridad de la

fundición a flexión, y a la exitosa experiencia desu utilización en los barcos de hierro. Sin lugar adudas, la mayor contribución singular, no sólo aldesarrollo de las vigas remachadas, sino al esta-blecimiento general del hierro forjado comomaterial dominante del periodo, fue el diseño yconstrucción del Britannia Bridge y de los puen-tes tubulares de Conway.

Las figuras clave fueron RobertStephenson, ingeniero en Chester and HolyheadRailway; William Fairbairn, el hombre prácticocon experiencia en barcos de hierro; e EatonHodgkinson, el teórico y experimentador.

En el año 1845, enfrentados con la enton-ces aparentemente imposible tarea de hacerpasar trenes sobre los Estrechos de Menai, enun momento en que los agentes encargados deltransporte daban la espalda a los puentes dearco y colgantes, por haberse revelado estos

inadecuados para cargas de ferrocarril, desarro-llaron una nueva forma estructural, la viga encajón, y efectuaron su demostración a una esca-

la suficiente para que los trenes pasaran por suinterior (diapositiva 6). Sin embargo, no fueronlos puentes lo importante, sino los conocimien-tos derivados del extenso programa de investi-gación y ensayos que los hizo posibles.

Estos tres hombres despejaron la creen-cia inicial de que el hierro forjado era más débila compresión que a tracción, demostraron queun tubo rectangular era más resistente a la fle-xión que uno circular u oval, aislaron el problema

del pandeo de planchas y mostraron cómo con-trarrestar este comportamiento con alas celula-res y rigidizadores de alma. Así, estos tres hom-bres y sus ayudantes establecieron el hierroforjado remachado como un material calculablepara vigas de magnitud casi ilimitada. Más aún,demostraron las ventajas de la continuidad delas vigas, incluso para cargas permanentes(basándose en el trabajo teórico de Francia) yprobaron que la resistencia de los remachesdependía tanto de la sujeción como de la acciónde la espiga. La amplitud de los ensayos demateriales y modelos para estos puentes fueprodigiosa.

La rapidez del trabajo fue casi tan notablecomo los resultados. El problema de cruzar losestrechos de Menai se planteó a principios de1845, el puente de Conway se abrió en diciem-bre de 1848 y el puente de Britannia en marzode 1850. En ambos casos, los trabajos de loselementos de apoyo se iniciaron en la primaverade 1846, mucho antes de que todos los proble-

mas de las estructuras en vano se hubieranresuelto. Otros puentes de hierro forjado máspequeños del mismo periodo, con almas decompresión celulares fueron, al parecer, deriva-dos de este desarrollo básico.

Es preciso señalar que, de manera con-currente con este importante trabajo de innova-ción, Stephenson fue el responsable de grancantidad de otras construcciones de ferrocarri-les, incluido el puente de Alto Nivel de Newcastle

de seis vanos, con arcos con tirantes de fundi-ción, de 1846-49 (diapositiva 7), y el mal conce-

92

Diapositiva 6



bido Dee Bridge en Chester, basado en vigas decerchas de fundición, que colapsó desastrosa-mente en 1847 poco después de inaugurarse. Lapresión que se ejercía sobre los líderes de laingeniería en aquel momento es difícil de imagi-nar y no sorprende que, en ocasiones, las rela-ciones se hicieran tensas, como ocurrió entreStephenson y Fairbairn.

La evolución de las vigas compuestasactuales, desde aquellas vigas con almas decompresión celulares, se produjo en gran medi-

da en los años 1850. En la figu-ra 6 se muestran algunos de lospasos de esta transformación.

La racionalización de lasvigas de celosía y su evalua-ción estructural también se pro-dujo en los años 1850. Muchasde estas formas se derivaronde la construcción en maderaen EEUU, pero dieron al rema-chado y al hierro forjado unalcance enorme. El puenteBritannia ha sido criticado por

el derroche de material en com-paración con una estructuraequivalente con lados cercha-dos abiertos, pero esto no es

justo si consideramos lo pocoque se sabía sobre la verdade-

ra acción de la cercha a mediados de los años1840. En las figuras 7a y 7b se encuentran for-mas de cercha matemáticamente racionales deaquel periodo. Existían numerosas variacionessobre estas formas.

En todos los países se realizaron puentesde hierro forjado de todas las formas y tamaños. En Gran Bretaña, el puente Saltash, de I.K.Brunel, se terminó en 1859 y el tristemente cele-bre puente Tay, abierto en 1878, se recuerdanpor muy diferentes razones. Los grandes arcosdel francés Gustave Eiffel en Oporto y Garabit,de 1875-77 y 1880-84 respectivamente, sonactualmente famosos en todo el mundo. EnEEUU, el puente Colgante Wheeling de 1847-49,el puente Niágara de Roebling terminado en

1855 y el puente en Arco de St. Louis de JamesEad, de 1867-1874, son merecidamente famo-sos, aunque cabe señalar que los últimos sonsólo en parte de acero.

5.2 El hierro forjado enlos edificios

En los edificios, el panorama del uso delhierro fue más modesto, por lo general, siendo

su utilización más destacable en forjados, tantoen Gran Bretaña como en otros países europe-

93

EL PERIODO DEL HIERRO FORJADO...

Figura 6 Ejemplos de transición de alas de compresióncelular a vigas de chapa remachadas

Diapositiva 7



os. Casi con total seguridad, el desarrollo deestos sistemas de forjado en Francia, a finalesde los años 1840 y principios de los 50, fue loque dio impulso al desarrollo comercial de lasviguetas laminadas, independientemente de si

se laminaron las primeras allí o en Gran Bretaña.El tamaño de los perfiles de las viguetas seincrementó de forma gradual, pero hasta eladvenimiento del acero licuado las dimensionesestaban limitadas por los problemas que entra-ñaba el manipular grandes cantidades de hierroforjado.

La fundición siguió utilizándose paracolumnas hasta mucho después de 1850. EnEEUU apareció la moda de las fachadas de fun-

dición, que duró varias décadas. Bogardus yBadger fueron los dos grandes promotores.

Internamente, las estructurasvarían, estando representados elhierro, la albañilería y la madera.

Aparte de estas aplicacio-nes útiles, a menudo ocultas, delhierro en edificios tradicionales,en muchos países se construye-ron algunas estructuras de edifi-cios espectaculares, principal-mente cubiertas de gran luz. Másfrecuentemente, pero sin serexclusivas, se utilizaban en lasestaciones de ferrocarril. Cabe

hacer mención de la cúpula ner-vada de hierro de la sala de lectu-ra del British Museum (1854-57),los arcos de 73 metros de hierroforjado de la estación de StPancras (1868) y la cúpula delAlbert Hall (1867-71). Estos edifi-cios rivalizaban en Francia, porejemplo con la BibliotecaNacional (1868), Les Halles(1854-68) y el mercado municipalBon Marché (1867-78); y enEEUU con la cúpula del Capitolioen Washington (1856-64).

En todo este periodo laestabilidad de la mayoría de losedificios, en particular los de más

de una planta, dependía de muros de albañilería,tanto si sus suelos o cubiertas eran o no deacero. El camino hacia la estructura totalmentede hierro o acero es incierto. A menudo se diceque el Home Insurance Building de Chicago de

1884-85 fue el primer edificio alto con estructuracompleta de acero inició una evolución continua-da. El primer ejemplo de una estructura conuniones rígidas fue quizá el Boat Store de cuatroplantas de Godfrey Greene en Sheerness, de1858-60. Al Great Exhibition Building deLondres, de 1851, y la fábrica de chocolateMenier en las afueras de París, de 1870-71, tam-bién se les atribuye el ser los primeros, peroambos están dotados arriostramientos en cruzde S. Andrés y, de cualquier modo, no parecen

tener una influencia directa sobre la construcciónactual en acero de varias plantas.

94

Figura 7 (a) Primitivas vigas de celosías intuitivas (Bollman y Fink). (b) Vigasde celosía matemáticamente racionales (Pratt y Warren)



7. TÉCNICAS ACTUALES YPERSPECTIVAS DE FUTURO

Uno de los movimientos más notables enla construcción en los últimos diez años, en GranBretaña y también en el resto de Europa, con-siste en el renacimiento de la estructura de aceroen puentes y edificios. Las modas cambian enlas construcciones, al igual que en el vestir, y lomismo ocurre con las necesidades y los costes.Así, resulta interesante observar algunas de lasrecientes variantes del acero de construcción yde los materiales que con él rivalizan para com-probar cómo han evolucionado y especular acer-

ca de lo que puede ocurrir en el futuro.El acero resistente a la corrosión atmos-

férica (sin pintar, con corrosión estabilizada) ylas estructuras tubulares de acero ignifugadasmediante agua, son dos innovaciones de losaños 60, mas ninguna de ellas parece haber sidoampliamente adoptada. Por otra parte, el aceroinoxidable, aunque mucho más costoso inclusoque el acero de alta resistencia, parece que sercada vez más aceptado cuando se tienen encuenta los costes de mantenimiento.

Los plásticos tienen todavía que producirun impacto significativo, aunque ya son amplia-mente utilizados en revestimientos protectores yacabados arquitectónicos.

El aluminio que fue considerado un peli-groso rival del acero de construcción, hasta

ahora ha tenido un escaso impacto en estructu-ras de puentes o edificios. El hormigón armado(aun dependiente del acero) ha sido un competi-

dor fuerte y creciente de las estructuras de acerodesde los años 1890, debido a su intrínsecaresistencia al incendio y al deseo arquitectónicode dejar la estructura vista, tan de moda en lasdécadas de los cincuenta y sesenta. En la actua-lidad esta tendencia se está invirtiendo y, desde1980, asistimos a un vigoroso renacimiento delacero en la construcción. La creciente utilizacióndel acero se ha visto favorecida por la búsquedade una construcción de “vía rápida” y la percep-ción del hecho de que el hormigón armado no es

un material sin mantenimiento. Ha habido tam-bién un giro del gusto desde el hormigón visto alestilo “high-tech” o a la completa envoltura de losedificios con muros cortina de vidrio o albañilería.

Los desarrollos futuros del acero de cons-trucción en los edificios probablemente se aso-ciarán con la protección contra incendios. Losrevestimientos finos intumescentes, que hacenespuma al contacto con el calor y forman unacapa protectora, se hacen más y más delgados,tanto como la pintura, y, además la necesidad detal protección puede verse substancialmentereducida por el desarrollo de la ingeniería con-traincendios. Este desarrollo puede conducirnosa una nueva era de estructuras de acero expues-tas con una atención creciente a la forma de lasbarras y al aspecto de las uniones. La demandade piezas fundidas de acero o hierro dúctilpodría muy bien restablecerse.

96



8. RESUMEN FINAL• La utilización de hierro y acero en estructu-

ras evolucionó a caballo del desarrollo de la

producción y de las propiedades de los tresmetales férricos, la fundición, el hierro forja-do y el acero.

• La forma definitiva de los elementos de fun-dición se obtiene a partir de metal líquidoque se vierte en un molde solidificandose.El hierro forjado nunca alcanza un estadode fusión total y se conforma mediante lami-nado y forjado. El acero puede fundirse ylaminarse, pero su resistencia a la corrosiónes menor que la del hierro forjado.

• El hierro se conoce y se utiliza desde hacemás de tres mil años, pero hasta los últimos250 años, con nuevos métodos de produc-ción, no se produjo su utilización a granescala. Primero de la fundición, despuésdel hierro forjado y, finalmente, del acero. Lafundición se utilizó ampliamente en puentesy edificios durante el periodo comprendidoentre 1750 y 1850.

• El hierro forjado se popularizó durante1850-1900, permitiendo la construcción demuchos puentes y estructuras de edificios,

de magnitud y luz creciente.• El uso del acero se extendió desde aproxi-madamente 1880 y, al ser más resistenteque el hierro forjado, se ha utilizado inclusoen grandes estructuras. La introducción dela soldadura del acero fue una importanteinnovación en las técnicas de unión, impul-sando un uso más amplio del acero.

• Para el futuro, el acero inoxidable resultacada vez más atractivo a pesar de su mayorcoste. El desarrollo de la ingeniería contrain-cendios puede conducirnos a una nueva erade estructuras de acero expuestas, junto conuna utilización más amplia de los revesti-mientos de acero o de hierro dúctil.

97

RESUMEN FINAL




INTRODUCCIÓN AL DISEÑOLección 2.4.2: Historia del Diseño en Acero

99



102

1. HISTORIA DEL DISEÑO ENACERO: ESTADODEL CONOCIMIENTODE ESTRUCTURAS EN ELSIGLO XVIII Y ANTERIORES

Hasta finales del siglo XVIII, las estructu-ras se diseñaban esencialmente basándose enla proporción. Hasta cierto punto, ello no signifi-caba más que decidir si los tamaños tenían unaspecto correcto (es decir, familiar) pero enmuchos, quizá en casi todos los periodos, lasautoridades tenían elaboradas algunas normas o

instrucciones casi tan firmes como nuestrasreglas de práctica actuales. La diferencia es queno se basaban en la resistencia o la tensión, sinoen la forma y la escala. La tensión, en el sentidoen que se utiliza el término hoy en día en inge-niería, no existía. Los materiales eran esencial-mente albañilería y madera, con algo de hierro.

Con la albañilería, el verdadero problemahabía sido casi siempre la estabilidad más que elaplastamiento del material y, hasta hace bastan-te poco, la estabilidad se establecía generalmen-te de forma visual. Los primeros tirantes de hie-

rro en la construcción de albañilería se dimen-sionaban también, al parecer, a ojo.

En el siglo XVIII y primeros del XIX el pro-blema principal, con la madera, era la flecha. Siera lo bastante rígida, debía ser lo bastanteresistente. Esto puede parecernos ilógico en laactualidad, pero con la madera, que tiende aindicar su agotamiento crujiendo, flexando eincluso resquebrajándose mucho antes de rom-perse, la rigidez no era un mal criterio para valo-rar su aptitud. Sin embargo, los suelos de made-ra se colapsaban a veces, quizá la mayoría deellas debido a uniones mal concebidas.

Hasta principios del siglo XIX no está nadaclaro quién fijaba las dimensiones de los elemen-tos de madera o de sus uniones en las cerchas.Probablemente fuesen los carpinteros, basándo-se en la experiencia, la observación y, tal vez,también en libros de copias de detalles. A pesarde los avances en el conocimiento de la resisten-cia y de la rigidez de los diferentes materiales,este enfoque no científico fue suficiente para lamayoría de las construcciones hasta bien entradoel siglo XIX, al menos en Gran Bretaña, aunquequizá menos en otros lugares de Europa.



103

ESTADO DEL CONOCIMIENTO ESTRUCTURAL...

2. ESTADO DEL CONOCIMIENTOESTRUCTURAL ENGRAN BRETAÑAA PRINCIPIOSDEL SIGLO XIX

A principios del siglo XIX, la intuición diopaso al cálculo para todos los materiales, y lateoría estableció su predominio de forma cre-ciente. Sin embargo, el objeto de esta lección noes describir el desarrollo de las teorías estructu-rales que, en su mayor parte, debemos a losintelectuales franceses, sino mostrar cómo, con-

cretamente en Gran Bretaña, pero también en elresto del mundo, estas teorías fueron gradual-mente incorporandose al trabajo de los proyec-tistas.

El hecho de que algunas de las teoríasfueran incorrectas era irrelevante, siempre quese relacionaran con ensayos y que se estable-cieran comparaciones en circunstancias equiva-lentes. Por ejemplo, habiendo establecido quepara una viga rectangular la resistencia a la fle-xión era proporcional a:

(bd2) × (una constante que depende delmaterial)

donde b y d son el ancho y el canto delperfil, respectivamente

No importaba si se utilizaban las teoríasincorrectas de Galileo o Mariotte del siglo XVII ola teoría correcta de Parent del siglo XVIII, siem-pre que la constante se derivara de ensayos deflexión y se utilizara en circunstancias compara-bles para la valoración de la resistencia a la fle-xión de otros perfiles. En 1803, Charles Bagedesarrolló un método perfectamente válido paradiseñar vigas de fundición basado en ensayos yen la teoría de la flexión de Galileo.

Entre los primeros manuales de cálculomatemático en Gran Bretaña hay que destacarel libro de Peter Barlow sobre la madera, publi-cado por primera vez en 1817, y los libros deThomas Tredgold sobre la madera y el hierro,publicados por primera vez en 1820 y 1822 res-pectivamente. Tanto Barlow como Tredgold hací-an referencia a trabajos anteriores de Girard yotros europeos. Vale la pena observar los méto-dos preconizados en estos libros para hacerseuna idea de cómo, al menos un ingeniero britá-nico, podía haber abordado los problemas defijar las dimensiones de elementos estructuralesen los años 1820. No se sabe con certeza enqué medida se utilizaban estos manuales.



4. CONOCIMIENTO DELA FUNDICIÓN A PRINCIPIOSDEL SIGLO XIX

En el caso de la fundición, Tredgold, aquien sin duda alguna le debemos la primeraguía de cálculo de resistencia de materiales, seaproximó más al pensamiento moderno que ensu libro sobre la madera, pero en algunos aspec-tos estaba, comprensiblemente, muy equivocado.

De nuevo, defendió un límite de flecha de1 a 480 para las vigas, pero también lo quepodríamos llamar una tensión de trabajo segura

(f) de un valor alarmantemente alto de106 N/mm2 (6,8 tonf/in2). Consideraba que estevalor era el límite elástico en flexión (basado enensayos de barras de 25 × 25 mm de fundición).También halló que “la resistencia absoluta de lasbarras de fundición para resistir una deformacióntransversal” (módulo de rotura) de estas barraspequeñas era de 285-400 N/mm2 y, así, pensóque había obtenido un coeficiente de seguridadde 2,6 a 3,8.

Asumió entonces, o al menos así lo pare-ce, porque dijo muy poco directamente sobre ello,que utilizando la misma tensión de trabajo (f) atracción directa tendría un margen de seguridadsimilar que a flexión. Asumió además, y conmayor justificación, que utilizando nuevamenteesta tensión (f) a compresión, el margen de segu-ridad sería al menos igual de alto. Así, todo lo quese debía hacer era calcular con el límite elásticocomo tensión de trabajo, y todo iría bien.

En el caso de la tracción directa, Tredgold

descartó las técnicas de ensayo que habían dadounas resistencias a la rotura por tracción de apro-ximadamente 110-120 N/mm2 y no había razónalguna para que supiera que los ensayos de fle-xión posteriores en vigas mayores de fundicióndarían un módulo de rotura tan bajo como 110N/mm2 para hierro de calidad comparable. El últi-mo de estos errores fue especialmente compren-sible, ya que la variación del módulo de rotura conel tamaño de la pieza de fundición todavía no hasido totalmente explicado. No obstante, su pen-

samiento condujo a un conjunto de supuestospotencialmente peligroso. Sugirió incluso que las

uniones de fundición en los puentes colganteseran más robustas a su tensión de trabajo uni-versal de 106 N/mm2 que las de hierro forjado.

No debe considerarse que Tredgold seequivocó en todo. Su método para calcular la fle-cha resulta generalmente correcto. Además, conla fundición, existía una demanda de perfiles queno fueran rectangulares y Tredgold se adentró enlas propiedades de estos perfiles en algunamedida, obteniendo la respuesta correcta conlos perfiles simétricos, pero posiblemente nodebido a una razón completamente correcta, yrozando el error sobre la posición del eje neutro

en los perfiles en T y las formas similares.En las columnas de fundición, al igual que

en las de madera, las recomendaciones deTredgold eran básicamente correctas.Ciertamente era consciente del problema delpandeo y Timoshenko le considera el primero enintroducir una fórmula para calcular tensionesseguras para columnas (véase la comparaciónde la figura 1). Sin embargo, en lo referente a lostirantes, se confundió una vez más sobre el efec-to de la longitud. Pensaba que los tirantes largoseran más resistentes que los cortos, viéndolos

105

CONOCIMIENTO DE LA FUNDICIÓN...

Figura 1 Comparación de la fórmula de Tredgold para

columna de hierro fundido de 1820 con su equi-valente del siglo XX



como si estuvieran sujetos a algo parecido a unpandeo inverso que incrementaba su resistenciacon la longitud.

Lo triste acerca de la tensión segura detrabajo de Tredgold, aparte de su curioso erroren cuanto a la tracción directa que tuvo sólo unefecto limitado, es que si se hubiera aplicado alhierro forjado habría sido casi todo universal-mente correcto. Asimismo, habría estado muypor delante de cualquier otra guía práctica de laépoca, al menos en Gran Bretaña. El pensa-miento que sustentaba algunos de los métodosde Tredgold no siempre resulta fácil de entenderhoy en día y es dudoso que muchos de sus lec-

tores contemporáneos consiguieran, o inclusointentaran, seguirlo en detalle. Es incluso más

dudoso saber cuántos ingenieros enGran Bretaña leyeron o entendieronlos escritos de hombres como

Thomas Young o John Robinson o lostrabajos de la amplia galaxia de teóri-cos en otros lugares de Europa.Algunos, seguramente lo intentaron yel nivel de éxito sería difícil de medirhoy en día.

El libro de Tredgold sobre lafundición se tradujo al francés y alalemán y se publicaron varias edicio-nes, la última de ellas en 1860, per-

petuando los mismos errores. Noobstante, a partir de 1830 sus conse- jos prácticos se enfrentaron a los deEaton Hodgkinson, que defendía su“perfil ideal” para las vigas de fundi-ción y su sencilla fórmula relacionadacon dicho perfil.

Eaton Hodgkinson mostró,mediante ensayos de carga directa,que la fundición era aproximadamen-te seis veces más resistente en com-presión que en tracción y proporcionósu viga en consecuencia. Su sencillafórmula (figura 2) se ha repetido enlos manuales de ingeniería hasta bienentrado este siglo. Todo se derivabade ensayos de flexión y equivaldría adecir:

Momento de resistencia a la rotura = N.D.A.t

donde t es la resistencia a la rotura por

tracción de la fundición. Si hacemos N = 0,9, porejemplo, el valor de t derivado de su fórmula seríaentre 6,7 y 7,2 tonf/in2, lo cual constituye unaaproximación muy plausible. El punto importantees que ni siquiera Eaton Hodgkinson pensaba entérminos de tensión, sino en ensayos relaciona-dos con una constante en un conjunto de condi-ciones de uso práctico en la misma forma. EatonHodgkinson realizó también ensayos exhaustivosen columnas de fundición y publicó los resultadoscon recomendaciones prácticas en 1840. Estas

recomendaciones formaron la base para otrasdurante muchas décadas.

106

Figura 2 Fórmula de Eaton Hodgkinson para la resistencia de vigas dehierro fundido de su “perfil ideal”



6. LOS AÑOS DE LOS ENSAYOS1820-1850

Al margen de lo que se hubiera escrito sobrela resistencia de los materiales, en aquel periodo losingenieros tenían tendencia a sentirse más cómo-dos con los ensayos que con la teoría cuando seenfrentaban a condiciones nuevas o inciertas.

La carga de prueba se aplicaba amplia-mente a las vigas de fundición y en muchos casosse sometían a ensayo todas las vigas individual-mente. Los archivos de importantes edificios indi-can que el módulo de rotura en ensayo a menudo

se aproximaba a la cifra alta de Tredgold de 106

N/mm2. Por imprudente que pudiera haber sidoesa cifra si las vigas pasaban con una carga pun-tual centrada, con las cargas distribuidas habitua-

les deberían haber tenido un coeficiente de segu-ridad de 2 contra la carga de prueba.

No sólo se sometían a ensayo compo-nentes de tamaño real como vigas y pilares,sino también, a fin de establecer sus propieda-des, perfiles pequeños de diferentes materia-les. Además, el desarrollo de nuevas formasdependía casi por completo de los ensayos. Enefecto, los tubos para los puentes de Menai yConway se calcularon mediante experimenta-

ción (figura 4). Partiendo del concepto de que elhierro forjado era simple-mente una forma frágil defundición, los cálculos ini-ciales se basaban en la fór-mula de Eaton Hodgkinsonpara las vigas de fundición.Entonces los ensayos mos-traron que, al contrario quela fundición, el hierro forjadoera aparentemente másdébil a compresión que atracción. Otros ensayos pro-baron que esto no era unapropiedad del material, sinoque se debía al pandeo dela chapa, un fenómeno nopresente en las vigas defundición debido a su perfilpesado. Otros ensayos pro-baron que para las vigastubulares, una forma rectan-gular era más eficaz estruc-

turalmente que una formacircular o elíptica, siempreque su parte superior y suslados fueran lo bastanterígidos.

Los tubos se diseña-ban continuos sobre apoyosintermedios, incluso para supropio peso (figura 5), pero noestá claro si el libro de análisis

de continuidad de Edwin Clarkde 1850 se utilizó en el pro-

108

Figura 4 Ensayos en hierro forjado tubular remachado (mediados de 1840)



7. TERMINOLOGÍA:DEFORMACIÓN, TENSIÓN,COHESIÓN, ETC.

En este punto puede resultar apropiadodetenerse brevemente en la terminología. En la pri-mera mitad del siglo XIX, la palabra “tensión” vir-tualmente no existía en ingeniería. Lo que en laactualidad se denomina tensión se llamaba enton-ces deformación o, a veces, en el caso de la trac-ción, cohesión, pero “deformación” parece tambiénhaberse utilizado para denotar una fuerza (porejemplo una deformación de 10 toneladas). Existíaalguna incertidumbre en el uso de estos términos.

La relación que realmente significabaalgo era la relación proporcional entre el tamañode una barra y la carga. Si, en palabras deTredgold, “la deformación en libras por pulgada

cuadrada que cualquier material podía soportarera ×, cuatro pulgadas cuadradas soportarían4×”. Esto estaba bien para la tracción y compre-

sión directas, pero con la flexión, las explicacio-nes quedan menos claras.

Según Timoshenko, el concepto de “ten-sión en un plano infinitesimal” se debía aAugustin Cauchy y se publicó en 1822. Cauchydesarrolló también el valioso concepto de ten-sión principal pero, de nuevo según Timoshenko,fue St Venant quien definió por primera vez latensión en su forma final en 1845. TantoTodhunter como Pearson, Timoshenko y otros,

consideran a W.J.M Rankine el primero en apor-tar definiciones rigurosas de tensión, deforma-ción, tensión de trabajo, resistencia de prueba,coeficiente de seguridad y otras frases que hoyson comunes en ingeniería.

110



8. EL DISEÑO ESTRUCTURALENTRE 1850 Y 1900

Aunque existe el riesgo de sobreestimaren la actualidad a los proyectistas del puenteMenai, existe el riesgo aún mayor de suponer quesus nuevos conocimientos fueron inmediatamen-te absorbidos por todos los demás ingenieros. Nolo fueron, pero hubo un cambio muy notable deactitud, principalmente entre 1850 y 1870. Ésefue el periodo en el que los ingenieros normalesaprendieron a calcular la eficacia de las formasestructurales más sencillas, las vigas en particu-lar, y a creer en sus cálculos (incluso para estruc-

turas importantes) sin recurrir a ensayos.1850-1870 fue asimismo el periodo en el

que se hizo posible analizar con certeza las fuer-

zas en las cerchas. Varios investigadores contribu-yeron al conocimiento de las fuerzas en cerchascomplejas pero determinadas. En diferentes paí-

ses se publicaban libros de texto prácticos y setraducían a otras lenguas, y todos explicaban agrandes rasgos la misma historia. El “Manual deIngeniería Civil” de Rankine (1859) fue muy leído yse reimprimió con frecuencia. “Puentes yCubiertas de Hierro Forjado”, de W.C. Unwin(1869), mostraba cómo la estática gráfica domina-ba el análisis de cerchas (figura 7). Unwin y otrosmostraron también cómo formar alas y plataban-das para adaptar las vigas a los momentos flecto-res (figura 8). Otro libro de texto práctico intere-

sante es el escrito por el Profesor August Ritter dela Politécnica de Aix La Chapelle y publicado en1862. En este libro se facilitan análisis completosde algunas notables estructuras británicas de hie-

rro forjado y se tradujo al inglés en1878. Muchos de los métodos delos años 1850 y 1860, aunque per-fectamente practicables, demostra-ron ser tediosos hasta que R.H.Bow introdujo su famosa notaciónen 1873. Éste fue exactamente laclase de método gráfico sistemáti-co e infalible que atraía a los inge-nieros. Ha mantenido su populari-dad durante muchas generacionesy hasta hace poco no ha quedadodesfasado por la velocidad delordenador.

A pesar de la creciente con-fianza, los ensayos de carga tarda-ron en desaparecer. En torno a1850-60 se seguían utilizando los

ensayos a gran escala aunque,posiblemente, tanto para satisfacera clientes como para asegurarselos proyectistas. A finales de ladécada de 1840, tres de las cer-chas semicirculares de 47 metrosde luz para la primera estación deLime Street de Liverpool fueronmontadas como una unidad en lasobras de Turner en Dublín y sesometieron primero a ensayo de

carga uniforme de casi 2kN/m2

y,seguidamente, de carga excéntri-

111

EL DISEÑO ESTRUCTURAL ENTRE 1850 Y 1900

Figura 7 Representación gráfica de fuerzas en celosías (W.C. Unwin 1869)



ca. Esas cerchas tienen una luz récord y era com-prensible la necesidad de asegurarse.

Las pruebas de las cerchas de 65 m parala Estación de New Street de Birmingham (otra

luz récord terminada en 1854) fueron inclusomás elaboradas, tal como se muestra en la figu-ra 9. Aparte de someter a ensayo el comporta-

miento de una sección completa de la cubierta,cada tirante se sometía a 139 N/mm2 antes demontarlo.

Después de 1860, la confianza en el hie-rro forjado había aumentado lo suficiente paraobviar los ensayos de incluso estructuras impor-tantes, aunque continuaban los ensayos enpuentes.

En el contrato para la Estación de St.

Pancras (terminada en 1868) se estipulaba larealización de ensayos, pero nunca se llevaron acabo. La cubierta del Albert Hall (1867-71) semontó en la fábrica de Fairbairn en Manchesterpara asegurar el ajuste del conjunto, pero no se

112

Figura 9 Ensayo de carga a escala real de celosías en vano de cubierta de 65 metros para la estación New Street,Birmingham (principios de 1850)

Figura 8 Representación en diagrama de la disposiciónde platabandas y cubrejuntas de una viga endoble “T –” para adecuarse al momento flector(W.C. Unwin 1869)



sometió a ensayos de carga. Éstos son sóloejemplos. Se podrían citar otros para ilustrar elpaso de la intuición y la verificación física al cál-

culo confiado de las dimensiones.

Una de las razones de este cambio fue,lógicamente, el hecho de que el hierro forjadodesplazara a la fundición. El hierro forjado seconsideraba entonces un material fiable y, conremaches de resistencia definible, podía consti-tuir estructuras prácticamente sin límite de esca-la a pesar de las restricciones en las dimensio-nes de la chapa y los angulares que podíanlaminarse. Además, y lo más importante de todo,

para 1850 o antes, se había convertido en unmaterial calculable, no sólo para tirantes y piezascomprimidas, sino también para vigas.

Aunque se trataba principalmente deltriunvirato de Stephenson, Fairbairn yHodgkinson, que establecieron la viga de hierroforjado remachado, fueron los “elasticistas” demediados de siglo como Rankine los que tradu- jeron este conocimiento a recomendacionesprácticas y mostraron a los ingenieros cómo cal-cular con él.

Con un mayor conocimiento del compor-tamiento estructural, y a partir de sensacionesintuitivas, en aquel momento se pasó a conside-rar que la resistencia y la rigidez podían incre-mentarse por simplificación de las formas, demanera que su cálculo preciso resultara másfácil y, por lo tanto, se pudieran obtener dimen-siones más económicas.

La realidad del comportamiento conocido

del hierro forjado se limitaba al abanico de ten-siones dentro del cual se movían los teóricos.Con una tensión de trabajo que por lo general nosobrepasaba 77 N/mm2 (la cifra del Board ofTrade en Gran Bretaña) no hay duda de que elhierro forjado se comportaba elásticamente y deque la teoría de la elasticidad, que se convirtióen la estrella de los ingenieros en la segundamitad del siglo XIX, era totalmente relevante.

La ley de Hooke se mantuvo. El módulo

de Young era una constante. No había ningunanecesidad de pensar en coeficientes de seguri-

dad. Había tensiones de trabajo para controlar elcálculo, incluso si se las seguía llamando defor-mación, y había razones suficientes para sentir-

se confiado.

La tensión, tal como la entendemos, nosólo había nacido sino que era el factor de con-trol de casi todo el proyecto estructural, al menosen hierro, y el predominio de éste aumentaba allídonde se requería un alto nivel de prestaciones.La teoría elástica, el análisis gráfico y la resis-tencia definida de los remaches eran todo lo queun proyectista necesitaba para sentirse plena-mente confiado. En torno a 1850, Gran Bretaña

tenía esa confianza y seguía liderando el campode la construcción en hierro aunque, paralela-mente, se hacía mucho en el resto del mundo,particularmente en Francia, Alemania y EEUU. Amedida que el siglo avanzaba, la iniciativa sedesplazó fuera de Gran Bretaña, pasando aingenieros como Moisant (fábrica de ChocolatesMenier) y Eiffel y sus colegas.

La transición comercial del hierro forjadoal acero, aproximadamente entre 1880 y 1900 ,permitió unas mayores tensiones de trabajo(generalmente 93 N/mm2 en lugar de 77 N/mm2)y el uso de perfiles laminados de mayor tamaño.Inicialmente, no tuvo prácticamente efectos en eldiseño y en los detalles.

Los pilares de fundición siguieron utilizándo-se hasta aproximadamente 1890-1900 pero fuerondesplazados primero por el hierro forjado pero,principalmente, por el acero. Paralelamente sedesarrollaron otros trabajos teóricos sobre el pan-deo, con fórmulas más avanzadas para las cargas

admisibles. Parece que, entre los ingenieros, lacuestión del pandeo de las barras y chapas com-primidas y siguió siendo el aspecto menos conoci-do del diseño estructural durante el siglo XIX.

La intención de esta lección no es esque-matizar el desarrollo del conocimiento teórico, sinomás bien mostrar cómo dicho conocimiento serelacionó con el ingeniero en la oficina de proyec-tos. Para seguir con más detalle el conocimientode la flexión, el cizallamiento y la inestabilidad,

deben consultarse los trabajos relacionados en laBibliografía Adicional.

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EL DISEÑO ESTRUCTURAL ENTRE 1850 Y 1900



9. ANOTACIÓN SOBRE ELSIGLO XX

En la primera parte de este siglo, losmayores avances, tanto en conocimiento teóricode las estructuras como en la práctica, vinieronasociados a la industria naval y aeronáutica. Enlo referente a puentes, edificios y otras estructu-ras “pesadas”, los cambios se asociaron directao indirectamente, con la soldadura.

La introducción general de la soldaduraen los años 30 (con Gran Bretaña a la zaga deotros países europeos y EEUU) alteró radical-

mente las técnicas de trabajo de taller e introdujo la posibilidad de uniones tan rígidas como lasbarras que unían. Este desarrollo, a su vez, tuvosus efectos en el diseño, especialmente en la“estructura de pórticos” para los edificios y en laestabilidad mediante uniones rígidas en lugar dearriostramiento.

El gran cambio en el cálculo se produjo conla plasticidad al final de los años 30, aunque laconsideración de la carga máxima de rotura con el

concepto de rótula plástica tardó algún tiempo ensustituir a la teoría elástica. De hecho, todavía nola ha sustituido por completo. Las tensiones admi-sibles siguen dominando después de un reinadode casi 150 años, pero su uso está en declive.

En el futuro, es probable que los ingenierospuedan obtener una mayor eficacia considerandoel comportamiento de “la estructura en su conjun-to”, incluidos los efectos de los cerramientos y lasparedes divisorias, especialmente para la rigidez.

Este enfoque sólo resulta practicable con ordena-dores, pero ofrece posibilidades atractivas paralos años venideros. El inconveniente puede seruna reducción de la adaptabilidad. Asimismo, elconocimiento de los proyectistas debe mantener-se en línea con la creciente sofisticación de lasayudas al diseño que están a su disposición.

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I Aquéllos que deseen profundizar en la forma

en que la teoría estructural, tal como la cono-cemos hoy, emergió a finales del siglo XVIII yprincipios del XIX, pueden remitirse directa-mente a los autores clásicos: Coulomb,Bernouli, Euler, Navier y otros.

Para tener una visión más general de la teo-ría estructural y de cómo se desarrolló, serecomiendan los libros siguientes:

1. Timoshenko S P. “History of the Strength of

Materials”, McGraw-Hill, New York, 1953.2. Todhunter I & Pearson K. “A History of the

Theory of Elasticity and of the Strength ofMaterials from Galileo to the PresentTime”, Cambridge University Press; 3volúmenes 1886-93.

3. Charlton T M. “A History of the Theory ofStructures in the Nineteenth Century”,Cambridge University Press 1982.

4. Mazzolani F. “Theory and Design of SteelStructures” Chapman & Hall, London.

5. Heyman J. “Coulomb’s Memoir on Statics:an essay in the history of civil enginee-ring”, Cambridge University Press 1972.

II Para obtener una orientación sobre la prácti-ca con el hierro y, posteriormente, con elacero, se publicaron numerosas guías y librosde texto, especialmente después de 1850.

Tomados como una secuencia, los siguienteslibros dan alguna idea de cómo se desarrolla-ron aquellas recomendaciones:

1. Tredgold T. “Elementary Principles ofCarpentry”, London: Taylor 1820.

El principal trabajo británico sobre el usoestructural de la madera, publicado porprimera vez en 1820 y reimpreso hasta los

años 40 del presente siglo. Contiene algu-nos detalles sobre el uso del hierro con lamadera, en particular para el alargamien-to y refuerzo de vigas de madera.

