GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES by raul ortiz

ASIGNATURA DE OBRAS GEOTÉCNICAS

GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES

SALVADOR NAVARRO CARRASCO RAÚL PRIMITIVO ORTIZ GÓMEZ JUAN ANTONIO RUIZ MARÍN

GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín

PRÓLOGO A la hora de enfrentarnos a un tema tan extenso como la geotecnia de túneles nos encontramos un tanto desbordados en un primer momento. Por eso decidimos segmentar la geotecnia aplicada a la construcción de túneles en tres partes diferenciadas para tratarlas personalmente, dando formato a este trabajo. En la PARTE I “GENERALIDADES EN LA GEOTECNIA DE TÚNELES” se hace referencia a algunos de los aspectos más generales de los túneles. Se comienza por una breve introducción a la historia de la técnica de construcción de túneles y a las fuerzas resistentes que deben de hacer frente los túneles. A continuación se desarrolla el grueso del capítulo relatando el estado del arte en la geotecnia de túneles, desde las distintas clasificaciones de roca desde el punto de vista de la geotecnia a los distintos métodos de sostenimiento. Para finalizar se hace una breve introducción a la hidrogeología de túneles y la maquinaria de perforación y construcción de los mismos. La PARTE II “GEOTECNIA DE TÚNELES EN ROCA DURA” comienza con unas generalidades acerca de la excavación de túneles y su sostenimiento. Se continúa con el Nuevo Método Austriaco y los métodos de sostenimiento para finalizar con una serie de recomendaciones para la correcta ejecución de túneles. La PARTE III “GEOTECNIA DE TÚNELES EN ROCA BLANDA” presenta en el primer capítulo una introducción acerca de los métodos de construcción de túneles en terrenos no cohesivos. Continúa con una descripción de la maquinaria utilizda en su construcción y de los llamados “falsos túneles”, para acabar describiendo los métodos del sostenimiento del frente. Por último, se presenta un ANEXO en el que se desarrolla a modo de ejemplo de empleo de los conocimientos expuestos anteriormente un breve dossier acerca de la construcción del Túnel de Brotons en la C‐47 (Torrelló‐Olot). Salvador Navarro Carrasco Raúl Primitivo Ortiz Gómez Juan Antonio Ruiz Marín

PARTE I GENERALIDADES EN LA GEOTECNIA DE TÚNELES

PARTE I

GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín

ÍNDICE DE CAPÍTULOS 1.‐ HISTORIA DE LOS TÚNELES Y SU EVOLUCIÓN HISTÓRICA ............................................................................... 9 1.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................... 9 1.2.‐ EL TÚNEL EN LA HISTORIA DE LOS PUEBLOS ................................................................................................................. 9 1.3.‐ MÉTODOS DE EXCAVACIÓN ................................................................................................................................... 15 1.4.‐ RECONOCIMIENTO DEL TERRENO ........................................................................................................................... 17 2.‐ LA DINÁMICA DE AVANCE DEL TÚNEL ......................................................................................................... 20 2.1.‐ LOS CONCEPTOS BÁSICOS ..................................................................................................................................... 20 2.2.‐ EL MEDIO ......................................................................................................................................................... 23 2.3.‐ LA ACCIÓN ........................................................................................................................................................ 25 2.4.‐ LA REACCIÓN ..................................................................................................................................................... 26 3.‐ EL SOSTENIMIENTO DE TÚNELES BASADO EN LAS CLASIFICACIONES GEOMECÁNICAS ................................. 32 3.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 32 3.2.‐ CLASIFICACIONES ANTIGUAS ................................................................................................................................. 33 3.2.1.‐ Terzaghi (1946) ...................................................................................................................................... 33 3.2.2.‐ Lauffer .................................................................................................................................................... 35 3.2.3.‐ Deere et al (1967) .................................................................................................................................. 36 3.2.4.‐ RSR (Rock Structure Ratio) (Wickham, Tiedemann and Skinner, 1972) ................................................. 38 3.3.‐ CLASIFICACIONES MODERNAS................................................................................................................................ 40 3.3.1.‐ Sistema RMR (Bieniawski 1973, 1989) ................................................................................................... 40 3.3.2.‐ Sistema Q (Barton, Lien y Lunde, 1974) ................................................................................................. 45 3.3.3.‐ Comentarios finales ............................................................................................................................... 55 4.‐ TENSIONES EN TORNO A EXCAVACIONES.................................................................................................... 58 4.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 58 4.2.‐ ESTADO DE TENSIONES IN SITU .............................................................................................................................. 58 4.3.‐ ESTADO DE TENSIONES Y RESISTENCIA DE MACIZOS ROCOSOS ...................................................................................... 61 5.‐ RESISTENCIA DE LA ROCA MATRIZ Y MACIZOS ROCOSOS ............................................................................ 71 5.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 71 5.2.‐ INVESTIGACIÓN EXPERIMENTAL SOBRE LA ROCA MATRIZ ............................................................................................. 71 5.3.‐ CRITERIO DE ROTURA PARA LA ROCA MATRIZ ............................................................................................................ 72 5.4.‐ JUNTAS EN EL MACIZO ROCOSO ............................................................................................................................. 76 6.‐ INTERACCIÓN TÚNEL‐SOSTENIMIENTO ....................................................................................................... 84 6.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 84 6.2.‐ DETERMINACIÓN DE LA CURVA CARACTERÍSTICA ....................................................................................................... 87 6.2.1.‐ Elasticidad. Túnel circular en deformación plana .................................................................................. 87 6.2.2.‐ Elasticidad. Excavación esférica ............................................................................................................. 90 6.2.3.‐ Elastoplasticidad. Túnel circular en deformación plana. Criterio de rotura de Mohr‐Coulomb ............ 92 6.2.4.‐ Elastoplasticidad. Cavidad esférica. Criterio de rotura de Mohr‐Coulomb ............................................ 99 6.2.5.‐ Elastoplasticidad. Túnel circular en deformación plana. Criterio de rotura de Hoek‐Brown ............... 105 6.2.6.‐ Comentarios finales ............................................................................................................................. 108 6.3.‐ DETERMINACIÓN DE LA CURVA DE CONFINAMIENTO (O CURVA DE SOSTENIMIENTO) ...................................................... 109 6.3.1.‐ Introducción ......................................................................................................................................... 109 6.3.2.‐ Revestimiento anular de hormigón ...................................................................................................... 111

PARTE I

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6.3.3.‐ Cerchas metálicas ................................................................................................................................ 111 6.3.4.‐ Bulones ................................................................................................................................................ 112 6.4.‐ DETERMINACIÓN DE LA DEFORMACIÓN PREVIA A LA INSTALACIÓN DEL SOSTENIMIENTO. UTILIZACIÓN DEL MÉTODO DE CONVERGENCIA‐CONFINAMIENTO ....................................................................................................................................... 114 6.4.1.‐ Macizo En Régimen Elástico. Túnel Sin Revestir .................................................................................. 114 6.4.2.‐ Macizo en régimen elastoplástico. Túnel sin revestir .......................................................................... 115 6.4.3.‐ Túnel revestido ..................................................................................................................................... 115 7.‐ DRENAJE E IMPERMEABILIZACIÓN DURANTE LA CONSTRUCCIÓN Y EXPLOTACIÓN DE TÚNELES ................ 118 7.1.‐ ASPECTOS GENERALES. IMPORTANCIA DEL AGUA .................................................................................................... 118 7.2.‐ FLUJO DE AGUA HACIA UN TÚNEL ......................................................................................................................... 121 7.3.‐ EFECTO DE FLUJO SOBRE LAS CONDICIONES MECÁNICAS DE LOS TÚNELES ..................................................................... 126 7.4.‐ PROTECCIÓN FRENTE AL AGUA DURANTE LA CONSTRUCCIÓN ..................................................................................... 143 7.5.‐ PROTECCIÓN FRENTE AL AGUA DURANTE LA EXPLOTACIÓN ........................................................................................ 147 8.‐ MAQUINARIA DE CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES ........................................................................................ 153 8.1.‐ INTRODUCCIÓN ................................................................................................................................................ 153 8.2.‐ MÉTODOS DE EXCAVACIÓN DE TÚNELES MEDIANTE PERFORACIÓN Y VOLADURA ............................................................ 153 8.2.1.‐ Maquinaria de perforación .................................................................................................................. 157 8.2.2.‐ Explosivos y detonadores ..................................................................................................................... 158 8.3.‐ EXCAVACIÓN CON MÁQUINAS INTEGRALES: TOPOS Y ESCUDOS ................................................................................... 159 8.3.1.‐ Introducción ......................................................................................................................................... 159 8.3.2.‐ Topos ................................................................................................................................................... 160 8.3.2.1.‐ Descripción de la máquina .............................................................................................................................. 161 8.3.2.2.‐ Partes de un topo ............................................................................................................................................ 161 8.3.2.2.1.‐ Cabeza ..................................................................................................................................................... 161 8.3.2.2.2.‐ Grippers ................................................................................................................................................... 167 8.3.2.2.3.‐ Cilindros de empuje ................................................................................................................................ 167 8.3.2.2.4.‐ Back‐up .................................................................................................................................................... 167 8.3.2.3.‐ Guiado ............................................................................................................................................................. 169 8.3.2.4.‐ Limitaciones de utilización .............................................................................................................................. 169 8.3.2.5.‐ Rendimientos .................................................................................................................................................. 169 2.5.1. Factores que controlan el rendimiento de las máquinas tuneladoras ........................................................... 170 8.3.2.6.‐ Estimación del avance en roca dura ................................................................................................................ 171 8.3.2.6.1.‐ Índice de perforabilidad (D.R.I.) .............................................................................................................. 171

8.3.3.‐ Escudos ................................................................................................................................................ 177 8.3.3.1.‐ Partes de un topo ............................................................................................................................................ 177 8.3.3.1.1.‐ Cabezas o elemento excavador ............................................................................................................... 177 8.3.3.1.2.‐ Cuerpo de mando y controles ................................................................................................................. 178 8.3.3.1.3.‐ Cilindros de empuje y erector de dovelas ............................................................................................... 178 8.3.3.1.4.‐ Back‐up .................................................................................................................................................... 180 8.3.3.2.‐ Tipología actual ............................................................................................................................................... 181 8.3.3.3.‐ Escudos abiertos ............................................................................................................................................. 182 8.3.3.4.‐ Escudos cerrados ............................................................................................................................................ 184 8.3.3.4.1. Escudos mecanizados de rueda con cierre mecánico ............................................................................... 185 8.3.3.4.2.‐ Escudos presurizados con aire comprimido ............................................................................................ 186 8.3.3.4.3.‐ Hidroescudos o escudos de bentonita (Slurry Shield) ............................................................................. 186 8.3.3.4.4.‐ Escudos de frente en presión de tierras .................................................................................................. 188 8.3.3.5.‐ Guiado ............................................................................................................................................................. 190 8.3.3.6.‐ Limitaciones de utilización .............................................................................................................................. 191 8.3.3.7.‐ Rendimientos .................................................................................................................................................. 191

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8.3.4.‐ Dobles escudos ..................................................................................................................................... 191 8.3.4.1.‐ Descripción de la máquina .............................................................................................................................. 191 8.3.4.1.1.‐ Cabeza de corte ....................................................................................................................................... 191 8.3.4.1.2.‐ Escudo delantero..................................................................................................................................... 192 8.3.4.1.3.‐ Escudo trasero ......................................................................................................................................... 192 8.3.4.1.4.‐ Sistema principal de empuje ................................................................................................................... 192 8.3.4.2.‐ Modo de operación ......................................................................................................................................... 192

8.4.‐ MÁQUINAS ROZADORAS .................................................................................................................................... 193 8.4.1.‐ Introducción ......................................................................................................................................... 193 8.4.1.1.‐ Ámbito de utilización ...................................................................................................................................... 193

8.4.2.‐ Características generales ..................................................................................................................... 194 8.4.2.1.‐ Chasis y tren de rodaje .................................................................................................................................... 195 8.4.2.2.‐ Brazo y dispositivo de giro .............................................................................................................................. 195 8.4.2.3.‐ Equipo eléctrico .............................................................................................................................................. 196 8.4.2.4.‐ Sistema hidráulico ........................................................................................................................................... 196 8.4.2.5.‐ Cabeza de corte............................................................................................................................................... 197 8.4.2.6.‐ Sistema de recogida y carga ............................................................................................................................ 199 8.4.2.7.‐ Consola de control .......................................................................................................................................... 200 8.4.2.8.‐ Otros componentes adicionales ...................................................................................................................... 200

8.4.3.‐ Herramientas de corte ......................................................................................................................... 201 8.4.3.1.‐ Tipos de picas .................................................................................................................................................. 201 8.4.3.2.‐ Colocación de las picas .................................................................................................................................... 201 8.4.3.3.‐ Número y tamaño de las picas ........................................................................................................................ 202 8.4.3.4.‐ Portapicas ....................................................................................................................................................... 203 8.4.3.5.‐ Corte con chorro de agua ................................................................................................................................ 203

8.4.4.‐ Tipos de rozadoras ............................................................................................................................... 204 8.4.4.1.‐ Rozadoras de brazo ......................................................................................................................................... 205 8.4.4.2.‐ Rozadora de tambor ....................................................................................................................................... 205 8.4.4.3.‐ Rozador de cadenas ........................................................................................................................................ 205

8.4.5.‐ Criterios de selección de rozadores ...................................................................................................... 208 8.4.5.1.‐ Geometría de la excavación ............................................................................................................................ 208 8.4.5.2.‐ Características geomecánicas de las rocas ...................................................................................................... 208 8.4.5.3.‐ Cálculo de rendimientos ................................................................................................................................. 209

8.4.6.‐ Ventajas que ofrece el empleo de rozadoras ....................................................................................... 210 8.4.7.‐ Operatividad ........................................................................................................................................ 210 8.4.7.1.‐ Excavación del frente de avance ..................................................................................................................... 210 8.4.7.2.‐ Corte de rocas blandas .................................................................................................................................... 211 8.4.7.3.‐ El corte en materiales medios a duros ............................................................................................................ 212 8.4.7.4.‐ Perfilado .......................................................................................................................................................... 212 8.4.7.5.‐ Corte selectivo en rocas mixtas ....................................................................................................................... 212

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ÍNDICE DE FIGURAS FIGURA 1. IMAGEN FICTICIA DEL TÚNEL IDEADO POR THOMÉ DE GARAMOND BAJO LAS AGUAS DEL CANAL DE LA MANCHA (PROYECTO PRESENTADO EN 1867 EN LA EXPOSICIÓN UNIVERSAL). .......................................................................................................... 9 FIGURA 2. GRABADO EXTRAÍDO DE LA OBRA DE DE RE METALLICA DEL AUTOR ALEMÁN GEORGIUS AGRICOLA ÉSTA, SIRVIÓ DE REFERENCIA COMO MANUAL DE CONSULTA DURANTE LOS S. XVI‐XVII ..................................................................................................... 11 FIGURA 3. IMÁGENES DE LA ANTIGUA MINA DE DAROCA ............................................................................................................... 12 FIGURA 4. IMAGEN CORRESPONDIENTE A LA BENDICIÓN DE LOS RAÍLES DE LA VÍA DEL TÚNEL DE PERRUCA EN LEÓN (1884) ........................ 13 FIGURA 5. A LA IZQUIERDA UNA IMAGEN DE ÉPOCA DEL TÚNEL CONSTRUIDO BAJO LAS AGUAS DEL RÍO TÁMESIS Y A LA DERECHA OTRA DEL ESCUDO UTILIZADO Y PATENTADO POR BRUNEL PARA ESTE MISMO PROYECTO (1843) ................................................................ 13 FIGURA 6. ESQUEMA DE LOS DIFERENTES MÉTODOS CONSTRUCTIVOS NACIONALES ............................................................................. 16 FIGURA 7. VISTA EN PERSPECTIVA DE UNA MODERNA TUNELADORA QUE SE UTILIZARÁ PARA LA CONSTRUCCIÓN DE LA FUTURA LÍNEA 9 DE METRO EN BARCELONA .................................................................................................................................................. 17 FIGURA 8. DIFERENCIAS ENTRE LA CONSTRUCCIÓN SUBTERRÁNEA Y DE SUPERFICIE. ............................................................................. 20 FIGURA 9. DEFINICIÓN GRAFICA DEL EFECTO ARCO. ...................................................................................................................... 21 FIGURA 10. LA FORMACIÓN DEL EFECTO ARCO SE HACE PATENTE POR LA RESPUESTA EN DEFORMACIÓN DE LA MASA ROCOSA DE LA EXCAVACIÓN. ............................................................................................................................................................... 22 FIGURA 11. FACTORES DE LA EXCAVACIÓN. ................................................................................................................................. 23 FIGURA 12. EL MISMO MATERIAL PUEDE ALCANZAR LA ROTURA CON DIFERENTES TIPOS DE COMPORTAMIENTO DE ACUERDO CON EL RANGO DE TENSIONES. .................................................................................................................................................................. 24 FIGURA 13. ZONAS CARACTERÍSTICAS EN LA EXCAVACIÓN DE UNA GALERÍA........................................................................................ 25 FIGURA 14. PROPAGACIÓN DE LA ZONA PERTURBADA DURANTE EL AVANCE DE LA EXCAVACIÓN. ............................................................ 26 FIGURA 15. RESPUESTA DE CARGA SOLIDA. ................................................................................................................................. 27 FIGURA 16. RESPUESTA COMO BANDA DE PLASTIFICACIÓN. ............................................................................................................ 27 FIGURA 17. TIPOS DE REACCIÓN. .............................................................................................................................................. 28 FIGURA 18. SOBREEXCAVACIÓN E INFRAEXCAVACIÓN. ................................................................................................................... 29 FIGURA 19. FRENTE ESTABLE. .................................................................................................................................................. 30 FIGURA 20. FRENTE NO ESTABLE. ............................................................................................................................................. 30 FIGURA 21. FRENTE INESTABLE................................................................................................................................................. 30 FIGURA 22. DISTINTAS CLASIFICACIONES SEGÚN AUTORLAS CLASIFICACIONES GEOMECÁNICAS ESTÁN ADAPTADAS A LOS MACIZOS ROCOSOS (COMO CONTRAPOSICIÓN A LOS SUELOS). LA TRANSICIÓN SUELO‐ROCA ES SIEMPRE DIFUSA. EL TÉRMINO "ROCA BLANDA", BASTANTE GENERALIZADO, DEFINE ESTA TRANSICIÓN. LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN SIMPLE, QU DE LA ROCA INTACTA PROPORCIONA UN CRITERIO, UTILIZADO POR MUCHOS AUTORES, PARA CLASIFICAR LA ROCA (FIG.22). LOS CRITERIOS SON DISPARES PERO EN GENERAL SE ACEPTA QUE RESISTENCIAS INFERIORES A 1 MPA SON YA TÍPICAS DE LOS SUELOS. ........................................................................................ 32 FIGURA 23. ESQUEMA DE TERZAGHI. ........................................................................................................................................ 33 FIGURA 24. CLASIFICACIÓN MODIFICADA POR DEERE ET AL (1970) SOBRE LA DE TERZAGHI. ................................................................ 34 FIGURA 25. TIEMPO DE ESTABILIDAD DE LA EXCAVACIÓN VS LONGITUD LIBRE. ................................................................................... 35 FIGURA 26. CLASIFICACIÓN RABCEWIC, MÜLLER. ........................................................................................................................ 36 FIGURA 27. OBTENCIÓN DEL RQD. RELACIÓN FACTOR DE CARGA DE TERZAGHI‐RQD. RELACIÓN RQD‐LUZ Y TÚNEL‐TIPO DE SOSTENIMIENTO. ................................................................................................................................................................................. 37 FIGURA 28. TABLA QUE RELACIONA EL RQD‐MÉTODO DE EXCAVACIÓN‐SISTEMAS DE SOPORTE ALTERNATIVOS. ...................................... 38 FIGURA 29. SQR. .................................................................................................................................................................. 39 FIGURA 30. SOSTENIMIENTO NECESARIO PARA CADA VALOR DE RSR ............................................................................................... 40 FIGURA 31. TABLA PARA OBTENER EL VALOR DEL RMR. ................................................................................................................ 41 FIGURA 32. SISTEMA RMR ..................................................................................................................................................... 43 FIGURA 33. SISTEMA RMR ..................................................................................................................................................... 44 FIGURA 34. TIEMPO DE ESTABILIDAD DE EXCAVACIONES SIN SOPORTE. ............................................................................................. 45 FIGURA 35. RECOMENDACIONES PARA EL SOSTENIMIENTO EN FORMA DE ARCO DE HERRADURA (10 M DE Φ, ΣV < 25 MPA). ..................... 45 FIGURA 36. ÍNDICES DE Q. ...................................................................................................................................................... 49