2. Tredgold T.Tredgold T. “Practical essay onthe strength of cast iron and other metals”,London: Taylor 1822.

También algunas ediciones posteriores.

3. Barlow P. “A Treatise of the Strength of

Timber, Cast Iron, Malleable Iron & OtherMaterials”, London: J Weale, 1837.

La edición de 1837 y las posteriores serevisaron exhaustivamente y se ampliaronpara tener en cuenta los desarrollos de laciencia de la resistencia de materiales enla era del ferrocarril.

4. Unwin W C. “Wrought Iron Bridges &Roofs”, 1869.

Originalmente, conferencias para el Royal

Engineer Establishment, Chatham.5. Rankine W J M. “A Manual of Civil

Engineering”, London 1859, y edicionesposteriores.

Los manuales de Rankine marcan elpunto de inflexión, en Gran Bretaña, de laingeniería como ciencia fundada en la teo-ría frente a un arte fundado en la expe-riencia práctica y la observación.Resumen y amplían textos teóricos ante-

riores, especialmente sobre la teoría delas estructuras y la resistencia de materia-les, y siguieron siendo trabajos de referen-cia a lo largo del siglo XIX.

6. Warren W H. “Engineering Construction inIron, Steel & Timber”, Longmans, London1894.

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Lección 2.4.3: Historia del Hierroy el Acero en Edificios

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OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Repasar la evolución en la construcción

de edificios en acero, demostrar cómo las mejo-ras en el material y en el conocimiento han per-mitido mayores logros en términos de altura,luces libres eficiencia de los edificios.


Ninguno.

LECCIONES AFINESLección 2.4.1: Historia del Hierro y el Acero

en Estructuras

Lección 2.4.2: Historia del Diseño en Acero

Lección 2.4.4: Historia del Hierro y el Acero

en Puentes

RESUMEN

El hierro se utilizó originalmente para loscomponentes principales de las estructuras deedificios con el fin de obtener una construcciónresistente al incendio. Las formas iniciales seguí-an patrones tradicionales pero, gradualmente,las características del hierro, y, posteriormente,

las del acero, se aprovecharon más. Se conside-ran varias categorías de edificios: –industriales,cubiertas de gran luz y edificios de varias plan-tas. Se destacan las innovaciones técnicas y losmétodos de proyecto significativos.



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1. INTRODUCCIÓN

Aunque la historia del hierro y el acero se

remonta varios cientos de años atrás, su utiliza-ción en los principales componentes de estruc-turas de edificios es relativamente reciente. La

Revolución Industrial trajo consigo tanto losmedios como la necesidad. La fundición concoque y la máquina de vapor permitieron incre-

mentar considerablemente la producción de hie-rro y fue en los edificios industriales donde másse extendió el uso estructural de este material

para sustituir a la madera. Inevitablemente, laadopción de un nuevo material es espasmódicay a veces puede incluso ser poco elegante. Elhierro forjado, por ejemplo, nunca sustituyó com-pletamente a la fundición, si no que lo hizo de lamisma forma en que la fundición sustituyó a lamadera. Toda evolución histórica incluye dis-continuidades: no es un desarrollo secuencialuniforme. Para simplificar, esta evolución históri-ca se divide según tipos de edificios: –fábricas y

edificios industriales, cubiertas de gran luz comoconservatorios, estaciones de ferrocarril y salasde exposición, y estructuras de varias plantas.Para cada tipo, se estudia el desarrollo de nue-vas formas de diseño que aprovechan las mejo-ras de las características de los materiales.

Diapositiva 8

Diapositiva 9



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mento delicado en los frontalesde la galería y techos de la navey corredores de la Iglesia St

George’, Everton, Reino Unido(1812-14) (diapositiva 9). EnFrancia, el arquitecto HenriLabrouste proyectó dos bibliote-cas notables. La bibliotecaSainte Geneviève (1843-50)(diapositiva 10) utiliza fundiciónpara los pilares y arcos parasoportar la cubierta y el suelo,mientras que en la BibliothèqueNationale (1858-68) (diapositiva

11), se hace el mismo uso deco-rativo de la fundición, pero estavez en combinación con hierroforjado.

Estos y algunos otrosejemplos tempranos de edificiospúblicos que utilizaron hierroexhibían la estructura en el inte-rior pero no mostraban signoalguno de ella al exterior. LaCoal Exchange de J.B. Bunningen la ciudad de Londres (1849)incorporaba un atrio de galeríacon estructura de hierro detrásde dos bloques de oficinas,mientras que la biblioteca SainteGeneviève tenía una fachada depiedra de inspiración renacen-tista. Dean y Woodward utiliza-ron extensamente hierro y vidriopara su Oxford Museum (1860)(diapositiva 12), creando un

expresivo interior.Diapositiva 12



3. EDIFICIOS INDUSTRIALESY FÁBRICAS

La introducción de componentes de hierrocomo elementos estructurales principales es unproceso relativamente reciente, inspirado por eldeseo de obtener una construcción resistente alfuego. La construcción anterior con estructura demadera era siempre vulnerable al fuego, en par-ticular las fábricas textiles donde se procesabanfibras de algodón en una atmósfera grasa ilumi-nada por velas. A finales del siglo XVIII el hierroempezaba a sustituir a la madera en la estructu-ra principal. Inicialmente, esto ocurría sólo en los

pilares, siendo los primeros ejemplos de ello unafábrica de algodón en Derby, Reino Unido, y unalmacén en Milford, Reino Unido (1792-93). Elproyectista William Strutt utilizó bovedillas decerámica en lugar del suelo tradicional de made-ra. Las bovedillas partían de vigas de maderachapadas de hierro con un intradós enyesadopara aumentar la resistencia al incendio. Lasvigas se apoyaban externamente en los murosde albañilería e internamente en pilares de fun-dición.

La siguiente progresión lógica era utilizarhierro en lugar de madera para las vigas. El pri-

mer ejemplo de tal estructura de edificio fue laFlax Mill de Charles Bage en Shrewsbury, cons-truida en 1796 (diapositiva 13). La albañilería

externa es portante, pero internamente los pila-res esbeltos de fundición soportan vigas de celo-sía de fundición cerradas dentro de forjados dearcos cerámicos. El edificio sigue en pie todavíahoy, habiéndose utilizado recientemente comomaltería. Las vigas se formaron con dos seccio-nes, unidas por tornillos, con una base trapezoi-dal pensada para soportar arcos cerámicos. Superfil, que quedaba oculto por la albañilería, seeleva a medio-vano.

La combinación de una pared externaportante de albañilería y una estructura internade hierro se convirtió en una forma común enGran Bretaña, en particular para los edificiosindustriales, como los edificios Albert Dock deLiverpool (diapositiva 14). Estos edificios seconstruyeron en 1845 y han sido restauradosrecientemente para acomodar oficinas y vivien-das. Este periodo de la concepción estructuralen que se utilizaba el hierro se caracterizabamás por la evolución de la forma que por la adop-ción de nuevos sistemas revolucionarios. Lassecciones transversales de las vigas evoluciona-ron primero al perfil en T invertida (el ala inferior

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EDIFICIOS INDUSTRIALES Y FÁBRICAS

Diapositiva 13



soportaba el arco) y posteriormente al perfil en I.Las secciones de los pilares también se altera-ron. Las secciones cruciformes quedaron des-plazadas por las secciones circulares huecas

que podían también acomodar calefacción porvapor o desagües de agua de lluvia.

En 1856, se levantaron en JamaicaStreet, Glasgow, los almacenes Gardener (dia-positiva 15), unos elegantes almacenes de mue-bles. Este edificio utilizaba un sistema de estruc-tura de fundición patentado por un fundidor local,Robert McConnel, para la fachada, pero el siste-ma de forjados se basaba en una estructura demadera. El sistema estructural permitió una ricaexpresión del ventanal y era similar en esencia alque se utilizó primero en St Louis, EEUU.

El primer edificio con una verdaderaestructura rígida de hierro, sin ninguna utilizaciónestructural de albañilería portante, fue el BoatHouse de Greene realizado en 1858 (diapositiva16) en los astilleros de Sheerness, Reino Unido.Este edificio era de cuatro plantas, con estructu-ra de tres naves de 64 m por 41 m por 16 m de

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alto. Las vigas principales son de hierro forjadoremachado, con una luz de 9 m. Las vigassecundarias son de fundición, con una luz de 4

m. Los soportes de las esquinas son tubos defundición y se utilizan como bajantes de aguas,mientras que el resto son de perfil en H. Laestructura no sólo soportaba la totalidad de lascargas verticales, sino que además proporciona-ba la estabilidad lateral.

En Francia, el primer edificio totalmenteentramado fue la fábrica de Chocolates Menier(diapositiva 17) en Noisiel-sur-Marne, finalizadaen 1872. La característica más distintiva de esteedificio, construido sobre el río Marne que pro-

porcionaba la energía a su maquinaria, es elarriostramiento en cruz de S.Andrés tan elegan-temente expresado en el exterior (diapositiva18). Este arriostramiento proporciona la rigidezlateral necesaria a la estructura esbelta de hierroforjado, y los muros con relleno decorativo deladrillo no tenían ninguna función estructural.

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EDIFICIOS INDUSTRIALES Y FÁBRICAS

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En Alemania, Bruno Taut utilizó un pórticometálico octogonal para soportar una esfera decolor dorado en su proyecto de pabellón de la

Feria de Leipzig (1913) y Peter Behrens diseñóun arco de acero de tres rótulas para la sala deturbinas de AEG en Berlín (1909) (diapositiva19).

La introducción de sistemas de arriostra-miento liberó a la estructura de su dependenciade los muros de albañilería para la estabilidad yempezaron a utilizarse otros materiales. Lachapa ondulada, ancestro de la chapa de aceroperfilada de hoy (diapositiva 20) se patentó en

1829. La conformación del hierro en chapasfinas con ondulaciones para darle rigidez fueidea de Henry Robinson Palmer, que trabajópara la London Dock Harbour Company. Laschapas onduladas eran fabricadas por RichardWalker y se utilizaban en edificios de depósitos yen almacenes en los muelles.

La combinación de pórtico metálico ycerramiento ligero ha seguido siendo una solu-ción popular para los edificios industriales.Muchas de las formas estructurales se handesarrollado para crear vanos de cubiertasmayores y, aquí, el desarrollo histórico se fusio-na con el de otros tipos de edificios.

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4. CUBIERTAS DE GRAN LUZ

Los desarrollos en la construcción de

puentes de hierro fueron paralelos a los de lasformas de cubiertas de gran luz. En 1786, VictorLouis diseñó una cubierta de arco con tiranteutilizando hierro forjado con una luz de 21 msobre el Theatre Francais. Introdujo muchascaracterísticas sofisticadas como la conforma-ción de elementos trabajados en taller para darmayor resistencia a la flexión y al pandeo y obte-ner una forma que era elegante y audaz: cuali-dades que caracterizaron a las estructuras dehierro francesas durante más de un siglo desde

entonces.Muchas de las primeras estructuras de

hierro de luz libre tomaron prestadas ideas yprincipios de la construcción contemporánea dealbañilería y madera, como el arco de piedra, enel que se basaron muchos puentes de fundición.A menudo, estructuras de hierro de forma similarsustituían a estructuras de madera destruidas porel incendio. Ejemplos de ello son la cúpula delGranary de París (destruida por el fuego en 1802y sustituida en 1811) y la cubierta de la Catedralde Chartres (1836) (diapositiva 21). Aquí, EmileMartin utilizó fundición para los pórticos curvosde la cubierta en arco, pero los tirantes en elarranque eran de hierro forjado. La cubierta tieneuna luz de 14,2 m con una altura libre de más de10 m desde la bóveda hasta el vértice.

En la primera mitad del siglo XIX se cons-truyeron numerosas estructuras innovadoras dehierro en Francia, donde el conocimiento técnico,

pedagógico y científicoera el más avanzado. Elhierro forjado se utilizópara otras estructuras decubiertas de gran luz en

Francia, como La Bourse(1823) (diapositiva 22).Es interesante señalarque, en Gran Bretaña, lafundición seguía siendoel material preferido paralos edificios construidosdurante el mismo perio-do, por ejemplo, los forja-dos del Palacio deBuckingham y los forja-

dos y cubierta del BritishMuseum.

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CUBIERTAS DE GRAN LUZ

Diapositiva 22

Diapositiva 21



Tanto en Gran Bretaña como en Francia,el hierro y el vidrio se combinaban en la cons-trucción de numerosos invernaderos y conserva-torios, ya que las barras esbeltas para lucerna-rios hacían del hierro un material ideal. Ejemplostempranos de ello son un invernadero de palme-ras en Bicton, Devon (1816) (diapositiva 23) en elque se utiliza un sistema de barras de hierro forjado para lucernarios ideado por Loudon. Estesistema estableció una pauta para la construc-ción de invernaderos y un ejemplo posterior es laPalm House de Turner y Burton en Kew (1847)(diapositiva 24), que utiliza estructura metálicacurvada. Ambos ejemplos han sido restauradosrecientemente. El último tiene 110 m de largo,con una luz libre máxima de 15,2 m y una eleva-ción de 19 m en su centro. La estructura de los

nervios principales es de vigas curvas de hierroforjado, como las utilizadas en la construcción delas cubiertas de los buques. Las correas, tambiénde hierro forjado, están formadas por barra ten-sada que pasa por el interior de un tubo entre losnervios. La decisión de sustituir la fundición porhierro forjado redujo substancialmente el peso dela estructura y permitió una mayor penetración deluz en el edificio, una consideración muy impor-tante en la construcción de invernaderos.

Se utilizaron formas similares para cons-truir cubiertas de luz muy grande sobre estacio-

nes de ferrocarril. Se cree que la cubierta de laestación de Euston (1835-39), formada por dostramos de 13 m apoyados en pilares esbeltos defundición, es el primer ejemplo de construcciónde cercha de cubierta toda de hierro. El proyec-tista, Charles Fox, trabajando a las órdenes deRobert Stephenson, utilizó perfiles laminados enT de hierro para los cabios y los elementos acompresión y barra laminada para los elementosa tracción. Las uniones se realizaron forjando yperforando los extremos de las barras para ator-nillarlas, utilizando chavetas para su ajuste. Sin

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embargo, un accidente en esta estación, en elque un tren descarrilado demolió un pilar internocausando el colapso parcial de la cubierta, hizo

ver la necesidad de vanos de luz libre. Ejemplosnotables de ello son Liverpool Lime Street deTurner, con una luz de 47 m (1849) y St Pancrasde Barlow, con una luz de 73m (1868) (diapositi-va 25).

En Liverpool Lime Street la estructuratomó la forma de cerchas curvadas, uniones

deslizantes en los apoyos, evitando que losesfuerzos laterales se transmitieran a los apoyosy, por ende, evitando el arqueo. La construcción

de la cubierta se terminó en 10 meses. Por elcontrario, en la estación de St Pancras se utilizóun arco de celosía con los esfuerzos horizonta-les en el arranque contenidos por tirantes situa-dos debajo del nivel de la plataforma. Es intere-

sante señalar que muchos de losdiseños de estas estructuras decubiertas de gran luz se considerabantan innovadores que las compañías deferrocarriles exigían ensayos a escalareal para demostrar su integridad.

En Francia, Camille Polonceaudesarrolló un sencillo sistema de cer-chas en celosía en el que se utilizabahierro, a veces combinado con made-ra. Este sistema se utilizó ampliamen-te en varios tipos de edificios, inclui-das las cubiertas sobre el ferrocarrilParís-Versailles (1837). Estas cerchastenían elementos principales demadera, barras comprimidas de fundi-ción y tirantes de hierro forjado.

El Crystal Palace de Paxton(1851) (diapositiva 26) fue otra estructura notableconstruida durante este periodo. Su diseño para la

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CUBIERTAS DE GRAN LUZ

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sala de exposiciones fue un edificio rectangular de564 m de largo por 22 m de ancho y con una alturamáxima de 32 m. Estaba formado por una estructu-ra de pilares de fundición con cerchas de fundicióny hierro forjado unidas mediante elementos de hie-rro forjado y madera. No obstante, gran parte delmérito de esta estructura corresponde a los contra-tistas de carpintería metálica Fox Henderson & Co.Fueron los responsables del análisis estructural, losplanos de trabajo y la construcción, aportando suexperiencia en puentes, cubiertas de astilleros y edi-ficios prefabricados para permitir la ejecución deledificio en un plazo de cuatro meses. Otros impor-tantes edificios realizados por ellos son los hanga-

res para trenes en Paddington (1851-54) yBirmingham New Street (1854).

En Francia, una de las salas de exposi-ción más espectaculares, la Galerie desMachines (diapositiva 27) se construyó para laexposición de París de 1889. Fue del arquitectoDutert, cuya idea fue cubrir la sala de 420 m delargo por 110 m de ancho con un solo vano. Encolaboración con los ingenieros Contamin,Pierron y Charton, desarrolló el pórtico de acero

cerchado de tres rótulas, con una altura de 43 men su vértice. Al igual que la torre Eiffel (diaposi-

tiva 28), se construyó a partir de numerosos per-files y chapas remachados en forma de cercha.Las correas también estaban construidas en

celosía. La envergadura del detalle era enorme.

En EEUU la cercha de hierro ganó tambiénaceptación, siendo un ejemplo temprano de ello laBiblioteca del Congreso en el edificio del Capitolio,Washington (1854). Sin embargo, fue la emergenciade las industrias de producción en masa de los años20 y sus plantas de fabricación altamente desarro-lladas las que proporcionaron oportunidades denuevas formas estructurales, de las que Albert Kahnfue pionero. Las necesidades de flexibilidad en la

producción dictaron edificios industriales de granluz. La construcción de cerchas de celosía de granaltura se había utilizado durante algún tiempo enproyectos de puentes y Kahn la adoptó en muchosde sus edificios. En las zonas de producción se pro-porcionaba luz natural adoptando una forma decubierta en diente de sierra. Con ello, mejoraba lailuminación en comparación con las formas de

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5. ESTRUCTURAS DE EDIFICIOSDE VARIAS PLANTAS

Del mismo modo que el hierro se hacíamás popular como material estructural para losedificios industriales y las cubiertas de gran luz,se utilizaba también cada vez más para la cons-trucción de edificios de varias plantas. Fue enNorteamérica y, en particular, Chicago, dondetuvo lugar la mayor parte del desarrollo. Dosinfluencias importantes fueron la necesidad deconstruir más alto para paliar la superpoblacióncrónica de las ciudades de la época, y el terribleincendio de 1871 que devastó completamente el

barrio comercial de Chicago. Otro elemento vitaldel desarrollo de las construcciones altas fue laintroducción de los ascensores de pasajeros porElisha Otis en 1853.

Al igual que en el desarrollo de los edifi-cios industriales, los cambios en la forma deconstrucción tuvieron lugar en varias fases. En ladécada de 1860, los pilares de fundición y lasviguetas de hierro forjado se utilizaban frecuen-temente para apoyar suelos de arco cerámico,pero la obra portante de fábrica externa seguíasoportando una gran parte de las cargas vertica-les y proporcionando estabilidad lateral. El edifi-cio First Leiter de William le Baron Jenney (dia-positiva 29), finalizado en Chicago en 1879, es,básicamente, un híbrido, con vigas secundariasde madera, vigas principales de hierro forjado,pilares de fundición (internos) y pilas de albañi-lería en el perímetro.

Antes de su uso generalizado en edificioscomerciales, las estructuras altas de hierro

empezaron a aparecer hacia finales del sigloXIX. Quizá la más famosa sea la Torre Eiffel, quesigue siendo uno de los símbolos más emble-máticos de la construcción en hierro. Construidacomo monumento temporal para coronar laExposición de París de 1889, con 300 m era laestructura más alta de su tiempo (aunque sehabían propuesto otras torres similares de fundi-ción ya en 1833). De hecho, el diseño de la torrefue desarrollado en un principio por Koechlin yNougier, dos ingenieros que trabajaban en la ofi-

cina de Eiffel. Un arquitecto, Sauvestre, que tam-bién trabajaba para Eiffel, efectuó modificacio-

nes importantes que incluían unir el primer nively los cuatro montantes principales con arcosmonumentales. Eiffel, sin embargo, asumió la

responsabilidad de su construcción.

Otras estructuras notables de este tiposon la Latting Observatory Tower (1853) y laEstatua de la Libertad (1886), ambos en Nueva

York.

Hasta aproximadamente 1880, en EEUU,no se tuvo plena conciencia del potencial de lasvigas de hierro y acero, y estos materiales seconvirtieron en materiales habituales para edifi-cios altos. Las ventajas de una estructura porti-cada pueden observarse comparando la albañi-lería portante del Monadnock Building, Chicago(1885) con el segundo Monadnock Building fina-lizado en 1891 con una estructura metálica. Los

muros del primer edificio tenían un espesor de4,5 m en su base. Sin embargo, tan tarde como

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Diapositiva 29



en 1890, se utilizó albañilería portante para elEdifico Pullitzer, Nueva York, con muros de 2,7 mde espesor.

5.1 Construcción de forjados

Se aceptó que sustituir la madera por hierroo acero no era la respuesta completa para la segu-ridad contra incendios, ya que las vigas de hierrosin proteger perderían su resistencia a altas tem-peraturas y los pilares de fundición podían fallar alenfriarse repentinamente con el agua de las man-gueras contra incendios. Era necesario, por tanto,

alguna forma de protección adicional contra elincendio. Esta necesidad quedó claramentedemostrada por una estructura de edificio revesti-da de yeso, que sobrevivió al incendio de Chicago.

Los métodos de construcción de bovedillautilizados anteriormente para los edificios indus-triales eran muy inadecuados para resistir alincendio, debido en parte a su peso y en parteporque el ala inferior de la viga de hierro quedaríaexpuesta en caso de incendio. Los suelos cerámi-cos, en los que bloques huecos de ladrillo forma-ban “arcos planos” para cubrir el vano entre lasalas inferiores de las vigas, solucionaron ambosproblemas. Un ejemplo temprano de esta formade construcción de forjados es el Tribune Buildingde 7 plantas en Nueva York (1869) que fue tam-bién uno de los primeros edificios en incorporar unascensor de pasajeros. Se desarrollaron variossistemas basados en este principio. Los bloquesse disponían para que sobresalieran por debajodel ala inferior de la viga, que se protegía contrael incendio proyectando alas de terracota o con

listones de recubrimiento de terracota apoyadosen pequeñas puntas. Los acabados de los forja-dos eran de baldosas cerámicas o de hormigón ysu peso era de aproximadamente la mitad del delos forjados de arcos de hormigón y ladrillo. Estosuponía una reducción significativa del peso pro-pio de la estructura y, por ende, de la carga quedebían soportar los muros, pilares y cimientos, locual era de particular importancia dadas las malascondiciones del subsuelo de Chicago.

Se desarrollaron otros sistemas de forja-dos en los que se utilizaba metal estirado como

encofrado permanente, pero estos sistemasrequerían falsos techos. En 1846 se laminó laprimera viga de hierro en Francia, con el consi-

guiente desarrollo en sistemas de forjados, comoel Sistema Vaux y el Sistema Thuasne. Estabanformados por vigas de hierro forjado con una dis-tancia entre ejes de aproximadamente 600-900mm, unidas mediante barras de hierro con unfalso techo grueso (70 mm) de yeso cubriendo laparte inferior de la viga. En Gran Bretaña, los forjados de “viguetas forradas”, formadas por vigue-tas poco separadas con piezas moldeadas dehormigón entre ellas, se hicieron comunes en laprimera parte del siglo XX. En muchos aspectos,

estos forjados pueden considerarse los precur-sores de los sistemas de forjados de hormigónarmado y mixto que se utilizan en la actualidad.

5.2 Vigas y pilares

En un principio, las vigas de hierro de losforjados eran celosías, armadas mediante rema-chado de pequeños elementos de fundición ohierro forjado. Estas viguetas eran de canto rela-tivamente grande y, por lo general, su disposi-ción se planificaba de forma que pudieran incor-porarse dentro de los tabiques. Hasta muchodespués no fue posible laminar vigas de alaanchas, lo que permitió una construcción menosgruesa y, por ende, una mayor libertad en la dis-tribución.

Los pilares de fundición siguieron siendopopulares durante algún tiempo. Hasta que no seadmitió la necesidad de la resistencia a la flexiónen los pilares para soportar las cargas excéntri-

cas, no se adoptaron ni el hierro forjado ni, pos-teriormente, el acero. Al igual que las vigas, enun principio los pilares se formaban remachandovarias secciones pequeñas para formar una sec-ción con una resistencia a la flexión similar enambos ejes.

5.3 Construcción de pórticos

El primer paso hacia una forma de cons-

trucción totalmente porticada fue la introducciónde pilares dentro o adheridos a los muros exte-

133

ESTRUCTURAS DE EDIFICIOS...



riores, de modo que la fábrica solamente sopor-tara su propio peso y ninguna de las cargas delforjado. Hasta que el pórtico soportó no sólo las

cargas del suelo, sino también el muro exterior,la altura de construcción no dejó de estar limita-da por la capacidad del muro para soportar supropio peso. Esta disposición resolvió también elproblema del diferencial de dilatación térmicaentre la fábrica de albañilería y el hierro.

El edificio de 10 plantas Home Insurancede Jenney, Chicago (1885) se considera el pri-mer edificio totalmente porticado que adoptóesta forma de construcción y, por ello, fue el pri-

mer rascacielos reticulado. Los pilares de fundi-ción soportan vigas de hierro forjado en plantasinferiores y vigas de acero Bessemer por encimade la sexta planta. La estructura estaba total-mente protegida contra el incendio mediantealbañilería y baldosas de arcilla refractaria. Lasparedes exteriores eran soportadas por angula-res unidos a las vigas de los dinteles de lo hue-cos de las fachadas, aunque este detalle no salióa la luz hasta la demolición del edificio en 1931.

Otro ejemplo temprano es el TowerBuilding de 11 plantas de Nueva York, diseñadopor Bradford Lee Guilbert en 1887 para un solarmuy estrecho. Los muros portantes de albañile-ría hubieran sido tan gruesos en su base que nohabría quedado espacio útil.

5.4 Estructuras arriostradas paracarga de viento

Aunque estos desarrollos condujeron a

sistemas de pórticos estructurales pensadospara soportar toda la carga vertical, incluido elpeso propio de las paredes exteriores, la estruc-tura seguía dependiendo de las paredes para laestabilidad lateral. El arriostramiento transversalutilizado en el exterior de la fábrica de chocola-tes en Noisiel-sur-Marne se consideró en gene-ral inapropiada para edificios comerciales y larigidez de las uniones utilizadas en el CrystalPalace para dar estabilidad se consideró inade-cuada para las demandas más onerosas de los

edificios de gran altura.

El primer Monadnock Building, aunqueconstruido con albañilería portante, utilizaba unacombinación de arriostramiento de pórtico yparedes transversales de fábrica. Muchos otrosedificios utilizaron una combinación de métodos.

El Manhattan Building de 16 plantas deJenney en Chicago (1890) fue el primero con unpórtico arriostrado de contraviento. Esta estruc-tura estaba formada por una combinación dearriostramiento porticado y barras diagonales dehierro forjado tensadas mediante tensores. Este

edificio sugiere un comentario interesante sobrelos costes relativos de materiales en aquel tiem-po. El acero sólo se utilizaba para las vigas prin-cipales debido a su alto coste; para las vigassecundarias se utilizaba el hierro forjado y paralos pilares la fundición.

El Masonic Temple de 22 plantas deBurnham y Root (1892) estaba arriostrado conbarras diagonales de hierro forjado situadas enlas paredes transversales, mientras que el

Colony Building (1894) utilizaba pórticos para laestabilidad.

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Diapositiva 30



6. EVOLUCIÓN DEL DISEÑO DEEDIFICIOS CON ESTRUCTURADE ACERO

En Europa, con el cambio de siglo, la evo-lución tuvo menos que ver con los altos edificiosde muchas plantas, pero, particularmente enFrancia, se hizo un uso imaginativo de la expre-sión del nuevo material estructural,. El bloque deoficinas de Chedanne en 124 Rue Reaumur,París (1904) (diapositiva 33) es quizá el primerejemplo de verdadera fachada de varias plantascon estructura de acero. En Bélgica, también,Horta utilizó ampliamente el hierro y el acero, por

ejemplo en los patios de luces que introdujo parala iluminación de las zonas oscuras de sus edifi-cios en Bruselas, como el Hotel Solay (1894). Loutilizó también en las elevaciones y el interior dela Casa del Pueblo. Otros lo utilizaron de unaforma altamente decorativa, como por ejemploen el puente, las entradas, los pabellones y mar-quesinas de los nuevos ferrocarriles en París yViena. Un ejemplo notable lo constituye la esta-ción de Karlsplatz (1898) de Otto Wagner (dia-positiva 34). El mismo arquitecto combinó el

vidrio y el hierro con un éxito considerable en laCaja Postal de Ahorros, también en Viena (1906)(diapositiva 35).

El primer edificio distintivo con estructurade acero en Gran Bretaña fue el Hotel Ritz (dia-positiva 36) de Londres, proyectado por Mewes,Davies y Sven Bylander. Los pilares principaleseran de sección en cajón de acero, formadouniendo dos perfiles en U, ala con ala, con presi-llas. Los cimientos tenían forma de emparrilladode acero envuelto en hormigón, un sistema inu-

sual fuera de EEUU. Los forjados ignífugos erande un sistema patentado consistente en doslosas de hormigón formando un suelo superior yun revestimiento plano debajo de vigas de acero.La gran luz libre sobre el restaurante requería eluso de celosías de acero. La protección contra elincendio del acero se obtuvo en toda la estructu-ra recubriendola con hormigón u otro materialincombustible. El atractivo del uso del acero pro-cedía de su velocidad de ejecución comparadacon la de las formas tradicionales, aun cuando

los reglamentos de construcción vigentes en laépoca exigían que las paredes exteriores tuvie-

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ran un espesor de 775 mm. Así, al igual quemuchos de sus predecesores con estructura dehierro, el edificio no muestra nada de su estruc-tura porticada sino que tiene el aspecto de unaobra con muros portantes de fábrica.

La posterior relajación de los reglamentosde construcción permitieron la construcción deparedes más finas y los proyectistas empezaron

a dejar a la vista la estructura porticada, como enla Kodak House (1911) (diapositiva 37) de SirJohn Burnet y Heal (1916) de Smith y Brewer,con Sven Bylander como ingeniero.

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EVOLUCIÓN DEL DISEÑO DE LOS EDIFICIOS...

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Diapositiva 35



En EEUU los edificios se hicieron todavíamás altos y los arquitectos utilizaban varios méto-dos de diseño/estilísticos para romper con su aus-teridad, como el medievalismo romántico tipificadopor el edificio Woolworth de 52 plantas (1913) (dia-positiva 38) y los estilos Gótico y Art Nouveau de laTribunal Tower de Chicago (1922) (diapositiva 39).

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En losaños siguientestuvo lugar unacarrera para esta-blecer récords dealtura, como elprimer edificio dela Chrysler de320 m de altura

(diapositiva 40),con su famosopináculo revestidode acero inoxida-ble, y el EmpireState Building(1930) (diapositi-va 41), que toda-vía ostenta elrécord de veloci-dad de construc-

ción, que en unaetapa llegó a ser

de una planta al día. La RGA Radio Tower de 70plantas (diapositiva 42) que formaba parte delRockefeller Center (1939) es notable, ya que

representó el primer desarrollo en el que un ras-cacielos se proyectó como parte integral de ungrupo de edificios, en lugar de una estructuraindependiente.

Mientras tanto, en Europa, las alturas deconstrucción seguían siendo modestas. En 1928se construyó el Empire Theatre, LeicesterSquare de Londres, con casi 4000 butacas. Seutilizó una estructura de acero para cubrir unaluz de 36 m sobre el auditorio, para soportar una

galería con salones de té. El suelo de la galeríase apoyaba sobre vigas de acero colocadas enuna disposición escalonada. Otros edificios nota-bles construidos durante la década de 1930 sonel pabellón de la Warr en Bexhill-on-Sea (diapo-sitiva 43), la primera estructura toda de acerosoldado en Gran Bretaña, y los GrandesAlmacenes Simpson en Piccadilly, Londres (dia-positiva 44). Fue el primer edificio con una facha-da completamente libre, utilizando una vigaVierendeel a todo lo ancho de la fachada.

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EVOLUCIÓN DEL DISEÑO DE LOS EDIFICIOS…

Diapositiva 43

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En Francia, Jean Prouvé fue pionero enmuchas nuevas aplicaciones y desarrollos técni-cos en el uso del acero. Formado como herreroy especializado en muebles de metal en su fábri-ca de Nantes, colaboró con numerosos arquitec-tos de primera línea para la realización de cerra-

mientos, muchos de ellos en acero conformadoen frío. La Maison du Peuple en Clichy, París(1939) es uno de sus trabajos más famosos, enel que utilizó componentes estampados deacero, no sólo para el cerramiento, sino tambiénpara ventanas, suelos, tabiques y escaleras (dia-positiva 45).

Después de un periodo de calma en laconstrucción en acero, debido a la escasez dematerial como resultado de la Segunda GuerraMundial, los estilos arquitectónicos evoluciona-ron. En ellos ocupó un lugar destacable lainfluencia de Mies van der Rohe y su utilización

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7. RESUMEN FINAL• La utilización del hierro y el acero en los

componentes principales de estructuras de

edificios es relativamente reciente. La adop-ción de estos nuevos materiales fue espas-módica, en lugar de ser un desarrollosecuencial uniforme.

• Un repaso histórico de la introducción deestos materiales puede ilustrarse con losdiferentes tipos de edificios: fábricas y edifi-cios industriales, cubiertas de gran luz yestructuras de varias plantas.

• Las primeras aplicaciones del hierro fueroncomo componentes secundarios: uniones,

soportes y correas. Los tirantes de hierro seincorporaron en cúpulas renacentistas. Lafundición y el hierro forjado se adoptaron deforma gradual en estructuras en el sigloXVIII.

• Los elementos estructurales principales dehierro se introdujeron en un principio paraobtener construcciones resistentes al incen-dio, especialmente en fábricas.

• Los desarrollos en la construcción de puen-tes de hierro en el siglo XVIII se reflejaban

en las formas de cubiertas de gran luz.• En el mismo periodo, el hierro se utilizó de

forma creciente en la construcción de edifi-cios de varias plantas. Hacia finales delsiglo XIX empezaron a aparecer las estruc-turas porticadas altas de hierro.

• Era necesaria alguna protección adicionalcontra el incendio, ya que las vigas de hie-rro no protegidas podían perder su resisten-cia a temperaturas altas y los pilares de fun-dición podían fallar al enfriarse

repentinamente con el agua de las man-gueras utilizadas contra los incendios.

• La introducción de la forma de construccióntotalmente porticada soportando las cargasdel suelo y la pared exterior eliminó la limi-tación de altura resultante de la necesidadde que la pared soportara su propio peso.El arriostramiento liberó a la estructura desu dependencia de la fábrica exterior paraproporcionar estabilidad lateral. Estasestructuras construidas hacia finales del

siglo XIX y principios del siglo XX aumenta-ban progresivamente en altura.


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Lección 2.4.4: Historia del Hierroy el Acero en Puentes

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OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Repasar el desarrollo de la construcción

de puentes de acero, demostrar cómo los per-feccionamientos de los métodos y el entendi-miento del comportamiento estructural han per-mitido una mayor eficiencia y luces mayores.


Ninguno.

LECCIONES AFINESLección 2.4.1: Historia del Hierro y el Acero

en Estructuras

Lección 2.4.2: Historia del Diseño en Acero

Lección 2.4.3: Historia del Hierro y el Aceroen Edificios

RESUMEN

La historia de los puentes en todo elmundo se utiliza para ilustrar los desarrollos dela ingeniería estructural. Se consideran tres cate-gorías de puentes: arcos, estructuras de vigas ypuentes colgantes. Se consideran brevementelos antecedentes de la construcción en obra defábrica y madera, mostrando cómo estas formasantiguas se han adaptado para aprovechar las

características del hierro primero y, luego, delacero. Se destacan las innovaciones técnicassignificativas en relación con materiales, méto-dos analíticos y conceptos de proyecto. Secomentan algunos fallos notables y las leccionesque cabe extraer de ellos.



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1. INTRODUCCIÓN

La historia de los puentes es el campo

que mejor ilustra el progreso de la ingenieríaestructural desde la antigüedad hasta el presen-te siglo. En particular, el desarrollo de los puen-tes de acero discurre paralelamente al progresodel análisis estructural, la teoría de la resistenciade materiales y los ensayos de materiales,impulsados todos ellos por la necesidad de rea-lizar puentes con mayores luces y construir deforma más económica con nuevos métodos deconstrucción. Fortuitamente, la mecánica y lasmatemáticas alcanzaron el umbral de la ingenie-

ría moderna justo cuando se desarrollaba la tec-nología del acero en la construcción.

Sin embargo, en la época en que el nuevomaterial, el hierro, y posteriormente el acero,estaba listo para ser utilizado en estructurasmayores, ya existía una tecnología altamentedesarrollada en la construcción de puentes, con-cretamente los puentes de madera y los puentesde piedra. Durante los años 1750-1770, aproxi-madamente, un nuevo método de fundición alcoque producía mayores cantidades de hierro aun coste que estableció la base para la aplica-ción del hierro en la práctica ingenieril.

Es importante mencionar que las tecnolo-gías de construcción de puentes en aquel tiem-po se basaban en la intuición individual de des-tacados “maestros” y en la experienciatransmitida a través de generaciones, más queen reglas mecánicas y matemáticas. En la anti-güedad, la importancia de preservar y extenderel conocimiento de la construcción de puentes

estaba estrechamente relacionada con los inte-reses militares y comerciales. Los romanos lle-garon a establecer una casta separada -los“pontífices” (constructores de puentes)- que pos-teriormente fueron ascendidos al rango desacerdotes, encabezados por el “máximo pontífi-ce”, que era también uno de los títulos de losemperadores romanos. Razones similares moti-

varon a los reyes franceses, por ejemplo LuisXIV y, posteriormente, a Napoleón, a dar apoyoa las nuevas escuelas de ingeniería (Ecole de

Ponts et Chaussés y Ecole Polytechnique).

Así, la construcción de puentes de acerose fundó originalmente en los entonces bien pro-bados principios y métodos de construcción depuentes de madera y de piedra. Los puentes depiedra aportaron el arco, mientras los puentes demadera desarrollaron las celosías, principalmen-te de estructura fina. De acuerdo con las propie-dades típicas de la fundición (el primer tipo dehierro disponible) los puentes de hierro se cons-

truyeron primero como arcos. Posteriormente,cuando se dispuso del acero, que es capaz deactuar en tracción, se desarrollaron varios siste-mas estructurales sobre la base de los principiosde las cerchas de madera. Debido a las superio-res propiedades del acero y a las ventajas delnuevo método de construcción, un rápido desa-rrollo de las estructuras de puentes trajo consigouna amplia variedad de sistemas eficientes einventivos para cualquier tipo de luz.

En esta lección, la historia de los puentesde acero se subdivide de acuerdo con tres tiposde puentes:

• Puentes en arco

• Estructuras de vigas, incluidas las celosías,puentes de chapa/vigas-cajón de alma llenay todos los tipos de estructuras apoyadas aflexión, como puentes atirantados porcables y arcos con tirante.

• Puentes colgantes.

Evidentemente, el orden cronológico delos tres tipos de puentes a lo largo del periodo detiempo considerado presenta muchas superposi-ciones. Sin embargo, esta clasificación parece lamás apropiada para el entendimiento de uningeniero, ya que se basa en el comportamientoprincipal del apoyo de los puentes más que enaspectos de forma o del sistema estático.



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PUENTES EN ARCO

2. PUENTES EN ARCO

Los arcos transmiten a compresión a los

cimientos las cargas verticales repartidas.Debido a las propiedades específicas de losmateriales de fábrica, son la forma apropiada deestructura para los puentes de piedra.

Se sabe que los puentes en arco existie-ron en el periodo helenístico del Asia Menor. Sinembargo, alcanzaron su periodo de máximoesplendor en época romana, cuando se utiliza-ban ampliamente los típicos acueductos en arcoen todo el imperio, por ejemplo el “Pont du Gard”cerca de Nimes en el sur de Francia, construido

en el año 18 antes de Cristo (diapositiva 50). Lospuentes en arco de esta época tenían solamen-te forma semicircular, que no permitía lucessuperiores a 35 o 40 m .

En la Edad Media se desarrolló la cons-trucción en arcos adintelados a fin de construirpuentes más ligeros y luces mayores.Posteriormente, en particular en las academiasde ingeniería francesas, este método de cons-trucción se cultivó utilizando la experiencia, así

como las ayudas matemáticas. J.R. Perronet fueel maestro de los puentes de fábrica de aquel

tipo, por ejemplo el “Pont de la Concorde” deParís en 1791 (diapositiva 51). La base técnicapara la aplicación del hierro en la construcción

de puentes, por lo tanto, ya estaba establecida.

En 1779, Abraham Darby III, un fundidorde hierro inglés, construyó con éxito el primer

puente de hierro en Coalbrookdale. Algunosintentos posteriores en Francia e Inglaterra falla-ron porque la fundición de la época, frágil y conuna baja resistencia a la tracción y a la flexión, se

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había utilizado con sistemas estructurales ina-propiados. El puente de Coalbrookdale se cons-truyó como puente en arco al igual que los ejem-

plos anteriores de piedra; sin embargo, el arcoestaba estructurado con 5 nervios ligeros segúnlos principios constructivos de las estructuras demadera. El puente tiene una luz de aproximada-mente 30 m y sigue en servicio. Aquellos puentesde fundición se convirtieron rápidamente enestructuras comunes en Gran Bretaña y seexportaron a otros países (diapositiva 52).

En los años siguientes se desarrollaronlas piezas fundidas de hierro para impulsar dife-rentes métodos de construcción de puentes. Seutilizaban elementos prefabricados, en forma debloques, como grandes “ladrillos”, en puentes enarco de hierro patentados. El mayor de éstos fue

el “puente de Sunderland”, construido enInglaterra en 1796 con una luz de 72 m.

El ingeniero alemán Reichenbach desa-rrolló otro método, con tubos de fundición parala parte comprimida del arco. Este sistemaeconómico se utilizó ampliamente y un exce-lente ejemplo de ello es el “Pont du Caroussel”de París, construido en 1839 por Polonceau,con tres vanos de 48 m cada uno (diapositiva53).

El mayor arco de fundición jamás cons-truido fue el Southwark Bridge de John Rennie

sobre el Támesis en Londres (1819), con una luzde 73 m (diapositiva 54).

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Un puente similar, notable por su maravi-lloso diseño en celosía y relacionado con el grannombre de Thomas Telford, fue construido algu-nos años antes (1812) en Escocia, con una luzde 50 m. Otros puentes en arco del mismo tipofueron construidos posteriormente y puedenencontrarse en numerosos lugares, por ejemplosobre el Rhin en Alemania o sobre el Loira enFrancia.

Thomas Telford (1757-1834), que en sus orígenes fuealbañil, se convirtió en uno de losmás notables ingenieros de sutiempo. Después de estudiararquitectura de forma autodidacta,construyó 3 puentes sobre el río

Severn, tras lo cual trabajó paralas compañías de canales, cons-truyendo unas 900 millas de carre-teras y dos acueductos gigantes-cos para llevar los canales sobrelos valles. Entre 1819 y 1826,Telford construyó los dos famosospuentes colgantes de cadenassobre los Menai Straits y el ríoConway. Telford fue el primerPresidente de la Institution of Civil

Engineers cuando se fundó en1828.

El Mississippi Bridge de StLouis fue construido en 1874 porJ.B. Eads (diapositiva 55).

Utilizaba barras tubulares, enparte de hierro y en parte deacero, para formar el arco de celo-sía con una luz de 159 m. Fue elprimer puente que construyó y,sorprendentemente, se convirtióen el vano de arco más grande delmundo.

Los puentes en arco deacero no pueden comentarse sin

apreciar la contribución deGustave Eiffel, uno de los másgrandes ingenieros de su siglo.Eiffel (1832-1923) fundó y presidióla “Société Eiffel”, una compañíade ingeniería y trabajos en acero

conocida en todo el mundo, con agencias enOriente Medio, Asia Oriental y Sudamérica. Suprincipal campo de producción eran varios tiposde puentes de acero, de los que los puentes enarco eran los más importantes. Eiffel utilizó tam-bién la construcción en celosía. Fue el primeringeniero en desarrollar la preparación del pro-yecto de la estructura metálica hasta la totalidadde los detalles y planos de cada elemento o

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PUENTES EN ARCO

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remache. Su primer gran éxito fue el puente deferrocarril sobre el Duero en Portugal (1878) conun arco de 160 m de luz. Su puente más bello

fue el “Viaduc de Garabit” en el sur de Francia,construido en 1884 con una luz de 65 m (diapo-sitiva 56). Los edificios que le hicieron más famo-so son la “Torre Eiffel” (1889), con una altura de300 m, y la “Estatua de la Libertad” (1886).

Con el desarrollo del acero, aumentó eltamaño de las estructuras. Los mayores vanosde arco se construyeron en los años hasta 1930:

• el “Bayonne Bridge” en Nueva Jersey, deO.H. Ammann en 1931, con una luz de 504m (diapositiva 57)

• el “Sidney Harbour Bridge” de R. Freeman en1932, con una luz de 503 m (diapositiva 58).

Ambos puentes son arcos de celosía dedoble articulación, con el tablero suspendido.

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Aunque de tipo similar a los viaductos en caba-llete de madera de EEUU (véase la diapositiva59), fue la primera viga de celosía verdadera-mente moderna con elementos a compresiónapropiados. El puente tenía siete tramos de 49 my se montó lanzando la viga por encima de lasaltas pilas de acero.

Otros progresos en la construcción devigas de celosía se vieron impulsados por nue-vos métodos de análisis estructural. Karl

Culmann (1821-1881), por aquel entonces un joven ingeniero alemán, fue enviado a EEUU en1849 por el Gobierno Real Bávaro para realizar

un informe sobre los nuevos tipos de puentes demadera y de acero construidos allí. Sus estudios

condujeron al desarrollo de métodos gráficos deanálisis estructural, que publicó en 1860, cuandoera profesor en la ETH Zurich. Desde entonces

existió una teoría completa para el diseño devigas de celosía.

Un puente de celosía típico de aquellaépoca era el puente sobre el Danubio, cerca deStadlau en Viena. Se construyó en 1870 comoviga continua con cinco tramos de 80 m cadauno. La imagen (diapositiva 65) muestra el pro-ceso de lanzamiento.

La construcción de vigas de celosía fue

desarrollada a la perfección por G. Eiffel - comoya se ha explicado en la sección “Puentes enArco”. Eiffel construyó un gran número de puen-tes de celosía para los ferrocarriles franceses yportugueses; un ejemplo (diapositiva 66) es lalínea Beira-Alta (1879 - 1881) de Portugal. Elpuente más grande de este tipo construido porEiffel fue el puente sobre el Tardes, cerca deEvaux, con una luz principal de 105 m (72 + 105+ 72 m), construido en el mismo periodo.

Los puentes de celosía del tipo de vigaparalela fueron construidos en una amplia varie-dad, especialmente para los ferrocarriles enEuropa, con tendencia hacia sistemas estáticosmás sencillos como es la celosía triangular. Elpuente sobre el Rhin cerca de Maxau enAlemania, construido en 1938, es un buen ejem-plo (diapositiva 67). Se trata de un puente mixtode ferrocarril/carretera con vanos de 175 y 117 m.

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Londres. Brunel, después de terminar sus estu-dios en Francia, se hizo ingeniero ayudante en elproyecto del túnel del Támesis. Aunque poste-riormente construyó también dos puentes col-gantes de cadenas, su mayor trabajo en ferroca-rriles fue el puente Royal Albert. Brunel diseñótambién los primeros y mayores barcos para tra-vesías transatlánticas y participó asimismo en laconstrucción de muchos muelles, malecones yhospitales.

Las vigas de cordón poligonal diseñadaspor Pauli presentaban numerosas ventajas cons-tructivas y se utilizaron una y otra vez en lospuentes alemanes. Por ejemplo, el segundo“puente Dirschau” sobre el Vístula, construidopor J.W. Schwedler en 1891, tenía seis tramosde 131 m. La cantidad de acero utilizado para elnuevo puente, que tenía dos vías de ferrocarril,fue la misma que para el primero, construido en1857, con una sola vía (diapositiva 71).

Un puente de tipo similar fue el puente devigas de alma llena de doble arco, llamadas“Viga Lohse” haciendo referencia a su creador, elingeniero de puentes alemán Hermann Lohse. Elsistema estructural, un punto intermedio entre eltipo de cordón poligonal y el tipo de arco atiran-tado, consistía en dos cordones reforzados, uni-dos con barras verticales. Los ejemplos másimportantes son los cinco puentes sobre el Elba,cerca de Hamburgo, construidos entre 1872 y1892; un puente de ferrocarril en el sur del Elba

y un puente de carretera y tres puentes de ferro-carril en el norte del Elba. Todos tienen una

forma similar, con cuatro tramos de 100 m cadauno (diapositivas 72 y 73) y, de nuevo, las gran-des construcciones de entrada típicas de aquella

época.

Los sistemas de viga parabólica tambiénse utilizaron ampliamente, en particular parapuentes de ferrocarril sobre los grandes ríos deAlemania. El “puente Lek” cerca de Culenborgen Holanda tuvo el vano más largo para estasvigas durante mucho tiempo. Lo construyó elingeniero y fabricante Alemán Caspar Harkort en1868, utilizando acero por primera vez en puen-tes. La viga tenía una luz de 155 m y un canto en

el centro del vano de 20,5 m (diapositiva 74).Puentes de ménsulas, vigas Gerber

Casi todos los puentes de la primera mitaddel siglo XIX estaban hechos con vigas de unsolo vano, lo que significa que los puentes devanos múltiples se dividían en vanos sencillos

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Arriba: Diapositiva 72Abajo: Diapositiva 73



sobre las pilas. Naturalmente, los ingenieros deaquella época eran conscientes del comporta-miento estático beneficioso de la viga continua.Sin embargo, también conocían las desventajasen relación con los asientos de los cimientos. Fueidea del alemán H. Gerber introducir rótulas envigas continuas en lugares estáticamente favora-bles, con lo que se eliminaban los inconvenientesde los asientos. Esta idea fue patentada en 1868y dichas vigas se llamaron “vigas Gerber”.

Heinrich Gerber (1832-1912) fue uno delos más importantes ingenieros de puentes enAlemania. Tras su paso por la Real Bávara deFerrocarriles, pasó a dirigir una importante com-pañía alemana de construcciones metálicas ycontribuyó en gran medida al desarrollo de lospuentes de acero. Fue el primero en introducirlos principios de diseño de Wöhlers para la fati-ga en la construcción de puentes de ferrocarril.

Un tipo especial de estructura de celosía,conforme al principio de Gerber de vigas articu-ladas, es el puente de ménsulas. Haciendo la

viga de celosía más alta en las pilas, puedenconstruirse ménsulas hasta cerca del centro deltramo sin necesidad de apuntalamiento alguno.Esta técnica es de gran importancia para lospuentes sobre aguas profundas o movidas.

Uno de los mayores puentes cantilever esel Firth of Forth Bridge en Escocia. Cuando seconstruyó en 1883 - 1890 con vanos principalesde 521 m, obtuvo el récord mundial de puente deluz más larga (diapositiva 75). En el texto que

sigue se facilitan algunos antecedentes históri-cos del proyecto específico realizado por los dosingenieros Sir John Fowler (1817-1898) y susocio Benjamin Baker (1840-1907).

La construcción del puente estuvo a puntode iniciarse con un proyecto realizado por SirThomas Bouch, conocido ingeniero de puentesque acababa de terminar el puente de ferrocarrilsobre el Firth of Tay, con una longitud total de3200 m. Este último puente, de celosía de variostramos, los principales de ellos de 75 m, colapsódurante una fuerte tormenta el 27 de diciembre de1879, justo cuando lo cruzaba un tren, causandola muerte de 72 personas (el poeta alemánTheodore Fontane escribió un famoso poemasobre este accidente). Como resultado de ello,Thomas Bouch perdió toda credibilidad en la com-pañía de ferrocarril y sus sucesores, J.Fowler yB.Baker, tuvieron que mostrar al público los prin-cipios estáticos de su proyecto (diapositiva 76).

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PUENTES CON ESTRUCTURAS DE VIGAS...

Diapositiva 74




El puente, que hoy en día se considerauna construcción única y gigantesca, es unaobra maestra de ingeniería. El canto de la viga,

sobre pilares, es de 106 m, las barras tubularesprincipales tienen un diámetro de 3,7 m y entodo el puente se utilizaron 42.000 toneladas deacero, siendo a veces necesarios 4.600 trabaja-dores en la obra para acometer el complejométodo de construcción (diapositiva 77).

J.Fowler fue un ingeniero civil notable,principalmente dedicado a las construcciones deferrocarriles. Fue pionero del Metro de Londres yposteriormente fue nombrado Presidente del

Instituto de Ingenieros Civiles. La forma en quetrabajaron los constructores del puente Forthpuede compararse con la del puente sobre el ríoSan Lorenzo, cerca de Quebec. Este puente deménsulas, de tipo muy similar al de Forth, seconvirtió, cuando se construyó en 1917, en elpuente de viga articulada más largo, con una luzde 549 m. Sin embargo, aunque era sólo 27 mmás largo que el puente Forth, tardó 12 años enconstruirse, produciéndose dos roturas impor-tantes durante la construcción, lo que indicabaque se habían alcanzado los límites teóricos yprácticos.

El “Hooghly River Bridge” en Calcuta,construido en 1840 con una luz de 455 m, es elcuarto puente de ménsulas más grande (diapo-sitiva 78). Aunque constituye un ejemplo tardíodel éxito de este tipo de puentes, su forma noparece tan clara como la de sus predecesores.

Puentes de celosía en EEUU

Basado en una larga tradición en puen-tes de celosía de madera, fue Squire Whipplequien primero desarrolló el método de análisisy diseño de celosías de fundición y hierro forja-do. Se le llamó el “Padre de los puentes decelosía de hierro” y construyó su primer puenteen 1841, una viga de celosía parabólica que fuepatentada y construida con éxito muchas vecesen los años siguientes. En 1847 publicó un librosobre la construcción de puentes y desarrolló elpuente de celosía trapezoidal, llamado vigaWhipple. Whipple, construyó entre 1852-54,dos de estos puentes con luces de unos 45 m.para ferrocarril. Estos puentes tienen cordonescon eslabones de hierro forjado que, en añosposteriores, fueron sustituidos por Linville, pocoa poco, por barras con ojo de acero, permitien-do en consecuencia un aumento de los vanos.El puente más largo de este tipo, con un vanoprincipal de 155 m, se construyó para el ferro-

carril en 1876 sobre el río Ohio, cerca deCincinnati. La viga de un solo vano más largade aquel tiempo fue una viga de celosía para-bólica de 165 m. de un puente, también sobreel río Ohio, en Cincinnati, construido porBouscaren en 1888.

También se construyeron puentes deménsulas en EEUU durante el periodo 1877 -1889, con vanos principales de 65 m. Se monta-ban utilizando apuntalamientos, por ejemplo el

“High Bridge” sobre el río Kentucky y el “puentedel río Hudson”, en Poughkeepsie.

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Diapositiva 78



Puentes de vigas de alma llena y de vigascajón

Tras el excepcional Britannia Bridge,los puentes de viga de alma llena continuaronteniendo luces de unos 30 m. El desarrollo dela soldadura en la estructura de acero supusoun nuevo impulso. La utilización de la solda-dura empezó aproximadamente en 1929 einfluyó considerablemente en la construcciónde puentes de acero, en particular en lospuentes de carretera. Después de algún pasoatrás debido a fallos por rotura frágil, en losaños 30 , tuvo lugar un aumento muy rápidoen el tamaño de los vanos. Un ejemplo típicode grandes vanos es el “puente sobre el Rin”en Bonn (1948) con tramos de 99 + 196 +99 m (diapositiva 79).

Arco atirantado

Un puente de arco atirantado actúa como

una estructura de vigas, que soporta la cargacon un comportamiento del arco igual que el cor-dón superior de una cercha, mientras que la vigadel tablero actúa como el cordón inferior. La vigade arco y tablero se conectan sencillamentemediante péndolas y forman una estructura quepresenta considerables ventajas constructivaspara vanos anchos simples o sometidos a car-gas pesadas. Los puentes de arco atirantado sehan incorporado a esta sección porque su com-portamiento estático principal se asemeja al de

las vigas más que al de los arcos, por ejemplo altransmitir las reacciones verticales al estribocuando son sometidos a cargas verticales.

Estos puentes se utilizaron con frecuenciaen el pasado, especialmente para puentes pesadosde ferrocarril. Los primeros puentes de gran luz seconstruyeron en Hamburgo en el sur del Elba(1899), con cuatro tramos de 100 m. En 1906 -1910en Colonia, se construyó el “puente Hohenzollern”con tramos de 102 + 165 + 102 m (diapositiva 80).Cuando tuvieron que cambiarse las antiguas vigasLohse en Hamburgo (1915) también se utilizaronpuentes de arco atirantados (diapositiva 81).

Puentes atirantados con cables

Del mismo modo que los puentes de arcoatirantados, los puentes atirantados con cables

159

PUENTES CON ESTRUCTURAS DE VIGAS...

Diapositiva 79




se clasifican dentro del apartado de estructurasde vigas. En realidad se comportan como vigascontinuas elásticamente apoyadas, más quecomo puentes colgantes, aunque a menudo seles considera relacionados con éstos. Los cablesinclinados proporcionan un soporte más omenos elástico en puntos individuales a lo largode la viga del tablero. Esta disposición permiterealizar con vigas relativamente esbeltas puen-tes con una luz considerable. Como resultado dela carga vertical, sólo las reacciones verticalesson transmitidas a los estribos.

El puente atirantado de cables es el tipode puente con más reciente desarrollo. Su ori-gen se encuentra en Alemania (en torno a 1950)

y el primer puente construido en 1957 fue el“puente Theodor Heuss” en Düsseldorf, con tra-mos de 108 + 260 + 108m. Un gran número deestos puentes, con diferentes tipos de torre y dediseño de cables, se construyeron a lo largo delRhin, por ejemplo, con trazado de formas agu-das, en Düsseldorf/Oberkassel (diapositiva 82) oen forma de abanico en el puente Norte de Bonn(diapositiva 83).

160

Diapositiva 82

Diapositiva 83



4. PUENTES COLGANTES

Los predecesores de los puentes colgan-

tes de hierro y acero fueron los puentes parapeatones construidos con cuerdas y diferentesmateriales en los primeros siglos en China, Indiay Sudamérica. Los puentes colgantes de cade-nas de hierro tienen su origen en China, donde,hace unos 500 años, se construyeron los puen-tes de este tipo más antiguos que se conocen.Ninguno de ellos estaba rigidizado. Se balance-aban violentamente al paso de la gente y sustableros delgados se fijaban directamente a lascadenas.

La primera propuesta de un puente col-gante de cadenas, con tablero horizontal depaso suspendido de tres cadenas, fue publicadapor Faustus Verantius (1551-1617), un académi-co del Renacimiento, pero, hasta finales del sigloXVIII, no se construyeron tales puentes (diaposi-tiva 84).

El primero de ellos fue construido porJames Finley (1762 - 1828) en 1796 en EEUU,seguido por un gran número de puentes delmismo tipo, al haber obtenido éste una patente.Los puentes de Finley eran relativamente esta-bles y, por tanto, podían utilizarse para tráficorodado.

Puentes colgantes de cadenas

Los primeros puentes colgantes de cade-nas en Europa se construyeron en Gran Bretaña.

En 1819 Samuel Brown (1776-1852) cons-truyó el “Union Bridge” cerca de Berwick, con unaluz de 120 m tras inventar un nuevo tipo de cade-

na, llamada “barras de ojal”. (Después de esteinvento, la elaboración de cadenas pasó de lafabricación de cadenas tipo cable de anclaje ordi-nario en las herrerías a los talleres de forja).

Brown construyó más puentes de cade-nas, por ejemplo en 1820/21 el “Trinity PierBridge” en Newhaven, cerca de Edimburgo (3puentes de cadenas en hilera, cada uno con unvano de 64 m) y en 1822/23 el “Chain Pier”, enBrighton, más grande, que fue diseñado como

cuatro puentes de cadenas de 78 m de luz, enlínea. Este puente sufrió vibraciones inducidaspor el viento y fue destruido dos veces durantesendas violentas tormentas.

Es interesente saber que, incluso en1823, Marc Isambard Brunel (1769-1849), elconstructor del túnel del Támesis en Londres ypadre del gran ingeniero de ferrocarriles I.K.Brunel, construyó dos puentes de cadenas en laisla de Reunión, que estaban eficazmente rigidi-zados contra el viento mediante cadenas contra-curvadas situadas debajo del tablero del puente.

Un hito en la construcción de puentes lomarcaron los puentes construidos por ThomasTelford, ya mencionado en la sección de puentesen arco.

El puente de cadenas sobre los MenaiStraits en el norte de Gales (diapositiva 85),

161

PUENTES COLGANTES

Diapositiva 84

Diapositiva 85



puente de carretera con una luz libre de 177 m,fue el más largo de la época. Construido de 1819a 1826 (Telford tenía 60 años cuando se terminó),

era una estructura notable que influyó también aNavier cuando estableció su teoría sobre lospuentes colgantes. Telford utilizó cadenas debarra de ojal con uniones especiales mejoradas.Cada uno de los dos cables tenía 16 cadenas. Enun principio fue construido sin elementos rigidiza-dores, pero durante el primer año de servicio sereforzó después de que una fuerte tormenta cau-sara grandes flechas de aproximadamente 1 m.

Telford construyó un puente similar, pero

con una luz menor, sobre el río Conway cerca delcastillo de Conway. Cabe señalar que tanto enMenai Straits como en el río Conway, RobertStephenson construyó famosos puentes deferrocarril cerca de los de Telford, unos 25 añosdespués.

El nombre de otro gran ingeniero,Isambard Kingdom Brunel (1806-1859) tambiénestá relacionado con los puentes colgantes.Brunel, conocido por su puente Royal Albert, unpuente del tipo tubular en Saltash, construyó el“puente colgante Clifton” cerca de Bristol (diapo-sitiva 86). Este puente de cadenas, con una luzde 214 m, no se terminó hasta 1864. Utilizabalas mismas cadenas que el “Puente Hungerford”(luz de 206 m) en Londres, que había construidoBrunel en 1845.

Otro ingeniero británico, W T Clark, cons-truyó puentes de cadenas durante este periodo,

por ejemplo el “puente Hammersmith” enLondres (1827, luz de 122 m) y el puente sobreel Danubio en Budapest (1845, luz de 203 m).

En Alemania, el puente colgante más anti-guo fue el puente de cadenas de Malapane,(Schlesien), construido en 1827 con una luz de31 m. Le siguió en 1829 el “puente Ludwigs”sobre el Regnitz en Bamberg, con una luz librede 64 m. Este puente, cuidadosamente proyec-tado, tiene algún interés ya que causó una pro-funda impresión al joven Johann Roebling cuan-do estaba estudiando en Berlín. Posteriormentese convirtió en el más importante ingeniero de

puentes colgantes.Otros antiguos puentes de cadenas, no

mencionados aquí de forma detallada, se cons-truyeron en Francia, por ejemplo en París, sobreel Sena, por De Verges (1829, luz de 68 m) y enLangon, sobre la Garona, por P.D.Martin (1831,luz de 80 m). También el checo B.Schnirch cons-truyó puentes de cadenas en Praga (1842, luzde 133 m) y en Viena (1859, luz de 83 m).

Puentes colgantes de cables de alambre

Mientras la construcción de puentes decadenas continuaba en Gran Bretaña yAlemania, en Francia, Suiza y EEUU empezabana utilizarse cables de alambre, basados en laexperiencia de que los alambres tenían unaresistencia considerablemente mayor que lascadenas de hierro. Después de estructuras deprueba construidas por los hermanos francesesSéguin, el ingeniero suizo G.H.Dufour (1787 -1875) y Marc Séguin (1786 - 1875) construyeron

el primer puente colgante de cable de alambredel mundo. Este puente, el “Pont St. Antoine”,situado en Ginebra, era, cuando se construyó en1823, el primer puente colgante permanente delcontinente europeo. Seis cables de 90 alambressoportaban cada uno luces de 40 m.

El problema principal en la fabricación decables de alambre paralelo es garantizar quetodos los alambres soportan la misma tracción.Mientras Séguin, más emprendedor que ingenie-

ro, intentó conseguirlo utilizando cables con dife-rentes curvaturas, Dufour resolvió el problema

162

Diapositiva 86



Terminado en 1849 con una luz libre de 308 m,fue el puente más largo de la época. Los doscables estaban formados por 6 cuerdas cada

uno y cada una de éstas contenía 550 alambresagrupados lado a lado de forma que, si se hacíanecesario reforzar el puente para su utilizaciónpor el ferrocarril, podían añadirse más cuerdas.Antes de que pudiese ser demolido (no dejabaespacio suficiente para los barcos de vapor) fuedestruido en 1855 por una fuerte tormenta. Seisaños después fue reconstruido por Roebling.

Puentes Colgantes de Ferrocarril

Antes de hablar en detalle de losRoebling, conviene hacer algunas observacio-nes sobre el uso de los puentes colgantes parael ferrocarril. El primer intento se realizó en 1830,construyendo un puente de cadenas sobre el ríoTees cerca de Stockton, para una prolongaciónde la línea Stockton-Darlington. La luz libre erade 86 m, la carga permanente calculada 150toneladas pero se comprobó con decepción que,con menos de la mitad de la carga, las flechaseran inadmisiblemente altas. Este comporta-miento se añadió a las reticencias sobre la apti-tud de estos puentes para el ferrocarril. Sinembargo, los ingenieros de puentes colgantes enEstados Unidos, como Ellet y Roebling, eranoptimistas o estaban incluso convencidos de quese podía conseguir realizar puentes colgantespara el ferrocarril. La primera gran prueba fue elcruce de la garganta del Niágara (véase másabajo). Después de ello, el puente de Brooklynse diseñó también para soportar el ferrocarril.Desde entonces se han construido muy pocospuentes colgantes para ferrocarril. Una excep-

ción fue el puente de cadenas para ferrocarrilconstruido en Viena por Schnirch sobre el canaldel Danubio, con un vano de 83 m (1859).

Los Roebling

Los principales desarrollos en puentes col-gantes, hasta los trabajos de los Roebling, loshabían realizado ingenieros británicos y franceses.Johann August Roebling (1806 - 1869) nació enThüringen, Alemania, estudió en la entonces famo-

sa escuela de ingeniería el “Instituto PolitécnicoReal” de Berlín y emigró en 1831 a Estados

Unidos. Allí se convirtió en uno de los más reputa-dos ingenieros en construcción de puentes delcontinente, así como en el principal fabricante de

cables de alambre. Trabajando en un principiocomo supervisor en empresas de canales, inventómáquinas para fabricar cables con alambres yseguidamente desarrolló una eficaz compañía decable de alambre que, posteriormente, bajo ladirección de sus hijos, llegó a tener 8000 emplea-dos. Entre 1844 y 1850 construyó 5 pasos Cabaksobre ríos, acueductos, así como un puente decarretera, todos soportados por cables de alam-bres. Estos acueductos, que transportaban la granmasa de agua del canal en conductos de madera,

le convirtieron en un ingeniero notable. Algunos deellos todavía están en servicio en la actualidad,convertidos en puentes de carretera.

Desarrolló un método de trenzado decable en el que los alambres eran soportadospor una rueda sobre las torres y anclajes.Utilizando este método, el requisito de que todoslos alambres estuvieran sometidos a la mismatensión se cumplía de forma natural, dando acada alambre la misma curvatura (flecha). Losmétodos modernos de fabricación de cables desuspensión todavía son, en principio, los mis-mos. Algunas de las operaciones ejecutadas deforma manual en la época de Roebling se hanmecanizado desde entonces.

La idea de que un ferrocarril cruzara lagarganta del Niágara (diapositiva 89), cerca delas cataratas, representó un gran reto para losconstructores de puentes americanos y europe-

164

Diapositiva 89



una obra maestra de ingeniería, el mayor puentedel mundo. Las torres, de fábrica, tenían una altu-ra de 107 m; los bloques de anclaje pesaban60.000 toneladas cada uno; cada uno de los 4cables, con un diámetro de 40 cm, estaba formadopor 5358 alambres; estaba rigidizado por una vigade celosía de tablero atirantada por gran númerode vientos diagonales.

Después de más de 100 años desde suinauguración, el puente de Brooklyn sigue enservicio.

Aumento de las Luces

Después del puente de Brooklyn, quealcanzó una luz de aproximadamente 500 m, lasluces de los puentes colgantes siguieron aumen-tando. Cincuenta años después se habían dupli-cado.

En 1931, el “puente George Washington”(diapositiva 92) de Nueva York fue la primeraestructura con una luz de 1000 m. Othmar H.Amman, un ingeniero suizo emigrado que seconvirtió en uno de los mayores constructores depuentes en Estados Unidos, utilizó 4 cables de91 cm de diámetro de más de 20.000 alambrescada uno. El puente soportaba mayor carga nopermanente que cualquier otro, consistente endos tableros de tráfico y 14 vías, con una luz de1067 m.

Ciertamente, el más famoso de todos lospuentes colgantes es el “Golden Gate” (diaposi-tiva 93) a la entrada de San Francisco. Fue cons-truido por Joseph Strauss en 1937 con una luzde 1281 m. Aparte de la maravillosa forma delpuente, es interesante señalar que el color fueobjeto de una selección cuidadosa, escogiéndo-se el “anaranjado Internacional”. El pueblo deSan Francisco se ha opuesto encarecidamente atodo intento de cambiarlo.

El “puente Tacoma Narrows” (diapositiva94) cerca de Seattle, entonces con un vanomedio de 853 m, se hizo tristemente famosocuando se colapsó en 1940 por el viento. Elcolapso se registró en una película. Los ingenie-ros, dedicados a cálculos estáticos, realizaronesfuerzos continuos en la construcción deestructuras más económicas y esbeltas, sinprestar atención a las lecciones que había dadoRoebling anteriormente sobre la rigidización de

los puentes contra el viento. El puente deTacoma oscilaba con el viento, aunque se habí-

166

Diapositiva 92

Diapositiva 93

Diapositiva 94



an aplicado correctamente las teorías estáticas,tal como se las conocía entonces. Después deeste accidente se revisaron los métodos de cál-

culo y, como resultado de ello, se desarrollaronnuevas tendencias en el proyecto de puentescolgantes:

• Una tendencia fue adoptada por O.Ammanen Estados Unidos cuando diseñó el puen-te “Verrazano Narrows” (diapositiva 95), la

mayor luz de aquel tiempo, 1298 m, cruzan-do la entrada al puerto de Nueva York. Optópor una viga de cajón muy rígida para resis-tir las vibraciones torsionales debidas a lainfluencia dinámica del viento.

• Otra tendencia fue adoptada en Europa,donde el profundo conocimiento de los pro-blemas aerodinámicos llevaron a utilizar

tableros similares en su forma a las alas delos aviones. Los puentes más recientes enGran Bretaña han sido construidos de estamanera y uno de ellos, el “puente Humber”,estableció el nuevo récord mundial de luceslibres con 1410 m (diapositiva 96).

167

PUENTES COLGANTES

Diapositiva 95

Diapositiva 96



5. RESUMEN FINAL• En las primeras construcciones de puentes

se utilizaron formas similares a las utiliza-

das tradicionalmente en estructuras defábrica y de madera.

• Los importantes desarrollos en el hierro, yseguidamente en el acero, han permitidoluces mayores, una mejor eficacia y unamayor elegancia.

• Estos desarrollos se asocian a la mejora delconocimiento del comportamiento estructu-ral y a las mejores propiedades de los mate-riales.

• La capacidad de los ingenieros para crear

nuevos conceptos de cálculo y realizar aná-lisis sofisticados también ha sido crítica eneste desarrollo.

• Los desarrollos en la construcción de puen-tes no han estado faltos de fallos.


1. Robins, F. W., The Story of the Bridge,

Birmingham, Cornish 1948

2. James, J. G., The Evolution of Iron BridgeTrusses to 1850, Transactions of New CommonSociety, Vol 52 (1980-81), pp 67-101.

3. Walker, J. G., Great Engineers, AcademyEditions, London 1987

168




Lección 2.5.1: Introducción al diseñode edificios industriales

169



171

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Describir las razones del uso del acero y

presentar las formas comunes de estructuraspara edificios industriales.


Ninguno.

LECCIONES AFINES

Lección 1.1: Introducción al Papel delAcero en la Construcción enEuropa

Lección 2.2.1: Principio de Diseño


Lección 9.12: Celosías

Lección 16.1.1: Edificios de Una Sola Planta:Introducción y EstructuraPrimaria

Lección 16.1.2: Edificios de Una Sola Planta:Cerramientos y EstructuraSecundaria

Lección 16.2: Análisis de Pórticos:Introducción y AnálisisElástico

Lección 16.3: Análisis de Pórticos: AnálisisPlástico

RESUMEN

Se discuten las razones del amplio usodel acero en edificios industriales. Las ventajasdel acero son su alta relación resistencia-peso,la rapidez de montaje y la facilidad de amplia-ción. El acero se utiliza no sólo en la estructura,sino también para cerramientos.

Se describen los tipos comunes deestructura. Éstos son el pórtico, la viga de celo-sía y la cercha. Se muestra que la estabilidadgeneral se consigue fácilmente. Se presenta laamplia variedad de perfiles utilizados en edificiosindustriales. Se identifican los posibles enfoquesdel análisis global.



172

1. TIPOS DE EDIFICIOSINDUSTRIALES

Existe una amplia variedad de tipos deedificios, desde grandes estructuras como plan-tas energéticas y de proceso, hasta pequeñasunidades de fabricación de productos de altacalidad.

El tipo más común es la estructura rec-tangular simple (figura 1), normalmente de unaplanta, que proporciona un espacio confortable-mente protegido contra la lluvia e inclemenciasambientales para llevar a cabo actividades de

fabricación o almacenamiento. Siendo siempreel coste inicial una consideración predominante,con un presupuesto razonable puede conseguir-se un edificio con buena apariencia y con requi-sitos de conservación moderados. Aunque lafacilidad de ampliación y la flexibilidad son carac-terísticas deseables en una construcción, elcoste inicial, por lo general, limita los elementos

útiles que pueden incluirse en el proyecto paracubrir estas necesidades potenciales. A pesar

de que se puede conseguirabaratar el coste de futurasmodificaciones específicasmediante las previsiones ade-cuadas, por ejemplo evitandoel uso de estructuras de pórti-co terminal (figura 2), los cam-bios en los procesos de fabri-cación o en el uso del edificiopueden alterar las modifica-ciones previstas.

Cuando, por razonesde prestigio, el presupuestoes más generoso, una forma

de planta compleja o una dis-posición de estructura inusualpueden producir un edificioarquitectónicamente significa-tivo.

Aunque muchas carac-terísticas son comunes a todoslos edificios industriales, enesta lección se tratan principal-mente los edificios de una plan-

ta, de construcción y formasencillas.