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FIGURA 37. Q VS SPAN/ESR .................................................................................................................................................. 50 FIGURA 38. VALORES ORIENTATIVOS DE ESR EN FUNCIÓN DEL TIPO DE EXCAVACIÓN .......................................................................... 51 FIGURA 39. CLASIFICACIÓN DE BARTON PARA LOS CASOS ESTUDIADOS. ............................................................................................ 54 FIGURA 40. TABLA ALTERNATIVA PARA EL CÁLCULO DE JA. ............................................................................................................. 55 FIGURA 41.COMPARACIÓN DE LOS DISTINTOS FACTORES QUE APARECEN EN LAS CLASIFICACIONES DE BIENIAWSKI (RMR) Y BARTON (Q). .... 56 FIGURA 42. CORRELACIÓN ENTRE ÍNDICES Q Y RMR PARA EL TÚNEL DEL CADÍ. ................................................................................. 57 FIGURA 43. VARIACIÓN DE K CON LA PROFUNDIDAD (HOEK & BROWN) ........................................................................................... 59 FIGURA 44. TENSIÓN VERTICAL FRENTE A PROFUNDIDAD (HOEK & BROWN) ..................................................................................... 60 FIGURA 45. SOLUCIÓN PARA AL PROBLEMA DESCRITO (HOEK & BROWN) ......................................................................................... 62 FIGURA 46. ESTADO DE TENSIONES PRINCIPALES Y LÍNEAS DE CORRIENTE ENTORNO A UNA CAVIDAD CIRCULAR EXCAVADA EN MEDIO ELÁSTICO PARA K = 0.5. LAS LÍNEAS DE TRAZO CONTINUO REPRESENTAN LAS TENSIONES PRINCIPALES MAYORES Y LAS DE TRAZO DISCONTINUO LAS MENORES (HOEK & BROWN) .......................................................................................................................................... 63 FIGURA 47. INFLUENCIA DE LA GEOMETRÍA SOBRE EL ESTADO DE TENSIONES. COMPARACIÓN ENTRE EL CIRCULAR Y LOS RESTANTES PARA K = 0 (HOEK & BROWN) ........................................................................................................................................................ 64 FIGURA 48. GEOMETRÍA TÍPICA PARA TÚNELES DE ALCANTARILLADO Y TÚNELES DE CARRETERA O FERROCARRIL RESPECTIVAMENTE (HOEK & BROWN) ..................................................................................................................................................................... 66 FIGURA 49. GEOMETRÍA “IDEAL” EN FUNCIÓN DE LOS ESTADOS DE TENSIONES EN CLAVE Y HASTIALES RESPECTIVAMENTE. .......................... 67 FIGURA 50. PROBLEMA PROPUESTO .......................................................................................................................................... 68 FIGURA 51. REPRESENTACIÓN DEL ESTADO DE TENSIONES EN CLAVE Y HASTIAL DERECHO PARA EL TÚNEL DESCRITO UTILIZANDO LA SOLUCIÓN DE LA FIG. 3 Y SIENDO K = 0. ............................................................................................................................................... 69 FIGURA 52. A LA IZQUIERDA EJEMPLO DE UN TÚNEL SOMERO Y A LA DERECHA DE UN TÚNEL PROFUNDO ................................................. 71 FIGURA 53. . CRITERIOS DE ROTURA DE HOEK & BROWN Y MOHR‐COULOMB RESPECTIVAMENTE (ALONSO, 2002) ................................. 72 FIGURA 54. . CRITERIO DE ROTURA DE HOEK & BROWN Y ESTE MISMO, ADAPTADO AL PLANO DE MOHR, RESPECTIVAMENTE (ALONSO, 2002) ................................................................................................................................................................................. 74 FIGURA 55. VALORES DE M OBTENIDOS A PARTIR DE REGRESIÓN PARA GRANITO Y ARENISCA. ......................................................... 75 FIGURA 56. . REPRESENTACIÓN GRÁFICA TEÓRICA DE LA ECUACIÓN (1) PARA DISTINTOS VALORES DE 3Σ. FUNCIONA BIEN SI EL PLANO DE ROTURA ESTÁ BIEN DEFINIDO ........................................................................................................................................... 78 FIGURA 57. REPRESENTACIÓN GRÁFICA TEÓRICA PARA VARIAS JUNTAS, CADA UNA REPRESENTADA CON UN COLOR. LA LÍNEA HORIZONTAL REPRESENTA LA ROCA MATRIZ. TODO PARA UN 3ΣDETERMINADO............................................................................................ 79 FIGURA 58. ENSAYOS TRIAXIALES SOBRE PIZARRA Y SOBRE ARENISCA FRACTURADA (HOEK & BROWN). .................................................. 80 FIGURA 59. ANDESITA DE NUEVA GUINEA (HOEK & BRAY) ........................................................................................................... 81 FIGURA 60. TABLA QUE RELACIONA EL ÍNDICE DE CALIDAD DE LA ROCA CON LA LITOLOGÍA. PARA CADA CASO SE SEÑALAN LOS VALORES DE M Y S RESPECTIVAMENTE (BIENIAWSKI, 1974) ........................................................................................................................... 82 FIGURA 61. CRITERIOS DE ROTURA EN FUNCIÓN DE LA LITOLOGÍA Y EL RMR O Q (BIENIAWSKI, 1974) .................................................. 83 FIGURA 62. ESQUEMA DE UNA SECCIÓN LONGITUDINAL DEL AVANCE DEL TÚNEL ................................................................................ 84 FIGURA 63. REPRESENTACIÓN DE LAS DISTINTAS CURVAS EN UN GRÁFICO PI VS UI ............................................................................... 85 FIGURA 64. DISTINTAS OPCIONES A LA HORA DE ELEGIR EL SOSTENIMIENTO....................................................................................... 86 FIGURA 65. TÚNEL CIRCULAR EN DEFORMACIÓN PLANA ................................................................................................................ 88 FIGURA 66. RELACIÓN DE TENSIONES EN FUNCIÓN DEL RADIO ........................................................................................................ 89 FIGURA 67. CURVA CARACTERÍSTICA DEL TÚNEL EN RÉGIMEN ELÁSTICO ............................................................................................ 90 FIGURA 68. ESQUEMA PARA EL PROBLEMA ELÁSTICO CON CAVIDAD ESFÉRICA .................................................................................... 90 FIGURA 69. ESQUEMA PARA EL PROBLEMA ELASTOPLÁSTICO .......................................................................................................... 92 FIGURA 70. TRAYECTORIA DE TENSIONES .................................................................................................................................... 94 FIGURA 71. RELACIONES TENSIÓN‐DEFORMACIÓN NORMALIZADAS.................................................................................................. 97 FIGURA 72. CURVAS CARACTERÍSTICAS DE MOHR‐COULOMB ......................................................................................................... 99 FIGURA 73. FORMA DE HALLAR EL CU ....................................................................................................................................... 100 FIGURA 74. DISTRIBUCIÓN DE TENSIONES EN FUNCIÓN DEL RADIO ................................................................................................. 103

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FIGURA 75. COMPARACIÓN ENTRE LAS DISTRIBUCIONES DE TENSIONES EN LOS CASOS ESFÉRICO Y CILÍNDRICO EN DEFORMACIÓN PLANA, EN AUSENCIA DE SOSTENIMIENTO. ...................................................................................................................................... 104 FIGURA 76. EXTENSIÓN APROXIMADA DE LA CORONA DE PLASTIFICACIÓN EN UNA SECCIÓN LONGITUDINAL DE UN TÚNEL PARA LOS CASOS INDICADOS ................................................................................................................................................................. 104 FIGURA 77. LEY DE PLASTICIDAD ............................................................................................................................................. 106 FIGURA 78. REPRESENTACIÓN DE LAS CURVAS CARACTERÍSTICAS EN BÓVEDA, CONTRABÓVEDA Y HASTIALES .......................................... 108 FIGURA 79. CARGA T QUE SOPORTA EL REVESTIMIENTO .............................................................................................................. 110 FIGURA 80. RIGIDEZ DEL REVESTIMIENTO ................................................................................................................................. 110 FIGURA 81. ACTUACIÓN CONJUNTA DE DISTINTOS TIPOS DE SOSTENIMIENTO ................................................................................... 110 FIGURA 82. DOVELAS Y JUNTAS .............................................................................................................................................. 112 FIGURA 83. CERCHAS ........................................................................................................................................................... 113 FIGURA 84. BULONES ........................................................................................................................................................... 113 FIGURA 85. REPRESENTACIÓN DE A(X) ..................................................................................................................................... 115 FIGURA 86. OBTENCIÓN DEL UD A PARTIR DE LA CURVA CARACTERÍSTICA DEL TÚNEL .......................................................................... 116 FIGURA 87. RELACIÓN DE INFORMES DEDICADOS A DISTINTOS ÁMBITOS (MUIR WOOD & KIRKLAND, 1985) ........................................ 118 FIGURA 88. VARIABILIDAD DE TERRENOS ALUVIALES (JUVANN ET AL, 1985) .................................................................................... 120 FIGURA 89. DISPOSICIÓN DE SONDEOS (DODDS, 1982) .............................................................................................................. 121 FIGURA 90 A Y B. FILTRACIÓN RECOGIDA POR LOS TÚNELES DE LA RED DE FF.CC. DE JAPÓN (ISHIZAKI,1979) ........................................ 122 FIGURA 91. CÁLCULO DE CAUDALES FILTRADOS HACIA TÚNELES .................................................................................................... 123 FIGURA 92. CÁLCULO DE CAUDALES FILTRADOS HACIA TÚNELES .................................................................................................... 124 FIGURA 93. FILTRACIONES HACIA TÚNELES EN EL METRO DE ESTOCOLMO (BRUNE ET AL, 1980) ......................................................... 125 FIGURA 94. PREDICCIÓN DE CAUDALES INFILTRADOS A TRAVÉS ..................................................................................................... 126 FIGURA 95. RED DE CORRIENTE CON PROXIMIDAD DE UN TÚNEL DE DRENAJE (OTEO, 1982) .............................................................. 127 FIGURA 96. EMPUJES DEL AGUA EN EL REVESTIMIENTO DE UN TÚNEL CON TÚNEL DE DRENAJE (OTEO, 1982) ........................................ 128 FIGURA 97. CARGAS SOBRE EL REVESTIMIENTO ORIGINADAS POR EL AGUA (ATKINSON & MAIR,1983) ................................................ 129 FIGURA 98. CARGAS SOBRE EL REVESTIMIENTO ORIGINADAS POR EL AGUA (ATKINSON & MAIR,1983) ................................................ 130 FIGURA 99. INFLUENCIA DE LA FILTRACIÓN SOBRE EL COMPORTAMIENTO DEL TÚNEL ......................................................................... 130 FIGURA 100. ANÁLISIS ELÁSTICO CON FLUJO ............................................................................................................................. 131 FIGURA 101 A. ANÁLISIS ELASTOPLÁSTICO CON FLUJO ................................................................................................................. 132 FIGURA 102 A. (REMBO FACCIO Y RIBACCHI, 1984) .................................................................................................................. 133 FIGURA 103 B Y C. (REMBO FACCIO Y RIBACCHI, 1984) ............................................................................................................. 133 FIGURA 104 D Y E. (REMBO FACCIO Y RIBACCHI, 1984) ............................................................................................................. 133 FIGURA 105 A Y B. (JIMÉNEZ SALAS Y SERRANO, 1984) .............................................................................................................. 134 FIGURA 106. CONCLUSIONES. ................................................................................................................................................ 134 FIGURA 107. ALTERNATIVAS DE DRENAJE E INYECCIÓN DE UN TÚNEL ............................................................................................. 135 FIGURA 108. ALTERNATIVAS DE DRENAJE E INYECCIÓN DE UN TÚNEL (CONTINUACIÓN) ..................................................................... 137 FIGURA 109. ASIENTO NO DRENADO Y POR CONSOLIDACIÓN (ARCILLA ALUVIAL). (GLASSOP + FERMER, 1975) ...................................... 138 FIGURA 110. CAM‐CLAY MOD + CONSOLIDACIÓN (SENEVIRATNE + GUNN, 1985) ........................................................................... 139 FIGURA 111. SEKIGUCHI‐OHITA + CONSOLIDACIÓN (OHTA ET AL, 1985; ICONMIG. NAGOYA) ........................................................ 140 FIGURA 112. CONSOLIDACIÓN DE SEMIESPACIO ELÁSTICO INDUCIDA POR UN SUMIDERO PUNTUAL. PERMEABILIDAD ANISOTRÓPICA (BOOKER + CARTER, 1987) .......................................................................................................................................................... 141 FIGURA 113. ASIENTOS EN SUPERFICIE ORIGINADOS POR UN SUMIDERO PUNTUAL ............................................................................ 142 FIGURA 114. ASIENTOS EN SUPERFICIE ORIGINADOS POR UN SUMIDERO PUNTUAL (CONT.) ................................................................ 142 FIGURA 115. TRATAMIENTO DE TÚNELES EN HONG‐KONG (MC FEATH SMITH + HASWELL, 1985) ..................................................... 143 FIGURA 116. METRO DE MILÁN. ESQUEMA DE TRATAMIENTO (TORNAGHI + CIPPO, 1985) .............................................................. 143 FIGURA 117. TÚNEL LONG, CONGO‐OCÉANO, A = 40 M2 Y L = 4.6 KM (LEPETIT + CHAPEAU, 1985) ................................................. 144 FIGURA 118. DRENAJE EN EL TÚNEL DE DU TOITSKLOO, SUDÁFRICA (BÜTTER, 1987) ....................................................................... 145 FIGURA 119. TÚNEL DE KOKUBU (TOKYO). ESQUEMA DE DRENAJE (FUJIMORI ET AL, 1985) .............................................................. 146

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FIGURA 120. TÚNEL DE SEIKAN (MEGAW + BARLETT, 1981) ...................................................................................................... 147 FIGURA 121. ESQUEMA DE SISTEMA DE DRENAJE UTILIZADO EN TÚNELES DE LA AUTOPISTA CAMPOMANES‐LEÓN ................................... 148 FIGURA 122. DRENAJE (MALLA TRIDIMENSIONAL) E IMPERMEABILIZACIÓN (MEMBRANA IMPERMEABLE PVC); BERKHOUT ET AL, 1987 .... 149 FIGURA 123. METRO DE WASHINGTON. IMPERMEABILIZACIÓN (MARTIN, 1987) PREMIO ASCE PARA EL MEJOR PROYECTO EN INGENIERÍA CIVIL, 1987 ............................................................................................................................................................... 150 FIGURA 124. REVESTIMIENTO SECUNDARIO DE PROTECCIÓN FRENTE AL AGUA EN NORUEGA (KROKEBORG + PEDERSEN, 80’S) ................. 151 FIGURA 125. IMPERMEABILIZACIÓN EN TÚNELES CONSTRUIDOS MEDIANTE DOVELAS (MEGAW + BARTLETT, 1981) ............................... 151 FIGURA 126. IMPERMEABILIZACIÓN EN TÚNELES CONSTRUIDOS MEDIANTE DOVELAS (LYONS, 1979) ................................................... 152 FIGURA 127. ESQUEMA DE DRENAJE EN UN TÚNEL SUBACUÁTICO (BENDELIUS, 1982) ..................................................................... 152 FIGURA 128. MÉTODOS DE EXCAVACIÓN EN FUNCIÓN DE LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN DE LA ROCA. ................................................ 153 FIGURA 129. ESQUEMA DE TIRO ............................................................................................................................................. 154 FIGURA 130. SECCIÓN TEÓRICA DE UN TÚNEL PARA PERFORACIÓN Y VOLADURA ............................................................................... 155 FIGURA 131. TIPOS DE CUELE ................................................................................................................................................ 156 FIGURA 132. JUMBO ........................................................................................................................................................... 158 FIGURA 133. VISTA DE LAS CABEZAS DE CORTE DE DOS TBM’S Y DOS ESCUDOS RESPECTIVAMENTE (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY)........................................................................................................................ 160 FIGURA 134. VISTA GENERAL DE UN TOPO (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ................................................................................... 161 FIGURA 135. ESQUEMA DE UN TOPO (FERNÁNDEZ, 1997) .......................................................................................................... 161 FIGURA 136. VISTA FRONTAL DE LA RUEDA DE CORTE QUE INCORPORA LA CABEZA DE UN TOPO (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) .............. 162 FIGURA 137. CÍRCULOS CONCÉNTRICOS DEJADOS POR LOS CORTADORES EN EL FRENTE DEL TÚNEL ....................................................... 163 FIGURA 138. FASES EN LA ROTURA FRONTAL (FERNÁNDEZ, 1997) ................................................................................................ 163 FIGURA 139. ESQUEMA DE ROTURA POR IDENTACIÓN (ALONSO, 2002) ........................................................................................ 164 FIGURA 140. VISTA DE DETALLE Y EN PERSPECTIVA DE UN CORTADOR (ROBBINS COMPANY)............................................................... 164 FIGURA 141. DISPOSICIÓN FAVORABLE Y DESFAVORABLE, RESPECTIVAMENTE, DE LOS CORTADORES VS ESTRATIFICACIÓN ......................... 165 FIGURA 142. VISTA GENERAL DE UN TOPO A PUNTO DE INICIAR EL ATAQUE DE LA EXCAVACIÓN (TRENCHLESS TECHNOLOGY) .................... 166 FIGURA 143. VISTA EN PERSPECTIVA DE LA CABEZA DE UN TOPO. A LA DERECHA, EN COLOR ROJO, SE DESTACAN LOS GRIPPERS (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ................................................................................................................................................... 167 FIGURA 144. VISTA TRASERA DEL BACK‐UP DE UNA TUNELADORA (TRENCHLESS TECHNOLOGY) ........................................................... 168 FIGURA 145. ENSAYO DE CAÍDA (DROP TEST). ( T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) .................................................................. 171 FIGURA 146. ENSAYO DE PERFORACIÓN (SIEVER TEST). (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) ....................................................... 172 FIGURA 147. DETERMINACIÓN DEL DRI. (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) .......................................................................... 172 FIGURA 148. CORRELACIÓN ENTRE EL DRI Y LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN SIMPLE DE LA ROCA (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) . 173 FIGURA 149. CORRELACIÓN ENTRE EL DRI Y LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN SIMPLE DE LA ROCA (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) . 173 FIGURA 150. DETERMINACIÓN DE LA PENETRACIÓN NETA (PN). (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) ............................................ 174 FIGURA 151. ROCAS PERTENECIENTES A LA CLASE SP Y ST RESPECTIVAMENTE ................................................................................. 174 FIGURA 152. ENSAYO DE ABRASIÓN (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) ................................................................................ 176 FIGURA 153. VALOR DE CLI PARA DISTINTAS LITOLOGÍAS (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986) ..................................................... 176 FIGURA 154. VIDA DEL CORTADOR Y COSTE EN CORONAS NORUEGAS EN FUNCIÓN DEL CLI (T. MOUINKEL, O. JOHANNSSEN, 1986)........ 176 FIGURA 155. VISTA FRONTAL Y LATERAL DE UN ESCUDO (FERNÁNDEZ, 1997) ................................................................................. 177 FIGURA 156. VISTA GENERAL DE UN ESCUDO (TRENCHLESS TECHNOLOGY) ..................................................................................... 177 FIGURA 157. VISTA FRONTAL DE LA CABEZA DE UN ESCUDO (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ............................................................. 178 FIGURA 158. VISTA DEL INTERIOR DE UN ESCUDO ABIERTO MECANIZADO (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ............................................ 179 FIGURA 159. AVANCE DE UN ESCUDO MEDIANTE LOS CILINDROS DE EMPUJE SITUADOS EN LA COLA DEL ESCUDO (HERRENKNECHT AG ESPAÑA) ............................................................................................................................................................................... 180 FIGURA 160. VISTA GENERAL DEL BACK‐UP DEL ESCUDO QUE CONSTRUIRÁ EL TÚNEL ESTE DE GUADARRAMA (MADRID) (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ................................................................................................................................................... 181 FIGURA 161. VISTA DE UN ESCUDO MANUAL DE FRENTE ABIERTO CON SISTEMA PARA CONTENCIÓN DEL FRENTE EN TERRENOS INESTABLES (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY) ............................................................. 182

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FIGURA 162. IMAGEN DEL FRENTE VISTO DESDE EL INTERIOR DE UN ESCUDO DE FRENTE ABIERTO. LA EXCAVACIÓN SE REALIZA A MANO CON MARTILLO PICADOR (“PICA PICA”) Y PALA PARA RETIRAR EL ESCOMBRO (IMAGEN DE LA PARTE IZQUIERDA) Y CON PALA MECANIZADA QUE ACTÚA COMO EXCAVADORA Y COMO PALA DE CARGA (IMAGEN DERECHA).............................................................................. 183 FIGURA 163. ESCUDOS DE FRENTE ABIERTO CON ROZADORA Y PALA EXCAVADORA MECANIZADA (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY) ............................................................................................................................ 183 FIGURA 164. ESCUDOS DE FRENTE ABIERTO CON PANEL DE REJILLA PARA AYUDAR A SOSTENER EL FRENTE Y PALA EXCAVADORA MECANIZADA (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY) ............................................................. 184 FIGURA 165. IMAGEN DE UN ESCUDO DE TIPO ABIERTO CON MÉTODO DE EXCAVACIÓN MECANIZADO (RUEDA) (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY) ........................................................................................ 184 FIGURA 166. MAQUETA DE UN ESCUDO TIPO EPB DE FRENTE CERRADO (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ............................................. 185 FIGURA 167. ESQUEMA DE UN ESCUDO DE RUEDA CON CÁMARA ABIERTA (FERNÁNDEZ, 1997).......................................................... 185 FIGURA 168. ESQUEMA DE UN ESCUDO DE BENTONITA (FRENTE PRESURIZADO) (FERNÁNDEZ, 1997) .................................................. 187 FIGURA 169. ESQUEMA DE UNA PLANTA DE SEPARACIÓN DE BENTONITA ........................................................................................ 188 FIGURA 170. ESQUEMA DE UN ESCUDO TIPO E.P.B. (FERNÁNDEZ, 1997) ...................................................................................... 189 FIGURA 171. ESQUEMA DE PRESIONES EJERCIDAS POR EL ESCUDO SOBRE EL FRENTE (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ............................. 189 FIGURA 172. VISTA GENERAL DE UN ESCUDO TIPO E.P.B. (CORTESÍA HERRENKNECHT AG) ............................................................... 190 FIGURA 173. VISTA GENERAL DE UNA ROZADORA CON CABEZA DE CORTE TIPO RIPPING (DOSCO MINING AND CIVIL TUNNELLING MACHINES) ............................................................................................................................................................................... 193 FIGURA 174. VISTA DE UNA ROZADORA ACTUANDO SOBRE EL FRENTE (DOSCO MINING AND CIVIL TUNNELLING MACHINES) ..................... 194 FIGURA 175. ELEMENTOS QUE CONSTITUYEN UNA MÁQUINA ROZADORA (GARCÍA, 1997) ................................................................ 195 FIGURA 176. DISEÑO DE UN BRAZO CORTADOR DE ROCA DURA (DOSCO MINING AND CIVIL TUNNELLING MACHINES) .............................. 196 FIGURA 177. CABEZA DE CORTE AXIAL TIPO MILLING (GARCÍA, 1997) ........................................................................................... 197 FIGURA 178. CABEZA DE CORTE TRANSVERSAL TIPO RIPPING (GARCÍA, 1997) ................................................................................. 198 FIGURA 179. PERFILES DE EXCAVACIÓN DE AMBOS TIPOS DE CABEZAS DE CORTE .............................................................................. 198 FIGURA 180. SISTEMAS DE TRABAJO CON CABEZA AXIAL Y TRANSVERSAL......................................................................................... 199 FIGURA 181. DISTINTOS DISPOSITIVOS DE CARGA DEL MATERIAL ROZADO ....................................................................................... 200 FIGURA 182. ÁNGULOS DE ATAQUE, OBLICUIDAD Y BASCULAMIENTO ............................................................................................. 202 FIGURA 183. RELACIÓN ENTRE EL CONSUMO DE PICAS Y RENDIMIENTO DE CORTE CON LA RESISTENCIA DE LA ROCA (GARCÍA, 1997) ......... 203 FIGURA 184. SISTEMA DE CHORRO DE AGUA ............................................................................................................................. 204 FIGURA 185. MINADOR DE BRAZO (DOSCO MINING AND CIVIL TUNNELLING MACHINES) ................................................................... 205 FIGURA 186. ROZADORA DE CADENAS ..................................................................................................................................... 206 FIGURA 187. MINIMINADOR (MILIARIUM.COM) ....................................................................................................................... 206 FIGURA 188. EXCAVADORA CON BRAZO CORTADOR (MINING TECHNOLOGY) .................................................................................. 207 FIGURA 189. SISTEMA DE CARGA CON EQUIPO DE DESESCOMBRO (GARCÍA, 1997) .......................................................................... 207 FIGURA 190. ROZADORA SOBRE RUEDAS .................................................................................................................................. 208 FIGURA 191. RELACIÓN ENTRE POTENCIA Y PESO DE LA MAQUINA ................................................................................................. 209 FIGURA 192. MODOS DE CORTE CON CABEZAS AXIALES Y TRANSVERSALES (MILIARIUM.COM) ............................................................ 211 FIGURA 193. MÉTODOS DE CORTE EN MACIZOS ROCOSOS ESTRATIFICADOS (MILIARIUM.COM) ........................................................... 213

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1.‐ HISTORIA DE LOS TÚNELES Y SU EVOLUCIÓN HISTÓRICA 1.1.‐ Introducción El túnel arranca de la necesidad de superar un obstáculo natural, generalmente un macizo montañoso. Pero además de la montaña existen otras barreras que se pueden salvar mediante túneles como los cursos de agua, fluviales o marinos, y las zonas urbanas densamente edificadas en las que a menudo se incorporan túneles. Entre los usos más frecuentes pueden enumerarse los túneles para vehículos, para redes de ferrocarril urbano o Metros, para uso peatonal, para abastecimiento de agua, saneamiento, galerías de servicio y para almacenamiento de residuos (A.G.P.). Si bien el túnel en sentido estricto se caracteriza por su marcado carácter lineal, aquí se considerará, por extensión, el termino túnel en un sentido amplio, no sólo como obra lineal sino como espacio subterráneo que incluye desde la caverna, la cueva natural hasta amplios recintos subterráneos transitables dentro de lo que podría englobarse como urbanismo y espacio subterráneo; en suma, el túnel como obra de tránsito y también como hábitat.

Figura 1. Imagen ficticia del túnel ideado por Thomé de Garamond bajo las aguas del Canal de la Mancha (proyecto presentado en 1867 en la Exposición Universal).

1.2.‐ El túnel en la historia de los pueblos El arte de los túneles se funde en sus orígenes con el arte de la minería. La mina más antigua que se conoce en el mundo se localiza en el cerro de Bomvu, en Swazilandia, y data del año 40.000 a.C.; en ella el hombre de Neandertal minaba hematites, piedra de sangre, muy apreciada para ritos mortuorios; las herramientas no eran otras que piedras afiladas y sus manos desnudas.

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El primer método de perforación de galerías mineras y, con posterioridad, de túneles es la técnica del fuego, consistente en provocar un incendio en el frente de ataque para luego sofocarlo bruscamente con agua fría produciendo un brusco gradiente térmico que da lugar al resquebrajamiento de la roca; pero esta técnica también provoca, como no es difícil imaginar, una atmósfera viciada, irrespirable, generando gases a menudo venenosos, convirtiendo el trabajo del minero en una trampa mortal a la que sólo unos pocos afortunados sobreviven. El primer túnel de la historia, allá donde ésta se difumina con el territorio del mito, fue el que la leyenda dice mandara construir Semiramis bajo el Eúfrates para comunicar el Palacio y el Templo de Belos en la Babilonia del 2200 a.C.. A este formidable trabajo se refieren entre otros los historiadores Diodoro de Sicilia, Herodoto y Estrabon. En realidad, se trataba de un falso túnel, por cuanto no se perforó en galería sino mediante zanja a cielo abierto y posteriormente recubierta, para lo cual se desviaron las aguas del Eúfrates aprovechando el período de estiaje. El siguiente túnel construido bajo el cauce de un río se perforó cuatro mil años después de aquel de Babilonia, obra de los Brunel padre e hijo quienes tras veinte años de lucha denodada y arrojo lograron dominar las furiosas aguas del río Támesis que se resistía a ver perforado su lecho. A lo largo de la historia y en el seno de distintas culturas se han proyectado y construido túneles con distintos motivos. Así, tanto en el antiguo Egipto, como en las culturas orientales, el túnel ha tenido un marcado carácter religioso. Mientras que en zonas como las Tierras de Canaan (siglo X a.C.) el propósito no es místico o religioso sino ingenieril, hidráulico. Tenían como fin el abastecimiento a las ciudades y la captación de aguas. ¿Por qué bajo tierra? Por varios motivos. El más poderoso de ellos, sin duda, evitar que un bien tan preciado como el agua (muy escaso por aquellas regiones) se evaporara como consecuencia de las altas temperaturas que se alcanzaban. Pero siguiendo con los principales hitos de la historia de los túneles merece especial referencia el de la Isla de Samos, de un kilómetro de longitud y primero del que se tiene noticia del ingeniero que lo construyó, Eupalinos de Megara, hijo de Naustrofo. Esta obra construida hacia el 530 a.C., servía para el abastecimiento de agua a la capital de la isla. Estuvo en funcionamiento durante un milenio y fue considerada y fue considerada como una de las tres maravillas del Mundo Heleno. También merece especial atención la época del Imperio Romano. Los romanos construyeron túneles con muy diversos propósitos: galerías mineras, túneles para abastecimiento de agua, para alcantarillado, para el drenaje de lagos volcánicos (emisario de Fucino con 5500 m de longitud), en las calzadas romanas (como el túnel de Pausilippo, cerca de Nápoles, con sus 1500 m de longitud), sin olvidar los túneles de propósito militar y las catacumbas. En la Edad Media, los túneles pierden esa potencia como obras vigorosas de ingeniería civil y derivan en galerías y pasadizos en castillos y fortalezas, obras menores. Durante este período, la minería se robustece y consolida, fundamentalmente en Centroeuropa, surgiendo al filo del Renacimiento la obra maestra de la minería, De Re Metallica de Georgius Agrícola publicada en el S. XVI. Dicha obra recoge con minuciosidad en su texto y en sus grabados las prácticas y técnicas mineras, siendo un libro básico de consulta durante los dos siglos siguientes a su publicación.

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Figura 2. Grabado extraído de la obra de De Re Metallica del autor alemán Georgius Agricola Ésta, sirvió de referencia como manual de consulta durante los S. XVI‐XVII

El Renacimiento marca el resurgir del hombre así como el de los túneles tras el letargo de la época medieval. Leonardo da Vinci concibe niveles subterráneos en sus proyectos de ciudades y piensa en la posibilidad de perforar túneles allá donde los canales se encuentran con barreras montañosas. El primer túnel del Renacimiento es la Mina de Daroca en la provincia de Teruel. Cuenta con 600 m de longitud, 6 m de anchura y una altura variable entre los 7 y 8 m. Fue construido entre 1555 y 1570 por Pierres Bedel para reconducir y desviar las aguas torrenciales que venían castigando la villa aragonesa.

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Figura 3. Imágenes de la antigua Mina de Daroca

Pero es en el siglo XVIII cuando surge la Era de los Canales y dentro de ella los túneles comienzan a adquirir peso propio: el túnel de Malpas, cerca de Beziers en el Canal de Midi para la unión de los dos mares (Atlántico y Mediterráneo), obra portentosa que impulsa Colbert bajo el reinado del Rey Sol (Luis XIV) es el primer túnel para canal. Este túnel, de 155 m de longitud, 6,5 m de altura y 8 de anchura, fue perforado por Pierre‐Paul Riquet, empleando la pólvora por primera vez. Así comienza la Era de los túneles para canales: tras él muchos túneles se construirán en las siguientes décadas destacando los túneles ingleses para canal, muchos de ellos obra de ese prodigioso ingeniero que se llamó James Brindley. La experiencia adquirida con la construcción de túneles para canal resultaría valiosísima en el período siguiente, ya superado en el corazón de Europa el umbral de la Revolución Industrial, la Era de los Ferrocarriles. En la historia de los Ferrocarriles, que se desarrolla a partir del siglo XIX, los túneles tuvieron gran auge; en la historia de los túneles de ferrocarril se agolpan grandes hazañas en una denonada lucha del hombre por dominar el arte de perforar la tierra; incorporando progresivamente maquinaria y procedimientos constructivos a partir de los cuales el esfuerzo manual va cediendo en pro de una incipiente mecanización. En el siglo XVI existía ya el transporte por carriles cuya infraestructura estaba construida de madera y se utilizaba para mover por ella vagones en las minas. Los avances técnicos del siglo XIX, que surgen gracias a la Revolución Industrial hacen que aparezcan los ferrocarriles. En 1803 se abrió el primer ferrocarril tirado por caballos del mundo en Surrey, Inglaterra. Así, los raíles de hierro se extendieron al transporte de mercancías y viajeros. Con las primeras locomotoras de vapor el desarrollo del tren estaba decidido. En 1825 se inauguró el primer tren traccionado por una locomotora de vapor creada por Stephenson. El primer túnel de ferrocarril fue el de Terre‐Noir en Francia, de la línea Roanne‐Andrezieux, camino de carriles traccionado por caballos, construido por caballos, construido en 1826, con 1476 m de longitud, 5 m de altura y cerca de 3m de anchura.

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Figura 4. Imagen correspondiente a la bendición de los raíles de la vía del túnel de Perruca en León (1884)

Los ferrocarriles de vapor, que comenzaron en Gran Bretaña, se multiplicaron de forma importante entre los años 1830 y 1845. El ferrocarril de Liverpool a Manchester, obra de Isambard Kingdom Brunel fue el primero; dicha línea atravesaba la montaña por dos túneles, uno de 4.8 km y otro de 1.6 km. Durante este período también tiene lugar la gesta de la perforación del primer túnel bajo el Támesis entre Rotherhithe y Wapping, el primero que se construye en terreno blando y con enorme presencia de agua y en el que por primera vez se aplica la técnica del escudo que pantentase Marc Brunel. Cuando la Reina Victoria inaugura el túnel en marzo de 1843 han transcurrido casi veinte años de brutal lucha contra las inundaciones del Támesis (en cinco ocasiones), contra la quiebra financiera, contra ese gran agujero del que casi todos recelaban pero que los Brunel superaron enfrentándose a todas las dificultades con arrojo y valentía sin límites.

Figura 5. A la izquierda una imagen de época del túnel construido bajo las aguas del río Támesis y a la derecha otra del escudo utilizado y patentado por Brunel para este mismo proyecto (1843)

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En un principio, la construcción de un ferrocarril era considerada como empresa de colosos, pero conforme los progresos se iban consolidando, los ferrocarriles se construían con relativa facilidad y economía, desarrollándose en todo el mundo como un gran modo de transporte terrestre. Ello llevó a una revolución en el transporte en todo el mundo y a un cambio trascendental en el estilo de vida. Ya en la segunda mitad del siglo XIX se produce un avance impresionante con la construcción de los grandes túneles alpinos de ferrocarril. Los nombres de Mont Cenis, San Gotardo y Simplón constituyen la triada en la titánica lucha por perforar los Alpes y que marca el punto de mayor tensión en la historia de los túneles: baste recordar que la longitud respectiva de estas galerías es de 12.6 km, 15.2 km y 19.7 km. Los medios disponibles eran todavía modestos, si bien la incorporación de máquinas taladradoras accionadas por aire comprimido, obra de Sommeiller, marca un salto cualitativo en los rendimientos alcanzados. En aquellas décadas la temeridad y audacia de los ingenieros no tenía limites y tal vez por ello ninguno de los que emprendieron los tres grandes túneles alpinos de ferrocarril pudieron ver su obra terminada. Probablemente, en ocasiones, también a causa de una ambición desmedida, las condiciones de trabajo resultaban inhumanas, destacando la negra historia de Louis Favre y el túnel de San Gotardo. El compromiso de un plazo de ejecución imposible de cumplir con duras penalizaciones por cada día de retraso condujo a Favre primero a la ruina, luego a la muerte y a sus trabajadores a unas condiciones laborales y sanitarias infernales, estimándose en cerca de doscientos el número de muertos durante las obras; un precio muy elevado. También en Estados Unidos se van imponiendo los túneles en la segunda parte del siglo XIX. Cabe recordar dos túneles bajo el río de Chicago abiertos en 1869 y 1871, que sirvieron como la única vía de escape para los habitantes de la ciudad durante el feroz incendio que redujo la ciudad a cenizas en octubre de 1871, sólo cuatro meses después de inaugurarse el túnel de la calle La Salle. El túnel Hoosac marca también sin duda un hito a nivel de avances tecnológicos, como el de la utilización por primera vez de la nitroglicerina en este tipo de obras, y el túnel de Saint Clair construido a finales del XIX bajo el río que le da nombre entre EE.UU y Canadá mediante un escudo de 6.45 m de diámetro. Como hemos visto el resurgimiento de los túneles como consecuencia de la Revolución Industrial, la máquina de vapor y los ferrocarriles marcó un hito importante en el diseño y construcción de los mismos. Los siguientes avances fueron debidos a diversas causas. Así, la electricidad y la potencia eléctrica propició la aparición de los ferrocarriles subterráneos, el metro. Por otra parte , las centrales de energía dieron lugar a los túneles para enfriamiento de agua y para conducción de cables. La máquina de combustión interna, no sólo extendió la potencia de la ingeniería sino que dio lugar al motor de explosión, lo que condujo al desarrollo de las carreteras y por tanto a la demanda de un número creciente de túneles para vehículos a motor, no sólo perforados bajo montañas sino también bajo colinas menores o incluso bajo los cauces de los ríos. Son innumerables los túneles construidos desde entonces hasta la actualidad, así como las mejoras en las técnicas y elementos constructivos que poco a poco han alcanzado un grado de eficacia inimaginable. Debido precisamente a esta evolución vale la pena hacer un alto en el camino y revisar los distintos

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métodos nacionales de construcción de túneles que fueron surgiendo desde la Era de los Canales y los Ferrocarriles hasta la actualidad y que, aún, hoy día se utilizan en algunos casos concretos en los que el terreno no da otra opción. Fundamentalmente han de considerarse los sistemas inglés, belga, alemán y austriaco. Con posterioridad se introduciría el Nuevo Método Austriaco, con una inmensa proyección y aplicación de forma diversificada.

1.3.‐ Métodos de excavación A continuación revisaremos de forma esquemática los diversos métodos de excavación cronológicamente y que se centran principalmente en las diferentes secuencias de excavación. El Método Inglés: recibe su nombre por haber sido aplicado en túneles a través del tipo de terreno que usualmente se localiza en Inglaterra, como son las arcillas y areniscas. Siguiendo el ejemplo establecido en la construcción del primer túnel bajo el Támesis, su principal característica es proceder el avance de la perforación a sección completa del túnel, en una sola operación. El Método Alemán: este sistema fue utilizado por primera vez en 1803 para construir el túnel en el Canal de San Quintín, y desarrollado por Wiebeking en 1814, siguiendo el sistema de núcleo central, también empleado en la construcción de las amplias bóvedas de cerveza de Baviera. El Método Alemán Modificado: se aplica en el caso en que durante la operación de perforación del túnel, a través de un terreno bastante firme, surja la aparición de agua, lo que origina una alteración en el Método Clásico Alemán en cuanto a las etapas sucesivas de ataque del frente. El Método Belga: se basa en los principios que permitieron la construcción, en 1828 del túnel de Charleroi en el Canal que enlaza Bruselas y Charleroi. El Método Austriaco: los austriacos desarrollaron un plan de trabajo basado en la utilización de puntales de madera formando un sistema de entibación, procedimiento aplicado en las minas de Friburgo y que fue aplicado por primera vez por Meisner en la construcción del túnel de Oberau, en el ferrocarril entre Leipzig y Dresden, en Sajonia en el año 1837. En 1839 Keissler lo empleó en el túnel de Gumpoldskirch, cerca de Viena‐Neustadt.

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Figura 6. Esquema de los diferentes métodos constructivos nacionales

Llegados a este punto, consideramos adecuado hacer un pequeño resumen sobre los principales factores que han intervenido en el progreso de la ingeniería de túneles: La ingeniería de túneles ha progresado de forma muy significativa durante el siglo XX y lo que llevamos de XXI. Entre los principales factores que han contribuido decisivamente a este avance se encuentran los siguientes:  En relación con la excavación, las mejoras en las técnicas de voladura, tanto en la fase de barrenado como en los tipos de explosivos, el uso cada vez más eficiente de la energía, sea eléctrica o por aire comprimido; así como la introducción de nuevos equipamientos y maquinaria, dependiendo de las características del terreno (tema del que nos ocuparemos más en profundidad en los siguientes puntos), como son las máquinas tuneladoras (TBM), las rozadoras o tuneladoras de ataque puntual, escudos, etc ha sido determinante.  En relación con el sostenimiento, los avances en materia de revestimientos, principalmente en hormigón y acero moldeado, en mejora del terreno mediante inyecciones a presión así como el perfeccionamiento de máquinas tuneladoras a sección completa.  En relación con las características del entorno de trabajo, cabe resaltar las notables mejoras en sistemas de ventilación e iluminación, un control más eficaz del agua subterránea mediante equipos de bombeo o a través de sobrepresión ambiental.  En relación con los métodos de diseño y construcción de entre los diversos métodos que anteriormente se apuntaron, cabe destacar el Nuevo Método Austriaco de construcción de Túneles (NATM). Si bien este método se encuadraría dentro de los sistemas de sostenimiento de túneles, su alcance, trascendencia y repercusión a nivel mundial permite afirmar que el NATM supone una destacada contribución a la ingeniería de túneles.

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Figura 7. Vista en perspectiva de una moderna tuneladora que se utilizará para la construcción de la futura Línea 9 de Metro en Barcelona

1.4.‐ Reconocimiento del terreno La selección del método constructivo de un túnel viene regida por una serie de factores de diversa índole: ‐ Unos geotécnicos, en cuanto a las características del terreno, lo que puede condicionar el aplicar un método u otro. ‐ Otros económicos, en cuanto a la posibilidad de utilizar métodos en que se necesita una importante inversión, como en el caso de las tuneladoras. ‐ Otras sociales y medio‐ambientales, en cuanto a la seguridad del método, la afección al entorno, la presencia de obstáculos naturales y artificiales (ríos, pozos, cimentaciones existentes, minas, etc). El reconocimiento del terreno siempre es escaso en un túnel, tanto por las dificultades de llegar a él (sobre todo en túneles interurbanos profundos), como por el carácter puntual – muchas veces – de las prospecciones. En el caso de rocas hay tres factores predominantes a la hora de seleccionar el proceso constructivo y dimensiones del sostenimiento: ‐ La presencia de fallas y accidentes, así como la posibilidad de su tratamiento previo a la excavación en los mismos. No basta decir que se pedirá una tuneladora que permitirá los tratamientos. La disposición radial de los huecos que permitan las perforaciones tiene que ser tal que los taladros no estén muy separados en la zona de tratamiento y debe recordarse la forma cónica de los “paraguas” de tratamiento, lo que hacen que la zona tratada puede separarse mucho de la directriz a excavar. ‐ La existencia de agua y/o gas a presión. Es necesario estimar esa presión y los caudales previstos y el contenido de metano y exano de los gases (por si pueden originar deflagraciones), ya que pueden hacer inviables algunos sistemas constructivos y obligan a tratamientos especiales (perforaciones con obturadores diseñados a tal efecto). Sobre la presión del agua se discute mucho y, en algunos túneles, se le llega a adjudicar alturas de agua muy importantes y presiones elevadas

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que, después, son más pequeñas. De todas formas, los golpes de agua y arena (como las inestabilidades en el albense en el Trasvase Tajo‐ Segura) pueden enterrar maquinara importante. En estos casos, la congelación previa del agua del terreno puede dar magníficos resultados. ‐

La posibilidad de inducir en el terreno importantes deformaciones: a) Por fluencia, debida a la elevada tensión natural inicial del terreno, que origina decomprensiones por liberación de tensiones y deformaciones que dan convergencias importantes en secciones (que no tienen que ser muy profundas, como en algunas pizarras y esquistos tectonizados) o que pueden originar el atrapamiento de máquinas. b) Por hinchamiento a corto y largo plazo, como ha ocurrido en los túneles de Montblanc en L.A.V. Madrid‐Barcelona; al contener el terreno arcillo‐margoso minerales expansivos (esmectitas) y anhidrita (sulfato cálcico hemihidratado). Primero suele hinchar, al decomprimirse y variar la humedad, la esmectita, con lo que se abre la estructura y puede expandir la anhidrita, para llegar a yeso dihidratado, más estable. También ha habido experiencias negativas en los túneles hidráulicos de Trasvasar (Gran Canaria), al existir una capa arcillosa‐esmectítica entre las fonolitas excavada; las deformaciones se han producido por extrusión de la arcilla (al liberar las tensiones a 400‐500 m de profundidad) e hinchar la esmectita, produciéndose levantamientos de la solera (en túneles de Ø 3,50 m) de hasta 2,80 m (con la capa en cuestión en solera) o convergencias de más de 1 m (cuando estaba en hastiales). En estos casos el método tiene que tener en cuenta la posibilidad de construir soleras curvas y muy rápidamente, para no permitir la relajación del terreno.

A continuación se muestra una tabla que indica para según qué fase del proyecto que método de reconocimiento del terreno se usa.

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2.‐ LA DINÁMICA DE AVANCE DEL TÚNEL 2.1.‐ Los conceptos básicos Cualquier persona que se propone la construcción de obras subterráneas, encuentra tener que abordar y resolver un problema particularmente complejo, porque es mucho más difícil determinar las especificaciones de diseño de base para los trabajos subterráneos de antemano de lo que es para las construcciones en la superficie (Fig. 8).

Figura 8. Diferencias entre la construcción subterránea y de superficie.

No es, como en construcciones de superficie, una cuestión de ajustar gradualmente a medida los materiales (acero, hormigón armado, etc) con propiedades de resistencia y deformación conocida para construir una estructura que, al ser sometida a las cargas previsibles, encuentra su equilibrio en el futuro con la configuración final deseada. Por el contrario, uno tiene que intervenir en un equilibrio pre‐existente y proceder de alguna manera a una "perturbación planificada" de la misma en condiciones que sólo se conocen aproximadamente. Otra peculiaridad de las obras subterráneas, bien conocida por los ingenieros de diseño y construcción, pero a la que no siempre se da suficiente importancia, es que muy a menudo, la etapa en que la estructura está sujeta a más estrés no es la etapa final, cuando el túnel está terminado y sujeta a las cargas externas previstas en la fase de diseño, si no en la etapa intermedia de la construcción. Este es un momento mucho más delicado, porque los efectos de la perturbación causada por la excavación aún no han sido completamente aislada por el revestimiento final en esta etapa, cuando el estado de las tensiones preexistente en el macizo rocoso se desvió por la apertura de la cavidad y se canalizó a su alrededor (efecto arco) para crear zonas de mayor estrés en las paredes de la excavación. De manera similar a las líneas de flujo en la corriente de un río, que son desviados por la pila de un puente y aumenta su velocidad cuando corren a su alrededor, las líneas de flujo de tensiones en una masa

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de roca son desviados por la apertura de una cavidad y se canalizan a su alrededor para crear una zona de aumento de tensiones alrededor de las paredes de la excavación (Fig. 9). La canalización del flujo de tensiones alrededor de la cavidad se denomina un efecto de arco. El efecto arco asegura que la cavidad es estable y va a perdurar en el tiempo.

Figura 9. Definición grafica del efecto arco.

La delicadeza particular de esta etapa intermedia se hace evidente si se considera que es precisamente en la distribución correcta de las tensiones alrededor de la cavidad de lo que la integridad y la vida de un túnel depende. Esta distribución se puede producir, dependiendo del tamaño de las tensiones en juego y las propiedades de resistencia y deformación de la tierra, de la siguiente manera (Fig. 10): 1. Cerca del perfil de la excavación. 2. Lejos de ser el perfil de la excavación. 3. De ninguna de las dos maneras.

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Figura 10. La formación del efecto arco se hace patente por la respuesta en deformación de la masa rocosa de la excavación.

El primer caso ocurre cuando el suelo alrededor de la cavidad soporta la tensión de flujo desviado de tensiones alrededor de la cavidad, respondiendo elásticamente en términos de resistencia y deformación. El segundo caso ocurre cuando el suelo alrededor de la cavidad no puede soportar el estrés y el flujo desviado de tensiones responde inelásticamente, plastificándose y deformándose en proporción al volumen de tierra que participa en el fenómeno de plastificación. Este último, que a menudo provoca un aumento en el volumen de la tierra afectada, se propaga radialmente y desvía la canalización de los esfuerzos hacia el exterior en el macizo rocoso hasta que el estado de tensión triaxial es compatible con las propiedades de resistencia del suelo. En esta situación, el efecto arco se forma lejos de las paredes de la excavación y la tierra alrededor de ella, que ha sido perturbada, sólo es capaz de contribuir a la estática final con su propia resistencia residual y dará lugar a la deformación, que a menudo es suficiente para poner en peligro la seguridad de la excavación. El tercer caso se produce cuando el suelo alrededor de la cavidad es completamente incapaz de soportar el flujo desviado de tensiones y responde en el rango de insuficiencia produciendo el colapso de la cavidad. Se desprende de este análisis estas tres situaciones:  Un efecto arco sólo se produce de forma natural en el primer caso  Un efecto de arco de medio natural sólo se produce de manera efectiva en el segundo caso, si el suelo es "ayudado" con la intervención apropiada para estabilizarlo

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

En el tercer caso, ya que un efecto de arco no se puede producir de forma natural, debe ser producido por medios artificiales, mediante una actuación apropiada en el suelo antes de que se excava. La tarea primera y más importante de un ingeniero de diseño de túneles es determinar si y cómo un efecto de arco puede ser activado cuando un túnel se excava y luego asegurarse de que está asegurado su formación calibrando la excavación y la estabilización de las operaciones de forma adecuada en función de diferentes condiciones de esfuerzo‐deformación. Para lograr esto, un ingeniero de diseño debe tener conocimiento de lo siguiente (Fig. 11)  El medio en el que se realizan las operaciones.  Las medidas adoptadas para excavar.  La reacción esperada de la excavación.