Figura 1 Típico edificio industrial

Figura 2 Testeros



173

ESTRUCTURA DE ACERO...

2. ESTRUCTURA DE ACEROPARA EDIFICIOSINDUSTRIALESComparado con otros materiales, en

particular con el hormigón armado o pretensa-do, el acero presenta importantes ventajas. Sualta relación resistencia-peso y su alta resis-tencia a la tracción y a la compresión, permitenla realización de edificios relativamente ligeros.

El acero es, por lo tanto, el material más ade-cuado para cubiertas de gran luz en las que elpeso propio es de primera importancia.Asimismo, los edificios de acero pueden modi-ficarse para adaptarlos a ampliaciones o cam-bios de utilización, debido a la facilidad con laque pueden unirse perfiles de acero a las

obras existentes.

El acero no sólo es un material versátilpara la estructura de un edificio, sino que ade-más existe una amplia variedad de cerramientosque logran la resistencia mediante el plegado dechapas finas para crear formas perfiladas (figura3). Los sistemas de cerramientos con aislamien-to, dotados de recubrimientos especiales, se uti-lizan ampliamente en la actualidad para el cerra-miento de cubiertas y muros laterales. Tienen

magnifico aspecto y durabilidad y se pueden ins-talar rápidamente.

La estructura de un edificio de acero,especialmente de un edificio industrial, se montay se cubre rápidamente, proporcionando el

envoltorio contra la intemperie que permite reali-zar la instalación de suelos, servicios y acaba-dos interiores en una fase temprana. Puesto queel plan de construcción se ajusta siempre a lafecha de entrega fijada en la programación deproducción, el tiempo ahorrado en la construc-ción, normalmente, es muy valioso.

En un ambiente cerrado y seco, el acerono se oxida y sólo necesita protección contra lacorrosión durante el periodo de montaje. Paraotros ambientes, hay sistemas de protección dis-ponibles que, dependiendo del coste y de la con-servación apropiados, previenen adecuadamen-te la corrosión.

Normalmente, las naves industrialesestán exentas de requisitos de protección contrael incendio de la estructura. El incendio no debeextenderse más allá de los límites del edificiocomo resultado del colapso de la estructura.Este requisito puede cumplirse previendo muroscortafuegos y mediante la interacción que surgeen la práctica entre las bases y los pilares quelos soportan.

Figura 3 Cerramiento



174

3. ELECCIÓN DE UN EDIFICIOINDUSTRIAL

Un futuro propietario puede tener unamemoria detallada de proyecto relativa a la cons-trucción de plantas industriales situadas en cual-quier lugar. Más frecuentemente, el propietariose ayuda en la elección de un edificio adecuadoelaborando una lista detallada de requisitos, apartir de la cual pueda prepararse una memoriadel proyecto. Deben decidirse, en primer lugar,las opciones iniciales en lo referente a la ubica-ción preferida, la adquisición del solar y las nece-sidades ambientales. Deben definirse las dimen-

siones principales, la operación de proceso, ladisposición de la planta, las necesidades decimentación, los sistemas de manipulación, la ilu-minación diurna, el control medioambiental, lasrutas de servicio, el nivel de personal y el acceso.

La selección preliminar debe efectuarseentre un edificio especialmente pensado para elpropietario, una nueva fábrica construida en granmedida con componentes estructurales normali-zados, o la adaptación de un edificio existente.La última opción puede ser una unidad construi-da como desarrollo especulativo, o una unidadque ha quedado vacante.

La situación de los pilares interiores y laaltura interior son siempre importantes y laexclusiva consideración de estos requisitos

puede determinar la selección. La ventaja detener libertad para planificar el edificio, ajustán-dolo estrictamente a los requisitos y prever undesarrollo futuro, es considerable. No obstante,salvo que existan razones excepcionales, comola permanencia de un uso específico, no convie-ne diseñar un edificio industrial exclusivamentepara un solo tipo de actividad, puesto que lascaracterísticas especiales apropiadas paraaquella pueden dificultar nuevos desarrollos.



4. FORMAS DE LOS EDIFICIOSINDUSTRIALES

Por su economía, la forma más utilizadaes el pórtico con cubierta inclinada, basado enrótulas, de una o múltiples naves, típicamentecon luces de 20-30 m y 6 m entre pórticos (figu-ra 4). Los elementos utilizados normalmente sonperfiles, laminados en caliente o en frío, o vigasde chapa soldadas.

En los últimos años se ha incrementado eluso de vigas armadas. Este incremento es elresultado del progreso alcanzado en la automa-tización de la soldadura y en la posibilidad deadaptar la sección a las fuerzas internas.

Puesto que los pilares internos anulan un

espacio apreciable a su alrededor, su separaciónpuede incrementarse utilizando vigas celosíalongitudinales para soportar las cerchas del pór-tico. Para este tipo de cubierta, normalmente elcerramiento es de panel metálico aislante, quepuede también utilizarse en la parte superior delos muros laterales. La iluminación con luz natu-ral se obtiene mediante elementos translucidosperfilados en la cubierta.

Cuando se usan perfiles laminados en

caliente, normalmente se prevén cartelas (figura 5)en los aleros y dinteles. Estas ménsulas aumentan

el canto del perfil, reduciendo las fuerzas de lostornillos. Extendiendo las zonas reforzadas a lolargo de las cerchas, la viga se refuerza y rigidiza.

Las vigas de celosía (figura 6) son másligeras que las cerchas de los pórticos, pero lamano de obra adicional incrementa los costes deejecución. Basándose solamente en requisitosestructurales, los sistemas de celosía resultaneconómicamente efectivos para luces superiores

a 20 m. Pueden utilizarse cerchas para estructu-ras que soportan puentes grúa pesados (figura 7).

175

FORMAS DE LOS EDIFICIOS...

Figura 4 Pórticos típicos

Figura 5 Unión dintel-pilar del pórtico

Figura 6 Estructura de viga de celosía

Figura 7 Pórtico con soporte y cubierta formadas por celosías



Existe disponible en el mercadouna amplia variedad de perfiles estructu-rales para vigas de celosía y cerchas,incluidos los angulares simples, los angu-lares adosados, los perfiles en T, los per-files en H o los perfiles huecos (figura 8).Para cargas ligeras pueden utilizarsecomo vigas perfiles en frío con barra derefuerzo como alma (figura 9).

Los inconvenientes de las cubier-tas inclinadas de naves múltiples se deri-van de la necesidad de la utilización de

canalones y bajantes internos para larecogida del agua de lluvia, que constitu-yen una posible fuente de goteras, y, ade-más, dificulta el acceso a instalacionesde la planta montadas externamente enla cubierta.

La forma de cubierta más versátiles la nominalmente plana, sellada poruna membrana aislante sobre panelmetálico (figura 10). Esta forma permite

una amplia libertad en la planta y eliminala necesidad de canalones internos, aun-

que puede ser necesaria alguna forma de elimi-nación interna de agua de lluvia si la extensiónde la cubierta es grande. El montaje y la protec-ción contra la intemperie de las instalacionessituadas en la cubierta resultan sencillos y el

acceso a ellas resulta fácil.Las cubiertas planas pueden estar sopor-

tadas mediante correas laminadas o conforma-das en caliente sobre vigas principales en I ovigas de celosía. En estructuras menores, elpanel puede ir directamente de una viga a otra,sin necesidad de correas.

176

Figura 8 Perfiles estructurales

Figura 9 Viga celosía ligera

Figura 10 Cubierta plana de chapa



Para cubiertas planas,cuando las instalaciones de servi-cios tienen cierta entidad y hay

muchas instalaciones exterioresen la cubierta, puede resultar muyadecuado la utilización de vigasalveoladas, que, por cierto, tienenun momento resistente superiorque las vigas en I, o de unaestructura espacial de doble capa(figuras 11 y 12). Una estructurabidireccional distribuye las cargaslocales mejor que cualquier otra.El soporte para el panel de la

cubierta lo proporciona directa-mente la capa superior, y el sopor-te para los servicios la capa infe-rior de la parrilla.

La iluminación con luznatural en las cubiertas planasresulta costosa, ya que es precisala utilización de cúpulas o lucerna-rios. Las cubiertas planas sonmás frecuentes en construccionesindustrias en las que la necesidadde luz natural es mínima.

177

FORMAS DE LOS EDIFICIOS...

Figura 11 Estructura espacial de emparrillado de doble capa

Disposición general Cordones superiores

Cordones inferiores Arriostramientos

Figura 12 Estructura espacial de emparrillado de doble capa



6. ANÁLISIS GLOBAL

La estructura puede tratarse como siste-

ma bidimensional o tridimensional.

Los sistemas de arriostramiento se anali-zan como si fueran articulados. Cuando se utili-za arriostramiento transversal, p.e. vertical, sesupone que sólo son efectivos los elementos atracción (las barras comprimidas se supone noson efectivas debido al pandeo).

La selección del método de análisis glo-bal, plástico o elástico, de los pórticos en losestados límites máximos depende del tipo de

sección transversal.

En la figura 15 se facilita un ejemplo delmecanismo de colapso plástico de una estructu-ra con ménsulas. Los edificios con grúas debenanalizarse siempre con el método elástico. Elanálisis elástico debe utilizarse siempre paradeterminar las flechas bajo cargas de servicio.

179

ANÁLISIS GLOBAL

Figura 15 Mecanismo de colapso plástico



7. RESUMEN FINAL

• La construcción metálica se emplea amplia-

mente para edificios industriales, e incluyelos elementos estructurales (como marcos,correas, carriles laterales) y los sistemas decerramiento.

• La estabilidad general se obtiene de la rigi-dez de las uniones y utilizando sistemas dearriostramiento.

• Los edificios pueden analizarse utilizandoun esquema bidimensional o tridimensionaly un análisis elástico o plástico, según sus

secciones transversales.• Hay disponible una amplia variedad de for-mas laminadas en caliente para barrasestructurales. Con perfiles armados sepuede obtener una mayor flexibilidad. Lascorreas y carriles laterales pueden realizar-se con perfiles laminados en frío.

180




Lección 2.5.2: Introducción al diseñode edificios industriales singulares

181



183

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Describir las características principales

del proyecto de edificios industriales singulares.


Ninguno.

LECCIONES AFINES

Lección 2.5.1: Introducción al Proyecto de

Edificios Industriales

RESUMEN

Los edificios industriales singulares son

de dos tipos: aquéllos cuya construcción es pocohabitual y aquéllos que se proyectan para unaindustria especial. Algunas funciones, como losmétodos de manipulación, mantenimiento y pro-tección contra incendios, se comentan breve-mente. Se presentan ejemplos de edificios espe-cíficos como plantas energéticas, hangares, etc.



184

1. TIPOS DE EDIFICIOSINDUSTRIALES SINGULARES

Los edificios industriales singulares sonde dos tipos: aquéllos cuya construcción es pocohabitual y aquéllos otros que se proyectan parauna industria especial. La característica principalde tales edificios es que se proyectan invariable-mente para un propósito o proceso particular y,en consecuencia, resulta prácticamente imposi-ble adaptarlos a otra clase de utilización.

Entre los primeros se encuentran los edifi-cios industriales que, por razones de prestigio más

que económicas, emplean formas estructurales inu-suales, que proporcionan una expresión arquitectó-nica que contribuyen a la calidad visual del edificio.

Al ser únicos, estos edificios no pueden considerar-se genéricamente. Más adelante, en esta lección,se describen brevemente algunos ejemplos.

Entre los edificios proyectados paraindustrias específicas figuran las plantas deindustria pesada, hangares para aeronaves,plantas energéticas, acerías y fábricas de cerve-za. Muchos de estos edificios presentan caracte-rísticas similares cuyos principios se considerana continuación.

Figura 1 Columnas compuestas

ú



185

MÉTODOS DE MANIPULACIÓN

2. MÉTODOS DE MANIPULACIÓN

Las grúas móviles con capacidad de 10

toneladas o más son una característica de lasplantas de industria pesada y las plantas ener-géticas. Requieren soportes compuestos yvigas-carril para soportar las cargas verticales yde choque (figura 1). Las grúas móviles ligerascon capacidades de 1 a 5 toneladas son habi-tuales en los hangares para aeronaves y lasindustrias ligeras. Pueden ir unidos a la estructu-ra de la cubierta y proyectarse con soportes múl-

tiples para una cobertura amplia,o pueden disponerse para trans-porte lateral de nave a nave (figu-ra 2). La flexibilidad de la cubier-ta puede adquirir importanciapara las grúas montadas encubiertas que se utilicen paraoperaciones de montaje.

Hace algunos años sedesarrollaron las llamadas grúas“sin carril”.

El concepto de “sin carril”invierte el principio de grúa móvil.Se montan carriles cortos en loscarros de traslación. Estos carrilesdiscurren a lo largo de una seriede ruedas estacionarias. Loscarriles se proyectan para ser algomás largos que la distancia máxi-ma entre tres puntos de apoyoadyacentes, de forma que la grúa

esté siempre soportada por almenos dos ruedas en cada lado(figura 3). Como resultado de estaconcepción, la vía larga conven-cional para la grúa se hace super-flua. Las ventajas de esta concep-ción innovadora vienen del ahorroen los costes de la estructurametálica del edificio (hasta un20%) y en la manipulación dematerial. Son factibles las “vías”,

para el movimiento de la grúa, quese cruzan unas con otras.

Figura 3 Grúa sin carril

é

V i g a t r a n s v e r s a l

5 n a v e s @ 6 , 1 m

2 n a v e s @ 6 , 1 m

+ 1 n a v e @ 2 , 0 m

Figura 2 Instalación de grúa colgante en hangar existente



3. ILUMINACIÓN NATURAL

Pocas industrias presentan en la actualidad

necesidades particulares en cuanto a iluminaciónnatural, ya que a menudo se prevé el trabajo a tur-nos. La iluminación natural a través de paredes ycubierta se describe, las más de las veces, como

un porcentaje de la superficie del plano: un 5% dasuficiente luz para un almacén y un 20% para unproceso de trabajo. Generalmente se utiliza algún

sistema artificial para establecer un nivel conve-niente de iluminación, y se puede prever la ilumi-nación natural a efectos de confort visual o paraobtener un efecto arquitectónico.

187

ILUMINACIÓN NATURAL



4. SERVICIOS

La cantidad de servicios puede variar en

diferentes partes del edificio, desde una normaestricta de climatización apropiada para una“dependencia limpia”, hasta conducciones de pro-ceso extensivo. El apoyo y paso de los serviciospuede verse facilitado u obstaculizado por laestructura de cubierta (figura 6). La calefacción deestructuras altas de una sola planta constituye

siempre un problema, particularmente cuando laseguridad contra el incendio exige un control estric-to sobre la temperatura de la fuente de calor.

Inevitablemente, las previsiones de grúas, ilumina-ción, calefacción y servicios tales como aire y ener-gía eléctrica entrarán en conflicto. Cada una deellas influye en la concepción de la construcción. Aveces, si los servicios son particularmente extensi-vos, resulta ventajoso utilizar una forma estructuralque proporcione un apoyo abundante para ellos.

188

Figura 6 Servicios auxiliares en estructura de cubierta



6. MANTENIMIENTO

Todo material utilizado en construcción

tiene una vida limitada que, por lo general,puede prolongarse con un mantenimiento apro-piado. El mantenimiento será de particularimportancia en edificios especiales. El proyectodel edificio debe prever un acceso adecuadopara el mantenimiento que se precise. Éstepuede entrar en conflicto con el uso previsto deledificio, lo que ocurrirá fácilmente si el uso deéste es intensivo; si el mantenimiento requieredesmontar equipos o izarlos, o se precisan

hacer radiografías y, por consiguiente, es preci-so despejar áreas por seguridad.

El mantenimiento de la cubierta es departicular importancia. Las posibles consecuen-cias de una acumulación excesiva de agua en lacubierta, debida a un posible atasco de lasbajantes, o a emisiones del proceso, o a lluviastorrenciales nieve o granizo deben considerarsecuando se decida el tipo de cubierta. Debe con-siderarse asimismo el posible deterioro de lasuperficie de la cubierta debido al clima o a emi-siones agresivas.

190



7. PROTECCIÓN CONTRAINCENDIOS

Debido a las características de la activi-dad que deba realizarse en el edificio, puedeser preciso adoptar medidas excepcionales res-pecto a la prevención de incendios y explosio-nes, a la protección contra el incendio y a lalimitación de daños. Pueden ser necesarias ins-talaciones de rociadores de capacidad excep-

cional, así como dispositivos de inyección dedióxido de carbono.

La explosión de polvos representa un riesgoen procesos que dependen del transporte, median-te cinta o conducto de aire, de polvos finos. El con-trol de los resultados de una explosión se consiguea menudo situando estratégicamente paneles antiexplosión. Las explosiones de gas pueden sermucho más destructivas y difíciles de controlar.

191

PROTECCIÓN CONTRA INCENDIOS



8. ALGUNOSEJEMPLOSDE EDIFICIOSESPECIALES

8.1 Centralestérmicasde carbón

Central térmica típicade tamaño medio (figuras 7 y8) consiste en una sala de tur-

binas con una luz de 38,6 m.flanqueando una nave desilos de 13 m de luz, junto auna sala de calderas de luz31,5 m. y un edificio de precalentadores de airede 12m de ancho. La altura de la sala de turbi-nas es normalmente de 30 m, y está determina-da por los requisitos de mantenimiento de las

turbinas y generadores. La altura de la nave desilos, en la que se almacena combustible paravarias horas, y la de la sala de calderas, sonsimilares y vienen determinadas por la altura de

la caldera y el tamaño de los silos decombustible, siendo típicamente de 60m. La longitud del edificio depende delnúmero de generadores instalados,cada uno con su propia caldera.

Este tipo de planta energéticase construye casi totalmente conestructura y revestimiento de acero.Se elige la construcción en acero por-que la realización de la sala de calde-ras se encuentra siempre en el caminocritico crítico del programa de ejecu-ción. La ejecución de la estructura,proyectada para adaptarse a la calde-

ra y de la cual se suspende ésta, es elelemento central del programa. Lospuntales de la estructura de la caldera,a menudo en número de seis, songeneralmente de perfil compuesto enH y soportan cada uno 1000 tonela-das; la caldera va suspendida de vigasarmadas que se extienden sobre lospuntales. La estructura de acero exter-na de la sala es relativamente ligera yse apoya principalmente en la estruc-

tura de la caldera, que también refuer-za al edificio.

192

Figura 7 Central térmica de carbón

Figura 8 Central térmica de carbón: alzado



En la nave de silos, que también es unaestructura de acero, se encuentran los grandessilos de alimentación con una capacidad de 600toneladas; construidos con chapa de acero ysoportados a un elevado nivel, se abastecen decombustible mediante transportadores. Existe unriesgo de incendio y explosión en los transporta-dores de abastecimiento y en los conductos queconectan el silo al pozo de combustible y éste a lacaldera. En esta parte de la planta se requiere, porlo tanto, una protección contra incendios medianterociadores y dióxido de carbono, así como unaaplicación ignífuga para la estructura metálica.

En la sala de turbinas, los grupos genera-dores se montan a 10 m por encima del suelocon condensadores instalados debajo. Debido alpeso de los grupos, la estructura soporte, quehabitualmente es de acero pero que tambiénpuede ser de hormigón, es de construcciónpesada. Para el mantenimiento de los gruposgeneradores se dispone de una grúa puente de100 t. que se desplaza a lo largo de toda la lon-gitud de la sala y requiere pilares pesados ado-

sados a la pared lateral para soportar las vigas-carril. La estructura de la cubierta es de vigas de

celosía ligeras,excepto cuandose requiere una

resistencia adicio-nal para facilitar lainstalación de lagrúa.

Puede pre-verse la amplia-ción de la sala deturbinas, pero laampliación de lasala de calderas

depende de laelección de la cal-dera, por lo quedeberá confiarseen la facilidad deconexión a laestructura metáli-ca existente.

El manteni-miento de la planta generadora es una conside-ración importante en el proyecto de una plantaenergética. El mantenimiento del edificio esrazonablemente fácil, puesto que la generaciónno crea condiciones o desechos agresivos. Lacorrosión no es un problema mayor, de modoque resulta adecuado limpiar con chorro dearena y pintar la estructura metálica.

La construcción de térmicas de este tipomuestra la versatilidad del acero, cuyo uso vadesde la estructura pesada para soportar la plan-ta a la estructura ligera de la cubierta y su recu-

brimiento. A esta versatilidad se une la velocidadde ejecución en la obra que permite el trabajo detaller fuera de la obra. Por lo tanto, resulta com-prensible que en este campo de aplicación se uti-lice casi exclusivamente el acero.

8.2 Hangar de mantenimientode aeronaves

Un hangar típico para el mantenimiento

de aviones Boeing 747 (figuras 9, 10 y 11) tiene76 m. de anchura y 97,5 m. de longitud y puede

193

ALGUNOS EJEMPLOS DE EDIFICIOS...

Figura 9 Hangar de dos naves



estar compuestopor una, dos o tresnaves. La altura

máxima libre esnormalmente de23,5 m. para dejarespacio a los ale-rones de cola de20 m de altura dela aeronave, perosólo son necesa-rios 17 m. sobre elfuselaje y las alasprincipales. Por lo

tanto, la cubiertapuede tener dos niveles: la altura en la zona dela cola será de 23,5 m. y el resto de 17 m. Lacubierta de dos niveles obliga a la aeronave aentrar de proa, mientras que un hangar de alturaconstante permite entrar de proa o de popa. Enla parte posterior del hangar se encuentra unbloque de 2-3 plantas de taller y administración,con 10 m de profundidad y la misma anchuraque el hangar. La pendiente de la cubierta esnormalmente escasa para evitar una altura exce-siva y utiliza una membrana de cubierta aisladasobre tablero de metal o un recubrimiento ais-lante de dos capas. La estructura de cubierta secompone normalmente de cerchas de celosía,vigas de alma llena o pórticos, pero también sehan utilizado pórticos tridimensionales de parrillade doble capa.

Normalmente, la puerta principal tieneuna altura de 21 m y puede ser deslizante-ple-gable o de deslizamiento tangencial. La anchurade la apertura total es de 80 m. Si el espacio de

alojamiento de las puertas solapa la apertura, laanchura de la nave se incrementa en conse-

cuencia. Algunas puertas de hangar tienen unaaltura de sólo 14 m, con una puerta adicional de7 m de altura para la cola, o pueden tener unasección central plegable verticalmente de 21 mde altura.

Aunque algunos hangares pequeños sehan construido en hormigón pretensado, en laactualidad casi todos se construyen con estruc-tura y cerramientos de acero.

Los hangares se especializan para el man-tenimiento de un tipo de aeronave o para variostipos. El acceso a una aeronave, debido a la formay tamaño de ésta, es un problema que se resuel-ve mejor mediante andamiajes especialmenteadaptados al tipo de aeronave en particular. Estadisposición permite la realización del manteni-miento por un personal numeroso. Típicamente, elandamiaje consiste en una estructura para lasalas principales, una para la cola y otra para elfuselaje. Se desplazan hasta su posición una vez

la aeronave se ha situado en una posición fija.Puesto que para desmontar los trenes de aterri-

zaje es necesario elevar1,5 m la aeronave, nor-malmente los andamiosdeben disponer de ajus-te vertical. El uso defosos puede hacer inne-cesaria la elevación,pero incrementa consi-derablemente el coste y

supone una especiali-zación añadida.

194





Salvo que puedan desplazarse fuera delhangar, los andamios ocupan una gran cantidadde superficie cubierta. Obstruyen la colocación y

mantenimiento de otros tipos de aeronavescuando no se utilizan. En consecuencia, losandamios de cola y de fuselaje se suspenden aveces de la cubierta del hangar. Puesto que losandamios de cola pesan 12-50 toneladas y losandamios de fuselaje 50-100 toneladas, el pro-yecto de la cubierta debe tenerlos en cuenta.

Normalmente los hangares disponen degrúas móviles ligeras que cubren toda la superfi-cie. Se utilizan para manipular piezas desmonta-

das de hasta 1 tonelada de peso. Pueden, asi-mismo, preverse montacargas motorizadosaislados con una capacidad de hasta 10 tonela-das. Como alternativa, las grúas móviles puedentener una capacidad de 10 toneladas. Puedensurgir conflictos entre las grúas y los andamiajessuspendidos. Si se ha proyectado una cubiertade dos niveles, será necesaria una grúa apartepara la nave de cola.

La energía eléctrica, el aire y otros serviciospueden suministrarse desde tomas móviles mon-tadas en la cubierta o en el suelo. La calefacciónpuede realizarse por elementos radiantes embebi-dos en el suelo o mediante ventiladores de altapotencia suspendidos de la cubierta. Los ventila-dores son grandes unidades apropiadas para laaltura del hangar. Puede hacerse una instalación

de rociadores, dependiendo esto de la extensiónde las operaciones de mantenimiento realizadas yde los procedimientos de seguridad adoptados enrelación con el combustible a bordo.

Salvo para el mantenimiento de la cubier-ta, los requisitos de mantenimiento de un hangarson normalmente escasos, ya que las emisionesagresivas se limitan al drenaje del suelo del han-gar donde se realiza la pintura o de talleres delimpieza o procesamiento químico. Debido a lagran superficie de la cubierta y a su altura, asícomo al entorno característicamente expuestode un aeropuerto, los daños por tormentas siem-pre son posibles. Las goteras de la cubierta pue-den tener graves consecuencias debido al altovalor de las piezas de las aeronaves.

Los desarrollos en la concepción de lasaeronaves y la mayor competencia para laobtención de los contratos de mantenimientohacen necesario prever modificaciones en loshangares. La introducción del tipo 747 y otrasaeronaves de fuselaje ancho obligó a ampliarmuchos de los hangares que se utilizaban enaquel tiempo. Sin embargo, el uso intensivo deun hangar y las estrictas normas contra incen-dios y de seguridad aplicadas cuando las aero-naves se encuentran en su interior dificultan la

realización de modificaciones. Por lo tanto, la fle-xibilidad debe preverse en la fase de proyecto.

195


Figura 12 Planta de leche en polvo




La superioridad de la estructura de aceroen la construcción de hangares de aeronaveses un hecho incuestionable. La rapidez deconstrucción, la adecuabilidad para cubiertasde gran luz, la versatilidad para el montaje deservicios diversos y andamiaje, así como laadaptabilidad a posibles futuras ampliaciones,virtualmente excluyen otros materiales estruc-turales.

8.3 Fábrica de leche en polvoUna típica fábrica de leche en polvo (figuras 12,13 y 14) consiste en una torre deshidratadora de

aspersión de 18 m por 17 m, por 32 m de alturacon una sala de calderas externa, un silo y unaplanta embaladora anexa de 16 m por 18 m, asícomo un almacén para el producto ya empaque-tado de 54 m por 54 m, con una altura libre de 7m para el transporte por carretillas elevadoras yapilamiento.

La torre y anexos tienen una estructuraporticada de acero, con forjado de hormigón ycerramientos de acero. El almacén suele ser de

naves múltiples con pórticos de luz pequeña concorreas de acero y con un revestimiento consis-tente en placas de fibrocemento o de chapa sen-cilla de acero .

El deshidratador de aspersión es un tamborde acero inoxidable con 10 m de diámetro y 14 mde altura soportado en varios pisos. La leche y elaire caliente se inyectan por la parte superior y laleche en polvo seca se recoge en el fondo de latolva. De ahí se transporta a los silos de la plantade embalaje. La carga de los suelos es ligera, salvoen la planta auxiliar y en el deshidratador de asper-sión, que, en funcionamiento, pesa 60 toneladas.

Existe un riesgoapreciable de explo-sión por la leche enpolvo finamente dividi-da. El deshidratadorincorpora conductosresistentes y un panelexterior anti-explosión

para controlar la direc-ción y el resultado deuna posible explosión.En la estructura metáli-ca de la torre se prevéesta instalación.

La gran cantidadde aire inyectado en elproceso requiere extrac-tores de salida para

extraer la leche en polvodel aire de escape.

196


Figura 15 Centro Renault, Swindon



Incluso con un mantenimiento regular, los extrac-tores nunca son eficaces al 100%, por lo que seescapa algo de polvo, que puede acumularse rápi-

damente. Las acumulaciones de polvo puedencausar problemas en el drenaje de la cubierta que,por lo tanto, requiere un proyecto apropiado. Laleche en polvo contiene ácido láctico que es mode-radamente agresivo, en particular para cerramien-tos de cubiertas planas como el asfalto y el fieltro.Por lo tanto, debe considerarse la durabilidad de lacubierta.

A nivel interno, se requiere un entornobiológicamente limpio a fin de que la planta cum-

pla con las reglas sanitarias del proceso. Lassuperficies internas deben poder limpiarse fácil-mente. Esta exigencia se cumple mejor median-te revestimientos internos de alta calidad. El evi-tar fisuras que puedan depósitos de materialcondiciona la elección y especificación de losdetalles de cualquier estructura de aceroexpuesta al medio interno.

La competencia en la fabricación de leche

en polvo requiere un control estricto del coste ini-cial y de los costes de explotación. Puesto quelos deshidratadores evolucionan, puede ser

necesario un cambio de deshidratador que impli-que importantes alteraciones de la torre. El usodel acero en la estructura y cerramientos facilitael control de costes tanto en la construccióncomo en la modificación.

8.4 Complejo industrial

Algunos importantes proyectos industria-les proporcionan la escala y la oportunidad para

adoptar formas estructurales inusuales que pre-sentan ventajas particulares. Un buen ejemplode forma estructural inusual es el Centro deDistribución de Piezas de Renault en Swindon(figuras 15, 16 y 17).

Se precisaba un edificio de una sola plan-ta de 25.000 metros cuadrados, con un almacén,un centro de formación, una sala de exposicio-nes y oficina, con la perspectiva de una posible

una ampliación del 50%. Paraadecuar las formas de apila-miento en el almacén seadoptó una nave de 24 m x 24m, con una altura interna de 8m, iluminación en cubierta del2,8% y acristalamiento enparedes laterales en algunasáreas. La superficie principales de 4 naves de anchura y 9naves de longitud, con 6naves adicionales en unextremo.

La estructura consisteen un esqueleto formado porpórticos estructurales sobrelos ejes rectangulares y dia-gonales. Los mástiles princi-pales son tubos estructuralesde 16 m de altura y 457 mmde diámetro rigidizados contirantes. Los elementos decubierta son cerchas simples

formadas por vigas en I conuna flecha de 1,4 m y rigidiza-

197





das en su parte inferior con arriostramientos rea-lizados con barras y montantes tubulares cortos.La continuidad entre los mástiles y las cerchas

se establece mediante el arriostramiento conbarras que conectan las cabezas de estos a uncuarto de las cerchas. Mientras los pies mástilesinternos se equilibran mediante cerchas en cadalado, los perimetrales, que tienen cerchas trans-versales y diagonales sólo en un lado, se equili-bran mediante anclajes en el suelo que sujetantirantes conectados a los mástiles en el mismonivel que las cerchas.

Para los tirantes de mástiles se utilizaron

barras de aleación y para los arriostramientos deacero Fe 510. Las barras se conectan a los mon-tantes principales mediante grilletes de fundi-ción, hechos a propósito, atornillados a las car-

telas soldadas a los tubos de 457 mm de diáme-tro, y a las cerchas a través de manguitos mon-tados en los perfiles de las vigas.

En cada nave las cerchas se arqueanhacia una claraboya central de 4 m × 4 m. Lacubierta está formada por una membrana aislan-te sobre tablero metálico soportado por correasentre las cerchas. Las limahoyas formadas porlas cerchas arqueadas se desaguan medianteconductos incorporados en los mástiles. Los ten-sores de los mástiles principales y de los arrios-tramientos pasan a través del recubrimiento dela cubierta.

El aspecto general es inusual, semejantea una marquesina, de mástiles y tensores quesobresalen de la cubierta.

198




9. RESUMEN FINAL

• Algunas industrias requieren estructurasespeciales. También pueden realizarseestas por razones de prestigio.

• Las grúas y transportadores soportanpesos considerables y pueden suspendersede la cubierta.

• Si los servicios son extensivos, resulta ven-tajoso utilizar una forma estructural que pro-porcione apoyo abundante.

• La rapidez de construcción, la adecuabili-dad a grandes luces, la versatilidad para elmontaje de servicios y la adaptabilidad sebenefician del uso del acero para los edifi-cios industriales.

199

RESUMEN FINAL



203

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Presentar los puentes de acero y mixtos.

Comentar los componentes de los puentes y lossistemas estructurales. Describir los tipos comu-nes de puentes de acero –puentes de vigasarmadas, viga en cajón y viga de celosía.


Ninguno.

LECCIONES AFINESLección 2.6.2: Introducción al Proyecto de

Puentes de Acero y Mixtos II:

Lecciones 18.1 a 18.12: S i s t e m a sE s t r u c t u r a l e s :Puentes

RESUMEN

Se describen los fundamentos de los

puentes. Se indican los componentes básicos dela estructura de un puente y se comentan lostipos de sistemas estructurales en el contexto desu utilización. Se describen los aspectos genera-les y los sistemas de tablero de los puentes deacero antes de tratar los puentes de viga com-puesta, viga en cajón y viga de celosía.



205

FUNDAMENTOS

La conexión entre la estructura de apoyo yla superestructura se efectúa generalmente

mediante aparatos de apoyo. Sin embargo, pue-

den adoptarse también conexiones rígidas entrelas pilas (y a veces los estribos), particularmente

en puentes de pórtico con pilas altas (flexibles).

Figura 1 Componentes básicos de un puente

Superestructura : sección transversal

Cimientos

Estribo(subestructura)

Superestructura

Apoyos

Pilas(subestructuras)

Tablero superior

Diafragma en pilas,arriostramiento en cruza intervalos entre pilas.

Viga transversal



206

2. LA ESTRUCTURA DE APOYO

Las pilas pueden ser de acero o de hor-

migón. A menudo se opta por pilas de hormigónarmado, incluso en puentes de acero o mixtos.En algunos casos de pilas muy altas o las reali-zadas con segmentos de hormigón prefabricado,puede utilizarse el hormigón pretensado. Laspilas son de dos tipos básicos:

• pilas columnas• pilas de muro

Por razones estructurales o estéticas lascolumnas de hormigón pueden tener una sec-

ción maciza o una sección en cajón (figura 2) .Las pilas de muro son generalmente

menos económicas y menos agradables desde elpunto de vista estético. Muy a menudo se adop-tan en casos en que existen condiciones particu-lares, por ejemplo pilas en ríos con una acciónhidrodinámica importante o en puentes con pilasaltas para las que se adoptan secciones de cajón.

La sección de las pilas puede ser cons-tante o variable. La primera solución se adoptageneralmente en pilas pequeñas o medias,mientras que la última se utiliza en pilas altas enlas que al menos una de las dimensiones de lasección varía con la longitud de la pila.

Los estribos establecen la conexión entrela superestructura del puente y los terraplenes.Se proyectan para soportar las cargas debidas ala superestructura, que son transmitidas por losaparatos de apoyo, y las presiones del terreno.

Los estribos deben incluir juntas de dila-tación para acomodar los desplazamientos deltablero, es decir, los movimientos de contraccióny dilatación del tablero debidos a la temperatura.

Pueden considerarse dos tipos básicosde estribos:

• estribos de muro (contrafuerte)• estribos abiertos.

Los estribos de muro (figura 3 y 4) se

adoptan solamente cuando las condicionestopográficas y las formas del terraplén son talesque no se puede utilizar estribos abiertos (figura5). Generalmente se adoptan cuando la alturarequerida del muro frontal es superior a 5,0 einferior a 8,0 m (figura 4). Si la altura es inferiora este orden de magnitud, los muros de contra-fuertes pueden no ser necesarios, pudiéndoseadoptar un simple muro que vuele desde loscimientos.

La conexión entre los estribos y el terra-plén puede incluir un forjado de transición (figu-

Figura 3 Estribo de muro

Muro frontal

Alas

Figura 2 Sección transversal de pilas

(a) Pilas de columna

(b) Pilas de muro



ra 4) que asegura una superficie uniforme delpavimento incluso después del asiento del terra-plén adyacente.

207

LA ESTRUCTURA DE APOYO

Figura 4 Estribo de contrafuerte

3 a 5m

A A

> 0,30m

Sección A-A

Apoyos

UniónLosa detransición

Figura 5 Estribo abierto



hormigón pretensado o en puentes de acero ymixtos. Los pórticos pueden adoptarse con pilasverticales (el tipo más común) o con barras com-

primidas inclinadas (figura 6b).

Los arcos han desempeñado un papelimportante en la historia de los puentes. Se hanconstruido algunos excelentes ejemplos, desde losarcos de albañilería construidos por los romanoshasta los arcos modernos de hormigón pretensadoo de acero con luces del orden de los 300 m.

El arco puede trabajar desde debajo deltablero, desde encima del tablero o en posición

intermedia al nivel del tablero (figura 6c). Lasolución más conveniente depende básicamentede la topografía local. En gargantas rocosas ycon buenas condiciones geotécnicas para losarranques, un puente en arco del tipo represen-tado en la figura 6(c) es generalmente la solu-ción más apropiada tanto desde el punto de vistaestructural como estético.

Los arcos trabajan básicamente comouna estructura sometida a compresión. La formase escoge para minimizar los momentos flecto-res bajo cargas permanentes. La fuerza resul-tante de las tensiones normales en cada seccióndebe permanecer dentro del alma central delperfil a fin de evitar tensiones de tracción en elarco. Los arcos son las estructuras ideales paraconstruir con materiales que son resistentes acompresión pero débiles a tracción, por ejemploel hormigón.

El “arco invertido” ideal en su forma mássimple es un cable. Los cables se adoptan como

elementos estructurales principales en los puen-tes colgantes cuando el cable principal soportacargas permanentes e impuestas sobre el table-ro (figura 6(e)).