Figura 11. Factores de la excavación.

2.2.‐ El medio El medio (es decir, el terreno) es en la práctica el verdadero "material de construcción" de un túnel, es extremadamente anómalo en comparación con los materiales tradicionales utilizados en la ingeniería civil: es discontinuo, no homogéneo y anisotrópico. En la superficie, sus características varían, pero esto depende exclusivamente de su propia naturaleza intrínseca (consistencia natural), que condiciona la morfología de la corteza terrestre, mientras que en profundidad sus características también cambian en función de los estados de estrés a los que está sujeto (consistencia adquirida) y esto condiciona su respuesta a la excavación (Fig. 1.4).

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Figura 12. El mismo material puede alcanzar la rotura con diferentes tipos de comportamiento de acuerdo con el rango de tensiones.

Si simplificamos al máximo, podemos decir que hay tres medios principales en la naturaleza: arena, arcilla y roca, que tienen tres consistencias físicas diferentes:  La consistencia de la arena, que tiene su efecto sobre todo en términos de fricción, dando lugar a comportamientos de tipo suelta.  La consistencia de la arcilla, que tiene su efecto sobre todo en términos de cohesión, dando lugar a comportamientos de tipo coherente.  La consistencia de la roca, que tiene su efecto en términos de cohesión y la fricción, con valores significativamente más altos que en el caso de la arena y la arcilla que dan lugar a comportamientos de tipo roca. En su estado natural, el medio aparece con las características de su propio tipo de coherencia, sin embargo, cuando se aborda la construcción subterránea, en la que se está sujeto a las tensiones que aumentan con la profundidad, tiene una consistencia que varía en función de la entidad y la anisotropía de del flujo de tensiones (consistencia adquirida). La forma en que la consistencia del medio varía en función de su estado tensional es estudiado por medio de ensayos triaxiales en muestras y es descrita por la curva intrínseca y los diagramas de tensión‐ deformación. Tres zonas características pueden ser identificadas durante el avance del túnel en un túnel sin revestimiento. 1. Una zona inalterada, donde la masa de roca todavía no está afectada por el paso de la cara. 2. El frente del túnel o zona de transición, lo que corresponde al radio de influencia del frente, en los que su presencia tiene un efecto considerable. 3. Una zona de estabilización, donde el frente ya no tiene ninguna influencia y la situación tiende a estabilizarse (si es posible). Es importante observar que en el paso de la zona inalterada a la zona de estabilización, el medio pasa de un estado triaxial a un estado de tensión planar y la zona del frente es donde esta transición tiene lugar. En consecuencia, esta es la zona más importante para el ingeniero de diseño. Es aquí donde la acción de la

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excavación altera el medio y es en esta zona donde toda la atención del ingeniero de diseño debe estar centrada para el estudio adecuado de un túnel. No es posible lograr esto sin que se empleen tres métodos de análisis dimensional. Figura 13. Zonas características en la excavación de una galería.

2.3.‐ La acción La acción es todo el conjunto de operaciones realizadas para excavar el suelo. Se ve en el avance de la cara a través del medio. Por tanto, es un fenómeno claramente dinámico: el avance de un túnel puede ser imaginado como un disco (la cara) que pasa a través de la masa de roca con una velocidad V, dejando un espacio vacío detrás de él. Se produce una perturbación en el medio, tanto en sentido longitudinal como transversal, que altera los estados tensionales originales (Fig. 14).

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Figura 14. Propagación de la zona perturbada durante el avance de la excavación.

Dentro de esta zona perturbada, el campo original de tensiones, que pueden describirse mediante una red de líneas de flujo, es desviado por la presencia de la excavación y se concentra en las proximidades, produciendo un aumento de la tensión, o, para ser más preciso, un aumento en el flujo de tensiones. El tamaño de este aumento determina la amplitud de la zona perturbada para cada medio (en el que el suelo sufre una pérdida de las propiedades geomecánicas con un posible incremento en el volumen) y, en consecuencia, el comportamiento de la cavidad en relación con la fuerza de la masa rocosa σgd. El tamaño de la zona perturbada en las proximidades de la cara se define por el radio de influencia de la cara Rf, que identifica el área en la que el ingeniero de diseño debe centrar su atención y en la que se produce el paso de un estado de tensión triaxial a un estado de tensión plana (la zona de la cara o de transición); el estudio adecuado de un túnel por lo tanto requiere de tres métodos de cálculo dimensionales y no sólo los métodos de cálculo planares.

2.4.‐ La reacción La reacción es la respuesta de la deformación del medio a la acción de la excavación. Se genera por delante de la cara dentro del área que se altera, a raíz de la generación de una mayor tensión en el medio alrededor de la cavidad. Depende del medio y su estado tensional (coherencia) y en la forma en que se efectúa adelantado cara (la acción). Se puede determinar la intrusión de material en el túnel a través del perfil teórico de la excavación. Intrusión es con frecuencia sinónimo de la inestabilidad de las paredes del túnel. La respuesta a la deformación del medio se manifiesta en las excavaciones de diferentes formas dependiendo en el rango en que se produce y estos se pueden describir con diagramas sencillos. Por ejemplo: Una respuesta de carga sólida, principalmente cuando el error se produce en un medio generalmente conforme a la tensión en el rango elástico, que se localiza y produce principalmente como resultado de la

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gravedad, cuando la fuerza del medio es superior a lo largo de superficies preexistentes de discontinuidad (Fig. 15).

Figura 15. Respuesta de carga solida.

Una respuesta como anillo o banda de plastificación, sobre todo cuando el fallo se genera en el rago elastoplástico, que se extiende alrededor de la excavación y se produce a lo largo de superficies helicoidales que se generan dentro del medio después de que haya plastificado (Fig. 16).

Figura 16. Respuesta como banda de plastificación.

Considerando ahora las tres zonas características ilustradas en la Figura 13, se pueden examinar cómo la situación de las tensiones y la deformación se desarrolla en cada uno de ellos. 1) zona Inalterada caracterizada por:  El campo de esfuerzos naturales  estado de tensión triaxial en todos los puntos  deformación nula. 2) Frente o zona de transición (que corresponde al radio de influencia de la cara Rf), caracterizado por:  campo de esfuerzos perturbado (variación en el estado de tensiones);  el estado de tensiones que pasa de triaxial a biaxial (aumento en el desviador de estrés);  aumento de la deformación, inmediata e insignificante si está el rango elástico, diferida y grandes si está en el rango elasto‐plástico.

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3) Zona estabilizada (si las especificaciones de diseño aplicado en la zona del frente eran correctas) que se caracteriza por:  equilibrio del campo de esfuerzos restaurado;  estado de tensión biaxial;  Estado plano de deformaciones;  fenómenos de deformación en un extremo o final. Mediciones experimentales indican que no menos del 30% de la deformación de convergencia total se produce en la sección del túnel que se desarrolla en el frente. De ello se deduce que el suelo por delante del frente es el primero que se deforma y que sólo se produce la convergencia de la cavidad después de que se deforme. También se desprende que las medidas de convergencia tomadas en el interior del túnel sólo representan una parte del fenómeno de la deformación total que afecta al medio. Tres situaciones básicas pueden surgir (Fig. 17).

Figura 17. Tipos de reacción.

Si al pasar de un estado tensional triaxial a un estado de tensión plana durante el avance del túnel, la disminución progresiva de la presión de confinamiento en la cara (σ3 = 0) produce el estrés en el rango elástico por delante de la cara, entonces el muro que se libera por la excavación ( la cara) se mantiene estable con una deformación limitada y absolutamente insignificante. En este caso, la canalización de las tensiones alrededor de la cavidad (un "efecto arco") se produce por medios naturales cerca del perfil de la excavación. Si, por el contrario, la disminución progresiva de las tensiones en la cara (σ3= 0) produce tensiones en el rango elasto‐plástico en el suelo delante de la cara, entonces la reacción también es importante y la pared que se libera por la excavación, la cara, se deforma de manera elasto‐plástico hacia el interior de la cavidad y da lugar a una condición de estabilidad a corto plazo. Esto significa que, en ausencia de intervención, la plastificación se activa, mediante la propagación radial y longitudinal de las paredes de la excavación, produciendo un cambio del "efecto arco" de distancia del túnel de más en la masa rocosa. Este movimiento

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que se aleja del perfil teórico del túnel sólo puede ser controlado por la intervención para estabilizar el suelo. Si, finalmente, la disminución progresiva de la presión de confinamiento en la cara (σ3= 0) produce tensiones en el rango de fallo en el suelo delante de la cara, entonces la respuesta de deformación es inaceptable y produce una condición de inestabilidad en el suelo por delante de la cara, lo que hace imposible la formación de un "efecto arco": esto ocurre en el suelo no cohesivo o suelto y el "efecto arco" debe ser producido artificialmente en ella, ya que no puede producirse por medios naturales. De ello se deduce que es importante desde el punto de vista de la estática evitar la sobreexcavación para mantener el perfil teórico del túnel, sobre todo en las masas de roca fracturada y estratificada. La sobreexcavación accidental, provocada principalmente por la estructura geológica de la tierra, ayuda a cambiar la distancia del efecto de arco de las paredes de la cavidad y esto disminuye la estabilidad de un túnel (Fig. 18).

Figura 18. Sobreexcavación e infraexcavación.

Sin embargo, la conclusión más importante que puede extraerse es que la formación de un efecto de arco y su posición con respecto a la cavidad (de la que sabemos que depende la estabilidad a corto y largo plazo de un túnel) son dados por la calidad y el tamaño de la "respuesta de deformación" del medio a la acción de la excavación. El comportamiento del medio en el frente como resultado de ser alterado depende sobre todo de su consistencia previa.  Si la consistencia es la de roca entonces el comportamiento es del tipo solido y por lo tanto los resultados presentan una situación estable (Fig. 19).

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Figura 19. Frente estable.



Si la consistencia es la de arcilla (tipo de comportamiento coherente), la cara y el perímetro de la cavidad se deforman plásticamente deformándose hacia el interior del túnel y da lugar a una situación de frente estable a corto plazo (Fig. 20).

Figura 20. Frente no estable.



Si la consistencia es la de arena (comportamiento tipo suelto) se produce una situación de frente inestable (Fig. 21).

Figura 21. Frente inestable.

Como veremos, la estabilidad del frente juega un papel muy decisivo en la regulación y el control de los fenómenos de deformación y por lo tanto también para la estabilidad a corto plazo y largo plazo de una construcción subterránea. Es en el frente cara (o de zona de transición) en la que el ingeniero de diseño debe intervenir para regular y controlar la respuesta de la deformación.

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El siguiente capítulo muestra la experiencia acumulada en los últimos años sobre la investigación de las relaciones entre los cambios en el estado tensional en el medio inducidos por el avance del túnel y la respuesta consiguiente en la deformación del túnel.

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3.‐ EL SOSTENIMIENTO DE TÚNELES BASADO EN LAS CLASIFICACIONES GEOMECÁNICAS 3.1.‐ Introducción Se acepta que fue Terzaghi (1946) quien propuso la primera clasificación del terreno orientada a la construcción de túneles. Sus datos provenían de túneles sostenidos fundamentalmente por cerchas metálicas. A partir de los años 50 fue generalizándose la utilización del bulonado y el hormigón proyectado en la construcción de túneles para usos civiles. La clasificación de Lauffer de 1958 refleja perfectamente el uso combinado de cerchas, bulonado y hormigón proyectado en la construcción de túneles en roca. Esta clasificación está, por otra parte, muy vinculada al surgimiento del Nuevo Método Austriaco (NATM) en centroeuropa. Su utilización requiere, sin embargo, la experiencia directa en obra y es poco práctica en las fases de proyecto y anteproyecto. Las que podemos denominar clasificaciones modernas (Sistema RMR (Bieniawski) y Q (Barton)) intentan un mayor grado de objetividad. Se trata en los dos casos de combinar atributos del macizo rocoso (de tipo geológico, geométrico y tensional) en un número único relacionado con la calidad global de la roca. A su vez, este número permite, a través de la experiencia recogida en su utilización en casos reales, la definición de un sostenimiento del túnel y la estimación de otros parámetros o datos de interés (resistencia del macizo rocoso, tiempo de estabilidad de una excavación no sostenida, etc.).

Figura 22. Distintas clasificaciones según autorLas clasificaciones geomecánicas están adaptadas a los macizos rocosos (como contraposición a los suelos). La transición suelo‐roca es siempre difusa. El término "roca blanda", bastante generalizado, define esta transición. La resistencia a compresión simple, qu de la roca intacta proporciona un criterio, utilizado por muchos autores, para clasificar la roca (Fig.22). Los criterios son dispares pero en general se acepta que resistencias inferiores a 1 MPa son ya típicas de los suelos.

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En este capítulo se describen las clasificaciones "antiguas", las que podemos denominar "modernas", se exponen las recomendaciones de todas ellas para el sostenimiento de túneles y se mencionan las críticas que han recibido. A lo largo del tiempo, alguna de estas clasificaciones ha recibido pequeños cambios en algún aspecto. Las descripciones y tablas que aquí se recogen corresponden aproximadamente a las versiones en uso a finales de los 80. Las clasificaciones de Bieniawski (RMR) y Barton (Q) son de los años 1973 y 1974 respectivamente y el resto fueron propuestas en fechas anteriores

3.2.‐ Clasificaciones antiguas 3.2.1.‐ Terzaghi (1946) Terzaghi clasifica el terreno en diez categorías y proporciona la "carga de roca" o tensión vertical que soportarían las cerchas de sostenimiento de un túnel construido por procedimientos tradicionales. Refleja la práctica habitual de los años 1930‐1970 en Norteamérica. Los conceptos de Terzaghi en relación con el comportamiento del terreno están sintetizados en la Fig. 23. La clasificación original fue modificada por Deere et al (1970) y se recoge en la Fig. 24. Crítica: Inadecuada cuando se utilizan las técnicas modernas de construcción de túneles en roca que hacen uso intensivo de hormigón proyectado y bulonado. La clasificación de la roca es poco objetivable.

Figura 23. Esquema de Terzaghi.

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Figura 24. Clasificación modificada por Deere et al (1970) sobre la de Terzaghi.

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3.2.2.‐ Lauffer Basó su clasificación en los trabajos de la "Escuela Austriaca" que condujeron a la introducción del NATM. Introdujo el concepto de tiempo de estabilidad de la excavación para una luz o dimensión libre sin sostener. Es la relación entre ambas variables (luz libre y tiempo de estabilidad) la que permite establecer siete categorías de roca (Fig.25).

Figura 25. Tiempo de estabilidad de la excavación VS longitud libre.

La roca no se clasifica a partir de datos geológicos o geotécnicos sino a partir de su respuesta frente a la construcción de una excavación subterránea. Requiere, pues, experiencia previa o datos de la propia excavación. A partir de esta clasificación, Rabcewicz y Müller sintetizaron los métodos de excavación y sostenimiento de acuerdo con su experiencia en la aplicación del NATM. (Fig. 26). Crítica: La clasificación no responde a datos objetivos de los macizos rocosos. Difícilmente utilizable en la fase de proyecto. Parece excesivamente conservadora (Barton, 1988).

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Figura 26. Clasificación Rabcewic, Müller.

3.2.3.‐ Deere et al (1967) A partir de la definición del índice de calidad de roca RQD propuesto por Deere en 1964, se propone una simple clasificación de la calidad de la roca en 5 categorías. La definición de RQD, la clasificación de la roca, la relación entre el "Factor de Carga" de Terzaghi y RQD (propuesta por Cording et al, 1972) y la propuesta de Merrit (1972) para decidir el tipo de sostenimiento en función del RQD aparecen en la Fig. 27.

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Figura 27. Obtención del RQD. Relación factor de carga de Terzaghi‐RQD. Relación RQD‐Luz y Túnel‐Tipo de sostenimiento.

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Deere et al (1970) hicieron una serie de recomendaciones para el sostenimiento de túneles en función del RQD (Fig. 28). La novedad de esta propuesta es que introducen como método alternativo al tradicional (explosivos) la utilización de máquinas tuneladoras o topos (TBM).

Figura 28. Tabla que relaciona el RQD‐Método de excavación‐Sistemas de soporte alternativos.

Crítica: El índice RQD forma parte de otros sistemas más elaborados de clasificación (RMR, Q) pero en sí mismo es insuficiente para describir el macizo rocoso. No tiene en cuenta, por ejemplo, la influencia del relleno de juntas, ni su orientación, ni la presencia de agua o su presión. Por otra parte, en "rocas blandas" masivas el RQD puede aproximarse a 100, aunque la calidad de la roca sea mediocre de cara a la construcción de túneles. 3.2.4.‐ RSR (Rock Structure Ratio) (Wickham, Tiedemann and Skinner, 1972) La propuesta del índice RSR en 1972 fue un avance importante en la clasificación de macizos rocosos. Por primera vez se construía un índice a partir de datos cuantitativos de la roca. Era pues, un sistema completo con menos influencia de aspectos subjetivos. Se calculaba sumando tres contribuciones (A, B y C) relacionados con aspectos geológicos generales (A), fracturación y dirección del avance (B) y condiciones de agua y de las juntas (C). Se resume en las tablas de la Fig. 29. Estas tablas no corresponden a la clasificación original (1972) sino a la versión actualizada de 1974 tal y como la recoge Bieniawski (1984).

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Este índice y las recomendaciones para el sostenimiento se basaron fundamentalmente en túneles sostenidos mediante cerchas. Los autores resumieron en gráficos correspondientes a diferentes diámetros de túnel el sostenimiento necesario para cada valor de RSR (ver Fig. 30 para un túnel de 4.27 m (14') de luz (Skinner, 1988)).

Figura 29. SQR.

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Figura 30. Sostenimiento necesario para cada valor de RSR

Crítica: Sesgado hacia el sostenimiento mediante cerchas. Pero fue un trabajo pionero similar al desarrollo posteriormente en relación con los sistemas RMR y Q.

3.3.‐ Clasificaciones modernas 3.3.1.‐ Sistema RMR (Bieniawski 1973, 1989) En este sistema el índice RMR se obtiene como suma de cinco números que son a su vez función de:  La resistencia a compresión simple de la roca matriz  RQD  Espaciamiento de las discontinuidades  Condición de las discontinuidades  Condición del agua  Orientación de las discontinuidades El sistema RMR está sintetizado en la Fig. 31 (sistema básico) y en el conjunto de figuras Fig. 32 y 33 que son gráficos de apoyo a la clasificación original que permiten hacer continuas algunas de las "ventanas" que aparecen en la Fig. 31. Una vez que se obtiene el RMR básico (un número entre 0 y 100), Bieniawski propone ajustarlo en función de la relación entre la orientación del túnel y de las discontinuidades (cuadro B de la Fig. 31). La definición de las condiciones "muy favorables" a "muy desfavorables" aparece en la última Tabla de esta Figura según unas recomendaciones inicialmente propuestas en el sistema RSR. La clasificación RMR proporciona también la calidad global de la roca, que se agrupa en cinco categorías

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(cuadro C de la Fig. 31) y una indicación del tiempo de estabilidad de una excavación libre (concepto original de Lauffer) de la cohesión de la roca y de su ángulo de fricción (cuadro D de la Fig. 31).

Figura 31. Tabla para obtener el valor del RMR.

A partir del índice RMR es posible obtener: 1) Una idea del tiempo de estabilidad de excavaciones sin soporte (Fig.34).

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2) Unas recomendaciones para el sostenimiento en túneles de forma de arco de herradura 10 m de ancho, construidos por el sistema convencional (voladura) siempre que la presión vertical sea inferior a 25 MPa (250 kg/cm2) equivalente a un recubrimiento de 100 m y asumiendo una γ = 2.7 T/m3 ; σV = 27 kg/cm2 (Fig.35). 3) Correlaciones con otras propiedades del macizo rocoso. Algunas correlaciones ya formaban parte de la clasificación original (Fig. 31). Otras propuestas son: • Módulo de deformabilidad "in situ" EM (GPa) = 2RMR ‐ 100 (si RMR>50) (Bieniawski, 1978) EM (GPa) = 10(RMR ‐10)/40 (Serafim y Pereira, 1983) • Parámetros de resistencia del criterio de rotura de Hoek‐Brown

El criterio se escribe Donde σc: resistencia a compresión simple de la roca matriz m,s: parámetros relacionados con el grado de imbricación y fracturación del macizo rocoso. Hoek y Brown (1988) propusieron: Para macizos poco alterados (perforados con máquina tuneladora): m = mi exp((RMR −100) / 28) s = exp((RMR −100) / 9) Para macizos más alterados (excavados mediante explosivos): m = mi exp((RMR −100) / 14) s = exp((RMR −100) / 6) donde mi es el valor de m para la roca matriz (ver Hoek y Brown, 1980).

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Figura 32. Sistema RMR

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Figura 33. Sistema RMR

Crítica: Se han señalado los siguientes aspectos (Kirsten, 1988):

 De forma natural, el sistema de cálculo (suma de contribuciones de rango limitado) tiende a favorecer los índices medios de calidad.

 Cambios radicales en un sólo parámetro (que pueden afectar de forma significativa a la respuesta del macizo rocoso, como sería el caso de la resistencia de las discontinuidades) afecta poco al índice global, debido, de nuevo, a la estructura del índice como suma de contribuciones.

 El espaciamiento entre juntas parece sobrevalorado (aparece dos veces: de forma explícita e indirectamente en el RQD).

 El sostenimiento que se propone es el definitivo. Bajo la filosofía del NATM es necesario, en ocasiones, considerar sostenimientos primarios y secundarios que no están definidos. Más adelante se comparan entre sí los sistemas RMR y Q.

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Figura 34. Tiempo de estabilidad de excavaciones sin soporte.

Figura 35. Recomendaciones para el sostenimiento en forma de arco de herradura (10 m de φ, σv < 25 MPa).

3.3.2.‐ Sistema Q (Barton, Lien y Lunde, 1974) El índice Q se obtiene mediante la siguiente expresión:

donde, además del RQD, se introducen los parámetros siguientes:

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    

parámetro para describir el número de familias de discontinuidad

parámetro para describir la rugosidad de las juntas

parámetro para describir la alteración de las juntas

factor asociado al agua en juntas

SRF

factor asociado al estado tensional (zonas de corte, fluencia, tensiones “in situ”)

La asociación de factores permite dar un sentido físico a cada uno de ellos:

representa el tamaño del bloque medio. reúne términos de rugosidad, fricción y relleno de las juntas y representa la resistencia al corte entre bloques.

combina condiciones de agua y tensión y, por tanto, puede representar una tensión activa o eficaz.

Aunque en el índice Q no se menciona explícitamente la orientación de las juntas, señalan sus autores que los valores de Jr y Ja se han de referir a la familia de juntas que con más probabilidad puedan permitir el inicio de la rotura. La descripción detallada de Q aparece en la Fig. 14.

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GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Figura 36. Índices de Q.

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En la práctica Q puede variar entre 103 y 10‐3, lo que representa un rango considerablemente mayor que el correspondiente a los índices del resto de clasificaciones. Cabe señalar que el método trata con cierto detalle los factores de rugosidad de juntas, alteración y rellenos de las mismas. Los parámetros Jr y Ja se deben establecer para la familia de discontinuidades con características más desfavorables (incluyendo en este concepto no únicamente las juntas de peor calidad y resistencia‐intrínseca, sino también las peor orientadas). La determinación de Q permite la estimación del sostenimiento del túnel. Para ello se procede en tres etapas: 1. Se selecciona el grado de importancia de la excavación definido mediante un índice ESR (Excavation Support Ratio) que viene a ser un factor de seguridad. En efecto, Barton homogeneiza los diámetros de las excavaciones a un diámetro “equivalente”, que se define De = D/ESR. Los valores de ESR aparecen en la Fig. 37. La referencia (ESR=1) corresponde típicamente a los túneles que encontramos en obras de transportes (carreteras y ferrocarriles). Un cambio en ESR conduce implícitamente a una percepción diferente de la seguridad que aceptamos para una determinada obra. 2. Se elige el tipo de sostenimiento combinando el índice Q y el diámetro o luz libre de la excavación (afectado por el coeficiente ESR) (Fig. 38). En esta figura se aprecian también los casos que no necesitan sostenimiento (por debajo del límite inferior de la figura). En general, los casos de excavaciones no sostenidas de forma permanente se dan cuando:

Figura 37. Q vs SPAN/ESR

Cada una de las categorías de sostenimiento indicadas en la Fig. 38 corresponde a una descripción que aparece en la Fig. 39. El sistema especifica bulonado (con diferentes

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características), hormigón proyectado reforzado o no y arco de hormigón con encofrado, reforzado o no. Crítica: La casuística que reflejan algunos índices (como Ja o SRF) tiende a ser algo compleja y de interpretación complicada. Kirsten (1988) sugiere, por ejemplo, una tabla alternativa para el cálculo de Ja (Fig. 40). El sistema parece, por otra parte, bien adaptado para definir rocas de baja calidad.

Figura 38. Valores orientativos de ESR en función del tipo de excavación

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Figura 39. Clasificación de Barton para los casos estudiados.

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Figura 40. Tabla alternativa para el cálculo de Ja.

3.3.3.‐ Comentarios finales Los sistemas RMR y Q se han aplicado, desde su publicación, a centenares de proyectos bajo condiciones variadas de litologías, calidad de roca, tamaño de excavación, profundidad, etc, y sus autores han defendido su bondad y universalidad en numerosos artículos. En la tabla de la Fig. 41 se comparan los factores que aparecen en ambas clasificaciones. El sistema Q parace algo más completo aunque no se dan criterios claros sobre la importancia de la orientación y buzamiento de las discontinuidades (como se hace en los sistemas RSR y RMR). La aplicación de diversos sistemas a un mismo caso permite, por otra parte, calificar el grado de conservadurismo relativo de cada método. Parece que el sistema RMR es algo más conservador que el Q. Por otra parte, es lógico intentar una correlación entre los índices Q y RMR. Se han encontrado relaciones del tipo:

RMR = 9 • ln (Q) + 44 = 20.7 • log (Q) + 44

(Bieniawski, 1976)

RMR = 13.5 • log (Q) + 43 RMR = 12.5 • log (Q) + 55.2

(Rutledge, 1978) (Moreno Tallón, 1981)

En la Fig. 42 aparece la correlación obtenida en la perforación del Túnel del Cadí (Prepirineo, España).

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Figura 41.Comparación de los distintos factores que aparecen en las clasificaciones de Bieniawski (RMR) y Barton (Q).

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Figura 42. Correlación entre índices Q y RMR para el Túnel del Cadí.

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4.‐ TENSIONES EN TORNO A EXCAVACIONES 4.1.‐ Introducción A la hora de plantear la construcción de un túnel, necesitamos conocer el estado de tensiones al que se encuentra sometido el terreno objeto de la excavación. Hemos de tener en cuenta que la construcción de un túnel, modifica el estado de tensiones, de manera que se genera un desequilibrio en el momento de abrir la excavación y que dicho desequilibrio puede provocar que el terreno colapse entorno al túnel. Necesitamos, por tanto, algún método o técnica que nos permita determinar a qué tensiones se encuentra sometido el terreno. En este capítulo estudiaremos las maneras de obtener dicho estado de tensiones para, posteriormente, poder calcular‐proyectar un tipo de sostenimiento acorde con las características de la litología que encontremos a lo largo de la traza del túnel.

4.2.‐ Estado de tensiones in situ Para empezar, podemos plantear dos maneras de obtener el estado de tensiones de forma sencilla: I. Una primera hipótesis sería asumir que la deformación lateral es nula. Si asumimos que no existe deformación en el plano perpendicular al eje de gravedad se tiene que: Esto nos conduce a que las tensiones σx, σy las podamos hallar a partir de σz: Siendo:

Donde

Lamentablemente, esta hipótesis no da muy buen resultado. II. Por otro lado, podemos establecer una segunda hipótesis: podemos asumir recubrimientos muy fuertes (debido al confinamiento) que conducen a estados de tensiones hidrostáticos en los que no se admiten tensiones tangenciales: Esta hipótesis se afianza a medida que aumenta la profundidad. Pero, la mayoría de los túneles que se proyectan y llevan a cabo se sitúan en profundidades inferiores a 500 m.

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Luego, ninguna de las dos hipótesis expuestas se ajusta a la realidad. En consecuencia, la manera que tendremos de obtener el estado de tensiones será a partir de medidas realizadas “in situ” con las diferentes técnicas conocidas. Dicho razonamiento se refuerza a partir de distintos estudios de entre los que cabe destacar la aportación realizada por el Dr. Evert Hoek. Hoek reunió información correspondiente a estados de tensiones obtenidos para túneles en roca de proyectos de distinta índole realizados a escala global, e intentó hallar una relación entre dichos estados y la profundidad a la que se encontraba la excavación. Los resultados que obtuvo fueron los siguientes (ver Fig. 43 y 44):

Figura 43. Variación de K con la profundidad (Hoek & Brown)

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Figura 44. Tensión vertical frente a profundidad (Hoek & Brown)

De la observación de la Fig. 43 podemos deducir que el grado de incertidumbre que existe a la hora de determinar el coeficiente K (que nos permite hallar σH a partir de σZ) es notablemente mayor en zonas someras (< 500 m) que en zonas profundas. En las primeras, K puede oscilar desde algo menos de la unidad hasta 3 o 3.5 veces (hecho que sorprende para rocas). No se puede decir, por tanto, que siga un criterio definido. Consecuentemente, los valores de las tensiones pueden ser significativamente diferentes. Por otro lado, dicha figura ratifica el hecho de que al incrementarse la profundidad el rango de valores que puede adquirir K se estrecha reduciéndose a valores que se mueven entre 0.5 y 1. (estado de tensiones hidrostático).

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De la Fig. 44 se desprende la idea de que existe una cierta correlación entre profundidad y tensión vertical: siendo γ=20‐30kN. Pero, a profundidades bajas se observa una gran dispersión que puede deberse a distintos factores, como la precisión de los aparatos de medida o el grado de tectonización padecido por los materiales. En definitiva, no hay una teoría fiable a la que recurrir para determinar los estados de tensiones: para obras importantes hay que medirlas.

4.3.‐ Estado de tensiones y resistencia de macizos rocosos El problema de hallar el estado de tensiones entorno a una cavidad abierta de forma artificial como es un túnel, ha hecho que sean numerosos los autores interesados en encontrar soluciones ha dicho problema. De todas las posibilidades que presenta este reto, la más sencilla de todas, y que simplifica enormemente los cálculos es la de resolver este problema analíticamente suponiendo medio elástico e isótropo, túnel profundo, de sección circular y en deformación plana. Así, asumiendo dichas condiciones se obtiene la siguiente solución para el problema propuesto:

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Figura 45. Solución para al problema descrito (Hoek & Brown)

Como se puede apreciar, la solución obtenida es independiente de las constantes elásticas y del tamaño de la excavación. En otras palabras, es indiferente excavar el túnel en una litología o en otra y no importa si el diámetro de la cavidad es de pequeño o de gran diámetro. Evidentemente, este resultado es del todo inaceptable desde un punto de vista ingenieril, pues la experiencia nos ha demostrado que en realidad esto no es así. Pero, lo interesante de todo este razonamiento no es la solución en sí, sino lo que se desprende de ella. En primera aproximación, da una idea de que las tensiones no están controladas por las características del material sino por la geometría del túnel. Este hecho, que aparentemente es irrelevante, resulta de vital importancia y nos será muy útil a la hora de proyectar un sostenimiento.

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En los ejemplos que se exponen a continuación, se puede apreciar para el caso elástico cómo mejoran o empeoran los estados de tensiones al adaptar la geometría del túnel sin modificar las características descritas anteriormente.

Figura 46. Estado de tensiones principales y líneas de corriente entorno a una cavidad circular excavada en medio elástico para K = 0.5. Las líneas de trazo continuo representan las tensiones principales mayores y las de trazo discontinuo las menores (Hoek & Brown)

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Figura 47. Influencia de la geometría sobre el estado de tensiones. Comparación entre el circular y los restantes para K = 0 (Hoek & Brown)

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En la Fig. 46 se constata lo que habíamos visto con anterioridad. La zona que soporta mayores tensiones son los hastiales del túnel. En esta imagen se puede apreciar muy bien como el túnel actúa como un concentrador de tensiones (ver líneas de corriente). En la Fig. 47 se aprecia como en función de la disposición entre los semiejes mayores de la elipse y la tensión principal mayor, los estados de tensiones son unos u otros. Así, para el primer caso se observa una mejora del estado de tensiones en clave, respecto del estado que soportaría en el caso de geometría circular. Por el contrario, para el último caso (elipse con semieje mayor dispuesto horizontalmente) los estados de tensiones inducidos son pésimos ya que en clave se incrementa la tensión en dos unidades con referencia al caso circular, generando un importante gradiente entre clave y hastiales.

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Figura 48. Geometría típica para túneles de alcantarillado y túneles de carretera o ferrocarril respectivamente (Hoek & Brown)

La Fig. 48 nos muestra dos tipos de secciones de excavación bastante usuales. La primera corresponde a secciones de tipo alcantarillado. En ella se aprecia como las zonas donde existe mayor concentración de tensiones es en los vértices inferiores y la bóveda; sobretodo los primeros. La otra sección, en forma de herradura, es más común y actual. Suele utilizarse en obras lineales sobretodo carreteras y ferrocarril. También en este caso, las tensiones mayores se concentran en la confluencia de los hastiales con la contrabóveda.

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De esta manera tenemos una idea de como confluyen las líneas de corriente y podemos reforzar dichas zonas a la hora de diseñar el sostenimiento.

Figura 49. Geometría “ideal” en función de los estados de tensiones en clave y hastiales respectivamente.

En la Fig. 49 se ha representado el comportamiento de la tensión circunferencial en función de la geometría y los esfuerzos. Si superpusiéramos ambos gráficos encontraríamos la sección óptima (estado de tensiones en el contorno uniforme) para los valores de K. Dado que la geometría va a ser importante nos interesará conocer, para un caso concreto (por ejemplo: sección circular), cómo es el estado de tensiones entorno al túnel, si son tensiones de compresión o de tracción, de qué magnitud, etc. Para ello, utilizaremos las soluciones del problema inicial propuesto y particularizaremos para los puntos situados en clave, contrabóveda y hastiales.

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Figura 50. Problema propuesto

El motivo por el cual tomamos dichos puntos y no otros se justifica porque facilitan los cálculos y por otro lado, como veremos más adelante, es justamente en el contorno del túnel donde se adquieren los estados de tensiones más desfavorables (ver Fig. 51 caso genérico para K = 0). En esta figura se ponen de manifiesto dos factores: • El primero es que en clave se generan tensiones circunferenciales de tracción, mientras que en el hastial dichos esfuerzos son de compresión. Este hecho debe preocuparnos, pues nos interesa, como veremos más adelante, que los estados de tensiones sean “homogéneos” y de compresión en todo el contorno. • El segundo y no menos importante es que el estado de tensiones justo en el contorno de la excavación es el más desfavorable (τ’s máximas), es decir, es la parte del terreno más susceptible de que rompa. Además hay que añadir que a medida que nos adentramos en el macizo rocoso los esfuerzos de corte decrecen, mejorándose la estabilidad.

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Figura 51. Representación del estado de tensiones en clave y hastial derecho para el túnel descrito utilizando la solución de la Fig. 3 y siendo K = 0.

Llegados a este punto, la pregunta que cabe hacerse es de qué manera se puede determinar la frontera entre esfuerzos de compresión y de tracción. Ésta se puede obtener de forma sencilla particularizando las ecuaciones de la Fig. 45 para r = a. Al imponer esta condición, la única tensión distintas de cero será: La tensión radial y de corte serán iguales a cero. Si damos valores al ángulo que corresponde a la clave y contrabóveda (θ = 0º y 180º respectivamente) del túnel y a los dos hastiales (90º y 270º) se tiene que:

A partir de la primera ecuación e igualándola a cero, se deduce el valor de K que hace que la tensión circunferencial sea nula y por tanto, que marca el límite entre las tensiones de tracción y compresión. Ese valor no es otro que K = 1/3. De esta manera se deduce que: • Si K > 0.33 entonces: σθ siempre será de compresión en todo el contorno (añadiendo que el valor de K < 3, que vendría deducido de igualar a cero la ultima ecuación. • Si K < 0.33 aparecen tracciones. Otras soluciones elásticas conocidas son:

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Si queremos conocer más soluciones analíticas podemos consultar los trabajos de los siguientes autores: • Jaeger y Cook “Fundamentals of Rock Mechanics”. Chapman Hall, 11 • Muskhlishvili “Some basic problems of the Math. Theor. Of Elast.”. Nordhoff • Savin (1961) “Stress concentrations around holes”. Pergamon En definitiva, podemos adaptar la forma de la sección de excavación al estado de tensiones pero a la práctica nadie diseña así los túneles. Quizá para un caso muy concreto podría llevarse a cabo, pero carece de sentido el ir modificando la sección en función de las características de las litologías que vamos atravesando.

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5.‐ RESISTENCIA DE LA ROCA MATRIZ Y MACIZOS ROCOSOS 5.1.‐ Introducción En el punto anterior hemos visto cómo tratar de determinar las tensiones entorno a una excavación. En este apartado nos ocuparemos de ver qué tensiones son capaces de resistir tanto la roca matriz como el macizo rocoso utilizando criterios de rotura. Además, veremos cómo influirá uno u otro factor de forma determinante dependiendo de la profundidad a la que se encuentre el túnel, pues esto condicionará el mecanismo de rotura. Como acabamos de introducir, debemos hacer una distinción entre túneles someros y túneles profundos en roca a la hora de hablar de resistencia. El factor que nos preocupará a la hora de proyectar un túnel somero en roca vendrá marcado por la estructura, grado de alteración de las juntas y discontinuidades del macizo rocoso. Por tanto, cuando hablemos de resistencia nos estaremos refiriendo a la resistencia del conjunto del macizo rocoso. Para el caso de túneles profundos en roca, será el estado de tensiones el que nos preocupará y consecuentemente cuando hagamos referencia a la resistencia nos estaremos refiriendo a la roca matriz.

Figura 52. A la izquierda ejemplo de un túnel somero y a la derecha de un túnel profundo

La información con que se cuenta en la actualidad sobre ambas resistencias (roca matriz y sobre el comportamiento del macizo rocoso) es un tanto desigual. De entre los diferentes factores que lo condicionan, el motivo principal por el cual esto sucede se debe a que abundan mucho más los proyectos sobre túneles “someros” que no sobre profundos. Es por este motivo que existe muchísima información sobre resistencia de la roca matriz, mientras es más bien escasa la que hace referencia a la estabilidad global de la excavación, es decir, al comportamiento del macizo rocoso.

5.2.‐ Investigación experimental sobre la roca matriz Son numerosos los ensayos que nos permiten obtener los parámetros de resistencia de la roca matriz. Podemos citar los más conocidos:

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En este último, hay que reseñar que la prensa en la que se lleve a cabo el ensayo debe ser muy rígida o con control de deformación (servocontroladas) para poder estudiar el comportamiento post‐pico.

5.3.‐ Criterio de rotura para la roca matriz Existen diversos criterios de rotura. Los más conocidos son el de Mohr‐Coulomb que es de tipo lineal y el criterio de Hoek & Brown que es de tipo cuadrático. El primero se suele utilizar mucho en suelos, mientras que el segundo tiene una amplia difusión en rocas.

Figura 53. . Criterios de rotura de Hoek & Brown y Mohr‐Coulomb respectivamente (Alonso, 2002)

Este último será el criterio de rotura que nosotros utilizaremos. Se basa en ideas de Griffith (Propagación de fisuras) y tiene la siguiente expresión:

donde σc es la resistencia a compresión simple de la roca matriz y los parámetros m y s son constantes que se determinan experimentalmente y que son función de la calidad de la roca. Trataremos de que este criterio de rotura que acabamos de definir para la roca matriz sirva también para el macizo rocoso relacionando m y s con los índices de calidad de la roca Q y RMR que vimos en profundidad en el capítulo anterior.

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Ahora veremos qué valores podrán adoptar m y s. Para ello nos basaremos en los resultados de datos experimentales deducidos de los ensayos de laboratorio siguientes: Compresión simple: el estado de compresión simple sobre una muestra de roca se caracteriza por valores de tensión principal σ1>0 y σ3=0. Por lo que, sustituyendo σ3=0 en la ecuación de arriba resulta: Si la roca se encuentra intacta necesariamente σ1=σc (es el valor de resistencia a compresión simple de la roca); esto nos conduce a que: Por tanto, s está acotado superiormente por un valor igual a 1, esto en el caso de que la roca matriz este intacta. Si la roca se encuentra alterada o rota forzosamente s < 1. Y el caso límite (cota inferior de s) será que la roca no resista nada y por tanto s = 0. En definitiva s[0, 1]. Tracción pura: dicho estado se caracteriza por valores de tensión σ1=0 y σ3<0. De esta manera, si sustituimos el valor indicado para σ1 en (9) se tiene que: y si notamos σt=σ3: reagrupamos para obtener una ecuación de segundo grado donde σt es la incógnita. Resolvemos y resulta:

Si s se hace pequeño => 0→σt. Concretamente, para s = 0 tenemos 0=σt; no resiste tensiones de tracción, hecho que coincide, como ya apuntábamos en el caso anterior, con un macizo rocoso muy fracturado.

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Figura 54. . Criterio de rotura de Hoek & Brown y este mismo, adaptado al plano de Mohr, respectivamente (Alonso, 2002)

En resumen, lo que nos debe quedar claro de este parte es que del análisis experimental sobre la roca matriz se desprende que m y s, a poco que exista el más mínimo grado de alteración / fracturación de la roca, caen a cero. Por tanto, necesitamos información que nos permita relacionar ese grado de “alteración / fracturación” con los valores de dichos parámetros. En el punto que sigue a continuación se tratará de hallar una relación entre litología y valor que adquiere m. DATOS EXPERIMENTALES DEDUCIDOS DE LA ROCA MATRIZ A partir de datos experimentales, se ha tratado de obtener una relación entre las tensiones principales y el valor de m. Para ello se efectuaron numerosos ensayos obteniendo las tensiones principales de rotura para distintas muestras de una misma litología y se representaron sobre un gráfico. El objetivo es ajustar una función a los puntos representados mediante regresión cuadrática de manera que se pueda obtener un valor aproximado para m. Nos interesa que la función a ajustar siga el criterio de rotura que hemos definido. Luego, habrá que llevar a cabo un pretratamiento de la ecuación. Recordemos que el criterio de rotura que utilizaremos es el de la ecuación (9). Si asumimos que la roca está intacta (roca matriz), entonces s = 1, quedándonos:

Se desea transformar esta ecuación en la ecuación de una recta del tipo: y = mx+n de manera que sea deducible m. Para ello, utilizaremos la primera ecuación (m y σc son incógnitas a determinar) reagruparemos términos y elevaremos al cuadrado la expresión.

notando: y como (σ1−σ3)2 y x como σ3 nos queda:

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siendo k =1, 2, 3, ... Esto nos lleva a poder obtener el valor de m para cualquiera de las litologías conocidas utilizando esta técnica. En los gráficos que se muestran a continuación ambas tensiones principales se hallan normalizadas por el coeficiente σc, de manera que podemos hallar m por regresión sin que este afecte (ver Fig. 13).

Figura 55. Valores de m obtenidos a partir de regresión para GRANITO y ARENISCA.

El valor de σc refleja la resistencia de los granos/cristales, mientras que m refleja en qué forma se propagan las fisuras (estructura, cementación, porosidad, microfisuración....) mide el grado de imbricación de la roca. Los resultados obtenidos con este método se resumen en la tabla 1. En ella se puede apreciar que existe una menor variación del rango de valores para m que para σc. Tabla 1. Valores de σc

En la Tabla 2 se muestran algunos valores orientativos de m para distintos tipos de rocas:

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Tabla 2. Valores de m.

Factores que afectan a los estados tensionales hallados en los ensayos Existen una serie de factores que pueden condicionar los resultados obtenidos en ensayos, a partir de los cuales realizamos la regresión con el fin de determinar el valor de m para una litología determinada. Estos factores son de distinta índole y seguidamente los desarrollaremos: 1) Definición de rotura: máxima tensión desviadora. 2) Tensiones efectivas: hay que ver si la muestra es porosa y si ésta está interconectada. Si la roca es poco porosa, no se pueden aplicar tensiones efectivas, no sabemos muy bien cómo trabajar. En presencia de juntas trabajaremos en tensiones efectivas: σ'=σ−u. 3) Saturación de la roca: una roca seca resiste más que una roca saturada. Con los testigos de roca que utilicemos en el laboratorio hay que tener el mismo cuidado que en suelos. El valor de m prácticamente no cambia. 4) El valor de σ2: en general tiene poca importancia, no repercute en los resultados obtenidos. 5) El tamaño de la muestra: está ligado a las imperfecciones de la muestra. Cuanto mayor es el diámetro de la misma, más cae el valor de resistencia. Esto se debe a que la probabilidad de que existan fisuras en una muestra de mayor diámetro se incrementa y provocan la rotura del testigo (incluso en testigos de roca matriz). Por lo que hay que normalizar el diámetro con el fin de tener una referencia: se utiliza un diámetro de 50 mm.

5.4.‐ Juntas en el macizo rocoso Una vez analizado el comportamiento para la roca matriz, nos ocuparemos del macizo rocoso, de la importancia de la existencia de fracturas, y de cómo la disposición de estas, así como su número y continuidad determinan decisivamente su resistencia. De la misma forma que hicimos para la roca matriz, ahora nos interesa tener un criterio de rotura para el conjunto del macizo rocoso, es decir nos interesa una función de que dependa de las tensiones principales.

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Para tratar de caracterizar la resistencia de las juntas lo que haremos será remitirnos al caso sencillo, es decir, estudiar como rompe una muestra de roca que contenga una única junta. En principio, contaremos con dos criterios de rotura diferentes: uno para la roca matriz y otro para la junta. El que nos interesa determinar es el que hace referencia a la junta. Un criterio sencillo sería aceptar que la junta tiende a ser friccional. En tal caso, vamos a proponer el criterio de rotura de Mohr‐Coulomb. (e) Primero investigaremos roturas a favor de la junta. Queremos hallar los valores de σ1 y σ3 para este caso. Transformamos la primera ecuación como sigue:

que sustituyendo en la ecuación se obtiene la función: (1) que será el criterio de rotura, siempre y cuando la rotura se produzca por deslizamiento por un plano inclinado β , bien definido, y cuyas propiedades sean c y . Manipulando dicha expresión se llega a esta otra (donde habrá deslizamiento si se cumple que σ1 es mayor o igual que σ3) criterio de rotura teniendo en cuenta que romperá la junta y no la probeta:

Representamos la función correspondiente a la ecuación (1) (ver Fig. 56).