Para resistir las fuerzas de anclaje delcable se requieren buenas condiciones de apoyo.

En los últimos años se ha utilizado una forma mássencilla de puentes de cables: el puente atiranta-do o de cables inclinados.

Los puentes de cables inclinados (figura6(d)) se han utilizado para luces generalmenteentre 100 m y 500 m, cuando el puente colganteno constituye una solución económica. El abani-co de luces para los puentes de cables inclina-dos es muy diferente del abanico habitual deluces para los puentes colgantes, de 500 m a1500 m. Los puentes de cables inclinados pue-den utilizarse con un tablero de hormigón o deacero. Generalmente, los puentes de cables

inclinados se proyectan con tableros muy esbel-tos soportados “continuamente” por los vientos,que están formados por varios alambres deacero de alta resistencia.

Pueden considerarse tres tipos principa-les de sistema estructural transversal:

• losa• viga-losa (losa con vigas de alma llena

transversales)• vigas en cajón para el sistema estructural

longitudinal que contribuye al sistemaestructural transversal.

Las secciones transversales de losa sólose adoptan para luces pequeñas, generalmenteinferiores a 25 m, o cuando se utilizan vigas múl-tiples para el sistema estructural longitudinal,con separaciones de 3 - 4,5 m. Las seccionestransversales de viga-losa (figura 1) se adoptangeneralmente para luces medias inferiores a 80m, cuando sólo se utilizan dos vigas de almallena longitudinales. Para luces grandes (> 100

m) y también para algunas luces medias (40 - 80m), las vigas en cajón son una solución muy con-veniente que produce estructuras de puentescon un buen comportamiento estructural y esté-ticamente agradables. Las vigas en cajón se uti-lizan en puentes de hormigón pretensado, deacero o mixtos.

209

INTRODUCCIÓN A LA SUPERESTRUCTURA



4. PUENTESDE ACERO

4.1 Aspectosgenerales

Durante la revolu-ción industrial del sigloXIX, los productos deacero se hicieron máscompetitivos y el aceroempezó a ser adoptadopara la construcción de

puentes. Desde entoncesse desarrollaron grandes puentes de celosía ypuentes colgantes. Lamentablemente, estedesarrollo se vio acompañado de algunos acci-dentes, por ejemplo el del puente de ferrocarrilsobre el Tay-Firth de Forth Bridge [1] en 1879 yel puente de Quebec en 1907. El primero fuereconstruido en 1890, con luces de 521 m; elpuente de Quebec no fue reconstruido hasta1917.

Se han adoptado ampliamente vigas decelosía o arcos construidos mediante sistemasde cerchas. En la figura 7 se muestra un ejemplode puente en arco-celosía proyectado por G.Eiffel (el proyectista de la famosa torre de París).Este puente, construido en 1868 en Oportosobre el río Duero, Portugal, tiene una luz centralde 160 m.

Resulta interesante observar que uno delos tipos más comunes de puente de aceromoderno -el puente de viga en cajón- fue intro-ducido inicialmente en 1846 por Stephenson,con el “puente Britannia” (un puente de viga encajón de fundición con una luz de 142 m), aun-que no se desarrolló por completo hasta des-pués de la Segunda Guerra Mundial. Se utiliza-ron los conocimientos de ingeniería aeronáuticareferidos a estructuras de pared de poco espe-sor. Entre 1969 y 1971 se produjeron varios acci-dentes en puentes de vigas en cajón, por ejem-plo el puente de Viena sobre el Danubio (1969),el puente de Milford Harven en el Reino Unido(1970), el puente de Melbourne en Australia(1970) y el puente de Coblenza en Alemania(1971). Como resultado de ello, en las últimasdos décadas se ha realizado un gran esfuerzopara investigar el elemento estructural básico de

estos puentes: lachapa rigidizada. En laactualidad el compor-

tamiento de las chapasrigidizadas es lo sufi-cientemente conocidocomo para proyectarpuentes en acero devigas en cajón grandesy seguros. Se prestauna consideraciónespecial durante lasfases de montaje y eje-cución a todos los

aspectos de la estabili-dad estructural.

210

Figura 7 Puente Dña. Maria Pia

160,0m

Figura 8 Puente de vigas armadas con dos vigas y luz máxima de 71 m

100004790 4790

2%

500

1790

500

250

100



Para las superestructuras de puentes deacero se adoptan tres tipos básicos de elemen-tos estructurales:

• Vigas y vigas armadas• Vigas de celosía• Vigas en cajón

Muy a menudo se prefieren los puentesde vigas armadas con sólo dos vigas, inclusopara tableros muy anchos (figura 8), en aras dela sencillez [2]. Sin embargo, en la construcciónde puentes, una solución clásica consiste enadoptar varias vigas en I (perfiles laminados encaliente para luces pequeñas, hasta 25 m), con

una separación de entre 3,0 y 4,5 m. Puedenincorporarse diafragmas entre las vigas (vigastransversales) para contribuir a la repartición de

la carga transversal y al arriostramiento lateral.Las alas superiores de las vigas tienen un apoyolateral continuo contra el pandeo, proporcionadopor el tablero.

4.2 Sistemas de tablero

Existen dos soluciones básicas para eltablero [3]: una losa de hormigón armado o dehormigón pretensado parcialmente o una chapa

211

PUENTES DE ACERO

Figura 9 Tableros de chapa ortotrópica y hormigón armado

30-40 cm

1-2m

60-70cm

1,5-4,5m



de acero ortotrópico (figura 9). En el primer caso,la losa puede actuar independientemente de lasvigas (una solución muy poco económica paraluces medias y grandes) o trabajar junto con las

vigas (tablero de puente mixto). La acción conjunta requiere que el flujo de cortante entre la

placa y las vigas sea absorbido por los conecto-res.

Los tableros de hormigón resultan gene-

ralmente más económicos que las chapas deacero ortotrópico y estas últimas solo se adoptan

212

Figura 10 Puente Niteroi (Brasil): [4]

848m

300m200m 200m

270m x 60m

25,90m

6,86 3,17 3,17 6,86

(c) Sección transversal de la superestructuraen el centro del vano

cerca de las pilas centrales(b) Sección transversal de la superestructura

Canal de navegación

(a) Alzado



cuando el peso del tablero es un componente

importante de la carga, es decir, para puentes degran luz y móviles.

El tablero de chapa ortotrópica, que

actúa como el ala superior de las vigas princi-pales, proporciona una sección muy eficiente a

213

PUENTES DE ACERO

Figura 11 Puente Faro (Dinamarca): [5]

95,1070,70

24,40

3,30

5,00 31,45

29012080 120 80

70,7

22,40

3,50

Vistas de las torres

Sección transversal de la superestructura

Alzado



flexión. El tablero consiste básicamente en unachapa de acero superpuesta con una superfi-cie de desgaste que puede ser de hormigón ode asfalto de masilla. La chapa de acero serigidiza longitudinalmente mediante nervios

que pueden ser de sec-ción abierta o cerrada.Transversalmente, los

nervios se conectanmediante las vigastransversales (figura 9),con el resultado de unsistema de emparrilla-do complejo en el quelas vigas principales, lachapa de acero, losnervios y las viguetasactúan conjuntamente.

Las alas supe-riores de las vigas encajón, por ejemplo enel puente Niteroi (figu-ra 10) con una luz de300 m [4] (el puente devigas de cajón másgrande del mundo) oen el tablero de lospuentes de cablesinclinados (figura 11)[5] o en puentes col-gantes como el puenteHumber (figura 12) conuna superficie de des-gaste ligera, producenun puente con unacarga permanente muybaja que constituyeuna solución muy ade-cuada para luces gran-des [4,8]. El mayorinconveniente de los

tableros de chapa deacero ortotrópica es sucoste inicial y el man-

tenimiento que requieren en comparación conuna losa simple de hormigón. No obstante,para las vigas en cajón, el coste de manteni-miento puede ser menor que para un tableroortotrópico abierto.

214

1,380m

1,410m280m 530m

162,5m

CL CL30m

Tablero del puente: sección transversal

Torres(Hormigón armado)

Alzado

Figura 12 Puente Humber: [4,8]



5. PUENTES DE VIGASARMADAS

Los puentes de vigas armadas puedenconstituir una solución muy competitiva parapuentes de luz pequeña o media. Casi siemprese proyectan para actuar conjuntamente con unalosa de hormigón.

Las vigas compuestas se realizan condos alas soldadas a un alma delgada que nor-malmente tienen rigidizadores transversales ypueden tener rigidizadores longitudinales.

Pueden utilizarse tres tipos para seccionestransversales de puentes. Para losas pequeñas,

hasta 60 m, las vigas múltiples con separacionesde 3 a 4,5 m permiten utilizar una simple losa dehormigón armado, tal como muestra la figura

13(a).

Para luces medias (50 a 100 m), normal-mente resulta más económico utilizar sólo dosvigas armadas (figura 13(b)). Puede utilizarseuna losa de hormigón pretensado, normalmentede canto variable, que se asienta directamentesobre las dos vigas.

Alternativamente, pueden adoptarse tra-vesaños con dos vigas longitudinales que dan

apoyo a las losas con una separación de entre 3y 4,5 m entre ejes.

La complejidad deltrabajo de taller de la vigaarmada se controla prin-cipalmente mediante laesbeltez del alma (rela-ción canto/espesor). Paraluces pequeñas resultaviable una esbeltez bajacon un alma no rigidiza-da, salvo en las posicio-nes de los apoyos trans-versales y de los apoyosprincipales. Para lucesmedias, el alma tendráque ser normalmente deuna esbeltez intermedia yrequerirá rigidización ver-tical (transversal). Paraluces grandes, el almarequerirá probablemente

rigidización transversal ylongitudinal, tal como semuestra en la figura13(b).

La distancia entrelos rigidizadores transver-sales es del orden de mag-nitud del canto de la viga.Cuando son necesarios,normalmente se incorpo-

ran entre 1 y 3 rigidizado-res longitudinales.

215

PUENTES DE VIGAS ARMADAS

Figura 13 Vigas compuestas para puentes mixtos

(a)

(b)

t



En las secciones sobre los apoyos, esesencial adoptar rigidizadores verticales pararesistir las altas fuerzas de reacción.

Uno de los requisitos básicos al proyectar

puentes de vigas armadas es el sistema de arrios-tramiento (figura 13b y 14), necesario siempre salvopara las estructuras más simples. El arriostramiento:

• proporciona estabilidad lateral a las vigas,en particular durante la ejecución

• soporta los esfuerzos de cizallamiento hori-

zontales debidos a acciones horizontales(viento, seísmos)• trabaja como un sistema de repartición de

la carga transversal.• participa en los flujos de cizallamiento debi-

dos a la torsión por carga excéntrica o cur-vatura del plano.

El sistema de arriostramiento incluyegeneralmente:

• arriostramiento lateral horizontal• pórticos transversales intermedios - diafrag-

masEl primero (figura 14) consiste en un con-

junto de barras diagonales cruzadas y se sitúa junto a las alas inferiores o junto a las alas supe-riores e inferiores; el tablero del puente puedeactuar como arriostramiento horizontal.

Los segundos son un conjunto de arrios-tramientos perpendiculares al eje del puente(figura 13) que proporcionan resistencia a ladeformación de todas las secciones transversa-les del puente.

En la construcción moderna de puentesse han intentado varias simplificaciones parareducir, en lo posible, la complejidad de los sis-temas de arriostramiento. En algunos casos, elsistema de arriostramiento horizontal situado junto a las alas inferiores se ha eliminado. La últi-ma simplificación consiste en eliminar completa-mente los pórticos transversales intermedios.Esto sólo es posible si la estabilidad lateral de

las vigas está garantizada y si los esfuerzos hori-zontales son recogidos por otros elementos de lasuperestructura.

216

Figura 14 Sistema de arriostramiento en puente de vigaarmada en curva



conexiones. No obstante, pueden utilizarse tubosestructurales, por ejemplo para los cordones.

En la figura 17 se muestra el ejemplo deun puente sobre el río Fulda en Kassel,

Alemania [7]. En este puente se utilizó unacelosía tipo Warren con una relación luz máxi-ma/canto de 23,8. El tablero es una chapa

ortotrópica que reduce el peso propio de lasuperestructura.

218

Figura 17 Puente sobre río Fulda (Alemania)

91,15m 107,00m 142,95m 107,00m 91,15m 78,95m78,95m

6,00m

6,00m

1,75m 1,75m9,00m



puentes, por ejemplo en Norteamérica, es el for-mado por varios cajones paralelos interconecta-dos por una losa de hormigón armado (figura20). La acción conjunta entre las vigas en cajóny la placa de hormigón armado se obtienemediante conectores.

Las dos alas asociadas con cada alma enlos puentes mixtos de vigas en cajón pueden serbastante estrechas, ya que sólo deben transmi-tir la carga al alma y acomodar los conectores.Por lo tanto, puede definirse una anchura míni-ma del ala mediante distancias a los bordes yholguras para la soldadura automática de losconectores.

Los diafragmas de apoyo son necesariosen los soportes para transmitir las fuerzas dereacción. Además, incluso en vigas en cajónpequeñas, resulta conveniente adoptar pórticostransversales intermedios (digamos con unaseparación de entre 10 y 15 m) para evitar ladeformación de la sección debida a cargasexcéntricas (figura 21). Cabe señalar que duran-te la construcción, algunas vigas “en cajón” tie-nen las secciones abiertas y, por ello, quedaránsujetas a deformación por carga excéntrica. Enla figura 22 se resumen las deformaciones quepueden ocurrir en los cajones con la parte supe-rior abierta durante la construcción. Un arriostra-

miento superior entre las alas superiores y/o unarriostramiento transversal diagonal entre lasalmas resulta generalmente conveniente para

superar los efectos de deformación durante laejecución. El arriostramiento en cruz de SanAndrés puede consistir en pequeños angularessoldados a los rigidizadores de chapa.

El uso de vigas en cajón compuestas enpuentes anchos con grandes luces es posiblecon cajones de una sola célula. Pueden utilizar-se travesaños internos, no sólo para mantener laforma de la sección (evitando la deformación)sino también para soportar largueros longitudi-

nales para la losa de hormigón armado. En lafigura 23 se muestra una solución de este tipo[7].

220

Figura 20 Puente mixto de viga cajón múltiple

Figura 21 Pórticos transversales intermedios para evitar ladistorsión en vigas cajón Figura 22 Componentes de carga simétricos y disimétri-cos y efectos de deformación

eP

= +

Pc Pc P Pt t

Pc Pc

= +

P Pt t

= +

Carga excéntrica

Flexión Distorsión flectora

Torsiónno uniforme a torsión

Distorsión debida



Para grandes luces es preferible un table-

ro de chapa ortotrópica para reducir la carga per-manente de los puentes de vigas en cajón. En lafigura 24 se muestra una solución con un puen-te de vigas en cajón rectangulares con un tramoprincipal de 200 m, representado por el “puenteEuropa” en Austria [7].

La utilización de vigas en cajón no se limi-ta a los puentes de vigas. En puentes de cablesinclinados se han utilizado vigas en cajón esbel-tas con tableros de chapa ortotrópica (figura 11).

Aunque, en los últimos años, los tableros devigas en cajón de hormigón han demostrado ser

una solución económica para algunos puentes

de cables inclinados, las vigas en cajón de aceroson la solución más conveniente para lucesgrandes. Comparados con las secciones abier-tas, los tableros de vigas en cajón en los puentesde cables inclinados presentan una importanteventaja en lo que se refiere a la estabilidad aero-dinámica. La ventaja está asociada a una mayorfrecuencia natural de la vibración torsional deltablero, que evita una interacción con el modofundamental correspondiente a las vibracionesverticales (solicitación a flexión). Los riesgos de

inestabilidad por oscilación quedan así elimina-dos.

221

PUENTES DE VIGAS CAJÓN

Figura 23 Puente Wuppertal (Alemania)

4,50m

43,0m 64,0m 73,15m 73.15m 64,9m 54,9m 44,8m

1,7m9,00m1,8m 9,00m 1,8m

4,30m 3,30m 4,05m 4,05m 3,30m 4,30m



Por razones similares a las expuestaspara los puentes de cables inclinados, en lospuentes colgantes modernos se han adoptadolas vigas en cajón de acero esbeltas con tableros

de chapa ortotrópica.

En la figura 12 se muestra la sección del puen-te Humber, en el que se adoptó una viga en cajón deacero con un peso de 2,6 kN/m2 solamente. Las mis-mas ventajas aerodinámicas apuntadas para los

tableros de vigas en cajón de los puentes de cablesinclinados son válidas para los puentes colgantes.

222

Figura 24 Puente Europa (Austria)

4,05 %

189.90 m

81,10 107,90 m 198,10 m 107,90 m 81,10 81,10

1,45 m 8,30 m 0,40 m 10,60 m 1,45 m

1,5% 1,5%

7,70 m

9,85 m



8. RESUMEN FINAL

• Al decidir el tipo de puente que se debe utilizar

en un lugar en particular debe considerarseuna amplia gama de factores, por ejemploluces, procesos de ejecución, condicioneslocales, exigencias para los cimientos.

• Por lo general, los puentes de acero presentanlas ventajas siguientes: menores cargas per-manentes, cimientos económicos, métodos demontaje simples, menores tiempos de ejecu-ción.

• Las partes básicas de un puente son la supe-restructura, consistente en la estructura del

tablero, y la subestructura consistente en laspilas, los estribos y los cimientos.• El sistema longitudinal de un puente puede ser

de uno de los tipos siguientes: viga, pórtico,arco, cables inclinados o colgante.

• Existen tres tipos principales de sistemastransversales de puentes, losa, viga-losa oviga en cajón.

• Las superestructuras de puentes pueden utili-zar los sistemas estructurales de vigueta y vigacompuesta, viga de celosía o viga en cajón.

• Los sistemas de tablero utilizan una losa dehormigón armado, con o sin vigas transversa-les, o una losa de hormigón pretensado par-cialmente, o una chapa de acero ortotrópica.

9. BIBLIOGRAFÍA

[1] Wittfoht, H., Triumph der Spannweiten, (Spanish

ed. Puentes – Ejemplos Internacionales) Ed.Gustavo Gili, Barcelona, 1975.

[2] Vevey, Bulletin Technique, 1978.

[3] Alvarez, R., La estructura metálica hoy,Librería Técnica Bellisco, 1975.

[4] Pfeil, W., “Pontes” Ed. Campus Ltd, Rio deJaneiro, 1983.

[5] Walther, R., Ponts Haubanés, PressesPolytechniques Romandes, 1985.

[6] Reis, A. and Abecasis, T., Railway Bridgeover the River Zezere, preliminary DesignReport, Grid Consulting Engineers, 1990.

[7] O’Connor, C., Design of Bridge Superstructures,John Wiley & Sons, 1971.

[8] Gimsing, Niels, Cable Supported Bridges,John Wiley & Sons, 1983.

Nota: Al final de la lección 2.6.2 se facilita unalista más amplia de bibliografía.

223

BIBLIOGRAFÍA



227

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Continuar con la introducción a los puen-

tes de acero y mixtos. Describir pasarelas, puen-tes móviles y puentes de servicios. Proporcionaruna guía inicial en la selección de la forma y laluz del puente.


Lección 2.6.1: Introducción a los Puentesde Acero y Mixtos (I)

LECCIONES AFINES

Lecciones 18: Sistemas Estructurales:Puentes

RESUMEN

Esta lección continúa con la introducción

a los puentes de acero y mixtos iniciada en lalección 2.6.1. Describe tres tipos de puentesespeciales, destacando algunas de las caracte-rísticas del proyecto. Los puentes peatonalesson estructuras estrechas, de carga ligera, fre-cuentemente en lugares visualmente sensibles.Los puentes móviles están sujetos a exigenciasparticulares de geometría y masa. Los puentesde servicios ofrecen la oportunidad de realizarun proyecto innovador. La lección concluye conalguna orientación sobre la selección apropiada

de la forma del puente y sobre la determinaciónde los vanos óptimos para los viaductos.



228

1. INTRODUCCIÓN

En la lección 2.6.1 la atención se con-

centró tanto en los principales parámetros deldiseño como en las diversas formas estructu-rales que el proyectista puede considerar cuan-do realiza el proyecto preliminar o conceptualde un puente. Se puede afirmar, sin temor aequivocarse, que la gran mayoría de los puen-tes son estructuras fijas que soportan unacarretera o una vía de ferrocarril y resulta fácil

darse cuenta de cómo los tipos de estructurascomentados pueden utilizarse en la construc-ción de aquellos. En esta segunda parte de las

lecciones 2.6, se prestará atención, en primerlugar, a las consideraciones particulares queafectan a algunos tipos especiales de puentes.Se discutirán tres tipos: puentes peatonales,puentes móviles y puentes de servicios (con-ductos, etc.). Asimismo se facilita alguna orien-tación sobre la elección del tipo y el vano delpuente.



229

PASARELAS PEATONALES

2. PASARELAS PEATONALES

Las pasarelas peatonales son estructuras

erigidas para proporcionar a los viandantes pasoa través de vías detráfico o algún otroobstáculo físicocomo puede ser unrío. En compara-ción con los puen-tes de carretera ode ferrocarril, lascargas que sopor-tan son bastante

modestas y, en lamayoría de loscasos, se requiereuna estructura muyligera. Sin embar-go, requieren confrecuencia una luz

libre grande y, entonces, la rigidez de la estruc-tura deviene en una circunstancia que requiereespecial consideración. Además estos puentes

quedan, muchas veces, claramente a la vista del

público y, por ello, su estética merece unaatención especial. El acero ofrece formasde construcción económicas y atractivasque se ajustan a los requisitos que se leexigen a una pasarela peatonal. En lafigura 1 se muestran vistas esquemáticasde varias formas estructurales de acero.

Al igual que cualquier otro puente,las pasarelas deben ser lo suficiente-mente largas para superar el obstáculoque se debe cruzar y lo suficientementealtos para no interferir en lo que discurrapor debajo de ellas. Sin embargo, elacceso a una pasarela peatonal es a

menudo muy diferente del de un puentede carretera: no hay necesidad de unaalineación horizontal suave (es más,puede que se prefiera una vía de accesoescarpada en ángulo recto al tramo). Lacontinuidad estructural es, por lo tanto,menos frecuente: el tramo principal estáa menudo libremente apoyado.

En las pasarelas peatonales, seespecifican, frecuentemente, accesos ade-

cuados para sillas de ruedas y bicicletas(véase la figura 2). Deben, entonces, incor-Figura 1 Ejemplo de puentes peatonales sobre autopistas

Figura 2 Típicos requisitos de acceso para puentes peatonales



230

porarse rampas, limitando al mínimo su pendiente.La longitud de las rampas, cuando el acceso seefectúa desde el nivel de la calle sobre la cual se

extiende el puente, puede ser mucho mayor que elpropio puente. La forma de construcción adecuadapara las rampas puede tener una influencia domi-nante sobre la forma del puente.

Como se muestra en la figura 3, la anchu-ra de una pasarela peatonal es normalmentebastante modesta, justo lo suficiente para permi-tir el paso libre de peatones en ambas direccio-nes. Ocasionalmente, el puente dispondrá decarriles separados para peatones y ciclistas, en

cuyo caso deberá ser más ancho.Se incorporan barandillas para la seguri-

dad de los peatones y del tráfico que pasa pordebajo. Las pasarelas peatonales sobre vías deferrocarril pueden necesitar barandillas másaltas e incorporar sólidos paneles directamentesobre las vías de tren.

Figura 3 Típicas secciones transversales básicas para

puentes peatonales



3. PUENTES MÓVILES

3.1 GeneralidadesEn un terreno llano, un puente fijo, de

carretera o ferrocarril, sobre una vía de aguanavegable, requerirá una obra de acceso alpuente muy larga. Incluso una autovía típica conuna pendiente limitada del 4% requerirá una lon-gitud de accesos al puente de 750 m a cada ladopara una altura de 30 metros (no es una cifra inu-sual para un curso de agua en el que puedennavegar barcos de altura). A ello se añadiría la

altura de construcción del puente. Para un puen-te de ferrocarril, con sus menores pendientes, lalongitud sería aún mayor.

Una alternativa es mantener el puente enun nivel bajo y diseñarlo para que se abra para

permitir el paso de los barcos. La ventaja princi-pal es que el coste de construcción de un puen-te móvil es casi invariablemente mucho menor

que el de un puente de nivel alto (y muchísimomenor que de la otra posibilidad, un túnel).Además, en un terreno llano para el cual se esta-blece la comparación, un puente de nivel altopuede ser visualmente muy molesto. El inconve-niente principal de un puente móvil, naturalmen-te, son los retrasos que impone al tráfico cuandoel puente se abre para dejar pasar a los barcos;otros inconvenientes son la necesidad de mani-pulación y mantenimiento del sistema de apertu-ra, el riesgo de averías con las consiguientes

interrupciones del tráfico fluvial o rodado y elriesgo de colisión de los barcos causando dañosa la estructura.

Cuando la carretera y la vía navegableson rutas principales, puede que no haya alter-

nativa a un puente de nivel alto o aun túnel. Sin embargo, cuando esaceptable un elemento de retrasose suelen utilizar puentes móviles.Holanda y las regiones orientalesllanas del Reino Unido son dosregiones en las que existen muchasestructuras de este tipo.

El proyecto de puentes móvi-les es un tema altamente especiali-zado y sólo puede abarcarse muybrevemente en los términos gene-rales de esta lección. Los puentesmóviles modernos serán probable-mente de uno de estos tres tipos(basculante, giratorio o levadizo),

siendo tal vez los basculantes losmás comunes. A continuación secomentan brevemente las caracte-rísticas principales de cada uno deellos.

3.2 Puentes basculantes

Un puente basculante con-siste en dos brazos en ménsula (o

“batientes”) que pivotan sobre ejeshorizontales en pilas de estribo

231

PUENTES MÓVILES

Figura 4 Tipo de puente basculante



(figura 4a, b y d) o se desplazan hacia atrássobre una vía (figura 4c). Normalmente, estospuentes sobre vías de tren o carreteras impor-

tantes se construyen con un solo batiente, pues-to que entonces se comportan como vigas libre-mente apoyadas para soportar cargas de tráfico;si se utiliza una configuración de doble batiente,incluso las cargas del tráfico son soportadas porestructuras en ménsula que, en consecuencia,deben tener una construcción mucho más resis-tente.

La ventaja principal de un puente bascu-lante es su eficiencia en el funcionamiento. Los

batientes basculantes se elevan y desciendenrápidamente y, para el paso de embarcacionespequeñas, sólo es necesario elevarlas parcial-mente, lo que acelera aún más el funcionamien-to. Además, a diferencia del puente giratorio,

(véase el punto 3.3) funcionan dentro del áreaprotegida de la estructura.

Un inconveniente del puente basculantede rótula simple, tal como se muestra en las figu-ras 4 (a) y (b), es que la masa de la ménsuladebe equilibrarse mientras pivota a fin de mante-ner los requisitos de energía dentro de un nivelrazonable. Esto significa un tramo posteriorimportante, con una pila de estribo muy profun-da para acomodarlo una vez elevado, o el uso deun contrapeso muy substancial. Este problemase resuelve en parte con el tipo de “puente leva-dizo holandés” (figura 4(d)) en el que el contra-

peso se monta en una estructura elevada y, así,no necesita estribos profundos para acomodarlo.

Otro inconveniente es la gran cantidad deenergía necesaria para su funcionamiento en

condiciones meteorológicas adversas.Un viento fuerte que sople a través deun río puede provocar fuerzas muygrandes sobre los batientes basculan-tes y la carga de nieve incrementará lamasa elevada sin contrapeso algunoque la compense; otras demandasvienen de los sistemas de acciona-miento y frenado. Naturalmente, debeseñalarse que la alta reserva de ener-gía necesaria en estas condicionescontribuye materialmente al funciona-miento eficaz en condiciones norma-les.

Aunque estructuralmente efi-caz en la mayoría de los lugares, unpuente basculante ancho puede pre-

sentar problemas en cruces altamen-te sesgados, ya que la forma nosimétrica de los batientes producefuerzas no equilibradas durante laelevación.

3.3 Puentes giratorios

Un puente giratorio pivotasobre un eje vertical hasta que la

superestructura se alinea dejandovía libre a los barcos (figura 5). La

232

Figura 5 Puente giratorio



ventaja principal de un puente giratorio es queprobablemente sus necesidades de energía sonmás bajas que las de cualquier otro tipo de

puente móvil. Si el puente es simétrico (brazosgiratorios de igual longitud), los efectos del vien-to durante el giro son pequeños, ya que se equi-libran ampliamente en ambos brazos, mientrasque la carga de la nieve no requiere energía adi-cional; el aumento de la inercia sólo provoca unligero incremento del tiempo de giro debido a lamenor aceleración y frenado.

Estructuralmente, un puente giratorio eseficaz en la medida en que puede construirse

como una viga simple (de alma llena o de celo-sía) que queda en voladizo a cada lado de la pilade pivote durante el giro, pero que reposa sobrelos estribos formando una viga continua de dosvanos cuando soporta tráfico; si el vano del vola-dizo durante el giro es excesivo, resulta compa-rativamente más fácil proyectarlo como configu-ración de cables inclinados con una torre sobre lapila de pivote. La función principal de los vientoses soportar la carga permanente durante el giro.Un cruce al sesgo no es ningún problema para unpuente giratorio; al contrario, puede ser inclusouna ventaja, ya que reduce el arco de giro.

Los principales inconvenientes de unpuente giratorio son el tiempocomparativamente mayor nece-sario para girar de una posicióna otra y la gran superficie nece-saria para acomodar la estruc-tura cuando el puente estáabierto para la navegación; unavez girado, evidentemente,

tiene la ventaja de que el espa-cio libre vertical (“el tiro de aire”)es ilimitado. Normalmente, unpuente giratorio deberá girarcompletamente para cualquierbarco, cualquiera que sea eltamaño de éste, puesto queuna apertura parcial provocaríael riesgo de que el barco golpe-ara la estructura. Además,puesto que normalmente sólo

existe un canal de navegación,el “tramo posterior” es operati-

vamente innecesario y la estructura adicionalresulta costosa. El coste estructural adicionalpuede minimizarse acortando el tramo posterior

y contrapesándolo, pero ello reducirá algunas delas ventajas citadas anteriormente; por ejemplo,la carga del viento ya no se compensará y por lotanto se necesitará más energía para accionar elpuente con viento fuerte. Además, la carga de lanieve aplicará una carga vertical no compensadasobre la estructura. ¡Quizá el lugar “ideal” paraun puente giratorio sea un río con una isla exac-tamente en medio y canales de navegación acada lado!

3.4 Puentes levadizos

En los puentes levadizos el tramo seeleva sobre torres en cada extremo para despejar el canal de navegación (figura 6).Estructuralmente, los puentes levadizos son muyeficientes, ya que son tramos libremente apoya-dos, tanto en servicio como durante la operaciónde elevación. Se proyectan como vigas (de almallena o de celosía) y, puesto que no deben fun-cionar como ménsulas en ninguna condición,pueden proporcionar luces de apertura muchomayores que los puentes basculantes o girato-rios.

233

PUENTES MÓVILES

Figura 6 Puente levadizo



El principal inconveniente de un puentelevadizo es que sólo puede dar la altura que denlas torres; así, si se necesitan alturas muy gran-

des, la torres resultan muy costosas. No obstan-te, al igual que con los puentes basculantes, noes necesario elevar completamente el tableropara barcos pequeños, lo que mejora la eficien-cia de funcionamiento. Además, aunque eviden-temente el peso propio del tablero levadizo esta-rá contrapesado, el sistema de accionamientodebe prever la posibilidad de presencia de nievedurante la elevación.

3.5 Otros tipos de puentesmóviles

Otros tipos de puentes móviles que sehan utilizado en el pasado (y ocasionalmente enel presente) son:

• Puentes flotantes, en los que una secciónpuede botarse sobre pontones para permi-tir el paso de los barcos.

• Puentes transportadores, en los que unvagón que transporta vehículos se suspen-de de un carro de puente-grúa sobre unaviga, y la cruza, a una altura suficiente paradejar paso a la navegación.

• Puentes deslizantes, en los que la estructu-ra del puente se desliza hacia atrás desdeel río en línea con ella misma.

Todos estos tipos de puentes presentangraves inconvenientes operativos y de otrostipos para casi todas las aplicaciones de hoy en

día.

234



4. PUENTES DE SERVICIOS

La mayoría de los puentes, ya sean de

carretera, ferrocarril o peatonales, sirven tam-bién para conducir algún servicio público (electri-cidad, teléfono, agua, gas, etc.). Las previsionesque deben hacerse para llevar estos serviciosvaría según el tipo de puente; por ejemplo, lasvigas en cajón proporcionan un área evidentepara conducirlos (aunque debe tomarse las pre-cauciones oportunas para prevenir accidentes;¡una viga en cajón inundada como consecuenciade la rotura de una conducción interna de aguapodría ser desastrosa!). En los puentes de vigas

armadas se pueden conducir los servicios por elinterior de las aceras o suspendidos de las vigastransversales, si las hubiera.

En esta sección, sin embargo, la atenciónse centra en los puentes cuyo propósito exclusi-vo es únicamente conducir un servicio.Claramente, un puente de servicios puede ser decualquiera de los tipos de puente fijos descritos,pero existen algunas consideraciones especia-les. La carga es generalmente muy ligera encomparación con el tráfico rodado o ferroviario y,por lo tanto, presentan también algunos de losproblemas de los puentes peatonales. Quizá laforma más común de puente de servicio es una

simple viga de celosía ligera, aunque las consi-deraciones estéticas pueden llevar a desestimar-la en ciertos lugares.

Una variación interesante de la simpleviga de celosía se ha empleado ocasionalmentepara servicios que requieren conductos, porejemplo gas o agua. Se trata de utilizar los tubosde conducción como cordones; un ejemplo deello es una viga de celosía tridimensional de sec-ción triangular que conduce gas a alta presión ensus cordones (figura 7); este tipo de estructurapresenta un pequeño problema por cuanto loscordones tubulares dan pie a un cierto nivel de

excitación aerodinámica y, aunque esto puedeno constituir un problema inmediato, podríanaparecer efectos de fatiga a largo plazo. Estoúltimo se solucionó con un sencillo cambio aero-dinámico en la sección.

La utilización de estructuras de cables estambién frecuente en los puentes de servicios.A veces el propio servicio los proporciona: uncable elevado de transmisión de energía eléc-trica es, en efecto, una amplia serie de tramosen que los conductores hacen de puente. Enlargos cruces de electricidad, puede ser nece-sario adoptar medidas especiales para eliminartoda tendencia a la oscilación aerodinámica.

Las estructuras de cables pue-den también utilizarse parasujetar conductos cuando lalongitud es demasiado grandepara dejar el conducto sinapoyo. En tal caso, se han utili-zado tanto los puentes colgan-tes como los puentes de cables

inclinados, a veces utilizando elpropio conducto como viga derigidez y a veces disponiendouna viga separada.

Sin embargo, es probableque, si se opta por un puente col-gante, el peso propio será tanbajo que la estructura será ina-ceptablemente flexible. Además,será muy débil en la dirección

transversal cuando se someta ala carga del viento. Una forma

235

PUENTES DE SERVICIOS

Figura 7 Puente de celosía para tubería de gas



sencilla de corregir ambos defectos es introducirdos cables adicionales en cada lado del conducto(o en la vigueta separada si existe), inclinadoshacia atrás desde el conducto y tensados contra

el cable principal de suspensión (figura 8). Estaforma de estructura es muy ligera y adecuadapara utilizarla en áreas donde el acceso es difícilpara transportar piezas pesadas.

236

Figura 8 Puente colgante para tubería de gas



5. GUÍA PARA EL DISEÑOINICIAL

5.1 Selección de la formadel puente

Cada forma del puente es adecuada paraun dominio particular de tramos (véase la figura9, en la que se muestra también el vano másgrande para cada tipo de solución).

Los puentes colgantes o de cables incli-nados son las formas capaces de conseguir

las mayores luces. Claramente, son menosadecuadas para puentes de carretera o deferrocarril de luz pequeña o media. Sin embar-go, pueden ser apropiados para puentes pea-tonales de luz pequeña, en parte porque notienen ninguna carga concentrada que requie-ra una viga de rigidez costosa, y en parte porconsideraciones estéticas. (Cabe señalar quela misma consideración necesaria para lucesgrandes, como la estabilidad aerodinámica,

debe aplicarse a los puentes peatonales deacero).

Los puentes colgantes siguen utilizándo-se para las luces mayores en los que las pilasintermedias no son viables. Los cables estánsujetos a una tracción muy alta y se anclan en elsuelo, generalmente mediante cimientos de gra-vedad combinados a veces con anclajes de roca.Así pues, la presencia de roca en la superficiedel suelo o junto a ella resultan esenciales.

Los puentes de cables inclinados son deforma colgante con cables directamente conec-

tados al tablero.La estructura se ancla por sí misma y, por

lo tanto, depende menos de las buenas condi-ciones del suelo. No obstante, el tablero debeproyectarse previendo esfuerzos axiales impor-tantes desde el componente horizontal de lafuerza del cable. El proceso de construcción esmás rápido que en el puente colgante, ya que loscables y el tablero se montan al mismo tiempo.

237

GUÍA PARA EL DISEÑO INICIAL

Figura 9 Variación normal de vanos y vanos record para diferentes tipos de puentes de acero



Los tipos de puentes tales como arcos opórticos pueden ser adecuados para lugaresespeciales. Por ejemplo, un arco es la solución

lógica para una luz media que cruce un barrancode lados escarpados. Un arco con tirante es unasolución adecuada para una luz única en la quela altura de construcción es limitada y la presen-cia de una carretera de geometría curva o algu-na otra obstrucción entran en conflicto con losvientos posteriores de un puente de cables incli-nados.