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Figura 56. . Representación gráfica teórica de la ecuación (1) para distintos valores de 3σ. Funciona bien si el plano de rotura está bien definido

La información que se desprende de su lectura es la siguiente. Marcado con trazo grueso de color azul tenemos, a modo de ejemplo, la curva debida a un valor determinado de σ3. En trazos más finos se muestran lo mismo pero para otros valores de σ3 diferentes. Se observa que el trazo se compone de dos tramos rectos y uno curvo, zonas I y II respectivamente, que se corresponden con rangos de valores para el ángulo β, en los que indica que la roca rompe por la matriz o por la junta en uno y otro caso. Justo en el paso de curva a recta se marcan dos tendencias a infinito. Esto se hace para indicar que no existe posibilidad de deslizar la junta por mucho que se incrementen las tensiones en la dirección que indica β, lo que no quiere decir que no pueda romper por la roca matriz para un valor determinado de 3σ. En la zona II se indica que existe la posibilidad de deslizamiento con ese plano, por tanto, cuando se cumple el mínimo de los criterios. El trazo rojo haría referencia a la roca matriz sin ninguna junta. Hoek trató de adaptar su criterio de rotura a la forma del gráfico de la Fig. 56. Trató de hallar una relación tanto para m y β, como para s y β. Pero transformó tanto la ecuación que la dejó inservible. Pese a todo, aunque lo hubiese logrado, no resultaría una buena aproximación al criterio de rotura para un macizo rocoso. De la misma forma que desarrolló para una junta, también lo hizo para cuando existen varias discontinuidades en la muestra. El gráfico que se obtiene es del estilo que aparece en la Fig. 57. Se representa cada discontinuidad (junta) como si no estuviesen las otras.

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Figura 57. Representación gráfica teórica para varias juntas, cada una representada con un color. La línea horizontal representa la roca matriz. Todo para un 3σdeterminado

En los casos que sean muy numerosas las juntas la resistencia del macizo rocoso se reduce sustancialmente, según la teoría. Entonces se prescinde del valor de β (desaparece como tal). En tal caso puedo aplicar el criterio original (ver ecuación (e)), donde los parámetros m y s, como ya hemos visto, disminuirán en función de la calidad del macizo rocoso. Hoek realizó una serie de experimentos con el fin de ver si su teoría se ajustaba a la realidad. En la Fig. 58 se muestran algunos resultados de sus experimentos.

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Figura 58. Ensayos triaxiales sobre pizarra y sobre arenisca fracturada (Hoek & Brown).

Se aprecia que se ajusta bien para la junta, pero el criterio para la roca matriz queda distorsionado. El esfuerzo de Hoek se centró precisamente en los parámetros m y s para macizos rocosos y trató de relacionarlo con las clasificaciones geomecánicas. Pero, ¿cómo relacionar dichos parámetros con los índices Q o RMR?. Para ello, realizó un estudio junto con Bray, sobre una misma roca con distintas calidades. La roca sobre la que llevaron a cabo los ensayos de tipo triaxial fue una andesita de Nueva Guinea. La tabla III recoge los resultados del estudio. Tabla 3. Valores obtenidos para distintas calidades de roca sobre la Andesita de Nueva Guinea

En la tabla vemos que por poco que la roca esté alterada enseguida los valores de m y s caen a cero. Para verlo mejor, representaron los datos en un gráfico logarítmico (ver Fig. 59). Llegados a este punto lo que les interesaba ahora era poder aplicar esto mismo a todas las litologías de todos los macizos rocosos. En definitiva crear una serie de correlaciones entre el índice de calidad de la roca (Q y RMR) y los valores de los parámetros m y s. Y lo consiguieron. Los distintos valores que hallaron

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para cada conjunto de rocas aparece en la Fig.60. Análogamente hicieron con los criterios de rotura, cuyos resultados se resumen en la tabla de la Fig. 61.

Figura 59. Andesita de Nueva Guinea (Hoek & Bray)

En resumen, el interés demostrado en hallar los valores de m y s se debe a que gracias a ellos podremos determinar un criterio de rotura tanto para la roca matriz como para el macizo rocoso. Estos serán fácilmente deducibles conociendo previamente el índice de calidad de la roca y su pertenencia a una litología concreta. Para el trabajo que hay que realizar en la asignatura, necesitaremos consultar la Fig. 60 para poder determinar qué criterio de rotura sigue cada una de las litologías que atraviese la traza del túnel.

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Figura 60. Tabla que relaciona el índice de calidad de la roca con la litología. Para cada caso se señalan los valores de m y s respectivamente (Bieniawski, 1974)

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Figura 61. Criterios de rotura en función de la litología y el RMR o Q (Bieniawski, 1974)

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6.‐ INTERACCIÓN TÚNEL‐SOSTENIMIENTO 6.1.‐ Introducción Bajo ciertas condiciones de simetría de carga y geometría regular de la excavación (excavación cilíndrica o esférica) es posible efectuar un análisis simplificado de la interacción terreno‐sostenimiento que permita el proyecto de este último. Aunque el análisis es relativamente sencillo, se tienen en cuenta parámetros fundamentales del terreno (módulos elásticos, criterios de rotura, deformabilidad post‐rotura) y del sostenimiento (rigidez y su última carga). La idea fundamental del procedimiento se esquematiza en la Fig. 62. Supongamos un túnel profundo de forma que, con buena aproximación, se pueda prescindir en el entorno del túnel del gradiente de tensiones que introduce la gravedad (en la práctica ello supone recubrimientos de al menos 10 veces el diámetro). Se supone también un estado isótropo de tensiones de intensidad p0. Consideremos (en la Fig. 62) el avance de la excavación y cuatro secciones significativas. Lejos del frente, en la roca (sección AA’), sobre el futuro contorno teórico del túnel actúa la tensión p0. Esta sección aún no se ha deformado, de manera que el desplazamiento radial, ui de los puntos de la sección teórica del túnel es nulo.

Figura 62. Esquema de una sección longitudinal del avance del túnel

En la sección BB’, ya excavada y próxima al frente, la tensión p0 ha desaparecido y el contorno del túnel ha experimentado un desplazamiento hacia el interior (ui). Debido a la marcada tridimensionalidad del problema no es posible en principio efectuar un análisis bidimensional en sección plana. De hecho, en estas condiciones (2D, deformación plana) una sección circular sin presión interior se deformaría frente. Sin embargo se podría mantener el análisis bidimensional si se supusiera la existencia de una presión pi ficticia tal que su aplicación conduzca al mismo desplazamiento radial ui que en el caso real tridimensional. En este caso la variación continua desde pi= p0 hasta pi=0 reproduciría el complejo proceso de deformación desde una sección AA’, sin alterar por la construcción del túnel hasta la sección del túnel sin revestimiento alguno y alejada del frente, para evitar su efecto 3D. La relación entre esta pi y ui constituye la denominada “curva

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característica” o “curva de convergencia” del túnel y sólo depende de las propiedades del terreno (para una geometría circular). Esta relación se ha representado, de forma cualitativa en la Fig. 2 (curva CC (curva característica)). Lo normal, sin embargo, es que a una cierta distancia del frente d (sección CC’) se coloque un determinado sostenimiento (bulones, hormigón proyectado, cerchas, revestimientos continuos o una combinación de alguno de ellos) que inmediatamente entrará en carga al menos por dos razones: • El progresivo alejamiento del frente lo que supone la disminución virtual de la carga pi y por tanto un incremento de deformación radial. • Las deformaciones diferidas de la roca al transcurrir el tiempo. En primera aproximación el revestimiento reaccionará con una determinada rigidez constante (k) frente a las deformaciones impuestas.

Figura 63. Representación de las distintas curvas en un gráfico pi vs ui

Teniendo en cuenta que se instala una vez que la roca se ha deformado una magnitud ud, la respuesta del revestimiento se puede escribir: El desplazamiento ud corresponde a una determinada presión virtual sobre el túnel pd. La ecuación (1) anterior se denomina CF (curva de confinamiento) en la Fig. 63. Finalmente, túnel y revestimiento alcanzarán una posición única de equilibrio (sección DD’) cuando se alcancen la presión y desplazamiento (peq, ueq) comunes a las dos curvas CC y CF. Para una determinada curva CC el proyectista o constructor puede optar por la instalación de un revestimiento muy próximo al frente (ud1) o lejos de él (ud2), Fig. 64. Puede también elegir la rigidez del sostenimiento (rígido: k1; deformable kn). En principio, cuanto más rígido sea un sostenimiento y más próximo al frente se instale, mayor será la presión de equilibrio que ha de soportar y menor el desplazamiento radial (o convergencia) del túnel.

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Figura 64. Distintas opciones a la hora de elegir el sostenimiento

Para aplicar este método es necesario: • Determinar la curva CC (que sólo depende de las características del terreno) • Determinar la rigidez del sostenimiento (k). • Determinar la deformación del túnel ud (o de forma equivalente, pd) correspondiente a la instalación del sostenimiento. Para determinar la curva característica del terreno se considerará sucesivamente el comportamiento elástico y elastoplástico del terreno. Se presentan soluciones para dos criterios de rotura: • Criterio de Mohr‐Coulomb, por ser de uso generalizado, tanto en macizos rocosos como en suelos. Permite de forma natural tratar las condiciones no drenadas (c = cu, = 0) y puramente friccionales (c = 0, ). • Criterio de Hoek‐Brown, por su fidelidad para reproducir las envolventes de rotura no lineales observadas en rocas. Se examinará el caso de túnel circular en deformación plana y el caso esférico (comportamiento elástico y criterio de Mohr‐Coulomb). La cavidad esférica, aparte del interés que tiene en si misma para el análisis de excavaciones subterráneas de formas diversas, es una aproximación interesante al comportamiento en las proximidades del frente y proporcionan información útil para entender sus condiciones de estabilidad. El método descrito tiene las limitaciones que se derivan de las hipótesis o condiciones que conducen a su formulación. Las más sobresalientes son: • Estado de tensiones inicial isótropo y homogéneo. • Geometrías circulares. • Dificultades para adaptar el comportamiento tridimensional del frente y en para estimar el movimiento ud. Como ventajas se señala que es posible obtener soluciones analíticas para muchos casos, que la comparación con otros métodos más avanzados (numéricos) es bastante satisfactoria y que proporciona un buen entendimiento de los fenómenos de interacción entre terreno y sostenimiento.

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6.2.‐ Determinación de la curva característica 6.2.1.‐ Elasticidad. Túnel circular en deformación plana El problema clásico se representa en la Fig. 65. Se conocen soluciones en elasticidad en función del coeficiente de empuje K0. Si K0 = 1 el problema se simplifica pues la única componente no nula del campo de desplazamientos es el desplazamiento radial u, que únicamente depende de r: u(r). Se adopta como valor positivo de u el que sigue a la dirección de r. En coordenadas cilíndricas (r,θ, z), la ecuación de equilibrio en dirección r es:

Las dos tensiones σr, σθ son tensiones principales por lo que τrθ = 0 en este caso. Para deformaciones correspondientes εr y εθ se adopta el criterio de signos siguiente: • Deformación de compresión: positiva • Deformación de extensión: negativa Se define por tanto,

Suponiendo terreno elástico isótropo (constantes; E, υ) las relaciones tensión‐deformación son

donde σr, σθ y σz son tensiones principales. Teniendo en cuenta que εz = 0 (deformación plana) 4a y 4b se convierten en

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Figura 65. Túnel circular en deformación plana

que interesa también escribir en forma incremental

A partir de (5) y (3), también

donde Sustituyendo estas expresiones en (2) se obtiene

que es la ecuación de equilibrio en función del corrimiento. Esta ecuación no depende de las constantes elásticas. Las soluciones de (7) son del tipo donde A y B son constantes que se determinan con las condiciones de contorno

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lo que resuelve el problema. Se obtiene, finalmente, la siguiente expresión para las tensiones

que se dibujan cualitativamente en la Fig. 66.

Figura 66. Relación de tensiones en función del radio

La tensión σθ se mantiene por encima de la σr y alcanza un máximo en el contorno de la excavación. El valor de σr por el contrario, crece continuamente con el radio hasta alcanzar la tensión p0. Teniendo en cuenta que (ecuación 10) y que si ) (ec. 4c),la tensión σz en el entorno del túnel tiende a ser intermedia entre σθ y σr para los valores usuales de υ (0.3‐0.5). Deformaciones y desplazamientos Si se adopta como estado de referencia (movimientos nulos) el correspondiente a la equicompresión inicial, las deformaciones están inducidas por los cambios experimentados por las tensiones:

A partir de (5):

Comprobamos que la deformación volumétrica es nula en cualquier punto: En la pared del túnel (r = ri)

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es el módulo de deformación de corte. Donde La ecuación (14) proporciona la curva característica del túnel en régimen elástico, representada en la Fig. 67 como relación entre pi y el movimiento ui, normalizado con relación al radio del túnel.

Figura 67. Curva característica del túnel en régimen elástico

6.2.2.‐ Elasticidad. Excavación esférica En un campo tensional uniforme de intensidad p0 el problema tiene simetría puntual. Los únicos desplazamientos no nulos (u) se dirigen hacia el centro de la esfera.

Figura 68. Esquema para el problema elástico con cavidad esférica

En un sistema de coordenadas esférico (r, θ, α)(Fig. 68), σθ = σα y la ecuación de equilibrio en dirección radial se escribe Las deformaciones normales son ahora

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Las relaciones tensión deformación son idénticas a las (4), sustituyendo en la tercera z por α. Teniendo en cuenta que σθ = σα; εθ = εα,

Y en forma incremental

Las relaciones inversas, a partir de (17) son

Donde . Sustituyendo (19) en (15) y haciendo uso de (16):

que es la ecuación de equilibrio, en términos de desplazamiento radial, para el problema esférico. Su solución se escribe donde A y B son constantes que se determinan con las condiciones de contorno (9). Se obtiene fácilmente la solución siguiente para las tensiones

Se observa que las tensiones disminuyen ahora con el cubo del radio. De nuevo σθ = σα se mantienen por encima de σr. Deformaciones y desplazamientos Los cambios de tensiones, con relación al estado de referencia (p0) son

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y a partir de (18):

Comprobamos también que la deformación se produce a volumen constante: En el contorno del túnel, r = ri que es la curva característica elástica para la excavación esférica, que se ha representado también en la Fig. 67. Se comprueba la mayor rigidez global de la cavidad esférica con relación a la cilíndrica. 6.2.3.‐ Elastoplasticidad. Túnel circular en deformación plana. Criterio de rotura de Mohr‐Coulomb El descenso paulatino de pi puede provocar la plastificación del contorno del túnel y la formación de una corona plástica de espesor e = re – ri creciente (Fig. 69). En el entorno del túnel distinguimos pues, dos zonas. • Zona elástica (r > re)

Figura 69. Esquema para el problema elastoplástico

Es válido el desarrollo anterior modificando las condiciones de contorno (9) que ahora son:

donde σre es la tensión radial en el contacto entre las zonas elásticas y plástica.

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Se obtiene

Procediendo de forma similar, se calculan las deformaciones

En la frontera, r = re

y las tensiones son

• Zona elastoplástica (ri < r < re) Si σ1 y σ3 son las tensiones principales mayor y menor, el criterio de rotura de Mohr‐Coulomb se escribe (ver también Fig. 70a y 70b), Donde

es el “coeficiente de empuje pasivo”, el ángulo de rozamiento interno, c la cohesión y

Por lo expuesto anteriormente, los puntos del terreno próximos al contorno seguirán típicamente la trayectoria de tensiones t señalada en la Fig. 70b. A partir de un estado isótropo de tensiones, σθ (identificable con σ1) aumenta, mientras que σr (identificable con σ3) disminuye. La condición límite se alcanza en la envolvente (32). Se supondrá asimismo que tras alcanzar la superficie límite las deformaciones continúan a tensión desviadora constante (plasticidad perfecta). Se supone también una ley de plasticidad no asociada a fin de calcular las deformaciones plásticas. Se adopta un potencial plástico similar a (32) con un ángulo de dilatancia ψ:

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Figura 70. Trayectoria de tensiones

Donde

y C es una constante. La ecuación de equilibrio (2), con la condición de rotura (32) σ1 = σθ, σ3 = σr, conduce a la ecuación

que puede integrarse entre (ri, r) y (pi, σr):

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y, teniendo en cuenta (32):

Caso φ = 0 ; c = cu Un caso particular de interés, especialmente cuando se analizan condiciones no drenadas o a corto plazo en materiales arcillosos, corresponde al criterio de rotura En ese caso, la ecuación (37) se convierte en y tras su integración se obtiene

Caso c = 0, φ En materiales puramente friccionales, (38) y (39) se convierten en

Extensión de la zona plástica Para obtener el radio de plastificación se harán compatibles las tensiones radiales calculadas en la zona las tensiones elásticas deben encontrarse elastoplástica y en la zona elástica (en el límite, cuando en rotura). En efecto, las tensiones dadas por (31) deben cumplir el criterio de Mohr‐Coulomb: lo que proporciona σre:

Esta tensión debe ser igual a la que se deduce de (38) (zona elastoplástica) cuando permite obtener el radio de la zona plástica:

. Esta igualdad

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La plastificación se inicia en el contorno del túnel cuando

(

. Esta condición conduce a

que se obtiene también si se obliga a que las tensiones elásticas en la pared del túnel ) cumplan el criterio de rotura (32). En condiciones no drenadas ( = 0 ; c = cu) se encuentra el radio re haciendo que el valor de σr, para

dado en (42a) sea igual al valor límite en la zona elástica dado por (45) para (

) y c = cu:

y por consiguiente

En el caso puramente friccional (c = 0, ), a partir de (45) y (46).

A partir de las expresiones (42) (zona plástica) y (28) (zona elástica) para condiciones no drenadas, en la y

Fig. 71 se dibuja la distribución de tensiones normalizadas normalizado (

) para dos valores de la presión interior

en función del radio . En los casos dibujados se

supone que la tensión isotrópica de confinamiento es , siendo qp la resistencia a compresión simple. Si se compara esta distribución con la dibujada en la Fig. 67, se observa la profunda modificación que impone la plastificación del terreno. El pico que se observa en la distribución de σθ corresponde a la posición del radio del borde exterior de la zona plástica.

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Figura 71. Relaciones tensión‐deformación normalizadas

Deformaciones y desplazamientos. Curva característica Consideremos las deformaciones experimentadas por un punto de la zona elastoplástica desde el inicio de la excavación. Ese punto habrá experimentado, hasta llegar a su estado de tensiones, cambios en régimen elástico (EL) y cambios en régimen elastoplástico (EP). La deformación final total a lo largo de su historia de cambios de tensiones se puede escribir, para el caso circunferencial, por ejemplo

Si hacemos la hipótesis de que, una vez alcanzada la plastificación las deformaciones elásticas son despreciables frente a las plásticas, podríamos escribir

donde y

es la (máxima) deformación elástica experimentada antes de alcanzar la envolvente de rotura

es la deformación plástica total a partir de ese momento.

Cabe escribir la misma expresión para . Teniendo en cuenta la expresión de las deformaciones totales en función del corrimiento (3), se cumple:

Las deformaciones elásticas máximas se alcanzaban en el punto en cuestión cuando estrictamente se llegue a la plastificación. Las expresiones de

se pueden obtener a partir de (22a) cuando

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y, teniendo en cuenta (45):

Valores que no dependen del radio. Dependen únicamente de las constantes elásticas y plásticas y de la tensión de confinamiento. y

La ley de fluencia plástica nos permite obtener la relación entre cuenta (35)

. En efecto, teniendo en

y por tanto:

La ecuación (53a), teniendo en cuenta (53b) y (57) se escribe

Que es una ecuación diferencial integrable ( la condición de contorno.

es constante). La solución en el dominio

, con

y en la pared del túnel (r = ri , u = ui):

que es la curva característica del túnel (ui, pi). La variable pi se encuentra incluida en el radio re (expresión 46) y la deformación está dada por (55a). Caso no drenado (0=ψ= ; c=cu) Recordando la expresión (4a) y que la deformación elástica (55a) se convierte en

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la curva característica (61) se reduce a Esta expresión es válida siempre que se haya iniciado la plastificación, es decir siempre que la presión interior pi sea inferior a (47), que para el caso no drenado es simplemente , la curva característica viene dada por (14).

Para valores de pi mayores que En la Fig. 72 se representa la curva característica correspondiente a las condiciones de la distribución de tensiones de la Fig. 10 es decir

. La propia estructura de la expresión (63) permite normalizar las

convergencias relativas ( ) con relación al parámetro adimensional . El parámetro tiende a ser constante para amplias clases de suelos y rocas siempre que no cambie mucho el rango de deformaciones. En la Fig. 73 se recoge información en este sentido publicada por Jardine et. al. (1989) para suelos con diferente grado de sobreconsolidación (

Figura 72. Curvas características de Mohr‐Coulomb

6.2.4.‐ Elastoplasticidad. Cavidad esférica. Criterio de rotura de Mohr‐Coulomb Nos referimos de nuevo a la Fig. 69 suponiendo condiciones esféricas.

PARTE I

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Figura 73. Forma de hallar el cu

• Zona elástica (r>re) Es de aplicación el desarrollo efectuado en el Apartado 2.2 modificando las condiciones de contorno (9) por las (27). Se obtienen las tensiones

De forma análoga a lo expuesto en el Apartado 2.2. se calculan las deformaciones

En el límite de la zona plástica (r>re)

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A partir de (66), los corrimientos en la zona elástica son

Las tensiones en la frontera (r>re) son, a partir de (65),

• Zona elastoplástica ( En el caso esférico se cumple

) y

y el criterio de rotura será:

La ecuación de equilibrio (15) y la condición (70) conducen a

que puede integrarse entre (

) y (

y teniendo en cuenta (70):

El caso no drenado (φ= 0 ; cu) se resuelve teniendo en cuenta que el criterio de rotura es ahora La ecuación de equilibrio (15) y (74) conducen a y por tanto

PARTE I

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• Extensión de la zona plástica El procedimiento para obtener re se expuso en el apartado anterior. Teniendo en cuenta que las tensiones elásticas en la frontera r=re (ecuación 69) han de cumplir el criterio de rotura (70) se deduce

Por equilibrio, esta tensión debe ser igual a la calculada en la zona elastoplástica (ecuación 72, para r=re). Esta igualdad conduce al valor siguiente para re:

La presión interior que inicia la plastificación en el contorno se puede obtener a partir de (78) haciendo re=ri directamente a partir de las expresiones elásticas para las tensiones (22) en r=ri imponiendo que se cumpla el criterio de rotura. En ambos casos se calcula

En condiciones no drenadas (0,cu) se inicia la plastificación si Y en un terreno puramente friccional cuando En condiciones no drenadas, la tensión radial en la frontera r=re (cálculo elastoplástico) viene dada por la expresión (76a), que ahora debe ser igual a la (77): Lo que permite obtener la posición de la frontera elastoplástica

En el caso puramente friccional, a partir de (78) se calcula

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Utilizando las expresiones para la zona elástica (65), con σre y re dadas por (77) y (83) y las correspondientes a la zona elastoplástica (ecuaciones 76), se ha dibujado en la Fig. 74 la distribución de tensiones en función del radio para los mismos casos representados en la Fig. 69. La comparación de ambas figuras revela que el alcance de la plasticidad es mucho más reducido en el caso esférico. En la Fig. 75 se comparan las distribuciones de tensiones en los casos esférico y cilíndrico en deformación plana, en ausencia de sostenimiento, para mostrar claramente la diferencia entre ambas soluciones.