Los puentes de pórticos son generalmen-te adecuados para luces pequeñas o medias. En

una forma de tres tramos con montantes inclina-dos, pueden ser una solución económica al

reducir la luz principal; asimismo, tienen unaspecto atractivo. El riesgo de colisión de barcosdebe considerarse si los montantes inclinados se

utilizan sobre ríos navegables.

Los puentes en voladizo se utilizarondurante la primera etapa de la evolución de lospuentes de acero. Para la construcción modernase adoptan raramente.

Las vigas de canto variable se utilizan fre-cuentemente para estructuras continuas en lasque el tramo principal supera los 50 m. Su aspec-to es más atractivo y la mayor eficacia de la cons-

trucción de canto variable compensa ampliamen-te los mayores costes de trabajo de taller.

Las vigas sencillas, esdecir, vigas de canto constante,se utilizan para todos los puentesde luz pequeña, tanto en tramossimples de construcción continuacomo para luces de hasta aproxi-madamente 30 m. Los perfileslaminados son viables y general-mente ofrecen una mayor econo-mía. Encima de este tramo seránnecesarios perfiles trabajados entaller.

Tanto las vigas de cantovariable como las sencillas pue-den ser vigas armadas dechapa o vigas cajón. El desarro-llo de la fabricación semiauto-mática de vigas compuestas hasupuesto una marcada mejora

de su economía relativa. Estaforma de construcción es, pro-bablemente, la solución preferi-ble para luces de hasta 60 maproximadamente, si su alturade construcción no está espe-cialmente limitada. Por encimade los 60 m de altura, y muy pordebajo de esta cifra, si la alturade construcción está limitada oexiste curvatura de plano, la

viga en cajón será probable-mente la más económica.

238

Figura 10 Resultado del típico estudio de costes para determinar la luz óptimade un viaducto



5.2 Selección de la luz

Para cruces importantes, la selección de

la luz se regirá probablemente por la topografíalocal. Incluso para cruces menores, el tamañofísico de obstáculos que se deben cruzar será elprincipal determinante de la luz.

No obstante, para los viaductos de tramosmúltiples se puede optar entre varias luces y elingeniero deberá tratar de hallar la solución más

económica. La siguiente tabla resume los facto-res que influyen en esta elección.

Para viaductos largos vale la pena rea-lizar proyectos iniciales presupuestados paradiferentes luces a fin de determinar la combi-nación más económica de costes de superes-tructura e infraestructura. En la figura 10 semuestra el resultado de un estudio típico. Acontinuación se muestran las luces óptimastípicas.

239

GUÍA PARA EL DISEÑO INICIAL

Tabla 1 Factores que influyen en la selección de luces para viaductos

Factor

Situación de los obstáculos

Altura de construcción

Costes relativos de superestructura e infraes-tructura

Viabilidad de construir pilas intermedias encruces de ríos

Altura del tablero por encima del suelo

Cargas

Razones

La posición de las pilas viene a menudo dic-

tada por ríos, vías de ferrocarrily servicios enterrados.

La longitud de la luz puede verse limitada porla altura de construcción máximadisponible.

Unas malas condiciones del terreno requierencimientos costosos; las luces mayores favore-cen la economía

(a) Los ríos con mareas o de caudalrápido pueden impedir lautilización de pilas intermedias

(b) Para cursos de agua navegables, la coli-sión accidental de barcos puede impedirla utilización de pilas intermedias.

Cuando la altura superaaproximadamente los 15 m, los costes de laspilas son importantes, por lo que se seleccio-narán luces mayores

Para cargas más pesadas como las del ferro-carril se seleccionarán luces más cortas

Tabla 2 Luces óptimas típicas para viaductos

Condiciones

Cimientos simples(cimiento en losao pilotes pequeños)

Cimientos difíciles(pilotes de 20 mde largo)

Pilas de 15 m de altura

Carretera

25-45

35-55

45-65

Ferrocarril

20-30

25-40

30-45



6. RESUMEN FINAL• Los puentes peatonales de acero son

estructuras ligeras y económicas que ofre-

cen considerables oportunidades para pro-yectos atractivos e innovadores.• En terrenos llanos, los puentes móviles per-

miten economías considerables respecto alos puentes fijos o los túneles.

• Los puentes móviles son generalmentepuentes basculantes, puentes giratorios opuentes levadizos. Cada uno presenta ven-tajas e inconvenientes particulares y requie-ren prestar atención, en el proyecto, a lascaracterísticas clave.

• Los pliegos de condiciones limitadospara las prestaciones de los puentes deservicio puede dar como resultado solu-

ciones estructurales excepcionales.• Para los puentes colgantes, de cables incli-nados, de arco, de pórtico, de ménsula y devigas de alma llena existe una gama deluces preferibles. La elección de la forma dela estructura es una de las más importantesdecisiones del proyecto inicial.

• Aunque muchas luces vienen dictadaspor exigencias exteriores, es posible opti-mizar la elección de las luces para losviaductos.

240



7. LECTURAS ADICIONALES

1. The Steel Construction Institute. The Steel

Designers Manual, 5th Edition, BlackwellScientific Publications, Oxford, 1992.

2. Iles, D C. The Design of Footbridges. BritishSteel General Steels, London, 1993.

3. Alvarez, R. La Estructura Metálica Hoy,Librería Técnica Belliso, 1975.

4. Mason, J. Pontes Metlicas e Mistas em VigaRecta, Livros Tcnicos e Cientificos, Rio de

Janeiro, 1976.5. Homberg, H., Trenks, K. DrehsteifeKrenzwerke, Sprinzer Verlag, 1962.

6. Hambley, E. Bridge Deck Behaviour, LondonChapman and Hall, John Wiley & Sons, 1976.

7. Cusens, A., Pama, R. Bridge Deck Analysis,John Wiley & Sons.

8. Badoux, J. Conception des StructuresMetaliques, Partie D, Dimensionnement desponts. ICOM-Institut de la ConstructinMetalliques ´|cole Polytechnique Federale deLausanne.

9. Johnson, R P. Composite Structures of Steel& Concrete, Volume 2 - Bridges, SCI P-051,Collins, 1986.

10. 2nd International Symposium on SteelBridges, Paris, April 1992.

11. The Steel Construction Institute DesignGuides for Bridges:

SCI P065 Design Guide for ContinuousComposite Bridges: 1 Compact Sections, IlesDC, 1989

SCI P066 Design Guide for ContinuousComposite Bridges:Design Guide for ContinuousComposite Bridges: 2 Non-Compact Sections,Iles DC, 1990

SCI P084 Design Guide for Simply SupportedComposite Bridges, Iles DC, 1991

SCI P204 Replacement Steel Bridges forMotorway Widening (SCI in association withBCSA and British Steel General Steels), Iles DC,1992

SCI P208 Motorway Widening: Steel Bridges forWider Highway Layouts, Iles DC, 1993.

12. Brown, CW. Constructional Steel Design: AnInternational Guide, Elsevier Applied Science,London, 1992.

13. Godfrey, G B. Jointless Bridges inComposite Construction, Steel ConstructionToday, Volume 3 No. 1, Blackwell ScientificPublications, Oxford, 1989.

14. Tatsumi, M. Long Span Steel Bridges inJapan presented at Pacific Structural SteelConference, Japanese Society of SteelConstruction, 1992.

241

LECTURAS ADICIONALES




Lección 2.7.1: Introducción al Diseñode Edificios de Varias Plantas: Parte 1

243



245

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Presentar los temas preliminares en el

diseño de edificios de varias plantas.


Comprensión de las principios de diseñoy de las configuraciones estructurales.

LECCIONES AFINES

Lección 2.1: Proceso de DiseñoLección 2.2.1: Principios de Diseño

Lección 2.2.2: Bases de Diseño en EstadosLímite y Coeficientes deSeguridad


RESUMEN

La lección describe brevemente loscomponentes fundamentales de la estructurade un edificio. Presenta las diferentes configu-raciones estructurales para resistir las cargas

horizontales y verticales. Por último, se consi-dera la cuestión de la protección contra incen-dios.



246

1. INTRODUCCIÓN

Un edificio de varias plantas debe resistir

los efectos combinados de las cargas horizonta-les y verticales; se compone de cimientos,estructuras y losas del forjado.

La estructura comprende pilares y vigas junto con arriostramientos horizontales y vertica-les que estabilizan el edificio resistiendo las accio-nes horizontales (cargas del viento y sísmicas).

Las losas de forjado se apoyan mediantevigas de modo que las cargas verticales se

transmiten a los pilares. Son de hormigón arma-do o mixtas con chapas de acero perfiladas.Normalmente los pilares son de perfiles en H osecciones huecas de acero laminado en calien-te. La utilización de secciones huecas rellenosde hormigón puede mejorar su resistencia alfuego. Normalmente las vigas son de perfiles enI y en H. No obstante, la utilización de perfiles

compuestos soldados puede ofrecer solucionesmás racionales en algunos casos.

Los sistemas estructurales habitualespertenecen esencialmente a dos categorías: sis-temas de pórticos rígidos y sistemas arriostra-dos, siendo los segundos los más sencillos y, portanto, la solución más económica.

En las estructuras arriostradas, los arrios-tramientos verticales se forman mediante barrasdiagonales dentro de la estructura de acero.Estos arriostramientos puede tener formas dife-rentes (forma en X arriostrados transversalmen-

te; formas en V o en V invertida; pórtico simétri-co o asimétrico). Los muros o núcleos a cortantede hormigón armado son alternativas a losarriostramientos de acero.

Estos componentes principales de losedificios de varias plantas y su proyecto se des-criben en el punto siguiente:

Figura 1 Principales componentes estructurales de un edificio de varias plantas

Cimientos

Armazón

Forjado



248

3. PILARES

Los pilares son los elementos estructura-

les que transmiten todas las cargas verticales delos forjados a los cimientos. El medio de trans-misión de la carga vertical está relacionado conel sistema estructural particular utilizado para laestructura (figura 4).

La situación de los pilares en planta serige por el plano estructural. Las disposiciones

de emparrillado más comunes son cuadrada,rectangular u ocasionalmente triangular, deacuerdo con la elección del sistema estructural

global (figura 3). La separación de los pilaresdepende de la resistencia a la carga de las vigasy la estructura del forjado. Puede variar de 3 a 20m, pero normalmente es del orden de 6 a 10 m.

La transmisión de cargas de los forjadosa los pilares puede producirse directamentedesde las viguetas a los pilares (figura 4a) o indi-

rectamente. En la transmisiónindirecta se utilizan vigas de“transferencia” principales

(figura 4b), que resisten todaslas cargas transmitidas por lospilares de arriba.

En los sistemas sus-pendidos (figura 4c), la trans-misión de las cargas vertica-les es mucho más compleja.Se realiza directamentemediante barras de tracción(tirantes) colgadas de lasvigas superiores que soportanla carga vertical total de todoslos forjados. Un número limita-do de grandes pilares transmi-ten la carga total a los cimien-tos.

La selección de lasituación y separación de lospilares depende del sistemaestructural, que debe armoni-zar requisitos funcionales y

económicos.

Las formas de las sec-ciones utilizadas normalmentepara los pilares pueden subdi-vidirse en (figura 5):

• secciones abiertas.

• secciones huecas.

Las secciones abiertas

son básicamente perfiles en Iy en H laminados en calienteFigura 3 Diferentes colocaciones de columnas

2-3m

6-12m

Lección 1B.7.1



(figura 5a). Las seccionesen doble T pueden asimis-mo formarse por soldadu-

ra. Las secciones en formade cruz pueden obtenersesoldando perfiles en L,chapas o perfiles en dobleT (figura 5b).

Las secciones hue-cas son tubos de seccióncircular, cuadrada o rectan-gular (figura 5c). Puedentambién formarse soldando

chapas o perfiles en dobleT (figura 5d).

Las secciones hue-cas circulares y cuadradaspresentan la ventaja deque tienen la misma resis-tencia en las dos direccio-nes principales, lo que per-mite obtener secciones dedimensiones mínimas. Aveces las secciones hue-cas se rellenan de hormi-gón, aumentando su resis-tencia al mismo tiempo quese consigue una importan-te resistencia al fuego (>60 minutos) (figura 5e). Sinembargo, las conexionesviga-pilar son más complejas que las conexionesentre perfiles en I.

249

PILARES

Figura 4 Diferentes métodos de transmisión de carga vertical

(a)

(b)

(c)



4. VIGAS

Las vigas soportan los elementos del for-

jado y transmiten sus cargas verticales a los pila-res.

En una estructura típica de edificio rec-tangular, las vigas comprenden los elementoshorizontales que se extienden entre pilaresadyacentes; pueden utilizarse asimismo vigassecundarias para transmitir las cargas del forja-do a las vigas principales (o primarias).

En los edificios de varias plantas, las

formas de sección más comunes para lasvigas son las formas en I laminadas en calien-te (figura 6a) o en H (figura 6c) con alturas de80 a 600 mm. En algunos casos pueden utili-zarse también perfiles en U (simple o doble)(figura 6b).

Cuando es necesaria un mayor cantopueden utilizarse perfiles compuestos. Las vigasarmadas pueden tener forma simétrica doble(figura 6d) o asimétrica (figura 6e), siendo prefe-rible la primera para perfiles mixtos de acero-hormigón. Combinando chapas y/o perfiles, pue-den componerse perfiles en cajón (figura 6f) o

perfiles abiertos (figura 6g).

A veces son necesarias aperturas en lasalmas de las vigas para permitir el paso de servi-cios horizontales, como tuberías (para agua ogas), cables (electricidad y teléfono), conductos(climatización), etc. Las aperturas pueden ser cir-culares (figura 6h) o cuadradas con rigidizadoresadecuados en el alma. Otra solución a este pro-blema es utilizar vigas alveoladas (figura 6i) quese componen soldando dos partes de un perfil en

doble T cuya alma ha sido previamente cortada alo largo de una línea trapezoidal.

250

Figura 5 Diferentes secciones de columnas

Figura 6 Diferentes secciones de vigas

h

h

h

0

w

w200

(a) (b) (c)

(d) (e) (l)

(f) (g)

(h)

(i)



Para los edificios, la relación normal entreluz y canto es del orden de 15 a 30 para conse-guir el proyecto más eficiente.

Además de resistencia, las vigas debentener una rigidez suficiente para evitar grandesflechas que podrían ser incompatibles con com-ponentes no estructurales (como tabiques). A talefecto, la flecha máxima en el centro del vano deuna viga se limita normalmente a una fracción dela luz igual a 1/400 - 1/500. Cuando esta limita-ción es demasiado severa, puede preformarse

en la viga una deformación inicial adecuada(contraflecha) igual y opuesta a la flecha debidaa las cargas permanentes.

Los perfiles de acero pueden envolverseparcialmente de hormigón rellenando el espacioentre las alas del perfil. Los perfiles parcialmen-te envueltos en hormigón son resistentes alincendio sin la protección contra incendios con-vencional (figura 5e). Para periodos mayores deresistencia al incendio son necesarias barras derefuerzo adicionales.

251

VIGAS



5. ESTRUCTURAS DE FORJADO

Los forjados deben resistir las cargas ver-

ticales que actúan directamente sobre ellos.Normalmente están formados por losas apoya-das en las vigas de acero secundarias. La sepa-ración de las vigas de apoyo debe ser compatiblecon la resistencia de las losas del forjado. Laslosas del forjado pueden ser de hormigón prefa-bricado, hormigón in situ o losas mixtas conchapa de acero. Hay disponibles varias opciones:

• hormigón convencional in situ sobre enco-frado provisional (figura 7a).

• elementos delgados prefabricados (40 - 50mm de espesor) con revestimiento supe-rior de hormigón estructural in situ (figura7b).

• elementos más gruesos de hormigón prefa-bricado que no requieren revestimientosuperior estructural (figura 7c).

• chapa de acero que actúa solamente comoencofrado permanente (figura 8b).

• chapa de acero con ondulaciones adecua-das para que actúe también conjuntamentecon la placa de hormigón (figura 8c).

Las luces típicas para las losas de hor-migón son de 4 m a 7 m, evitando así la nece-sidad de vigas secundarias. Para losas mixtasse dispone de varias formas de sección de lachapa de acero (figura 8a). Se clasifican en

tres categorías según su resistencia a las car-gas:

• perfiles con una forma plana trapezoidal sinrigidizadores, conuna altura de hasta80 mm (figura 8c);

• perfiles con unaforma trapezoidalcon rigidizadoreslongitudinales enel alma y el ala,

con una altura dehasta 100 mm(figura 8d);

• perfiles con rigidi-zadores longitudi-nales y transver-sales con unaaltura de hasta220 mm (figura8c).

La longitudde las luces de laschapas es del ordende 2 a 4 m para laprimera categoría,de 3 a 5 m para lasegunda categoríay de 5 a 7 m para latercera categoría.En el último caso sepueden evitar las

viguetas secunda-rias.

252

Figura 7 Estructura de forjado con losas reforzadas de hormigón

(a) (b) (c)

Elementopref abricado

Losa de hormigón

pref abricado

cobertura in situLosa hormigonada

in situ



Las luces admisibles para laschapas de acero se ven influidos por lascondiciones de ejecución, en particular

si se utilizan puntales provisionales. Esmejor evitar tal apuntalamiento, ya quede lo contrario se reduce la ventaja prin-cipal de utilizar tableros de acero, esdecir, la velocidad.

Para incrementar la resistencia yla rigidez de las viguetas puede obte-nerse un sistema mixto de acero-hormi-gón mediante espárragos apropiadossoldados a la parte superior del ala

(figura 8f). En este caso, la losa y lavigueta pueden proyectarse conjunta-mente utilizando la teoría convencional.

253

ESTRUCTURAS DE FORJADO

Figura 8 Diferentes tipos de chapas perfiladas

(a)

(b)

(c)

(d)

(e)

(f)



6. ARRIOSTRAMIENTO

Los sistemas de arriostramiento se utili-

zan para resistir los esfuerzos horizontales(carga del viento, acción sísmica) y transmitirlosa los cimientos.

Cuando una carga horizontal F (figura 9a)se concentra en cualquier punto de la fachada deledificio, se transmite a los dos pisos adyacentes através de los elementos del cerramiento (figura 9b).

Los efectos de las cargas H que actúanen la losa del forjado se distribuyen a los ele-

mentos de apoyo verticales que están situadosen posiciones estratégicas del plano estructural(líneas punteadas en la figura 8c) por un ele-mento resistente horizontal apropiado en el forjado.

Los elementos de apoyovertical se llaman arriostramientosverticales; el elemento resistentehorizontal es el arriostramientohorizontal, que está situado encada piso.

Cuando son necesariosarriostramientos horizontales, tie-nen la forma de barras diagonalesen la planta de cada piso, tal comose muestra en la figura 9c).

Si se utiliza chapa deacero, el arriostramiento en cruzde S. Andrés puede sustituirse por

la acción de entramado de lachapa de acero si está fijado ade-cuadamente.

Los arriostramientos hori-zontales y verticales representanconjuntamente el sistema globalde arriostramiento que transmitetodos los esfuerzos horizontales alos cimientos.

Los arriostramientos verti-cales se caracterizan por diferen-

254

Figura 9 Función de los sistemas de arriostramiento

F

H

H

(a) (b)

(c)

H H

vertical

horizontal

Arriostramiento

Arriostramiento

Figura 10 Diferentes tipos de colocación de arriostra-mientos

(a) (b) (c)

(d) (e) (f)

(-) ( + )

(-)

( + )

(-) ( + )

( + )



tes configuraciones de las barras diagonales enel armazón de acero. Son (figura 10):

a. Diagonal única

b. Arriostrado transversal (arriostramiento enX)

c. Arriostramiento en V invertida

d. Pórtico asimétrico

e. Pórtico simétrico

f. Arriostramiento en V

Una alternati-va a los arriostra-mientos de acero sonlos muros o núcleosde hormigón armadoproyectados pararesistir los esfuerzoshorizontales (figura

11). En estos siste-mas, denominadossistemas duales, laestructura metálicaestá sujeta solamen-te a fuerzas vertica-les. Los núcleos dehormigón armado sesitúan normalmenteen torno a las zonasde escaleras y ascen-sores.

Normalmente,la losa del forjadopuede proyectarsepara resistir fuerzasen el plano a fin deevitar el uso de dia-gonales horizontales.Éste es el caso de laslosas de hormigónarmado in situ o las

losas mixtas conconectadores apro-piados.

255

ARRIOSTRAMIENTO

Figura 11 Muros y núcleos de hormigón armado

B

B

2B

A A A A A AC

B

B

2B

A A A A A A A

L=nA+2c

L=nA+c

C A C

Muro Núcleo Muro

NúcleoNúcleo



7. SISTEMAS ESTRUCTURALES

Para que un edificio de varias plantas

resista los efectos combinados de las cargashorizontales y verticales, existen dos conceptosalternativos posibles para el sistema estructural.

El primero, denominado rígido, es unacombinación de elementos horizontales (vigas) yverticales (pilares) que son capaces de resistiracciones axiales, de flexión y de cizallamiento.En este sistema no es necesario ningún elemen-to de arriostramiento. El comportamiento de laestructura rígida se obtiene solamente si las

conexiones viga-pilar lo son también, producien-do una estructura de pórticos con un alto gradode redundancia. Como consecuencia de estaelección:

• las conexiones o uniones entre elementosson complejas.

• la interacción entre fuerzas axiales ymomentos flectores es crítica para el diseñode los pilares.

• la deformabilidad transversal general de laestructura puede ser demasiado elevada,ya que depende solamente de la inercia de

los pilares.

En la figura 12 se muestran los detallestípicos de uniones viga-pilar para sistemas rígi-dos: Se denominan “uniones rígidas” y su fun-ción es transmitir el momento de flexión de laviga al pilar. El tipo (a) puede transmitir solamen-te momentos flectores limitados, ya que el almadel pilar puede pandear debido a la concentra-ción local de efectos. La presencia de rigidizado-res horizontales en el alma del pilar (Tipo (b))

recrea la sección de una viga y el alma del pilardebe resistir solamente la fuerza de cizallamien-to.

Los tipos (a) y (b) requieren la ejecuciónde operaciones de soldadura in situ. Dichas ope-raciones no son completamente fiables y ade-más resultan costosas y pueden provocar retra-sos en el montaje.

Una alternativa mejor es utilizar unionesatornilladas que permiten realizar conexionesrígidas sin los inconvenientes de las soldadurasin situ. Dos soluciones típicas para estructurasde armazón rígido, mostradas en las figuras 12cy 12d son:

• El tipo (c) es la unión de placa de testa pro-longada.

• El tipo (d) es la unión de cubrejuntas

Estas soluciones permiten hacer el usomás adecuado de los métodos de conexión, es

decir, soldar en el taller para formar elementosprefabricados y atornillar in situ para conectarlos.Este tipo de unión puede denominarse, por lotanto, “soldada en taller y atornillada in situ”.

A fin de evitar los problemas prácticos dela construcción de un armazón rígido, puedeobtenerse una solución más conveniente conci-biendo el comportamiento estructural de unamanera diferente. Las funciones de resistencia alas cargas horizontales y verticales se separan

en las diferentes “familias” de elementos que seagrupan en dos subestructuras (figura 13):

256

Figura 12 Uniones de viga a columna en estructuras rígidas

(a) (b)

(c) (d)



a. un entramado simple compuesto porvigas articuladas capaz de transferirlas cargas verticales a los cimientos

(figura 13a).

b. una ménsula fijada al suelo que resis-te las fuerzas horizontales y transmitesus efectos a los cimientos (figura13b).

La subestructura a. es hiperestática;las vigas flexan en el plano vertical, los pila-res son simplemente comprimidos, lasuniones articuladas entre vigas y pilares

absorben solamente las fuerzas de cizalla-miento.

La subestructura b. es isostática;su función de arriostramiento puede obte-nerse mediante vigas de celosía de aceroo mediante paredes de hormigón armado.Estas estructuras de arriostramientoestán sujetas principalmente a cargas decizallamiento y flexión y su deformabilidaddebe comprobarse en condiciones de ser-vicio a fin de limitar su deformación trans-versal.

La combinación de las dos subestruc-turas a. y b. proporciona la estructura com-pleta (figura 13c) que es capaz de resistirtanto las cargas verticales como las horizon-tales.

Las principales ventajas deesta solución, denominada “sistema

de pórtico arriostrado”, son:• los detalles constructivos de las

uniones son muy simples, ya queactúan como rótulas.

• la deformabilidad transversal dela estructura está limitada por elsistema de arriostramiento(subestructura b).

• la interacción entre fuerzas axia-les y momentos flectores en el

pilar es prácticamente inexisten-te.

257

SISTEMAS ESTRUCTURALES

Figura 14 Uniones de viga a columna en estructuras simplemen-te apoyadas

(e) (f)

(a) (b)

(c) (d)

Figura 13 Modelo de cálculo para estructura arriostrada

(b)

1F F F2 3 1F F F2 3

H1

H1

H1

H1

= +

(a) (c)



En contraste, aparecen algunas complica-ciones en los cimientos de los arriostramientosque deben resistir las fuerzas totales horizonta-

les con una cantidad muy pequeña de compre-sión axial. Se producen altos valores de excen-tricidad que requieren grandes dimensiones enel área de contacto debajo de los cimientos.

En estos sistemas estructurales, las unio-nes viga-pilar deben resistir solamente fuerzas

axiales y de cizallamiento. Algunas solucionestípicas de uniones para estructuras articuladasse muestran en la figura 14; son uniones “solda-

das en taller y atornilladas in situ”. La que se uti-liza con mayor frecuencia es la conexión atorni-llada entre el alma de la viga y el ala (o alma) delpilar mediante angulares dobles (figura 14e, f).Son más económicas que las soluciones com-pletamente soldadas (figura 12a, b) para estruc-turas rígidas y permiten un montaje sencillo.

258



8. REQUISITOS DEL DISEÑO

En el diseño de un sistema estructural

para un edificio de varias plantas se debe teneren cuenta su comportamiento espacial.

Para el “sistema de pórticos arriostrados”, queparece ser el más conveniente por su economíay fiabilidad, es necesario situar un número sufi-ciente de arriostramientos para poder resistircualquier carga horizontal. Para ello, los requisi-tos son:

(1) debe ser posible considerar cualquiersistema de forjado como una estructu-ra plana, sujeta por los arriostramien-

tos verticales.

(2) los arriostramientos, como sujecionesexternas del sistema de forjado, debenproporcionar un sistema de al menostres grados de restricción.

(3) el sistema de forjado debe ser capaz deresistir las fuerzas internas debidas a lascargas horizontales aplicadas.

Para satisfacer el requisito(1), deben utilizarse arriostramien-tos en cruz de S. Andrés en elplano del forjado, transformandoasí el propio sistema de forjado enuna viga de celosía horizontal.

Como alternativa, la losade elementos de hormigón prefa-bricado del sistema de piso puedesuponerse que resiste directa-mente las fuerzas horizontalescomo una estructura de chapaplana, puesto que su deformabili-dad es normalmente desprecia-ble.

Cuando se utilizan placasde hormigón, el montaje de laestructura metálica requiere unaatención particular, ya que esinestable hasta que se colocan loselementos del forjado. Resulta

necesario, por lo tanto, un arrios-tramiento provisional durante estafase de la ejecución.

Para satisfacer el requisito(2), los arriostramientos de acerosólo son activos en su propioplano y por lo tanto representanuna sujeción simple para laestructura del forjado. Cuando seutilizan arriostramientos de hormi-

gón armado, pueden tener uno,dos o tres grados de restricción,

259

REQUISITOS DEL DISEÑO

Figura 15 Edificio de varias plantas con arriostramientos horizontales deacero

1 32b

ay

F 1

F

F

2

3

2

L

q

A B

3RR R1

a

a

BA

x



según su resistencia a la flexión en el plano(pared), la flexión biaxial o la flexión y torsión bia-xiales (núcleo), respectivamente.

Por último, el requisito (3) se satisfaceevaluando los esfuerzos en los elementos delforjado debidos a las cargas horizontales, consi-derando la situación de los arriostramientos ver-ticales.

En la figura 15, se muestra una estructuratridimensional para un edificio de varias plantascon arriostramientos de acero. Todos los puntos

de la estructura del forjado están fijados en dosdirecciones. En particular, las diagonales queconectan los puntos A y B sujetan a todos lospuntos de la línea “1” en la dirección “x”. Elarriostramiento del forjado es capaz de recibirfuerzas externas en las direcciones “x” e “y” y

transmitirlas a los arriostra-mientos verticales.

La estructura espacialpuede reducirse a subestruc-

turas planas cuyos esque-mas estáticos se muestranen la figura 16. La fachadalongitudinal a lo largo de lafila “3” está directamentearriostrada en su plano, asícomo las fachadas lateralesmediante arriostramientostransversales de los ejes “a”y “b”.

En las uniones articu-ladas de los pórticos trans-versales intermedios y de lospórticos longitudinales de losejes “1” y “2” se evita cual-quier desplazamiento hori-zontal ya que todas estánconectadas a los arriostra-mientos verticales mediantelos arriostramientos del forja-do. Por lo tanto, pueden con-siderarse como pórticos sin

deformación transversal.

En la figura 17 serepresenta el esquemaestructural espacial de unedificio de varias plantas conun núcleo de arriostramientode hormigón armado. Puedeconsiderarse como una solu-ción alternativa al ejemploanterior para el mismo edifi-

cio, en la que el núcleo dehormigón sustituye a los

260

Figura 16 Estructuras longitudinales y transversales

y

y



arriostramientos longitudinales ytransversales de acero.

Pueden considerarse dossistemas de arriostramiento delforjado:

Si las cuatro paredes delnúcleo de la escalera son estruc-turalmente efectivos, la soluciónde la figura 17a es correcta. Sisólo son estructuralmente efecti-vos tres lados de la escalera, latransmisión a la pared longitudinal

de las fuerzas horizontales en ladirección longitudinal requiere eluso de diagonales de forjado adi-cionales, tal como se muestra enla figura 17b.

261

REQUISITOS DEL DISEÑO

Figura 17 Edificio de varias plantas con núcleo de hormigón



9. RESUMEN FINAL• Los pórticos estructurales para edificios de

varias plantas consisten en una configuración

apropiada de losas, vigas, pilares, cimientos yarriostramientos.

• Existe una amplia variedad de formas quecada uno de estos elementos pueden adoptarpara satisfacer los diferentes requisitos detalla-dos.

• las configuraciones estructurales están influi-das por la forma de la planta del edificio; la dis-posición de los pilares debe tener en cuentaconsideraciones económicas y funcionales.

• Los pórticos pueden ser resistentes a momen-tos (con conexiones viga-pilar rígidas), pero seutilizan con más frecuencia conexiones viga-pilar articuladas simples, asegurando la estabi-lidad lateral mediante un sistema independien-te de arriostramiento.

• El arriostramiento es necesario en tres planosortogonales (generalmente estos planos sondos planos verticales no paralelos y uno hori-

zontal en el interior de los forjados), ya seamediante la propia placa del piso o mediantearriostramiento en cruz de S. Andrés.

• El arriostramiento en el plano vertical se consi-gue normalmente mediante arriostramientotransversal o mediante muros a cortante paraedificios de poca altura.


1. Hart, F., Henn, W. and Sontay, H., “Multi-sto-rey Buildings in Steel” Crosby Lockwood Staples,London, 1985.

2. Owens, G. W., Steel Designers’ Manual,Blackwell Scientific Publications, Oxford, 1992.

262




Lección 2.7.2: Introducción al Diseñode Edificios de Varias Plantas: Parte 2

263



265

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Comentar las configuraciones estructura-

les en edificios de varias plantas con particularreferencia a la resistencia a las cargas laterales.


Comprensión de los principios de diseño,las configuraciones estructurales y el cálculoestructural estático y dinámico.

LECCIONES AFINESLección 2.1: Proceso de Diseño

Lección 2.2.1: Principios de Diseño

Lección 2.2.2: Bases de Diseño basada enEstados Límite y Coeficientesde Seguridad


Lecciones 2.4: Historia del Hierro y el Acero

Lección 16.8: Clasificación de Pórticos de

Varias Plantas

Lección 16.9: Métodos de Análisis paraPórticos de Varias Plantas

Lección 16.10: Edificios de Varias PlantasArriostrados y sin FlechaHorizontal

Lección 16.14: Métodos de Análisis dePórticos de Nudos Rígidos

RESUMEN

En esta lección se discuten los diferentessistemas estructurales (pórtico de cizallamiento,pórticos de celosía de cizallamiento, acero-hor-migón, pantallas, etc.). Se comentan en particu-lar los edificios de gran altura y los efectos sís-micos.



267

DE LOS EDIFICIOS DE VARIAS PLANTAS...

2. DE LOS EDIFICIOSDE VARIAS PLANTAS ALOS RASCACIELOSEn los últimos cien años el hombre ha

aceptado el reto de aumentar el tamaño de losedificios de varias plantas. La altura se ha incre-mentado con éxito gracias al uso del acero, queproporciona propiedades mecánicas adecuadasen términos de resistencia y ductilidad.

La gama resultante de edificios se extien-de de los edificios de varias plantas a los edifi-cios altos y a los “rascacielos”. El aumento de la

altura está cambiando gradualmente el horizon-te de muchas ciudades (figura 1). El desarrollode edificios más altos ha estimulado la creaciónde nuevos sistemas estructurales, capaces deproporcionar una resistencia creciente ante losefectos de la altura. La acción dinámica del vien-to ha dejado de ser despreciable a medida queel número de plantas ha aumentado y se hacetan importante como las acciones sísmicas hori-zontales de los terremotos. Pueden encontrarse

ejemplos de esta situación en los edificios degran altura de Estados Unidos. En 1965, el JohnHancock Center de Chicago se consideraba el

edificio más alto del mundo con 100 plantas y335 m de altura (figura 2), aparte del tradicionalEmpire State Building de Nueva York construidoen 1931 utilizando la práctica ingenieril de laépoca. El innovador sistema estructural del JohnHancock Center consiste en una estructura por-tante perimetral que se comporta como un tuboporticado con arriostramiento diagonal.

En 1970 se inició la construcción de lasdos torres del World Trade Center de Nueva

York, que superaba en altura al John HancockCenter y al Empire State Building. Las dos torrestienen una planta cuadrada y su sistema estruc-tural se denomina un “tubo en un tubo”, debido aque está compuesto por una pared externa conpilares de acero muy juntos (tubo porticado) y unnúcleo interno donde se concentran todas lasinstalaciones (escaleras, ascensores y demás).Este concepto permitió que el edificio alcanzaralas 104 plantas y 411 metros de altura (figura 3).

Figura 1 Datos básicos sobre rascacielos famosos

1 2 3 4 5 6 7 8 9 101,37 1,47 1,422 1,47 1,52

12,20

1,52

13,72

41,76x82,91

3462

30,66

300.-

92,76

1

12

2x6

35,36x53,83

52,72

315,-

151,35

1

17

2x6,1x5

135,64

35

1

33

10,973

38,40x43,90

1655

68183

36

4

50

135,62

22

159,65

10886

136098

28

2

30

5,49

197,21

42

214,82

11,75

420,0

99,0

64

3,60

256,34

425,0

37,80x74,37

29938

64,56/75,32

327(),380()

180,65

2

32

4x8

225,55

56

3

90,38

176510

49

4

60

256,34

178,88

79,62

32668

146,47

260120

3

100

335,28

38102

92,53

234,35

350,0

145,00

375,0

0,99

18,29

63,70x63,70

3995

94

4

104

411,48

138,80

209,94

600,0

455 m

365 m

275 m

180 m

90 m

Equit.verscherung

First

Gateway

NationalBank,Seattle

Civic

Centre

Centre

East Nat.Chase M. U.S Steel

John

DomeBank

BankChicago

Word

Centre

Centre

TradeCentre

Hancock

Peso total del acero t

Modulos de edificios m

2

2Coste del acero $/m

Coste del acero $/t

Altura total m

Peso del acero kg/mNº de montacargas

Luz entre centros de columnas

Dimensiones de planta

área de planta

Nº de pisos para ocupantesNº de plantas de servicio

Nº total de plantas

área total de suelo

Nº de ascensores de servicio

Nº de grupos de ascensores

Suelo - altura del suelo



268

La supremacía en altura del JohnHancock Center duró muy poco. En 1974 la“Sears Tower” de Chicago se convirtió en el edi-ficio más alto del mundo, con 110 plantas y 442metros de altura (figura 4a). Su sistema estruc-tural consistente en una estructura de pórticosexterna perimetral ceñida por tres cinturones devigas de celosía horizontales. Una característicadel edificio es la reducción de su superficie deplanta con la altura, lo que transforma el cuadra-do de su base en una forma casi rómbica, enuna cruz, más arriba, y, finalmente, en la partesuperior del edificio, en un rectángulo. La varia-ción de la sección resistente hace a esta estruc-

tura similar a una gran ménsula de sección varia-

Figura 2 Centro John Hancock, Chicago

Figura 3 World Trade Centre, Nueva York

65 m

68 m

Núcleo interno

Planta

Perímetro de laestructura de apoyo

Figura 4a Torre Sears

AA

BB

90

110

50

66

30

C C

DD

Sección D-D

Sección C-C

Sección B-B

Sección A-A(a) Torre estructural

Figura 4b Torre Sears

A

B

50

66

30

(b) Elementos prefabricados delperímetro de la estructura deapoyo



La unificación de las secciones de lospilares también es posible, siempre que se utili-cen diferentes calidades de acero (Fe 360, Fe

430, Fe 510) según la magnitud de la tensión enlos pilares. Esta utilización de diferentes calida-des de acero se denomina normalmente “lacuarta dimensión de la construcción metálica”porque permite, además de las tres dimensionesgeométricas, el ajuste de la resistencia del aceroa fin de optimizar las condiciones de trabajo delas barras estructurales. La unificación de laforma de los elementos estructurales es unrequisito previo fundamental para reducir loscostes de trabajo de taller y montaje.