Figura 74. Distribución de tensiones en función del radio

• Deformaciones y desplazamientos. Curva característica Análogamente a lo expuesto en el apartado anterior, se obtiene la ecuación que describe la distribución de corrimientos en la zona elastoplástica que es equivalente a la (58):

con la salvedad de que ahora en es: contorno

Las deformaciones máximas obtiene finalmente

(ver ecuaciones 66). La solución de (85) con la condición de

se calculan a partir de (66) para

teniendo en cuenta (77). Se

con re dado por (78), expresión que permite obtener la curva característica en el caso esférico haciendo r=ri. Como caso particular, en condiciones no drenadas se obtiene:

PARTE I

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con re dado por (83). En definitiva

Figura 75. Comparación entre las distribuciones de tensiones en los casos esférico y cilíndrico en deformación plana, en ausencia de sostenimiento.

Esta expresión, cuando , unida a la expresión elástica (26), cuando , permiten obtener la curva característica completa en el caso esférico. En la figura 72 se ha dibujado esta curva para el caso . Allí se compara con la curva característica equivalente obtenida en el caso cilíndrico con deformación plana.

Figura 76. Extensión aproximada de la corona de plastificación en una sección longitudinal de un túnel para los casos indicados

PARTE I

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Se aprecia claramente la mejor capacidad de la forma esférica para resistir la disminución de presión interior. Si las condiciones del frente se asimilan en primera aproximación a una cavidad esférica, este resultado explica que los frentes sean más estables que el túnel propiamente dicho. Utilizando las expresiones (49) y (83) para el radio de la zona plástica en condiciones cilíndricas y esféricas respectivamente, en la Fig. 76 se ha representado de forma aproximada la extensión aproximada de la corona de plastificación en una sección longitudinal de un túnel para los casos

6.2.5.‐ Elastoplasticidad. Túnel circular en deformación plana. Criterio de rotura de Hoek‐Brown Este caso se resuelve de nuevo con referencia a la geometría y condiciones de contorno indicados en la Fig. 8. La solución elástica para r>re desarrollada en el apartado 2.3. sigue siendo válida aquí. • Zona elastoplástica ri>r>re El criterio de rotura de Hoek‐Brown se escribe donde m y s son parámetros relacionados con el grado de fracturación, litología y estructura de la roca y σc es su resistencia a compresión simple. En materiales arcillosos saturados, en condiciones no drenadas σc=2cu. Se supondrá que una vez alcanzada la tensión desviadora máxima (pico) el terreno sufre un reblandecimiento brusco hasta alcanzar condiciones residuales. Este comportamiento se ha representado en la Fig. 77c. De este modo se definen dos criterios de rotura, para condiciones de pico y residuales, con parámetros distintos. Teniendo en cuenta que σ1≡σθ y σ3≡σr estos criterios se escriben

Con referencia a la Fig. 69, la roca alcanzará su condición límite de pico en r=re, lado elástico. El estado de tensiones en ese punto (σθ, σr) corresponde a las condiciones de pico mientras que en esa misma frontera, lado elastoplástico, la roca se habrá degradado instantáneamente hasta sus condiciones ),donde ahora (σθ, σr ) satisfacen la condición (92). Las condiciones de rotura de la roca se caracterizan por tanto por los cinco parámetros que aparecen en (92) y (93): m,s,mr,sr,σc Se supondrá, por último, una ley de plasticidad asociada de forma que el potencial plástico para las deformaciones irreversibles corresponda a las condiciones de pico (91). Esta asociatividad se ha representado gráficamente en la Fig. 77a y b. En la zona elastoplástica (II) la ecuación de equilibrio (2) unida al criterio de rotura (91) conduce a la ecuación diferencial residuales (

PARTE I

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Figura 77. Ley de plasticidad

que integrando entre

permite obtener las tensiones radiales:

La tensión σθ se puede obtener a partir de (92). Con el fin de obtener la tensión radial en r=re (σr=σre) se impone la condición de que en este límite las tensiones elásticas dadas por (28) deben satisfacer el criterio de rotura de pico (91). Esta condición permite obtener donde el parámetro M viene dado por

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El radio de la zona plástica se obtiene de nuevo imponiendo el equilibrio de tensiones radiales a un lado y a otro de la frontera r=re. Igualando σr de (94) (con r=re) y (95) se obtiene

Con

La plastificación se inicia en el contorno del túnel para un valor de pi que conduzca a que rc=ri. Imponiendo esta condición en (96a) se obtiene que se deduce también si se especifica que las tensiones elásticas para rc=ri (10) satisfacen la condición de pico (91). • Deformaciones y desplazamientos. Curva característica Se aplicará el procedimiento expuesto en el Apartado 2.3. Las deformaciones elásticas máximas dadas por (54), si se tiene en cuenta (95a) vienen dadas por

La ley de fluencia plástica (91) permiten obtener las componentes plásticas de la deformación:

donde es f un parámetro que controla el valor relativo de las componentes de la deformación plástica:

A partir de (53a), teniendo en cuenta (100) y (98) se obtienen la siguiente ecuación diferencial para el corrimiento u:

donde f depende de forma no lineal con σr que a su vez es función de r (ecuación (94)). En la hipótesis de que f sea constante (por ejemplo, el valor medio en la zona elastoplástica), la ecuación diferencial (101) admite solución analítica:

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La curva característica, una vez plastificada la pared del túnel (

), será

que se ha de completar con el tramo elástico, dado por (14):

siempre que . Las ecuaciones (103) y (104) definen, de forma aproximada, la curva característica asociada al criterio de Hoek‐Brown en las hipótesis de plasticidad asociada y transición brusca (sin deformación adicional) del estado de pico al residual. Mediante integración numérica de (101) se puede obtener una solución que reconozca el carácter no constante de f. 6.2.6.‐ Comentarios finales Las curvas características determinadas no tienen en consideración el gradiente de tensiones que la gravedad introduce en el entorno del túnel. Por ello no se respetan estrictamente las condiciones de equilibrio (en ecuaciones como (2) no aparecen las fuerzas de masa). Con el fin de paliar los errores derivados, se ha propuesto que la curva característica correspondiente a la bóveda se modifique, descontando de el peso del anillo plastificado al que, de esta forma, no se le reconoce capacidad de resistencia al corte. De manera simétrica se puede pensar que la contrabóveda se ve beneficiada por un beso estabilizador de la misma intensidad (Fig. 17). Este peso es simplemente y comienza a ‘actuar’ a partir del momento en que comienza la plastificación del terreno. Las curvas características obtenidas en los apartados anteriores se pueden considerar representativas de los hastiales del túnel.

Figura 78. Representación de las curvas características en bóveda, contrabóveda y hastiales

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6.3.‐ Determinación de la curva de confinamiento (o curva de sostenimiento) 6.3.1.‐ Introducción Consideremos un revestimiento continuo elástico de radio ri y espesor, e, pequeño comparado con ri y sometido a una presión uniforme en el contorno, de intensidad pi. La carga T que soporta el anillo se obtiene fácilmente, por equilibrio (Fig. 79). La deformación circunferencial del revestimiento será , que tiene las dimensiones de un módulo de deformación, reune propiedades del donde material del revestimiento (su módulo E) y geométricas (e, ri) y puede considerarse la rigidez del revestimiento (Fig. 80). Una vez conocida, es una simple operación determinar la convergencia relativa y por tanto obtener la curva de confinamiento. La expresión anterior se puede generalizar a los tipos de sostenimiento y revestimiento generalmente utilizados en la construcción de túneles: anillos de hormigón de espesor finito (hormigonados ‘in situ’ o bien materializados mediante hormigón proyectado), revestimientos prefabricados por dovelas, cerchas metálicas, bulones,... En los apartados siguientes se dan algunas expresiones de k. Por otra parte el revestimiento puede alcanzar una carga de rotura pmax. En definitiva la curva de sostenimiento se determina si se conoce k, pmax y la convergencia previa a su instalación ud. Si actúan varios tipos de revestimiento simultáneamente con kj rigideces diferentes, cada uno de ellos responderá a la deformación común εθ con una presión de sostenimiento La carga total de sostenimiento será

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Figura 79. Carga T que soporta el revestimiento

Figura 80. Rigidez del revestimiento

Es decir, siempre que actúen simultáneamente a la rigidez conjunta es la suma de las rigideces individuales.

Figura 81. Actuación conjunta de distintos tipos de sostenimiento

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Si los sostenimientos actúan en tiempos o distancias al frente diferentes como es el caso representado en la Fig. 81, su composición debe tener en cuenta este hecho, como allí se indica. 6.3.2.‐ Revestimiento anular de hormigón Si su espesor es tc y el radio interior R, su rigidez es

y la carga máxima

Ec, υc y c*σ son el módulo, coeficiente de Poisson y resistencia a compresión simple del anillo (habitualmente hormigón). En general, el armado que se introduce conjuntamente con el hormigón proyectado prácticamente no cambia su rigidez (su papel es asegurar la continuidad de la protección y evitar fisuraciones locales). Si se trata de dovelas prefabricadas se ha de tener en cuenta la reducción de rigidez asociada a las juntas. Estas se pueden suponer representadas por zonas de menor espesor (Fig. 21). Se define un módulo Ec equivalente (utilizable en la expresión 110).

‐3

donde α y β se definen en la figura 21. En general β es pequeño (≈10 ) por lo que la rigidez de un revestimiento por dovelas no se ve prácticamente alterado por la presencia de juntas. 6.3.3.‐ Cerchas metálicas Teniendo en cuenta la geometría definida en la Fig. 82, la rigidez, Ks, y la carga máxima ps max están dadas por:

donde : Es: módulo elástico del material de los bloques de apoyo; ω: anchura de cada bloque y As: sección de la cercha; Is: momento de inercia; S: espaciamiento entre cerchas en dirección longitudinal

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Figura 82. Dovelas y juntas

donde X es el canto de las cerchas y σsy la resistencia a tracción del acero. La rigidez de un sistema de cerchas depende mucho de las características del material de acuñado (madera todavía en muchos casos o acero en general). 6.3.4.‐ Bulones Los bulones no inyectados, es decir, los anclados entre dos puntos con longitud libre l (Fig. 23), son elementos relativamente flexibles. Movimientos locales, por ejemplo asociados a una fisura E, son absorbidos por una deformación uniforme del bulón a lo largo de su longitud libre. Por el contrario, un bulón inyectado en esta misma situación reaccionaría con mucha mayor rigidez, deformándose en una pequeña longitud en el entorno de la fisura. En un bulón inyectado es fácil calcular la relación entre alargamiento (Δu) y carga T. En efecto

donde db es el diámetro del bulón y E su módulo elástico. Si los bulones se colocan con espaciamientos sl (dirección longitudinal) y st (dirección transversal) su presión equivalente peq es

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Figura 83. Cerchas

Figura 84. Bulones

Si definimos un módulo de rigidez asociado a los bulones como (116):

, se obtiene, a partir de (115) y

En la práctica los bulones son más deformables debido a movimientos y reajustes de la zona de anclaje y de la placa de apoyo. Hoek‐Brown modifican (117) de forma que:

y dan valores de Q a partir de ensayos de carga.

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La carga máxima se suele obtener también en ensayos de carga llevados hasta rotura Trot: Hoek‐Brown citan los valores

En la mayoría de los casos citados el anclaje se conseguía mediante mecanismos de expansión. Los bulones inyectados refuerzan el macizo rocoso lo que se traduce en un incremento de su módulo de deformación, que se hace anisótropo y en cambio en sus parámetros de rotura, que también variarán con la dirección en cada punto. El problema se complica y afecta a las hipótesis de partida del método de convergencia‐confinamiento. En la práctica la utilización de bulones inyectados se puede reflejar en una mejora de las propiedades resistentes de la roca (por ejemplo los parámetros m y s del criterio de Hoek‐ Brown). Un cálculo de la rigidez de los sistemas de sostenimiento normalmente empleados revela que los bulones tienden a ser uno o dos órdenes de magnitud más flexibles que los revestimientos continuos. La máxima rigidez se logra con anillos de hormigón moldeados ‘in situ’.

6.4.‐ Determinación de la deformación previa a la instalación del sostenimiento. Utilización del método de convergencia‐confinamiento El problema de la determinación de requiere la solución del problema tridimensional asociado al frente y por tanto no puede ser resuelto dentro del conjunto de hipótesis simplificadas del método de convergencia‐confinamiento. En la práctica se ha recurrido a realizar estudios de sensibilidad, utilizando métodos de elementos finitos con el fin de encontrar leyes simples que relacionen la convergencia con la distancia al frente. Estudios de este tipo han sido realizados por Panet y Guénot (1982); Bernand y Rousset (1992), Nguyen Minh y Guo 81993). Du 6.4.1.‐ Macizo En Régimen Elástico. Túnel Sin Revestir Si se conociera la función

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El desplazamiento u a distancia d se escribiría Se ha propuesto (Panet, 1995), a partir de análisis elásticos por elementos finitos:

donde m es una constante que puede tomarse igual a 0.8. En régimen elástico y túnel cilíndrico en deformación plana, ui(∞) se determinó previamente (ecuación (14)):

puesto que en el túnel no revestido pi=0. Los análisis numéricos muestran que conm buena aproximación, el frente se deforma radialmente un 27% del valor correspondiente al caso bidimensional: La función a(x) se representa en la Fig. 85. 6.4.2.‐ Macizo en régimen elastoplástico. Túnel sin revestir Se puede mantener la aproximación anterior y en concreto la forma de la presión a(x) introduciendo un factor de corrección ζ:

donde ζ es la relación entre la convergencia elástica (2D), dada por (123) y la ley que se obtiene en el análisis elastoplástico (por ejemplo, expresión (61) para modelo de Mohr‐Coulomb) Esta expresión se usaría de nuevo para buscar ud.

Figura 85. Representación de a(x)

6.4.3.‐ Túnel revestido Es lógico que la presencia del revestimiento con su rigidez asociada controle (disminuyendo) los valores de u(x) que se calculan para túnel no revestido. El valor de dependerá de la distancia al frente, de las

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propiedades del macizo rocoso (en principio sintetizadas en la curva característica) y de la rigidez del revestimiento. Esta última se puede expresar ventajosamente de forma relativa a la rigidez elástica del terreno kn=k/G. Como alternativa a ud y a fin de incorporar la propia curva característica del terreno, el valor de ud puede quedar definido por la presión pi equivalente correspondiente a ud, denominada en la Fig. 25.

Figura 86. Obtención del ud a partir de la curva característica del túnel

A partir de estudios paramétricos, utilizando leyes elastoplásticas y variando la rigidez relativa Kn, N. Minh y Guo (1993) han publicado la Tabla 4 que relaciona pd con la distancia relativa al frente y la rigidez relativa kn. Esta tabla permite la obtención de ud a partir de la curva característica y de conocer la posición de ka curva de confinamiento del revestimiento. Tabla 4. Relación entre pd/p0 y kn

La presión y convergencia de equilibrio se obtienen mediante intersección de las curvas CC y CF (Fig. 63). Por ejemplo si la curva característica es la elástica correspondiente a túnel circular (ecuación 14) se obtiene:

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En el caso esférico se calcula

Cuando se inicia el régimen elastoplástico el punto de intersección de las curvas CC y CF es solución de una ecuación no lineal que puede resolverse por un procedimiento iterativo. No se dan criterios para definir los valores de peq y ueq. En el NATM se alcanza la convergencia de equilibrio y el sostenimiento a aplicar tras un proceso de observaciones en el tiempo y la aplicación flexible del sostenimiento. Interesa en general conseguir que las curvas convergencia‐tiempo tiendan asintóticamente al equilibrio. Las aceleraciones inesperadas de los movimientos desencadenan en general el refuerzo del sostenimiento. Interesa, por un lado, que la roca no trabaje exclusivamente en régimen elástico (por antieconómico) ni que se alcancen plastificaciones excesivas con espesores de plastificación superiores al radio del túnel, que degraden en exceso la roca, lo que supone un ‘cambio’ de material y unas convergencias altas. En rocas de calidad buena y media las convergencias no suelen superar algunos mm. Son comunes en rocas de peor calidad convergencias del orden de centímetros. Convergencias de decímetros son ya excesivas.

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7.‐ DRENAJE E IMPERMEABILIZACIÓN DURANTE LA CONSTRUCCIÓN Y EXPLOTACIÓN DE TÚNELES 7.1.‐ Aspectos generales. Importancia del agua La experiencia indica que una gran parte de las dificultades importantes que surgen en la construcción de túneles está directa o indirectamente relacionada con el agua. El reconocimiento previo al proyecto y construcción debe intentar definir las circunstancias adversas en relación con el agua. Se ha criticado (Fig. 87) la importancia desmesurada que se otorga en informes previos a la descripción de las circunstancias geológicas en detrimento de otra información fundamental para la construcción de un túnel. La información que proporcione el reconocimiento debe ser interpretada y transformada en recomendaciones y propuestas concretas en relación con la construcción del túnel. La acumulación de datos por sí misma tiende a ser irrelevante.

Figura 87. Relación de informes dedicados a distintos ámbitos (Muir Wood & Kirkland, 1985)

La excavación reciente de algunas cavernas de almacenamiento de productos petrolíferos bajo el nivel freático, en presencia de fracturas en el macizo rocoso (Tabla 5) muestra el importante incremento de coste de excavación asignable a la presencia de agua. En uno de los casos indicados en la Tabla 5 (esquema de Vexin en Francia) las dificultades que originaron un sistema de fracturas en el macizo de creta donde se excavaron los diferentes túneles tuvieron una repercusión económica muy fuerte. Se da la circunstancia de que este proyecto contó con una abundante investigación previa de carácter geomecánico que fue aparentemente incapaz de detectar el riesgo asociado al sistema de fracturas saturadas de agua. Se

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PARTE I

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concluye, en relación con los tres casos mencionados en la Tabla 5 que es conveniente disponer en obra, siempre listos, equipos de bombeo e inyección de la suficiente capacidad. Tabla 5. Problemas asociados al agua en algunas cavernas de almacenamiento (G. Jansson, 1979)

Para el caso de Vexin, se realizaron numerosas investigaciones previas: • Pozo vertical de reconocimiento 150 m, 3 m2. • Varias galerías de reconocimiento (la mayor de 50 m de longitud y 50 m2 de sección) perforadas en roca homogénea e impermeable. • Abundantes ensayos in situ. • Sistema regional de fracturas con agua abundante. La heterogeneidad del medio geológico impone dificultades al reconocimiento previo. Ello se ilustra en las Fig 88 y 89. En la Fig. 88 se ilustra la variabilidad esperable en terrenos aluviales a partir de los datos proporcionados por la excavación de un túnel en gravas del Támesis. En la Fig. 89 aparece una propuesta de tipo de reconocimiento cuando la variabilidad estratigráfica es notable.

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Figura 88. Variabilidad de terrenos aluviales (Juvann et al, 1985)

Figura 88. Variabilidad de terrenos aluviales (Juvann et al, 1985) (Cont.)

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Figura 89. Disposición de sondeos (Dodds, 1982)

7.2.‐ Flujo de agua hacia un túnel Los túneles, revestidos o no, tienden a actuar como drenes permanentes en el terreno (Ward y Pender, 1981). Los datos recogidos en la Fig. 5 muestran la importancia de la filtración hacia túneles en la red de ferrocarriles de Japón. No se detectan diferencias notables entre litologías (a excepción quizá de los terrenos volcánicos) y se advierte el notable incremento de caudales filtrados que suponen las zonas fracturadas debido al aumento de permeabilidad. La filtración hacia los túneles tiende a disminuir con el tiempo (Fig. 90, 91) seguramente como consecuencia de rebajamientos permanentes progresivos de niveles piezométricos. Algunas excepciones (incremento de caudales) pueden estar asociadas al lavado de juntas y pérdida de finos en las inmediaciones de los túneles donde los gradientes tienden a ser altos.

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Figura 90 a y b. Filtración recogida por los túneles de la red de FF.CC. de Japón (Ishizaki,1979)

Existe un número limitado de expresiones analíticas para el cálculo de caudales filtrados hacia túneles. Algunas se han indicado en las Fig. 91, 92, y 93. Más información aparece en Custodio y Llamas (1976). En general las soluciones analíticas cubren un número escaso de situaciones. El rebajamiento de los niveles piezométricos con superficies de saturación variables en el tiempo plantea las mayores dificultades. Una valoración de los métodos numéricos disponibles para analizar los problemas de filtración con superficie libre ha sido hecha recientemente por Gioda y Desideri (1988).

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Figura 91. Cálculo de caudales filtrados hacia túneles

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Figura 92. Cálculo de caudales filtrados hacia túneles

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Figura 93. Filtraciones hacia túneles en el metro de Estocolmo (Brune et al, 1980)

Un parámetro fundamental y de difícil determinación para la obtención de caudales es la permeabilidad del terreno. En medios fracturados se han utilizado con frecuencia técnicas de homogeneización con el fin de obtener permeabilidades equivalentes de medio continuo. Una alternativa es la simulación de las familias de discontinuidades presentes (Fig. 94 a) y a partir de sus conexiones hidráulicas (Fig. 94 b) resolver el problema de flujo hacia un túnel excavado en un macizo rocoso así generado. Un análisis de este tipo (Fig. 94 c) muestra que el caudal medio hacia el túnel crece con su radio, aproximadamente en la misma proporción que crece la frecuencia de intersecciones con fracturas activas hidráulicamente. Este análisis muestra también que el coeficiente de variación de los caudales calculados disminuye con el tamaño del túnel, lo que refleja un efecto promedio en túneles de mayor tamaño (Fig. 94 c).

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Figura 94. Predicción de caudales infiltrados a través

7.3.‐ Efecto de flujo sobre las condiciones mecánicas de los túneles Una parte de la carga que el terreno, en presencia de agua en filtración, ejerce sobre el revestimiento de un túnel lo constituye la distribución de presiones de agua sobre el mismo. La distribución de presiones de agua sobre un revestimiento impermeable puede calcularse fácilmente a partir de una red de corriente.

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En el caso concreto de las Figs. 95 y 96 se ilustra el efecto que sobre las presiones de agua ejercidas sobre el revestimiento de un túnel, tiene la mayor o menor proximidad de un túnel de drenaje.

Figura 95. Red de corriente con proximidad de un túnel de drenaje (Oteo, 1982)

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Figura 96. Empujes del agua en el revestimiento de un túnel con túnel de drenaje (Oteo, 1982)

Las tensiones totales sobre el revestimiento han de calcularse sin embargo como suma de las tensiones efectivas y de las presiones de agua. En presencia de filtración, a las fuerzas de masa habituales (peso) ha de añadirse una fuerza proporcional al gradiente. Con las hipótesis que aparecen en la Fig. 97, Atkinson y Mair (1983) publicaron un análisis simplificado de las cargas totales sobre el revestimiento de un túnel en los casos extremos de agua en reposo (túnel estanco) (Fig. 98 a) y flujo estacionario hacia el túnel (que mantiene en su periferia una presión nula de agua, es decir un túnel drenado) (Fig. 98 b). En este análisis se

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llega la conclusión de que en ambos casos las cargas son iguales. Este resultado puede ser explicado de forma muy sencilla: las fuerzas de masa inducidas por la filtración (en el caso de túnel drenado) equivalen a la presión hidrostática de agua (en el caso de túnel estanco). Una consecuencia de este análisis es que no se reduce la carga sobre un revestimiento por hacerle drenante.