El primer ejemplo de utilización de “lacuarta dimensión de la construcción metálica”fue el edificio de IBM en Pittsburgh, construidoen 1965 con tres clases diferentes de acero paralas barras del arriostramiento de celosía externo(figura 6).

271

CARACTERÍSTICAS PRINCIPALES...

Figura 6 Edificio IBM, Pittsburg



4. SISTEMAS ESTRUCTURALESPARA EDIFICIOSDE GRAN ALTURAEl sistema estructural de un edificio de

gran altura debe resistir cargas de gravedad ylaterales, debidas a fenómenos tales como elviento y los terremotos. A medida que aumentala altura del edificio, las cargas laterales domi-nan gradualmente el diseño estructural.

En la figura 7 se comparan sistemática-mente algunos sistemas estructurales de aceroutilizados frecuentemente sobre la base de su

eficiencia, que se mide por el peso del edificio[1]. Las estructuras de tubo porticado puedenusarse convenientemente en edificios de granaltura de hasta 20 plantas.

Las cargas laterales debidas al viento yterremotos producen aceleraciones laterales.Puesto que la gente normalmente percibe estasaceleraciones durante estados de servicio, la rigi-dez, más que la resistencia, tiende a convertirse enel factor dominante en los edificios de gran altura.El estado límite de servicio puede, por lo tanto, sermás importante que el estado límite de resistencia.

Pueden identificarse cuatro grupos de sis-temas estructurales (figura 8). Estos son:

a.sistema de muro portante

b.sistema de núcleo

c.sistema de pórtico

d.sistema de tubo.

Cada sistema tienediferentes propiedadesresistentes y por lo tantotiende a ser “eficiente” en unorden diferente de alturas.

El sistema de muroportante (normalmente hor-migón) es generalmenteineficaz en edificios de más

de 15-30 plantas de alturadebido a su propio peso.

El sistema de núcleode hormigón presenta elmismo inconveniente que elsistema de muro portante,es decir, el peso propio esun factor limitador.

La eficiencia del sis-

tema de pórticos dependede la rigidez de las conexio-

272

Figura 7 Los sistemas estructurales de acero y el número de plantas

120

110

100

90

80

60

50

40

30

20

70

Sistemas estructurales de acero

Número deplantas

Pórticor¡gido

Celosía tubularsin

columnasinteriores

conCelosía tubular

columnasinteriores

Pórticotubulado

Celosía enbandas

pórtico

Arriostramientoen

tubuladoPórtico

agrupado

Figura 8 Clasificación de sistemas estructurales de edifi-cios de varias plantas [Drosdov, Lishak-1978]

Pórtico

Tubo

pórticoPórtico

núcleo

Pórtico

Tubo

muro

Tubo

muro

Muromuro

NúcleoNúcleo

Tubo

núcleo

y

y y

y y

y



nes y de la cantidad de arriostramientos. La rigi-dización puede obtenerse mediante el uso de unnúcleo macizo, muros a cortante o arrios-

tramientos en cruz de S. Andrés. A medidaque se añaden arriostramientos al pórticoespacial, se incrementa la eficacia. El límiteen altura es del orden de 60 plantas.

El sistema de estructura tubularpuede considerarse como una estructuraespacial con los elementos verticales situa-dos en el exterior. La eficiencia en alturadepende del tipo y la cantidad de arriostra-miento empleado en el tubo. En general,

una estructura de tubo se considera la máseficiente para los edificios más altos, esdecir de más de 60 plantas de altura.

De los cuatro sistemas estructuralesbásicos, pueden derivarse seis sistemassecundarios a partir de una combinación delos básicos (véase la figura 8).

Se supone que los cuatro sistemasbásicos son los grupos primarios que puedenasociarse a los niveles de la jerarquía del sis-tema estructural tal como proponen Falconery Beedle. Estos sistemas primarios son:

1. Una estructura de pared portante for-mada de elementos verticales pla-

nos, formando todos o parte de los murosexteriores y, en muchos casos, también los

muros interiores. Resisten las cargasverticales y horizontales y son, princi-palmente, realizados en hormigón(véase la figura 9).

2. Una estructura de núcleo formada pormuros de carga, generalmente situadosmuy próximos unos de otros, donde sesuelen agrupar los sistemas de trans-porte verticales. Esta disposición per-mite flexibilidad en el uso del espaciodel edificio fuera del núcleo. El núcleopuede proyectarse para resistir cargasverticales y horizontales. En la figura 10se muestran algunos ejemplos de estesistema. En la parte superior de la figu-

ra hay un núcleo central desde el cualse suspenden o prolongan en voladizo

273

SISTEMAS ESTRUCTURALES...

Figura 9 Sistemas de muros de carga

Muro de cargacon núcleo

Muro de carga Muro de cargacon pórtico rígido

Figura 10 Sistemas de núcleo

Celosía superiorsuspendida suspendida

Celosía inferior Plantas enménsula conectadas

Plantas en ménsula

Núcleo enesquina en esquina separado

Perímetro y

separados



4. Una estructura tubular se caracteriza nor-malmente por elementos estructuralesexteriores poco separados, proyectados

para resistir fuerzas laterales en conjunto,más que como elementos separados.Esquemas alternativos podrían incluirtubos arriostrados y tubos porticados(véase la figura 12). Aparte del tubo sim-

ple, pueden utilizarse también solucionesde “tubo en tubo”. Estos sistemas permitenuna mayor flexibilidad en el uso del espa-

cio interior debido a la ausencia de pilaresinteriores.

Los muros, así como los núcleos, son nor-malmente de hormigón armado.

275

SISTEMAS ESTRUCTURALES...

Figura 12 Sistemas tipo tubo

porticado en haz

"Tubo" "Tubo" depared perforada

"Tubo" "Tubo""Tubo" enranuradoranurado

"Tubo"ranuradocon

columnasinteriores

"Tubo" porticadoy celosías

en banda ysuperior

porticado"Tubo-en-tubo"

"Tubo-en-tubo"perforado

"Tubo-en-tubo"en celosía



Pueden utilizarse pórticos de acero junto

con núcleos de hormigón y/o muros, dandocomo resultado estructuras mixtas que tambiénpueden llamarse “estructuras dobles”.

Cuando las vigas de acero están arriostra-das, pueden utilizarse diferentes tipos de arrios-tramiento según los requisitos estructurales y fun-cionales (figura 13). Los más frecuentes son:

• arriostramiento en cruz de S. Andrés, sim-ple o doble

• arriostramiento en K vertical u horizontal

• arriostramiento de celosía.

Los arriostramientos en K y en cruz de S.Andrés simple pueden ser “excéntricos”, esdecir, las barras diagonales no se encuentrancon los nodos.

276

Figura 13 Tipos de arriostramiento

Arriostramientodiagonal simple

Arriostramientodiagonal doble

Arriostramiento en K Arriostramiento

en codo

Arriostramiento en K

vertical

horizontalArriostramiento

de celosía

(a) Arriostramiento en Kexcéntrico

(b) Arriostramientodiagonal excéntrico



5. MODELOS DE CÁLCULO

5.1 Hipótesis básicasEn el proyecto de edificios de varias plan-

tas es habitual remitirse a un modelo de cálculoque corresponde a una estructura ideal que tienecoacciones perfectas. En contraste, los detallesconstructivos reales muestran que las unionesentre los diversos elementos que comprende laestructura son considerablemente diferentes delas idealizaciones hipotéticas. Por lo tanto, esimportante señalar que cualquier enfoque delproyecto estructural debe basarse en hipótesis y

esquemas simplificados que hagan posible lacorrelación entre la estructura real y el modelo.Solamente el modelo puede estudiarse con losmétodos de análisis estructural. Los resultadosdel análisis predecirán más ajustadamente elcomportamiento real de la estructura, cuantomayor sea la precisión con que el modelo repre-sente a la propia estructura.

Una cuestión importante es si la introduc-ción de hipótesis simplificadoras conduce a unmodelo cuyo comportamiento es seguro o no. Es

necesario comprobar si los resultados obtenidosdel modelo y, en particular, la resistencia decarga límite en el colapso son seguros o no.

Para responder a esta pregunta puedeayudar la aplicación del teorema estático del pro-yecto básico. En una estructura sometida a lasfuerzas externas F j, αuF j son los valores de lascargas que, si se aplicaran, producirían el colapsode la estructura, siendo αu el multiplicador real delcolapso. Si, para una carga genérica αF j es posi-

ble encontrar una distribución de fuerzas internasque equilibre a las fuerzas externas, y si la estruc-tura también cumple en cualquier lugar con un cri-terio hipotético de plasticidad, entonces α ≤ αu.

Este teorema es válido si se cumplen lashipótesis siguientes:

• Ausencia de efectos de pandeo local.

• Los efectos de segundo orden no influyen.

• Los valores de deformación en cada puntode la estructura son menores que loscorrespondientes a la rotura del material.

Un modelo de cálculo podrá, por lo tanto,predecir el comportamiento real con mayor pre-cisión cuanto más estrictamente se cumplan lascondiciones de compatibilidad.

Toda solución, no obstante, se encuentraen el lado seguro, incluso si no se cumple lacompatibilidad, siempre que:

• Represente el equilibrio entre las fuerzasinternas y externas

• Observe la resistencia del material.

• La estructura tenga suficiente ductilidad,necesaria para evitar roturas localizadas,para valores de carga inferiores a los delcolapso local o estructural global.

Está claro que una vez se ha definido elmodelo de cálculo, debe comprobarse la estabi-lidad de los elementos y, en caso de estructuras

altamente deformables, debe valorarse lainfluencia de los efectos de segundo orden en

277

MODELOS DE CÁLCULO

Figura 14 Modelos de cálculo para una estructura simple-mente apoyada

BA

L

a e aeL

a e

R R1 1B R2B

(a)A B

(b)

e a ea

(1)

(2)

(3)

Esquema



las cargas verticales. A continuación se descri-ben algunos ejemplos típicos de modelos de cál-culo de estructuras metálicas.

5.2 Estructura articulada

El modelo de una estructura articuladagenérica (figura 14) puede estudiarse con refe-rencia a las diversas situaciones de las rótulasideales. Pueden situarse, por ejemplo, en cual-quiera de las tres posiciones que se muestran enla figura 14. Los resultados estarán en el ladoseguro siempre que las dimensiones de los

diversos elementos estructurales cumplan con elmodelo hipotético. De los tres casos mostradospueden deducirse los siguientes criterios paracalcular los momentos y fuerzas en los pilares,vigas y conexiones (secciones X-X e Y-Y).

Esquema 1

Los pilares A y B están simplementecomprimidos.

L es la luz para calcular el momento de la viga.

La sección de unión X-X debe resistir nosólo un esfuerzo cortante V = R1, sino tambiénun momento M = R1 a.

La sección de unión Y-Y debe resistir nosólo una esfuerzo cortante V =R1, sino tambiénun momento M = R1 (a + e).

Esquema 2

El pilar B está comprimido (N = R1B + R2B)y sujeto a un momento M = a (R1B – R2B) con-centrado en el eje central.

El pilar A está comprimido (N = R1) y suje-to a un momento M = R1 a concentrado en el ejecentral.

L - 2a es la luz para calcular los momentos dela viga.

La sección de unión X-X debe resistir unafuerza de cortadura V = R1 solamente.

La sección de unión Y-Y debe resistir nosólo un esfuerzo cortante V = R1, sino tambiénun momento M = R1 e.

Esquema 3

El pilar B está comprimido (N = R1B + R2B)

y sujeto a un momento M = (R1B – R2B) (a + e)concentrado en el eje central.

El pilar A está comprimido (N = R1) ysometido a flexión por un momento M = R1 (a +e) concentrado en el eje central.

L - 2 (a + e) es la luz para calcular los momen-tos de la viga.

La sección de unión X – X debe resistir

una fuerza de cortadura V = R1 y un momentoM = R1 e.

278

Figura 15b Uniones de viga a columna

(b) Columna orientada según eje fuerte

Figura 15a Uniones de viga a columna

(a) Columna orientada según eje débil



La sección de unión Y – Y debe resistirsolamente un esfuerzo cortante V = R1

Cada uno de estos tres modelos se encuen-tra en el lado de la seguridad y puede, por lo tanto,asumirse para el cálculo. La elección entre ellos seefectúa considerando el elemento estructural o launión, que es la parte más débil de la estructura.Se escoge el modelo que minimiza las fuerzasinternas en esa parte, ya que es el más seguro.

En el primer esquema el estado de ten-sión en el pilar es el menor. Puede, por lo tanto,escogerse cuando los pilares están orientados

conforme a su eje menor (figura 15a). Los efec-tos flectores en los pilares quedan, de hecho, eli-minados a pesar de los ligeros momentos en lasuniones debido a la excentricidad relativamentepequeña de la conexión atornillada.

El segundo esquema es a menudo con-servador si los pilares están orientados conformeal eje mayor (figura 15b). En este caso, dehecho, la excentricidad es mayor que la mitad delcanto del pilar y puede requerir un incremento dela resistencia de la conexión. La excentricidadconlleva también una mayor tensión en los pila-res debido a los momentos flectores. Su distribu-ción puede evaluarse con la hipótesis de rótulasen el punto medio entre los pisos y considerandoa los pilares fijados por la estructura de arrios-tramiento (figura 16a). Así pues, cada hilera ver-tical puede considerarse mediante el esquemaisostático que se muestra en la figura 16b. Lareacción horizontal Hi viene dada por el equilibrode giro en la rótula número i:

Los efectos de las Hi, para cada piso y paracada pilar se resisten mediante arriostramientosverticales a través del sistema de forjado. Su inten-sidad es aproximadamente ∆R e/h, donde ∆R esla diferencia entre las reacciones de dos vigasconectadas al pilar y e/h es la relación entre laexcentricidad de la rótula y la altura del piso. En lostipos de estructura que se están considerando,puesto que los vanos de las vigas son compara-bles, ∆R depende principalmente de cualquiercarga accidental no compensada. Además, puestoque e/h es esencialmente pequeño, estos efectosson generalmente despreciables en comparacióncon los debidos a cargas externas. En contraste,los efectos del momento flector en los pilares noson despreciables. El correspondiente incrementode la tensión debe considerarse en los cálculos.

5.3 El arriostramiento de viga

de celosíaLas fuerzas que actúan sobre el arriostra-

miento de estructuras, tales como los efectos delviento, terremotos e imperfecciones geométri-cas, no lo hacen en una dirección en particular.Por lo tanto, el esquema del sistema de arrios-tramiento debe proyectarse y calcularse parauna gama de condiciones de carga.

Con referencia al arriostramiento que se

muestra en la figura 17a, se considera el compor-tamiento de un solo sistema diagonal (figura 17b).

H M

hHi

i

ik

o

i= −

−∑

2 1

279

MODELOS DE CÁLCULO

Figura 16a Modelos de cálculo para columnas de estruc-turas simplemente apoyadas

(a)

Figura 16b Modelos de cálculo para columnas de estruc-turas simplemente apoyadas

H1

H

H

H

M1

M

M

M

22

i i

4 4

ih

M1R1iR2i

e e

2i1iM =(R -R )i

(b)

e



La estructura es hiperestática. Su solu-ción para determinar desplazamientos transver-sales viene determinada por la condición de

compatibilidad (figura 17c), suponiendo que labarra CB — es rígida. Esta hipótesis impone laigualdad ∆AB = ∆CD entre el alargamiento de ladiagonal tendida AB y el acortamiento de la dia-gonal comprimida CD. Si la relación N-∆ entre lacarga axial N y la variación ∆ en la longitud (figu-ra 18a) es igual en tracción y en compresión,entonces la fuerza axial en ambas diagonalestiene el mismo valor absoluto. La estructurapuede considerarse como la superposición de

280

Figura 17 Comportamiento de un arriostramiento de celosía

C B

DA

(a)

C B

DA

(b)

C

DA

BC' B'

C" B"

(c)

H

H

DCD = (C"-C')

DAB = (B'-B")

Figura 18 Acciones en barras diagonales

N

J

(a)

a

a

+H/2 H

-H/2+H/2

(b)

H H/2 H/2

= + =

-H/ √ 2

Miembro AB

Miembro CD

+H/ √ 2

Figura 19 Diferente comportamiento de una barra entracción y en compresión

λ=150

λ=150

λ

λ

λ

=100=50

=0

N

N N

N

N

Nλ=150

(a)

(b)

DCD DAB

C

t



dos estructuras isostáticas que trabajan en para-lelo (figura 18b) y su solución es sencilla.

Las diagonales, sin embargo, difierensubstancialmente en su comportamiento. Labarra comprimida CD puede no tener un com-portamiento lineal porque, aunque permaneceelástica, está sometida a pandeo y la desviacióndel comportamiento lineal se incrementa a medi-da que aumenta su esbeltez λ (figura 19a). Parauna esbeltez alta (figura 19b) la condición geo-métrica ∆AB = ∆CD requiere una carga axial Ncen la barra comprimida que sea substancialmen-te menor que la carga axial Ni en el tirante.

Existen, por lo tanto, dos maneras de tra-tar el arriostramiento. Puede dimensionarse deforma que ambas diagonales puedan resistir a

tracción y a compresión. Para ello es necesariauna esbeltez baja (λ ≤ 100), de forma que ladiferencia de comportamiento entre las barras a

tracción y a compresión sea despreciable. Estasolución se ilustra en la figura 18b: ambas dia-gonales cooperan en resistir las fuerzas de cor-tadura. Alternativamente, el arriostramientopuede dimensionarse considerando solamentela diagonal tendida. Su esbeltez debe ser (λ ≥

200) a fin de asegurarse de que, cuando la ten-sión se invierta y la diagonal pase a ser unabarra comprimida, permanecerá elástica inclu-so si pandea. En esta condición la barra com-primida es redundante y las fuerzas las resiste

en su totalidad la barra tendida. Los arriostra-mientos proyectados de esta forma son gene-ralmente más económicos, pero la deformaciónde la estructura es mayor. Además, la posibili-

281

MODELOS DE CÁLCULO

Figura 20 Comportamiento de un arriostramiento excéntrico

H

a b

a

c

(a)

(b)

(c)

Figura 21 Comportamiento de un arriostramiento en V

H

a b

a

c

(a)

(b)

(c)



dad de pandeo de las diagonales a compresióndesaconseja esta solución cuando el arriostra-miento esté situado en el plano de fachadas o

tabiques.

Las anteriores consideraciones son apli-cables también a otros tipos de arriostramientos.

El arriostramiento que se muestra en lafigura 20a, por ejemplo, consiste en dos barrasinclinadas conectadas a una viga que resiste a laflexión. La viga puede calcularse por el métodoindicado en la figura 20b o el de la figura 20c,según se considere o no la barra comprimida. El

arriostramiento de la figura 20b corresponde abarras de una viga de celosía que soporta sola-mente cargas axiales. Una barra diagonal estátraccionada y otra está comprimida. Puesto queambas barras son idénticas, debe comprobarse

que puedan resistir satisfactoriamente la cargade compresión. En la figura 20c sólo se conside-ra operativa la barra traccionada. En consecuen-

cia, la viga debe resistir también el pandeo debi-do a la fuerza externa H. En este caso elarriostramiento también puede ser económico,siempre que la barra comprimida sea lo suficien-temente esbelta para pandear mientras perma-nece elástica.

Puede seguirse el mismo enfoque para elsistema de arriostramiento que se muestra en lafigura 21a. Las barras de arriostramiento han sidoproyectadas para actuar tanto a tracción como a

compresión. El proyecto minimiza la flexión de laviga. Alternativamente, en la figura 21c el arrios-tramiento ha sido proyectado para resistir sólo atracción, ignorando la barra comprimida. Esteproyecto incrementa la flexión en la viga.

282



6. REQUISITOS SÍSMICOSDE LAS ESTRUCTURASDE ACERO

Los edificios de acero de varias plantas seutilizan cada vez más en regiones de alto riesgosísmico debido a sus excelentes prestaciones entérminos de resistencia y ductilidad. Sus presta-ciones se deben al comportamiento mecánico delos materiales, de los elementos estructurales yde los componentes no estructurales requeridosen el proyecto. Los requisitos del proyectocorresponden a la imposición de tres estadoslímite dados. Son el estado límite de servicio, la

resistencia a los daños (averiabilidad) y los esta-dos límite de colapso, incluidos en la nuevageneración de reglamentos sísmicos como lasRecomendaciones ECCS para EstructurasMetálicas en Zonas Sísmicas [2] y el Eurocódigo8 [3].

El estado límite de servicio corresponde alos terremotos de menor frecuencia. Requiereque la estructura, junto con los componentes noestructurales, no deban sufrir ningún daño y que

las incomodidades para los habitantes deben sermínimas. El primer requisito (evitar daños estruc-turales) se cumple proyectando la estructura en

la gama elástica. El segundo requisito (evitardaños no estructurales y la incomodidad de loshabitantes) se cumple proporcionando suficienterigidez para prevenir deformaciones importantes.

El estado límite de “averiabilidad” permitealgún daño menor en los componentes noestructurales debido a deformaciones localesgrandes en ciertas zonas. Estos daños puedenproducirse con terremotos moderados de menorfrecuencia.

El estado límite de colapso se relacionacon movimientos severos de tierra debidos aterremotos muy infrecuentes. Se prevén dañosestructurales y no estructurales, pero debegarantizarse la seguridad de los habitantes. Laestructura debe ser capaz de absorber y disipargrandes cantidades de energía. Pueden adop-tarse diferentes vías para absorber y disiparenergía en condiciones de grandes movimientosde tierra a fin de prevenir el colapso.

283

REQUISITOS SÍSMICOS DE LAS ESTRUCTURAS...



7. COMPORTAMIENTO CONCARGAS HORIZONTALES

Tradicionalmente, se han utilizado dosfamilias de sistemas estructurales en los edifi-cios de varias plantas para resistir cargas hori-zontales importantes (tanto del viento como deterremotos). Son los pórticos arriostrados con-céntricamente y los pórticos rígidos.

El sistema de pórtico arriostrado concén-tricamente se utiliza ampliamente para estructu-ras metálicas normales y resistentes a los seís-mos. Las ménsulas verticales se forman

mediante elementos de arriostramiento en cruzde S. Andrés con líneas centrales coincidentes.Resisten las fuerzas laterales (tanto del vientocomo de terremotos horizontales) mediante fuer-zas axiales en los elementos de arriostramientoque proporcionan una gran rigidez en el campoelástico. En estas estructuras las zonas disipa-doras se sitúan principalmente en las diagonalestendidas, ya que se suele suponer que las dia-gonales comprimidas pandean.

El comportamiento cíclico inelástico delos arriostramientos concéntricos es insatisfacto-rio debido al pandeo repetido de las barras dia-gonales. Este pandeo produce una reducciónprogresiva del área de los bucles de histéresis, loque corresponde a una disminución importantede la capacidad de la estructura para absorber ydisipar energía. Este comportamiento se ilustra

en la forma de los bucles de histéresis de unarriostramiento concéntrico (figura 22).

Según el tipo de arriostramiento, se pre-senta un comportamiento diferente. Los tipospueden clasificarse en tres categorías: arriostra-mientos diagonales en X (figura 23a, b, c), arrios-tramientos en V (figura 23d, e, f) y arriostramien-tos en K (figura 23g). Los arriostramientos en X(figura 23a) disipan energía por medio de la plas-tificación de las diagonales traccionadas y com-primidas y la degradación se debe al pandeofuera de plano, que interactúa con el pandeo localde la sección. Desde este punto de vista, las sec-ciones simétricas (doble C, secciones huecas)presentan un comportamiento mejor que las asi-métricas (ángulos adosados). En los arriostra-mientos en V, las fuerzas horizontales las resistendiagonales traccionadas y comprimidas, siendo

necesarias estas últimas para el equilibrio. Desdeel punto de vista de carga cíclica, solamente ladiagonal comprimida disipa energía, mientrasque la diagonal traccionada permanece elástica.

Los arriostramientos en K (figura 23g), porel contrario, no pueden considerarse disipadoresya que las diagonales cruzan el pilar en un puntointermedio, por lo que incluyen al pilar en elmecanismo de fluencia.

En resumen, para todos los tipos de pórti-cos arriostrados concéntricamente, pueden pro-

284

Figura 22 Ciclo de histéresis para un arriostramiento con-céntrico

1 2 3 4 5 6 7

50

4030

20

-1-2-3-4-5-6-7

-30

-40

D(cm)

BC5

H(ton)

Figura 23 Diferentes tipos de arriostramiento concéntrico

(a) (b) (c)

(d) (e) (f) (g)



ducirse grandes movimientos inaceptables entreplantas, que provocan daños no estructurales,debido al fallo de los arriostramientos.

Los pórticos resistentes a momentos tie-nen un gran número de zonas disipadoras situa-das junto a las conexiones viga-pilar. Resistenfuerzas horizontales esencialmente por flexión yla energía puede disiparse mediante un compor-tamiento de flexión cíclica.

Las conexiones viga-pilar se proyectangeneralmente para los cuatro principales tiposde uniones (figura 24):

• Tipo A, en el que tres cubrejuntas de chapason soldadas al pilar y atornilladas a lasalas y al alma de la viga.

• Tipo B, en el que se atornillan perfiles angu-lares al pilar y la viga.

• Tipo C, con placas de testa con alarga-miento simétrico.

• Tipo D, que es una unión totalmente soldada.

Las prestaciones de todos los tipos se

han hallado por medio de pruebas, para lograruna ductilidad suficiente.

Los pórticos resistentes a momentos seutilizan ampliamente para edificios de poca altu-ra, pero por lo general resultan más costososque el sistema de arriostramiento concéntricopara una altura dada. Para edificios de alturamedia y grande (entre 6 y 40 plantas) las estruc-turas porticadas presentan deformaciones elásti-cas demasiado grandes bajo la acción de terre-

motos leves o el viento, produciendo daños enlos elementos no estructurales. Puede obtenerseuna rigidez suficiente añadiendo arriostramien-tos diagonales al pórtico rígido.

A partir de una comparación entre el com-portamiento de los pórticos arriostrados concén-tricamente y los rígidos, se concluye que ningu-no de estos sistemas tradicionales cumple conlos requisitos actuales para los tres estados lími-

285

COMPORTAMIENTO CON CARGAS...

Figura 24 Ciclos de histéresis para diferentes tipos de unión

D1

B1A1

C1




INTRODUCCIÓN AL DISEÑOLección 2.8: Aprender de los errores

289



291

OBJETIVOS/CONTENIDO

OBJETIVOS/CONTENIDO

Describir los pasados errores para mejo-

rar la seguridad de futuros diseños y métodos.


Ninguno

LECCIONES AFINES

Ninguna.

RESUMEN

En esta lección se examinan nueve erro-

res. El análisis de estos casos particulares per-mite identificar la falta de conocimiento o el tipode error en las estructuras en cuestión. A partirde los análisis se extraen las lecciones para futu-ros proyectos y ejecuciones.

No se incluyen casos de siniestros oca-sionados por seísmo (véase las lecciones delGrupo 21).



292

1. INTRODUCCIÓN

En las sociedades preindustriales, la

arquitectura y tecnología tenían, en gran medida,un enfoque artesanal. El diseño de objetos y edi-ficios cambiaba muy lentamente a medida que,siglo tras siglo, se iban introduciendo gradual-mente mejoras .

El concepto de progreso no es, por tanto,una idea nueva, pero en la sociedad medieval,los constructores se limitaban a construir muycuidadosamente, tanto en el sentido figuradocomo en el literal, sobre aquello que ya se había

hecho anteriormente. Los colapsos se producíancuando intentaban ir demasiado lejos, más alládel máximo que se había alcanzado durantesiglos de lento desarrollo

Se pueden encontrar casos de colapsosen las construcciones más importantes y másvisibles realizadas en aquel tiempo: las catedra-les. En su deseo de conseguir la nave más alta oel vano más amplio de la cristiandad, las autori-dades y constructores de catedrales traspasabana veces los límites de sus conocimientos y tecno-logía. Como resultado de ello, algunos edificios opartes de los mismos se colapsaban. Éste fue elcaso de la catedral de Beauvais. El colapso seprodujo porque los constructores, superandose así mismos, llevaron el sistema estructural góticomás allá de sus límites naturales.

El aumento del interés por el método cien-tífico y por la razón, iniciado en el siglo XVII,desembocó en la revolución industrial, e incluyó

el desarrollo de la capacidad de predecir lasfuerzas a las que podía estar sometida unaestructura durante su uso. El propio proceso de

industrialización permitió la fabricación de nue-vos materiales, cuyas propiedades fueron másregulares y predecibles que las de los materialesnaturales a los que sustituían. Podría suponerseque la combinación del aumento de los conoci-mientos y la mejora de los materiales produjouna reducción de la incidencia de colapsosestructurales. Sin embargo, la industrializacióngeneró una demanda de muchos tipos de estruc-turas existían, como las estaciones de ferrocarril,los mercados cubiertos y las salas de exposi-

ción, para los que no existían precedentes histó-ricos.

Con el progreso de la tecnología nacieronnuevas expectativas por parte del público y undeseo de crearlas por parte de los proyectistas;de repente, parecía que casi todo era posible, amedida que se aceleraba el desarrollo. Cadaestructura sucesiva era, durante algún tiempo, lamás larga, la más alta o la que tenía una luzmayor. En el siglo diecinueve los proyectistas seenfrentaban continuamente a los intentos deresolver problemas para los que no existía nin-gún precedente.

Sin las demandas cambiantes de la socie-dad y el progreso tecnológico, las ruinas sedeberían solamente a la falta de cuidado.Mediante el estudio de los errores se puedeaprender cómo hacer las estructuras más segu-ras a medida que se desarrolla la tecnología.Éste es el tema de la presente lección.



293

ANÁLISIS DE ALGUNOS ERRORES...

2. ANÁLISIS DE ALGUNOSERRORES ESTRUCTURALES

2.1 Generalidades

Los errores no son, de ninguna manera,prerrogativa de la ignorancia o la incompetencia.Más a menudo, son consecuencia de un lapsusque el trabajo en equipo y la vigilancia no hanpodido evitar. Estos lapsus pueden ser una com-binación de mala suerte, una comunicación ina-decuada, márgenes de seguridad demasiadoestrechos para prever los errores humanos,

métodos de cálculo o de construcción inexactos,etc.

Sería absurdo intentar, en una sola lec-ción, elaborar una lista completa de las razonesde los errores y tratar de presentar ejemplos decada uno de ellos. No obstante, existen dostemas recurrentes: la mayoría de los colapsos seproducen durante el montaje y una de las razo-nes más importantes de ellos es la falta decomunicación. Una mala comunicación puedemanifestarse de muy diversas formas. La mejorprotección contra ella es que todos los técnicosinvolucrados en un trabajo se conozcan entre sí,se consideren amigos y colegas, sientan queparticipan en una empresa común y que lamayoría de ellos estén abiertos a los puntos devista de los otros. La dificultad de conseguir ymantener estas relaciones en una situación con-tractual compleja se comenta en el apartadosiguiente.

Sólo una parte muy pequeña de las

muchas otras razones de errores ocurren con lasuficiente frecuencia como para merecer unadiscusión específica. La falta de detalles puededeberse a una falta de entendimiento o a omi-siones en las comprobaciones. Un error numéri-co en los cálculos rara vez conduce a un colap-so. La tendencia a minimizar el material utilizadoy a maximizar los esfuerzos puede llevarsedemasiado lejos, produciendo tan sólo mínimasganancias en términos de costes y, como con-trapartida, un incremento de gastos relativos a la

necesidad de mayor precisión del análisis y unmayor riesgo de colapso. Un peligro muy claro

se debe al hecho de utilizar proyectos que hantenido éxito en una escala determinada comobase para estructuras mayores. En este caso, el

problema principal son las omisiones que en laescala menor no eran importantes pero queadquieren importancia en la escala superior.

2.2 La relación contractual

Normalmente, un trabajo empieza con uncliente que contrata a un arquitecto para proyec-tar la estructura y controlar todos los temas. Esteúltimo encargará a un consultor el proyecto de la

estructura. Con frecuencia, el consultor produceun boceto y magnitudes de las barras, pero nodetalles de uniones. Se presentarán documen-tos de licitación para la estructura completa ycada fabricante principal solicitará precios sub-contratados para muchos elementos de la obra.Generalmente, la estructura metálica será unode estos elementos. En las obras de puentes, elarquitecto no controlaría la obra, pero seguiríaexistiendo la relación principal contrato/subcon-trato.

Una vez adjudicados los contratos, elsubcontratista de la estructura metálica proyec-tará las uniones e iniciará el trabajo de taller. Aveces incluso esta tarea se subdivide y el sub-contratista de la estructura metálica del contratoprincipal subcontrata el trabajo de taller, ocupán-dose él solamente del montaje. Todas las partesmencionadas, incluido el ingeniero que puedeser o no el consultor/proyectista, están vincula-dos en una relación contractual el uno con elotro. El contrato es muy importante pero a veces

se permite que empañe las relaciones persona-les entre individuos. Si en algún momento seobserva una ruptura en la amistad entre profe-sionales en una obra, esto puede considerarseuna clara señal de peligro. Nadie puede realizarsu trabajo de forma eficaz cuando existe ene-mistad en cualquier nivel.

Para complicar aún más el problema, laobra la realizan trabajadores que, si bien tienenuna identidad corporativa, son también grupos

formados por individuos. La realización segura yeconómica de una obra depende de todos los



294

miembros del equipo. Es necesario el respetomutuo de las competencias e intereses. Si éstese mantiene, las posibilidades de errores se

reducen a proporciones despreciables. La valen-tía de cuestionar el trabajo de otros debe combi-narse con la voluntad de aceptar preguntas y laayuda de otros. Análogamente, siempre esnecesario el valor para resistir la presión de uncambio no deseable.

2.3 Colapsos estructurales

2.3.1 Puentes de viga cajón

Durante los años 1969-1971 se produjeron,en diferentes lugares del mundo, cuatro colapsosdurante la construcción de puentes de viga cajónde acero. Cabe destacar el hecho de que ningunade estos derrumbes fueron realmente similares.Dos de los puentes se encontraban en el estadode voladizo cuando se produjo el colapso; uno deellos se colapsó como resultado de la debilidad delala inferior, el otro por colapso de un diafragma deapoyo. En cuanto a los otros dos casos, uno colap-só como resultado de la debilidad del ala superior,el otro pandeó en la parte inferior debido al dife-rencial de temperatura. Los cuatro colapsos, sinembargo, se asociaron a la inestabilidad de laschapas de poco espesor a compresión.

Las causas principales de estos acciden-tes fueron:

a. la aplicación de la teoría del pandeo concoeficientes de seguridad inadecuados;

b. reglas de pormenoriza-ción incorrectas y ausen-cia de tolerancias de tra-bajo de taller adecuadas.

Los puentes que secolapsaron fueron, en ordencronológico:

• El Cuarto Puente sobreel Danubio en Viena

(Austria, 6 de noviembrede 1969)

• El puente de Milford Haven (Reino Unido, 2de junio de 1970)

• El puente West Gate en Melbourne

(Australia, 15 de octubre de 1970)• El puente sobre el Rin en Koblenz

(Alemania Occidental, 10 de noviembre de1971).

A continuación se describen dos de estoscolapsos:

Puente de Milford Haven

Un fallo durante el montaje del voladizo,

localizado en el lado sur del puente, provocó elcolapso total. El elemento causante fue un dia-fragma de apoyo.

El puente (figura 1) se había proyectadooriginalmente como una única viga cajón continuade acero (Se reconstruyó siguiendo la tipología deviga en voladizo en todos sus tramos, excepto enel tramo principal que fue suspendido). Los tra-mos medían, desde el sur, 77 m, 77 m, 77 m, 149m, 213 m, 149 m y 77 m. El tramo que se colap-só era el segundo tramo de 77 m del lado sur, elprimero que se había montado con la ayuda de unapoyo provisional. El colapso se produjo cuandola última sección de cajón para el segundo tramoestaba siendo desplazada hacia afuera a lo largodel voladizo. Cuando se produjo el colapso estasección se deslizó hacia adelante y cayó del vola-dizo matando a cuatro personas.

En los informes del siniestro quedó claroque el colapso se inició por el pandeo del dia-

Figura 1 Colapso del puente Milford Haven

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 4140

42 43 44 45 46 47 48

Estribonorte

Pila 1 Caballetetemporal Pila 2

Pila 5

Pila 6

Caballetetemporal

surEstribo

Voladizo en lado norte del puente Voladizo en lado sur del puente



fragma de apoyo en el arranque del voladizo quese estaba montando (figura 2). El diafragma sedesgarró de las almas inclinadas, en la proximi-dad del fondo del cajón, permitiendo que se pro-dujera el pandeo de la parte del alma y del alainferiores. Al pandear, el diafragma se acortó,reduciendo el canto total de la viga cajón; la ten-dencia del ala inferior a pandear se incrementóinevitablemente por esta reducción de la distan-cia entre alas que incrementó la fuerza necesa-ria en cada ala para soportar el momento, con unbrazo de palanca reducido.

El diafragma de apoyo era, de hecho, unaviga armada transversal que soportaba las pesa-das cargas de las almas en susextremos y se apoyaba, a cier-ta distancia de sus extremos,en los aparatos de apoyo que

se muestran en la figura 2, y,por lo tanto, estaba sometido aun momento negativo y a ungran esfuerzo de cizallamientovertical. La chapa del diafrag-ma, en la proximidad de lasesquinas inferiores externas,estaba sujeta a una complejacombinación de acciones. Elcizallamiento de la viga trans-versal y la difusión de la carga

puntual de los apoyos, se com-binó con los efectos de inclina-

ción de las almas de la viga del puenteprincipal, produciendo una acción decompresión horizontal adicional y efec-

tos de flexión fuera de plano causadospor la excentricidad del apoyo.

La carga sustentada por el dia-fragma justo antes del colapso era decasi 9700kN, lo que concuerda con loscálculos de resistencia realizados, des-pués del accidente, por un organismoindependiente. La resistencia hipotéti-ca calculada utilizando reglas de dise-ño, elaboradas a posteriori, teniendo

en cuenta los valores probables dedeformación y tensión remanente,sería considerablemente menor: posi-blemente del orden de 5000kN.

Puente sobre el Rhin, Koblenz

El tramo central del puente de Koblenzsobre el Rhin, se colapsó durante su construc-ción el 10 de noviembre de 1971, cuando elmontaje había alcanzado casi el punto centraldel tramo de 235 m (figura 3). El puente era deviga cajón única de acero de 16,4 m de anchuraen el ala superior y 11 m de anchura en la infe-rior (figura 4). El cajón se montó en ménsula, ele-vandose 85 toneladas de una vez.

El ala inferior estaba r igidizada longitudi-nalmente mediante rigidizadores en T, y el

295


Figura 2 Diafragma sobre Pila 6 del puente Milford Haven

3,35 m 5,45 m

6,1 m

CL

SecciónAlzado

10 mm chapa13 mm chapa

Apoyo

del alma aquí Diafragma arrancado

Figura 3 Colapso del puente Koblenz

CL

235 m103 m

Koblenz Horcheim

El puente falla

aquí

El puente se construyó hastaeste punto

última unidad enel ladode Koblenz

A comenzar

hormigónEstribo dePila de hormigón

Pila gemelade acero

El método consistía en construir un voladizo desde cada lado del río.Cuando se produjo el colapso, la unidad 7ª y f inal apoyada sobre laorilla del Koblenz estaba a punto de ser alzada a su nivel f inal.



cajón lo estaba, transversalmente, mediantemarcos con diagonales de tubos de acero de300 mm de diámetro. Todas las uniones eransoldadas, una técnica relativamente nueva enAlemania en aquella época. Tal como se mues-tra en la figura 5, se había previsto un espaciode 460 mm en los rigidizadores longitudinalesen T del ala inferior para permitir el paso delequipo de soldadura automática haciendo lasoldadura transversal a tope de la platabanda.El rigidizador en T se soldaba entonces a lasdos chapas y aquella que enlazaba la T tenía

justamente 460 mm de longitud yestaba soldada a tope. A fin de evitarla concentración de esfuerzos resi-

duales de soldadura, esta chapa noestaba soldada al ala inferior delcajón, sino que su canto inferior que-daba a 30 mm aquella. La chapa queempalmaba el tablero de la T se sola-paba sobre los extremos de las dos T.

Así, se verá que:

• La chapa del ala inferior, sujeta agrandes esfuerzos de compresióndurante la construcción, no tenía

apoyo en un largo de 460 mm encada empalme.

• La soldadura a tope principal en lachapa del ala inferior se encontra-ba en el centro de esta longitud de460 mm, introduciendo, posible-mente, una ligera falta de rectili-neidad.

• El centro de gravedad del empalme de la Testaba, ciertamente, más alejado del ala quede la propia T, causando con ello una excen-tricidad que sometía a la platabanda a unamayor tensión de compresión en este punto.

Investigaciones posteriores revelaron quela chapa del ala inferior habría podido soportar la

296

Figura 5 Ala inferior del cubrejuntas del puente Koblenz

460x30 gap

Cubrejuntas a rigidizador

Rigidizador T

Chapa inferior del cajón

soldaduras a topeRigidizador T

Figura 4 Típica sección transversal del puente Koblenz

22 m

8,2 m 9,25 m

5,5 m



tensión con seguridad si la falta de rectilineidadno hubiese sido superior a 0,95 mm, en la longi-tud sin apoyo de 460 mm. De hecho, la falta de

rectilineidad de la chapa era de hasta 2 mm enalgunos puntos.

La tarde del 10 de noviembre de 1971estaban listos los preparativos para elevar la últi-ma sección de la ménsula desde el lado deKoblenz. Los cables de elevación estaban tensa-dos, por lo que formaban parte del peso. Se oyóun clic metálico. La extremidad de la ménsula seasentó ligeramente. Unos segundos después elempalme del ala inferior, a 50 m, de la pila pan-

deó y el voladizo extremo de la viga colapsócayendo al agua. Indudablemente, el clic era el

doblamiento repentino de la platabanda, en elempalme del interior del rebaje de 30 mm. Granparte de la tensión que debía haber soportado la

chapa pasó a los rigidizadores en T. Estos tuvie-ron que soportar tres veces su propia tensión yse doblaron también (figura 6). Murieron trecepersonas.

La investigación concluyó que no habíahabido negligencia. Los cálculos estáticos sehabían realizado correctamente conforme a losmétodos que se utilizaban entonces enAlemania. Los métodos debían revisarse.

2.3.2 Puentes de vigas armadas

Puente King’s en Melbourne

El colapso del puenteKing’s de Melbourne es uno delos relativamente escasos ejem-plos de colapso en servicio. Elpuente se inauguró en 1961 perosólo 15 meses después, el 10 de julio de 1962 (invierno enMelbourne) colapsó, por roturafrágil, cuando pasaba por él unvehículo de 45 toneladas. Elcolapso total se evitó porque losmuros, que se habían construidopara cerrar el espacio bajo deltramo afectado, soportaron laestructura . Las investigacionesrevelaron que muchos otros tra-mos del puente amenazaban unaruina similar.

Los cimientos estaban enbuen estado. La superestructuraconsistía en muchos tramos en losque cada carril se apoyaba en cua-tro vigas de chapa de acero conuna luz de 30 m, cubiertas por untablero de hormigón armado. En lafigura 7 se muestra una viga tipo.El ala inferior de cada viga armadaera una chapa de 400 m x 20 mm

complementada en la región dealto momento flector por una

297


Figura 6 Puente Koblenz: Diseño de las uniones y su influencia en el colapso

Tras colapso

Ala inferior se pliega a lo

Antes del colapso

Ala del tablero rota alrededordel mamparo rigidizado

largo de la línea de unión

Un mamparo abierto por unidad (300 mm de tubosdiagonales y vigas transversales apartadas dela unión)

Chapa sobre

unión en cadarigidizador

Uniones soldadas entre unidadesadyacentes de 16 m

tablero escalonadas (3secciones por longitud)

Uniones de chapa del



Así pues, el colapso del puente King’s sedebió a una pormenorización incorrecta que nopodría tener lugar en la actualidad, combinadacon una mala comunicación que provocó la faltade la necesaria inspección.

Puente del río Quinnipiac

En 1973 se produjo un accidente menosdramático en el puente del río Quinnipiac, cercade New Haven (EEUU). Se descubrió una granfisura en una viga de un tramo suspendido.

No se trataba de una estructura mixta ylas vigas tenían un cantode 2,8 m. en el lugar dela fisura. En el momentoen que se descubrió la

fisura, la estructura habíaestado en servicio duran-te 9 años .

La fisura estabasituada a aproximada-mente 10 m. del extremooeste de la viga suspendi-da, de 50 m. de longitud.

En la figura 8 se

muestra la fisura que seprodujo en el alma de la

viga; ésta se propagó hasta la mitad del canto dela viga y, cuando se descubrió, había penetradoen la superficie del ala inferior.

El examen de la superficie de la fracturaindicó que el desarrollo de la fisura se había pro-ducido en varias fases y formas. Estas fases semuestran de forma esquemática en la figura 9.

Durante el trabajo de taller se aplicó unatosca soldadura de penetración parcial a lo anchode un rigidizador longitudinal. Durante el trans-porte, el montaje y la puesta en servicio se pro-dujo, probablemente, alguna extensión de la fisu-

ra desde la sección no soldada. Suponiendo untráfico normal aleatorio y que aproximadamente 6mm de los 9,5 mm de espesor del rigidizador lon-gitudinal estaba sin soldar, la fisuración por fatigarequeriría entre 2.000.000 y 20.000.000 de ciclos(según la proximidad de una superficie libre) parapropagarse por el espesor del rigidizador longitu-dinal. Si la fisura hubiera sido soldada solamenteunos 3,8 mm en la superficie de la chapa, deforma que hubiera resultado una fisuración deborde, sólo hubieran sido necesarios 1.000.000de ciclos de tráfico aleatorio, aproximadamente,para que ésta se propagara por el rigidizador lon-gitudinal. La rotura por fatiga (Fase II) se habríadesarrollado, en su mayor parte, después de queel rigidizador se hubiera partido en dos. Los estu-dios de la superficie de rotura con microscopioelectrónico confirmaron la presencia de estríaspor rotura de fatiga durante la fase 2.

299


Figura 9 Esquema del crecimiento de la fisura

Etapa 1

Etapa 2

a través de parte fundida

Fisura inicial (f alta defusión en soldadura) Laf isura se propaga por f atiga

La f isura se propaga porf atiga a través del alma

Etapa 3Fractura frágil en almadetenida en ala

Etapa 4La f isura se propaga porf atiga al ala

Figura 10 Puente sobre el río Sainte Marguerite (Quebec): Dimensiones generales

CL

54,0m 41,8m41,8m

12,445m23,759m

1

23

4

Sept-iles Port-Cartier



La Fase 3 fue la rotura frágil del alma a bajatemperatura. Se inició en una zona de alta tensiónresidual de tracción. En cuanto la fisura se hizoinestable, se propagó por la zona de menor ten-sión del alma y finalmente sedetuvo en el ala. Posteriormentese produjo un mayor crecimien-to de la fisura por fatiga (Fase 4)que continuó hasta que fue des-cubierta y reparada.

En este caso el error sedebió a un defecto interno de lasoldadura (falta de fusión) queinició la fisura por fatiga. Elcolapso total se evitó al detec-tarse la fisura durante la inspec-ción rutinaria.

Puente sobre el río SainteMarguerite en Sept-Iles

(Quebec)

Un fallo local, al igualque en el puente de MilfordHaven, provocó un colapsototal. El puente sobre el ríoSainte Marguerite estaba for-mado por cinco vigas de acerode alma llena formando partede la losa mixta. Tal como semuestra en las figuras 10 y 11,

cada viga tenía cuatro apoyos,dos en los estribos y dos en las

vigas transversales que unían la parte superiorde las patas inclinadas en un ángulo de 45°.

Las vigas transversales estaban apoyadaspor un grupo de tres barras comprimidas arrios-tradas con la misma inclinación. El tablero delpuente consistía en un forjado de hormigón (220mm) con una capa de asfalto de 65 mm. El com-portamiento mixto lo aportaban los pernosconectores soldados en las vigas de acero.

El puente se colapsó durante la aplicacióndel asfalto. El colapso se inició con una abolla-dura de las almas de las barras comprimidas del

lado de Sept-Iles (figura 12). El apoyo proporcio-nado por estas barras cedió y, como resultado deello, la luz aumentó de 54,0 m a 95,8 m. Elmomento flector en las vigas principales se mul-tiplicó por un factor de 5. Las vigas mixtas y eltablero no pudieron resistir y colapsaron.

300

Figura 12 Mecanismo de fractura

Rotación

Viga principal

Desplazamientoinestable

Pandeo del almaViga transversal

Separación entreal mayala

Rótula plástica

Rotación

Posición inicial del eje del puntal

Eje del puntaltras rotación

Puntal

Figura 11 Puente sobre el río Sainte Marguerite (Quebec):Vista de viga transversal sobre puntales inclinados



Se constató que la causa principal delcolapso radicó en el ensamblaje entre la vigatransversal y las barras comprimidas. Sin rigidiza-dores, las almas de las barras comprimidas(WWF 900 s 293) eran demasiado esbeltas y nopodían resistir las cargas axiales transmitidas porla viga transversal. La relación anchura/espesorde las almas tenía un valor de 76,7, mientras queel valor límite del acero en cuestión es de aproxi-madamente 34 (según el Eurocódigo 3: b/t ≤ 42 ε

y ε = ). En estas condiciones, la cargaaxial máxima que podía soportar la barra compri-mida era de aproximadamente 3300 kN, un valorconfirmado posteriormente por una prueba. Lacarga en la barra comprimida en el momento del

colapso tenía un valor de 3500kN, mientras que lacarga útil calculada era de 5780kN.

Para soportar las cargas útiles con uncoeficiente de seguridad razonable era necesa-rio colocar rigidizadores en el alma de cadabarra comprimida a fin de obtener una colabora-ción plena del alma (figura 13).

Este error puede atribuirse a un conoci-miento insuficiente del comportamiento a com-

presión de las barras comprimidas con almasesbeltas.

2.3.3 Estructuras de láminas

Depósito de Agua de Seneffe (Bélgica)

En la figura 14a se muestra un tipo dedepósito de agua que es muy popular en Bélgicay en otros lugares. El depósito donde se almace-na el agua, es teóricamente asimétrico en rela-ción con el eje vertical y se parece a una pelotade golf sobre su apoyo en T. En 1972 se cons-truyó un depósito de agua así, con una capaci-dad de 1500 metros cúbicos, cerca del parqueindustrial de Seneffe; en las figuras 14a y b semuestran las dimensiones principales. Dos lámi-

nas cónicas de acero de 8 y 15 mm de espesorformaban la parte principal de la estructura.

235 fy

301


Figura 14 Dimensiones principales del depósito de aguaSeneffe (Bélgica)

Figura 13 Rigidizado del alma para evitar pandeo local

900

500



El proyecto inicial se realizó utilizando lateoría de la membrana. La evaluación de las ten-siones de flexión locales en la intersección de lasláminas se derivaron de un análisis asimétricopor elementos finitos. Ambos métodos de cálcu-lo eran de primer orden, pero no tenían en cuen-ta ningún fenómeno de inestabilidad. Debido a lapresión interna, las tensiones de los zunchos enla parte AB de la torre de agua (que posterior-mente se descubrió que eran críticas) eran detracción; a pesar del hecho de que las tensionesmeridionales en la parte superior eran de com-presión, no se realizó análisis alguno de un posi-ble pandeo de las láminas cónicas.

Durante la primera prueba de llenado, elfuste del depósito colapsó cuando el nivel de aguaalcanzó el valor correspondiente a 1130 metroscúbicos, es decir, cuando el agua había subidohasta 1,74 m por debajo del nivel de desborda-miento (figura 14). El colapso se produjo por pan-deo del cono fino junto a la unión de los dos conos.En la figura 15 se muestra la estructura colapsada.

Después del accidente se escrutó la

documentación disponible y se llegaron a lasconclusiones siguientes:

a. Imperfecciones, que pudieron ser geo-métricas o estructurales. El método de sol-dadura, utilizado para ensamblar los diver-

sos componentes de una láminaramificada como la que se muestra en lafigura 14, produjo imperfecciones geomé-tricas locales y altas tensiones residuales.Las tensiones residuales nunca se redu-cen mediante un recocido, salvo en el casode las vasijas de los reactores nucleares.

b. Tensiones de discontinuidad, con picosaltos localizados en las intersecciones delas láminas ramificadas.

En aquel momento, incluso utilizando lamás avanzada información sobre la estabilidadde láminas aisladas, sólo era posible obteneruna idea de la resistencia al colapso de una lámi-na muy perfecta en condiciones de borde ideali-zadas. La literatura disponible omitía totalmenteel efecto de las imperfecciones y las tensionesde discontinuidad.

El colapso del depósito de Seneffe fue elpunto de partida de una importante investigaciónexperimental en los campos de láminas cónicasllenas de líquido y del análisis no lineal informa-tizado teniendo en cuenta las imperfeccionesgeométricas.

La última edición (1988) de lasRecomendaciones ECCS sobre el pandeo deláminas de acero proporciona mucha informa-ción para una amplia gama de formas cilíndricas,cónicas y esféricas. Las recomendacionesactuales de proyecto relacionadas con el pandeo

de estructuras de láminas tienen en cuenta nive-les realistas de imperfecciones y tensiones resi-duales.

Efectos del viento sobre una chimenea deacero

Tras cinco años de servicio, una chime-nea de acero de 25,81 m de altura, que formabaparte de un grupo de cuatro, colapsó parcial-mente en el transcurso de una tormenta durante

la cual la velocidad del viento osciló entre 20 y150 km/h.

302

Figura 15 Restos del depósito



Las cuatro chimeneas consistían en lámi-nas cónicas y cilíndricas con un diámetro de 800mm. ensambladas mediante bridas atornilladas

o por soldadura (figura 16). En la unión atornilla-da de una brida externa, situada a una altura de13,575 m por encima del suelo, 13 de los 24 tor-nillos se rompieron. La deformación de la bridaprodujo una inclinación perceptible de la partesuperior de la chimenea, que no cayó.

En el momento del accidente, el vientosoplaba a lo largo de la línea de las cuatro chi-meneas, de oeste a este. La cuarta chimenea (asotavento) resultó dañada y la rotura de los tor-

nillos afectó a la parte sur de la brida. Esta posi-

ción correspondía a la flexión de la chimeneaperpendicularmente a la dirección del viento, locual es característico de la acción de la turbu-

lencia.

En una alineación de cilindros, los efectosde la turbulencia en el segundo cilindro, y tras él,cuando la distancia entre sus respectivos ejes esinferior a 10 diámetros, son mayores que en elcaso de un cilindro aislado. Los efectos puedenduplicarse.

Desgraciadamente, se subestimaron losesfuerzos en los tornillos debidos a la flexión

perpendicular a la dirección del viento, y las bri-das no eran suficientemente rígidas.La rotura de los tornillos se debió afatiga a flexión y se inició en un tor-nillo sobrecargado. La sobrecargase debió a un apriete inadecuado delos tornillos adyacentes y a la defor-mación de la brida.

La razón principal del colap-so fue que no se tuvo en cuenta laamplificación de los efectos de lasturbulencias en el caso de chimene-as alineadas. En el Eurocódigo 1:Bases de Cálculo y Acciones enEstructuras, se presta una atenciónespecial a los efectos dinámicos adi-cionales del viento sobre las estruc-turas.

2.3.4 Edificios

Edificio de Zoología, Universidadde Aberdeen

El Edificio de Zoología erarectangular, de estructura metálica,de seis alturas, con una superficieen planta de 13 x 65 m. Los pilaresde acero estaban situados a lo largode los dos lados del edificio con unadistancia entre centros de 2,82metros, y soportaban vigas de acero

de 686 mm de canto cubriendo todoel vano de 13 metros. En la figura 17

303


Figura 16 Efectos del viento en una chimenea de acero

1000

1975

5125

5125

5125

25800

3000

4000

1450

1700

t=8

t=8

t=8

t=4

t=4

t=5

t=6

2500 2500 2500

El.13575

50x60x3

Dimensiones de la chimeneaTornillos rotos

Oeste Este

Viento

ángulo

Tornillo18

Detalles del ala

Este

Fractura

Oeste

Tejado



se muestran los ejiones formados por angularesestaban fijados a la cara externa de los pilares yque soportaban UC de 152 × 152; en éstas

debía apoyarse el cerramiento de paneles dehormigón prefabricados previsto. Los forjadoseran placas de hormigón prefabricadas, apoya-das directamente sobre las vigas principales de13 metros de luz.

Después de montar la estructura metálica,el fabricante decidió instalar los forjados para faci-litar el trabajo posterior. Lamentablemente, con elpeso adicional de las placas de hormigón prefa-bricadas, los pilares en el sentido longitudinal del

edificio estaban a punto de pandear y un ligeroviento aportó la fuerza perturbadora necesaria.Todo el edificio colapsó en el sentido longitudinal,con los forjados apilados unos encima de otros.Se hallaron cuatro personas muertos entre losescombros y otro murió posteriormente. Hubovarios heridos.

El día del colapso el viento no era inu-sualmente fuerte, pero si lo suficiente para des-compensar la verticalidad del edificio. Una vez

desplazada la estructura de la vertical, la masade los forjados de hormigón creó un ampliomomento de vuelco. La única rigidez en el planode colapso radicaba en los ejiones que sujeta-ban las correas del cerramiento a los pórticosformados por los pilares principales y las vigas.Las correas del cerramiento sobrepasaron elplano de los pilares y los ejiones se comportaroncomo rótulas, permitiendo que los raíles giraranrelativamente a los pilares.

La razón principal del colapso fue la faltade arriostramiento horizontal, que podría haberseobtenido con los paneles de cerramiento monta-dos para rigidizar la estructura. Por lo tanto, puedeconcluirse que el error radica en el proceso demontaje; se debería haber montado los cerra-mientos antes que las placas del forjado. Sin

embargo, el fabricantre notenía razones para suponerque la estructura metálica nopodría soportar todas las posi-bles cargas aplicadas al edifi-cio. Si ese era el caso, deberíahabérsele informado. Ello sig-nificaría que se trató de unfallo de comunicación. Si lasuniones entre los apoyos delcerramiento y los pilares sehubieran proyectado para seralgo más rígidos, probable-mente el colapso no se habríaproducido. Las pruebas y cál-culos realizados posterior-

mente indicaron que el colap-so del edificio en el sentidolongitudinal era mucho másprobable que el colapso en elsentido transversal, aunque eseste último, con la superficiemás larga expuesta a la cargadel viento, era el que, por logeneral, se consideraría másprobable. Según el código dediseño de proyecto de estruc-

turas metálicas Eurocódigo 3,el fabricante debe ser informa-

304

Figura 17 Zoología, Universidad de Aberdeen

2820

B

A A

B

152x152UC

254x254UC

Alzado

Sección A-A Sección B-B

Vigas de cerramiento

Columnas

Parejas de ejionesen ángulo75x65x8atornilladas acolumna y viga



do si la estructura metálica no es establepor si misma antes del montaje de loscerramientos, de forma que pueda planifi-

car, en consecuencia, la secuencia demontaje.

Durante la investigación del colap-so se descubrió que el detalle original delejión para las correas del cerramiento,que habría proporcionado algo de rigidezen el plano del colapso, se habían revisa-do al montar el pórtico ya que los ejioneseran difíciles de montar en obra. Al final,tanto los proyectistas de la estructura

metálica como el fabricante que la montófueron hallados responsables del colapsoa causa de un “malentendido desafortu-nado y no intencional”, debido a la faltade comunicación.

Hotel Hyatt Regency, Kansas City

El 7 de julio de 1981 se celebrabaun baile en el vestíbulo del hotel HyattRegency de Kansas City. Cuando losespectadores se concentraron en laspasarelas colgantes elevadas, los apoyoscedieron y dos niveles de puente cayeronsobre la abigarrada pista de baile.Murieron ciento once personas y casidoscientas resultaron gravemente heri-das. El colapso se produjo en un detallesencillo pero crítico.

Las pasarelas cruzaban el vestíbulo enlos pisos segundo y cuarto y se apoyaban en

otra mediante péndolas desde el quinto piso(figura 18). La altura entre piso y piso era de 5 m

y las pasarelas colgaban de tres

conjuntos de péndolas separadas9 m entre ejes. En el proyecto ini-cial, las pasarelas se apoyaban enuna únicas barras de 15 m (figura19a). En cada piso, una viga trans-versal, hecha con perfiles en U sol-dados a tope, se apoyaba con unatuerca y arandela sobre la barra.Este detalle no habría fallado bajola carga impuesta, aun cuando suresistencia era tan sólo de una

cuarta parte de la requerida porlos reglamentos locales.

305


Figura 18 Hotel Hyatt Regency, Kansas City: Disposición de pasillos

9,0m 9,0m 9,0m 9,0m

5,0m

10,0m

Alzado lateralAlzado del f inal

Uniones de expansión

Concurso de baile en piso bajo

apoyo32mm barras de

Pasillo del 2 º piso

Pasillo del 4º piso

Figura 19 Hotel Kansas City Hyatt: Detalles de cuelgue

Suspendido deuna celosía

Carga del 2 º piso

La tuerca y la arandela se

para colocar la viga enla posición correcta

Viga de cuarta planta

Carga del 2 º piso

(a) Detalle original

(b) Detalle modif icado

Viga de cuarta planta

deben desplazar a unos 10m



En el furor que siguió al colapso, se hizopatente que el proyecto se había alterado parareducir el coste de la conexión. La pasarela del

segundo piso estaba en realidad suspendida dela del cuarto piso (figura 19b). Como resultadode ello, la conexión entre la viga transversal delcuarto piso y la péndola soportaban el doble dela carga originalmente prevista, y no resistieron.Al parecer, la alteración la recomendó un inge-niero que no había formado parte del proyectooriginal y que estaba especializado en reducir

costes. Desgraciadamente, no entendió la impor-tancia de los detalles alterados: tampoco ningu-na de las demás partes involucradas había

advertido los efectos de la alteración.

Una vez más, el fallo en un detalle nohabría causado el colapso si otro factor no hubie-ra producido un incremento importante de lacarga. En este caso, como en la mayoría de loscolapsos, la falta de comunicación fue la causade que este fallo no se evitase.

306



3. RESUMEN FINAL• La sociedad demanda un alto nivel de seguri-

dad en las estructuras de ingeniería civil.

Cuando una estructura falla, puede cobrarsemuchas vidas y su reconstrucción puede exigirrecursos considerables.

• Las estructuras rara vez fallan por una únicacausa; normalmente se dan varios factoresconcurrentes.

• Las estructuras presentan con frecuencia losmayores riesgos durante la construcción.

• Las estructuras descritas en esta lección falla-ron por una o varias de las siguientes causas:

• mala comunicación.• error de proyecto o falta de entendimiento

del comportamiento estructural.

• un problema relacionado con el material quecause el colapso de la estructura, aunquesu comportamiento sea razonablementebien entendido por el proyectista.

• errores en el detalle o escasas reglas de deta-lle, causados por una falta de comprensión ode verificación.

• obras provisionales inadecuadas, falta de pre-visión de un estado provisional o del procesode montaje.

• Los errores no son, de ninguna manera, pre-rrogativa de la ignorancia o la incompetencia.

Incluso en trabajos rutinarios conformes areglamentos reconocidos, el error se debe lamayoría de las veces a un lapsus que el traba-

jo en equipo y la vigilancia, por una vez, no hanremediado. En este lapsus pueden concurrir lamala suerte, una consideración inadecuadadel comportamiento fundamental de la estruc-tura propuesta, unos márgenes de seguridaddemasiado estrechos para prever los falloshumanos, y métodos de cálculo o construccióninexactos.

• El estudio de algunos accidentes estimula lainvestigación, por ejemplo, del comportamien-to del pandeo de estructuras de chapa y lámi-

na. Algunos casos indican la necesidad derevisar las bases de los reglamentos o méto-dos de proyecto.

• El éxito o el fracaso, no dependen, en últimainstancia, del trabajo de los reglamentos, sinode las personas; el éxito depende principal-mente del ingeniero y de su equipo.


1. Smith, D. W., Bridge Failure, Proc. Instn. Civ.Engrs., Part 1, 1976, 60, August, pp 367-382.

2. Roik, K., Betrachtungen über die Bruchursachender neuen Wiener Donaubrücke, Tiefbau, Vol. 12,p1152, 1970.

307

BIBLIOGRAFÍA ADICIONAL



DIAPOSITIVAS COMPLEMENTARIASDEL TOMO 2: CONSTRUCCIÓN

EN ACERO.

INTRODUCCIÓN AL DISEÑO

309



311

T2c1 Estructura de pórtico durante el montaje T2c2 Vista exterior de estructura de pórtico finalizada

T2c3 Vista interior de estructura de pórtico finalizada

T2c5 Pórticos simples en ejecución

T2c4 Estructura de pórtico simple

T2c6 Estructura de pórticos simples finalizada

T2c8 Estructura de pórticos simples durante el montajeT2c7 Estructura de pórticos simples finalizada



312

T2c14 Refinería

T2c11 Iluminación con claraboyas

T2c16 Instalaciones fabriles. Chalons sur Soane, Francia

T2c9 Instalaciones de Seat-Volkswagen en Martorell.Barcelona. España

T2c10 Montaje de estructura espacial

T2c12 Taller con puente grúa

T2c13 Taller con puente grúa

T2c15 Solmer en Fos Mer. Francia



314

T2c28 Fábrica de Landis y Gyr en Montlucon (allier),Francia

T2c25 Oficinas centrales BMW, Bracknell, Reino UnidoT2c24 Planta icineradora de Creteil, Val de Marne,Francia

T2c26 Imprenta, Financial Times, Docklands, Londres,Reino Unido

T2c29 Fábrica de bienes de equipo de Cummins, Shotts,Lanarkshire, Reino Unido

T2c27 Trabajos de pintura, Western Morning News,Plymouth, Reino Unido



315

T2c30 Bespak, Kings Lynn, Reino Unido

T2c31 Sistema Patera

T2c33 Estación de Autobuses, Eindhoven, Holanda T2c34 Estación elevadora, Rotterdam, Holanda

T2c35 Instalación térmica, La Defense, Paris, Francia T2c36 Instalación térmica, Mons en Bareuil, Francia

T2c32 Canal del Centro, ascensor en Strepy-Thieu,Bélgica



316

T2c38 Estación de bomberos, Nápoles, Italia

T2c42 Proyecto Hartcliffe, para W.D.& H.O. Will, Bristol,Reino Unido

T2c43 Aparcamiento municipal, Luxemburgo (622 plazas)

T2c39 Fábrica Mellor, Hathersage, Derbyshire, ReinoUnido

T2c37 Fábrica de L’Oreal, Aulnay sous Bois, Paris,Francia

T2c40 Fábrica de producción, Coburg, Alemania T2c41 VAG Contact Centre, Korténberg, Bélgica



317

T2c50 Patscenter, Princeton, New Jersey, EEUU

T2c45 Inmos, Newport, Gales, Reino Unido

T2c46 Schlumberger, Cambridge, Reino Unido T2c47 Centro Renault, Swidon, Reino Unido

T2c44 Fleetguard International Corp., Quimper, Brittany

T2c48 Hangar

T2c49 Construcción de pasarela peatonal



318

T2c54 Puente de ferrocarril de tablero continuo

T2c55 Puente Temmon, Kumamoto Prefecture, Japón

T2c57 Pasarela junto al Museo Bottrop, Alemania

T2c52 Puente de vigas en celosía

T2c53 Puente de celosía en Cavaillon, Francia

T2c51 Puente de vigas armadas en autopista, Normandía

T2c56 Pasarela utilizando celosías sobre tablero

T2c58 Pasarela utilizando vigas virendel sobre tablero



319

T2c59 Puente de unión en acero y vidrio T2c60 Puente de celosía triangular para oleoducto

T2c61 Puente Gschnitztal, Tirol, Austria T2c62 Puente de vano simple y ménsulas laterales

T2c63 Puente Ouse, Reino Unido

T2c65 Puente de Grenelle, Paris, Francia (1965)

T2c64 Puente de ferrocarril La Mulatiere sobre el RíoSoane en Lyon, Francia

T2c66 Puente Chevire sobre el Loira en Nantes, Francia(1992)



320

T2c68 Puente Paolo Alfonso, Brasil

T2c73 Puente Guillermo el Conquistador, Rouen, Francia T2c74 Puente Theodor-Heuss, Dusseldorf, Alemania

T2c67 Viaducto de Martigues

T2c70 Puente de viga Cajón, en construcciónT2c69 Puente de Chapina, Sevilla, España

T2c72 Puente Neuwied sobre el Rhin, AlemaniaT2c71 Puente sobre el canal, Moselle, Francia



321

T2c79 Puente atirantado, Pont de Seyssel (Ain), Francia

T2c77 Puente atirantado, Rees, Alemania

T2c75 Puente Fina, Felut, Bélgica

T2c76 Puente Queen Elisabeth, Dartford, Reino Unido

T2c78 Puente Friedrich Elbert, Bonn, Alemania

T2c80 Pasarela atirantada, El Havre, Francia



322

T2c84 Puente Tweede van Brienenoordbrug, Rotterdam,Holanda

T2c85 Puente de ferrocarril (totalmente soldado),Dusseldorf, Alemania

T2c87 Puente curvo atirantado, Brisbane, Australia (1988)

T2c82 Puente del Alamillo, Sevilla, España

T2c83 Pasarela, Dusseldorf, Alemania

T2c81 Puente St. Nazaire, Brittany, Francia (1974)

T2c86 Puente colgante, Bedford, Reino Unido

T2c88 Puente sobre el Canal Albert en HermalleArgentau, Bélgica



323

T2c94 Puente basculante y puente de ménsulas sobreOude Maas bij Dordrecht, Holanda

T2c89 Puente de la Barqueta, Sevilla, España T2c90 Puente de Tancreville, El Havre, Francia

T2c92 Viaducto Maupre Valley, Charolles, FranciaT2c91 Puente Severn, Bristol, Reino Unido

T2c93 Viaducto Oberargen, Alemania

T2c95 Puente sobre el Bósforo



324

T2c100 Apoyos de puente, ferrocarril Limony, Ardeche,Francia

T2c99 Apoyos de puente

T2c96 Puente basculante de carretera, Francois primeroen el Havre, Francia

T2c97 Puente basculante Martrou, La Rochelle, Francia

T2c101 Anclaje a través del tablero, Puente sobre elRhin, Karlsruhe, Alemania

T2c98 Viaducto Oberargen, Alemania



325

T2c106 Vigas transversales

T2c105 Unión de colgante a viga rigidizada, PuenteHumber, Reino Unido

T2c102 Apoyos de puente

T2c103 Unión de anclaje a viga rigidizada

T2c107 Detalle anclajes pasantes, Speier (Rhin),Alemania

T2c104 Silleta de anclaje



326

T2c113 Estructura de edificio comercial

T2c111 Detalle de vigas longitudinales y transversales

T2c108 Ensanchamiento de puente mixto, mostrando elequipamiento de construcción

T2c109 Puente de carretera sobre el Nive en Bayona,Francia (1991)

T2c110 Ensanchamiento de puente (puente antiguo a laizquierda, nuevo a la derecha)

T2c114 Vista interior, estructura mixta

T2c112 Puente de ferrocarril en Oxted, Surrey, ReinoUnido



327

T2c121 For jados integrados reducen considerablementeel canto total

T2c119 Montaje de celosías sobre pilares compuestos

T2c115 Instalaciones bajo el forjado

T2c117 Vigas con agujeros circulares también permitenpaso de instalaciones

T2c116 Las vigas alveoladas y celosías permiten acomo-dar instalaciones

T2c118 Las instalaciones pueden pasar a traves de hue-cos en el forjado

T2c122 El forjado integrado proporciona el apoyo de losaen el ala inferior de la viga

T2c120 Retícula de vigas aligeradas para vanos grandesy servicios en dos direcciones



328

T2c128 Arriostramientos en cruz dan rigidez lateral.Edificio de oficinas en Alemania

T2c127 Instalaciones y servicios pueden disponersesobre el forjado

T2c123 Viga escandinava de forjado integrado

T2c125 Los forjados integrados dan una mayor libertad aldiseño de las instalaciones

T2c124 Viga de Arbed de forjado integrado

T2c126 Forjado integrado con pilares con capitel

T2c129 Si se requieren núcleos rígidos se utilizan lasescaleras o cajas de ascensores



329

T2c134 En general la losa proporciona suficiente rigidezhorizontal en forjados integrados

T2c130 Edificio de Siemens en Saint-Ouen l’Aumone,Francia (1974)

T2c131 1, 2 y 3 New Square, Bedfont Lakes, Reino Unido

T2c135 Nº 1 de Avenida Finsbury, Londres, Reino Unido(1985)

T2c133 1, 2 y 3 New Square, Bedfont Lakes, Reino UnidoT2c132 Edificio de la Sociedad Hearts of OakBenevolence, Londres, Reino Unido



330

T2c140 Hotel Riyadh Palace, Arabia Saudi

T2c138 Baltic Quay, Londres, Reino Unido T2c139 Lilla Bommen, Gothenburg, Suecia

T2c141 Oficinas de 3M, Cergy-Pontoise, Francia

T2c136 Se pueden utilizar uniones rígidas para la estabi-lidad lateral

T2c137 Edificio de oficinas Brussimmo, Rue Belliard, Ruede Treves, Bruselas, Bélgica



331

T2c146 Hemiciclo del Parlamento de Luxemburgo, para elConsejo de Europa

T2c144 Billingsgate, Londres, Reino Unido T2c145 Pirámide Audiovisual, Woluwe St Lambert,Bruselas, Bélgica

T2c147 Hemiciclo del Parlamento de Luxemburgo, para elConsejo de Europa

T2c142 Royal Belge Assurance, Bruselas, Bélgica T2c143 Centro de TV, Ginebra, Suiza



332

T2c152 Pabellón Británico, Sevilla, España

T2c148 Universidad de París, Villetaneuse, Francia T2c149 The Ark, Hammersmith, Reino Unido

T2c153 Maison de Irán, París, Francia

T2c151 Edificio B3, Stockley Park, Londres, Reino UnidoT2c150 Centro Juegos Olímpicos de Invierno CIRTV,Moutiers, Francia



333

T2c158 Technopole 2000- Cescom en Metz, Moselle,Francia (1991)

T2c156 Banco Nacional de París- Agencia de Point-a-Pitre, Guadaloupe

T2c159 Embankment Place, Londres, Reino Unido

T2c157 NorCon House, Hanover, Alemania

T2c154 Conservatorio de Música de Montreuil, Francia T2c155 Pabellón Británico, Sevilla, España



334

T2c164 Lloyd’s Chambers, Londres, Reino Unido

T2c163 Edificio de la UNESCO, París, Francia

T2c160 Embankment Place, Londres, Reino Unido

T2c161 First Exchange House (Broadgate fase 11),Londres, Reino Unido

T2c162 Bush Lane House, Londres, Reino Unido

T2c165 SAS HQ, Frosundavik, Suecia

tomo 2 itea introducciÓn al diseÑo

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