Figura 97. Cargas sobre el revestimiento originadas por el agua (Atkinson & Mair,1983)

El análisis indicado en las Fig. 97 y 98 prescinde de la deformación del terreno. Si éste alcanza su rotura y si interesan además (como es necesario a efectos prácticos) la relación entre deformación del túnel y presión de revestimiento, el análisis anterior debe ser modificado. Incluso en el supuesto de que la permeabilidad del terreno sea constante y no afectada por la deformación, la distribución de gradientes no es uniforme. De hecho estos tienden a concentrarse en las inmediaciones del túnel y por ello esta zona, al recibir más fuerzas de masa, tenderá a deformarse más que zonas alejadas de la excavación. Por otra parte las inmediaciones de la excavación son las más tensionadas y en ellas se desarrollan lógicamente las zonas plásticas. Por ello es de suponer que, en terrenos que alcancen la rotura, las condiciones de filtración modifiquen la extensión de las zonas plásticas y en consecuencia modifiquen las relaciones sostenimiento‐ deformación (curvas características del túnel) que tanto dependen del grado de plastificación del terreno en las inmediaciones del túnel. Si el terreno permanece en régimen elástico, es menos obvio que la filtración haga cambiar de forma importante los resultados de Atkinson y Mair aunque el cambio de hipótesis que introduce un análisis elástico con relación a las indicadas en la Fig. 97 lógicamente ha de tener algún efecto.

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Figura 98. Cargas sobre el revestimiento originadas por el agua (Atkinson & Mair,1983)

El análisis de la influencia de la filtración en el comportamiento mecánico del túnel puede abordarse mediante técnicas numéricas que resuelvan el problema acoplado flujo‐deformación. Más útiles son probablemente los planteamientos analíticos y semianalíticos aunque deban introducir hipótesis simplificadoras con relación al comportamiento de los materiales, al grado de acoplamiento flujo‐ deformación y a la simetría del problema. Las hipótesis que se introducen en dos aportaciones recientes a este problema (Jiménez Salas, 1981; Jiménez Salas y Serrano, 1984 y Lembo Fazio y Ribacchi, 1984) se han resumido en la Fig. 99 y la Tabla 6. Algunos aspectos de la solución obtenida por estos autores se presentan a continuación.

Figura 99. Influencia de la filtración sobre el comportamiento del túnel

Tabla 6. Influencia de la filtración sobre el comportamiento del túnel

PARTE I

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Si el terreno se mantiene en régimen elástico las tensiones en el contorno del túnel y el desplazamiento radial del mismo, en el caso de existir un flujo hacia el túnel son prácticamente idénticos a la solución clásica en tensiones totales (Fig. 100).

Figura 100. Análisis elástico con flujo

Sin embargo (Fig . 101 y siguientes), si existe un anillo de plastificación en torno al túnel, la influencia del régimen de filtración puede ser importante. En la Fig. 101 se han resumido las condiciones y criterios necesarios para obtener la solución, criterios que coinciden básicamente con los clásicos establecidos por muchos investigadores para el análisis elastoplástico del problema axisimétrico de un túnel en deformación plana (una referencia a todas estas contribuciones desde el año 1938 aparece en Brown et al, 1983). En la misma figura se ha indicado una expresión (Lembo Fazio i Ribacchi, 1984) para el radio adimensional de la zona plástica cuando existe filtración (en ausencia de tensiones en el contorno del túnel). El efecto del agua

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en filtración se contabiliza en un término h que representa el gradiente en la zona inmediata al túnel y en la expresión para la tensión de confinamiento, σ0, en la que aparece la presión de agua en la transición de zonas elástica y plástica. El término de gradiente h se descuenta del término fr que es un parámetro proporcional a la cohesión del terreno. Su efecto es por tanto negativo y tiende a restar cohesión a la roca. Hemos de esperar por consiguiente que todos aquellos factores que tiendan a incrementar el gradiente de agua en las proximidades del túnel, incrementarán el tamaño de la zona plástica. La propia rotura del terreno, sin embargo, tiende a disminuir el gradiente de agua en la zona plástica (efecto beneficioso) pues la rotura va acompañada a fenómenos de dilatancia (mayor permebilidad) y a una mayor fracturación del terreno. Por esta razón, el cociente entre las permeabilidades del terreno en régimen elástico y en rotura será un número variable entre 1 y 0. La distribución de presiones de agua correspondiente a diferentes valores de esta razón aparece en la Fig. 102 a. En el caso límite (aumento fuerte de la permeabilidad del terreno tras la rotura) la zona plástica estará libre de presiones de agua.

Figura 101 a. Análisis elastoplástico con flujo

Figura 101 b. Extensión de zona plástica

El efecto de estas consideraciones en las curvas características del túnel aparece en las Figs. 102 a (utilizando un criterio de rotura del terreno tipo Mohr‐Coulomb) o en la Fig. 102 b (criterio Hoek‐Brown). En ambas figuras se compara la curva característica en ausencia de filtración con la resultante de utilizar diferentes hipótesis de distribución de permeabilidades. En general, si la zona plástica está drenada, las curvas características mejoran con relación a la solución en ausencia de agua. Una filtración con permeabilidad homogénea (y con mayor razón si la zona plástica adquiere una permeabilidad más pequeña – como sería el caso de una inyección en la misma ‐) empeora la situación. En la Fig. 102 d aparecen los

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desplazamientos en el contorno del túnel y la distribución de tensiones radiales y circunferenciales para dos hipótesis de distribución de permeabilidad y para el caso seco (clásico) (p0 = 0).

Figura 102 a. (Rembo Faccio y Ribacchi, 1984)

Figura 103 b y c. (Rembo Faccio y Ribacchi, 1984)

Figura 104 d y e. (Rembo Faccio y Ribacchi, 1984)

Algunos resultados del análisis de Jiménez Salas y Serrano (1984) se han recogido en la Fig. 103. En la Fig. 103 a se observa como disminuye el radio de la zona plástica a medida que aumenta la permeabilidad de la zona plástica y se aleja el contorno exterior en el que se fija la presión de agua p0. Ambas situaciones contribuyen a disminuir el gradiente de filtración en las inmediaciones de la pared del túnel. El efecto de la presión interior del agua (sobre el contorno de la excavación) en el desarrollo de la zona plástica está indicado en la Fig. 103b para dos valores de cohesión y ángulo de fricción del terreno.

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Figura 105 a y b. (Jiménez Salas y Serrano, 1984)

La discusión anterior se puede resumir en unas conclusiones que se han indicado en la Fig. 106.

Figura 106. Conclusiones.

En la Fig. 107 se han dibujado unos cuantos esquemas de posibilidades alternativas de drenaje e inyección de un túnel que se interpretan con ayuda de los conceptos establecidos. En todos los esquemas se ha indicado (zona rayada) la extensión del anillo de plastificación entorno al túnel, siempre de forma cualitativa. La Fig. 107 a (túnel sin drenaje y sin inyección) puede tomarse como figura la referencia. El drenaje en el propio túnel (Fig. 107) incrementa la extensión de la zona plástica lo que se ha de traducir en unas mayores necesidades de sostenimiento. Una combinación óptima desde el punto de vista de la estabilidad del túnel está indicada en la Fig. 107 c. El drenaje es exterior a la zona inyectada. De esta manera se eliminan los gradientes en las inmediaciones del túnel y esta zona tiene además la resistencia adicional proporcionada por la inyección. Un aspecto negativo de esta solución en terrenos de alta permeabilidad es la necesidad de evacuar caudales importantes procedentes del drenaje. Dos situaciones que pueden darse si, además de inyectar las inmediaciones del túnel, se drena en su contorno, se han indicado en las Figs. 107 d y 107 e. En estos casos la situación del drenaje en el propio túnel, contribuye a incrementar los gradientes con relación a la Fig. 107 c. Además, la pérdida de

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permeabilidad asociada a la inyección contribuye a incrementar también los gradientes en las inmediaciones del túnel. La extensión de la zona plástica dependerá del peso relativo que tengan la disminución de permeabilidad originada por la inyección y el incremento de la resistencia de la zona tratada. En la Fig. 107 d se indica la situación correspondiente a un predominio de los efectos de mejora resistente de la inyección. En este caso la zona plástica es reducida y queda confinada dentro del terreno inyectado. La solución es satisfactoria y además los caudales a evacuar serán pequeños. Sin embargo, si predominan los efectos negativos de reducción de la permeabilidad o la zona tratada por la inyección es pequeña, la corona plástica puede afectar a toda la zona de inyección y se alcanza una situación pésima en cuanto a condiciones de estabilidad. Por último (Fig. 107 f) si se inyecta el terreno y se evita todo drenaje (condición que puede ser difícil de asegurar, sobre todo en los frentes y en sus proximidades) la zona plástica adquirirá un pequeño desarrollo y las necesidades de sostenimiento serán asimismo reducidas (pero habrá, lógicamente, que considerar la presión de agua sobre el revestimiento).

Figura 107. Alternativas de drenaje e inyección de un túnel

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Figura 108. Alternativas de drenaje e inyección de un túnel (Continuación)

La excavación de un túnel provoca fenómenos acoplados de deformación y flujo más complejos que los expuestos hasta ahora. Es ilustrativa a este respecto la Fig. 108 que muestra los movimientos (Fig. 108 b, c) y presiones intersticiales (Fig. 108 d) originadas por la excavación de un túnel mediante escudo y aire comprimido en arcilla aluvial (Fig. 108 a). Parte de los movimientos observados (en superficie) por efecto de la excavación corresponden a condiciones no drenadas (antes de eliminar la presión del aire) y fenómenos drenados a continuación (con la consiguiente extensión y profundización (Fig. 108 a) de la “cubeta” de asientos en superficie). En otras modalidades de perforación es más difícil separar ambos tipos de deformación y en general la construcción del túnel desencadena un proceso acoplado flujo‐ deformación.

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Figura 109. Asiento no drenado y por consolidación (arcilla aluvial). (Glassop + Fermer, 1975)

Se han descrito procedimientos de análisis rigurosos flujo‐deformación de la excavación de un túnel utilizando métodos de elementos finitos. Algunos ejemplos se han reunido en las Figs. 110 y 111.

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Figura 110. Cam‐clay mod + consolidación (Seneviratne + Gunn, 1985)

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Figura 111. Sekiguchi‐Ohita + consolidación (Ohta et al, 1985; ICONMIG. Nagoya)

Recientemente se ha desarrollado también una solución analítica para el problema acoplado de consolidación inducido por un sumidero puntual (Figs. 112 y 113). Esta solución puede ser de interés como

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primera aproximación para evaluar los efectos de la consolidación inducida por la excavación de un túnel y especialmente, para estimar los movimientos inducidos por sistemas de drenaje. En la Fig. 113 puede observarse como se incrementa y se extienden los asientos en superficie originados por un sumidero puntual con el transcurso del tiempo (resultados cualitativamente similares a los presentados en la Fig. 109 c) y asimismo el efecto de la anisotropía de la permeabilidad. Esta solución teórica puede permitir el desarrollo de programas de elementos de contorno para resolver problemas con geometrías complejas.

Figura 112. Consolidación de semiespacio elástico inducida por un sumidero puntual. Permeabilidad anisotrópica (Booker + Carter, 1987)

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Figura 113. Asientos en superficie originados por un sumidero puntual

Figura 114. Asientos en superficie originados por un sumidero puntual (Cont.)

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7.4.‐ Protección frente al agua durante la construcción Es común la utilización de inyecciones desde el exterior (Fig. 114 y 115, en este último caso acompañada de un “paraguas” de “jet grouting”) o bien desde el interior del propio túnel. En general, en terrenos de mala calidad saturados, se combinan procedimientos de drenaje e inyección desde el propio túnel. Es frecuente que en circunstancias difíciles se dispongan taladros de longitud apreciable (30 m – 100 m), perforados desde el frente, para detectar presiones o caudales elevados y permitir el drenaje (Fig. 116 b). La combinación de inyecciones y drenaje que aparece en la Fig. 116 a es similar en su concepción a la Fig. 116 c, discutida anteriormente.

Figura 115. Tratamiento de túneles en Hong‐Kong (Mc Feath Smith + Haswell, 1985)

Figura 116. Metro de Milán. Esquema de tratamiento (Tornaghi + Cippo, 1985)

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Figura 117. Túnel Long, Congo‐Océano, A = 40 m2 y L = 4.6 Km (Lepetit + Chapeau, 1985)

Un caso interesante de drenaje intensivo mediante aplicación de vacío, de granitos descompuestos saturados de baja permeabilidad aparece en la Fig. 118. Este procedimiento fue la alternativa, finalmente ejecutada, a un método por congelación inicialmente proyectado.

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Figura 118. Drenaje en el túnel de Du Toitskloo, Sudáfrica (Bütter, 1987)

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Los niveles piezométricos se pueden reducir también desde el exterior utilizando pozos de bombeos. En ocasiones (Fig. 119) es necesario completar este drenaje exterior con drenajes suplementarios desde el propio túnel.

Figura 119. Túnel de Kokubu (Tokyo). Esquema de drenaje (Fujimori et al, 1985)

En grandes obras se ha recurrido a túneles de drenaje auxiliares. El túnel de Seikan, ampliamente descrito en muchas referencias, es un ejemplo de este concepto (Fig. 120).

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Figura 120. Túnel de Seikan (Megaw + Barlett, 1981)

7.5.‐ Protección frente al agua durante la explotación Se emplean técnicas de drenaje y de impermeabilización. Con el drenaje se pretende además reducir a cero la presión de agua, generalmente en el trasdós del revestimiento. Para ello el agua debe ser conducida (drenada) y evacuada por algún procedimiento. En la Fig. 121 se ha dibujado un esquema del sistema de drenaje utilizado en algunos túneles de España (túneles en la autopista Campomanes‐León). El drenaje interior de la calzada puede utilizar los mismos sistemas de evacuación que se diseñan para el drenaje del túnel propiamente dicho. En el caso dibujado el drenaje está confiado a un material de alta porosidad situado entre el revestimiento definitivo y el macizo rocoso o terreno, ya sostenido. La descarga del agua recogida en el dren de gravas de base se efectúa al amparo de juntas abiertas que coinciden con juntas de construcción. En estas juntas abiertas pueden tener origen otros sistemas adicionales de drenaje (taladros‐ dren, rozas, etc... ).

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Figura 121. Esquema de sistema de drenaje utilizado en túneles de la autopista Campomanes‐León

En construcciones recientes, el drenaje suele ir asociado a la impermeabilización. Con frecuencia, son láminas de PVC situadas en el extradós del revestimiento las que aseguran la estanqueidad del túnel. Estas láminas asientan sobre mallas permeables que además de asegurar el drenaje proporcionan una adecuada regularización de la superficie irregular del sostenimiento (Fig. 122 a). Debe tenerse en cuenta en el proyecto la pérdida de permeabilidad originada por la presión ejercida por el terreno (Fig. 122 b) y la influencia de precipitaciones y depósitos transportados por el agua de filtración (Fig. 122 c). Un ejemplo de disposición de la membrana de impermeabilización se ha recogido en la Fig. 123. No son comunes, en diferentes países, las prácticas de impermeabilización de túneles. Algunos suelen exigir la impermeabilización integral de toda la longitud del túnel. El otros, se drena y/o impermeabiliza determinados tramos con problemas concretos. Tampoco es universal la impermeabilización mediante membrana en el trasdós del revestimiento. A veces la impermeabilización se confía a un revestimiento secundario, interior al revestimiento (o sostenimiento) principal. Este revestimiento secundario puede cumplir además otras funciones (incremento de luminosidad, estética). Se han reunido unos ejemplos en la Fig. 124.

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Figura 122. Drenaje (Malla tridimensional) e Impermeabilización (Membrana impermeable PVC); Berkhout et al, 1987

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Figura 123. Metro de Washington. Impermeabilización (Martin, 1987) Premio ASCE para el mejor proyecto en Ingeniería Civil, 1987

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Figura 124. Revestimiento secundario de protección frente al agua en Noruega (Krokeborg + Pedersen, 80’s)

Si el túnel se construye mediante dovelas prefabricadas (sistema que no necesariamente se utiliza en terrenos de baja calidad) se consigue una impermeabilización efectiva mediante materiales de sellado comprimidos entre las juntas longitudinales y transversales de las dovelas (Fig. 125). Más recientemente se han utilizado también inyecciones de bentonita/cemento, cemento con látex, resinas, en conductos de sellado limitados por las propias dovelas prefabricadas (Fig.126). En estos sistemas mediante dovelas una primera barrera al paso del agua lo constituye con frecuencia la inyección de trasdós. La experiencia demuestra sin embargo que estos túneles actúan también como drenes de los acuíferos que atraviesan.

Figura 125. Impermeabilización en túneles construidos mediante dovelas (Megaw + Bartlett, 1981)

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Figura 126. Impermeabilización en túneles construidos mediante dovelas (Lyons, 1979)

En la mayoría de los túneles el agua drenada es evacuada mediante conductos hacia el exterior siguiendo las pendientes naturales del trazado. En otras ocasiones y singularmente en el caso de túneles subacuáticos es necesario prever estaciones interiores de bombeo pues el trazado supone la existencia de puntos interiores de acumulación del agua drenada.

Figura 127. Esquema de drenaje en un túnel subacuático (Bendelius, 1982)

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8.‐ MAQUINARIA DE CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES 8.1.‐ Introducción Los túneles se construyen excavando en el terreno, manualmente o con máquinas. Los sistemas habituales de excavación subterránea son medios mecánicos, voladuras y manual:  Perforación y voladura mediante explosivos.  Los medios mecánicos mediante minador puntual (rozadora), minador a sección completa o TBM o tuneladora (Tunnel Boring Machine) o con maquinaria convencional (martillo picador, excavadora...)

Figura 128. Métodos de excavación en función de la resistencia a compresión de la roca.

8.2.‐ Métodos de excavación de túneles mediante perforación y voladura Los métodos de excavación de túneles mediante perforación y voladura dependen fundamentalmente en primer lugar, del tipo de terreno a atravesar. De este modo cabe destacar por separado la excavación de túneles en roca y la excavación de túneles en suelos o terrenos blandos. En este artículo nos centraremos siempre a la excavación en roca, que es lo más habitual en los túneles de carretera. Las partes o trabajos elementales de que consta el ciclo de trabajo característico de las excavaciones mediante perforación y voladura son las siguientes:  Replanteo en el frente del esquema de tiro.  Perforación de los taladros.  Carga de los taladros con explosivo (barrenos).

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 Voladura y ventilación.  Retirada del escombro y saneo del frente, bóveda y hastiales. El esquema de tiro es la disposición (Fig. 129) en el frente del túnel de los taladros que se van a perforar, la carga de explosivo que se va a introducir en cada uno y el orden en que se va a hacer detonar cada barreno, diseñándose al principio de la obra en base a la experiencia y a una serie de reglas empíricas recogidas en los manuales sobre explosivos. Posteriormente, a lo largo de la excavación del túnel, se va ajustando en función de los resultados obtenidos en cada voladura.

Figura 129. Esquema de tiro

La voladura de la destroza con barrenos horizontales, tiene la ventaja de que se utiliza el mismo sistema de trabajo y maquinaria que la fase de avance, pudiendo recortarse con la voladura la forma teórica del túnel. Por otro lado, la voladura en banco es más rápida de llevarse a cabo, con un consumo menor de explosivo, y no necesita ser retirado el escombro en cada voladura, pero requiere de un recorte posterior para conseguir el perfil del túnel en los hastiales. Los taladros deben de tener una longitud de un 5 a 10 % superior a la distancia que se quiera avanzar con la pega, llamada longitud de avance, ya que siempre se producen pérdidas que impiden aprovechar al máximo la longitud de los taladros. Las longitudes de avance típicas están comprendidas entre 1 y 4 metros y se fijan en función de la calidad de la roca, cuanto mejor es la calidad del terreno, mayores serán los avances posibles. Con una roca de calidad media‐adecuada es habitual perforar taladros de 3 a 3,50 metros para avanzar entre 2,80 y 3,20 metros en cada voladura. Para la perforación y voladura, la sección teórica del túnel se divide en zonas (Fig. 130), en las que las exigencias, tanto de densidad de perforación, como de carga específica de explosivo y secuencia de encendido son distintas. Estas zonas son:  Cuele

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   

Contracuele Destroza Zapateras Contorno

Figura 130. Sección teórica de un túnel para perforación y voladura

Cuele. El cuele es la fase de la voladura que dispara en primer lugar. Su finalidad es crear una primera abertura en la roca que ofrezca al resto de las fases una superficie libre hacia la que puede escapar la roca con lo cual se posibilita y facilita su arranque. El cuele es sin duda la más importante de todas las fases de la voladura de un túnel en relación con el avance de la voladura. Existen distintos tipos de cuele (Fig. 131), los cueles en V y en abanico, que facilitan la salida de la roca hacia el exterior, pero tienen el inconveniente de que los taladros forman un ángulo con respecto al eje del túnel, por lo que su correcta perforación tiene una mayor dificultad y exige variar el esquema de perforación para cada longitud de avance. En túneles de secciones de excavación reducidas estos cueles no permiten grandes avances por voladura.

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Figura 131. Tipos de cuele

El cuele más usado por su simplicidad es el cuele paralelo. Consiste en un taladro vacío (barreno de expansión), sin explosivos, de mayor diámetro que el resto (de 75 a 102 mm) y, a su alrededor, tres o cuatro secciones de taladros cargados que explotan sucesivamente siguiendo una secuencia preestablecida. La misión del barreno de expansión es la de ofrecer una superficie libre que evite el confinamiento de la roca de modo que facilite su arranque. Su diámetro varía entre 100 y 300 milímetros. En ocasiones puede sustituirse por dos taladros vacíos de diámetro menor (2 x 75 mm). Destroza. La destroza es la parte central y más amplia de la voladura, cuya eficacia depende fundamentalmente del éxito de la zona del cuele y contracuele, que es la zona crítica de la voladura. Zapateras. La zapatera es la zona de la voladura situada en la base del frente, a ras del suelo. Los taladros extremos suelen ir un poco abiertos “pinchados” hacia fuera con objeto de dejar sitio suficiente para la perforación del siguiente avance. Los barrenos de las zapateras son los que más carga explosiva contienen ya que, aparte de romper la roca han de levantar ésta hacia arriba. Para evitar repiés, van ligeramente “pinchados” hacia abajo y son disparados en último lugar. Contorno. Los taladros perimetrales o de contorno son importantes pues de ellos dependerá la forma perimetral de la excavación resultante. Lo ideal es que la forma real del perímetro del túnel sea lo más parecida posible a la teórica, aunque las irregularidades y discontinuidades de la roca dificultan dicho objetivo. Existen dos técnicas de efectuar los tiros perimetrales: el recorte y el precorte. El recorte, que es la técnica más empleada, consiste en perforar un número importante de taladros paralelos al eje del túnel en el contorno, a la distancia conveniente (entre 45 cm y 100 cm) y con una concentración de explosivo pequeña o incluso nula. En la secuencia de encendido son los últimos barrenos en detonar. Por otro lado, la

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técnica del precorte se perfora un mayor número de taladros perimetrales y paralelos entre sí unas distancias entre 25 cm y 50 cm, con una concentración de carga explosiva entre 0,1 y 0,3 kg/m. Esta técnica exige una perforación muy precisa que asegure un buen paralelismo y una homogénea separación entre los taladros. En la secuencia de encendido, son los primeros en detonar, con lo que se crea una fisura perimetral que aísla y protege la roca de las vibraciones del resto de la voladura. La técnica del precorte, por su esmerada ejecución y costo elevado, es de uso poco frecuente en túneles, excepto en casos muy especiales. 8.2.1.‐ Maquinaria de perforación La perforación de los taladros se puede hacer por dos procedimientos: el primero es mediante el uso de martillos manuales accionados por aire comprimido, y el segundo es mediante martillos hidráulicos montados sobre una maquina automóvil denominada jumbo. Martillos manuales. Los martillos manuales de aire comprimido funcionan a percusión, es decir, la barrena golpea contra la roca y gira de forma discontinua entre cada percusión, separándose del fondo del taladro. El detritus es arrastrado hasta el exterior del taladro mediante agua, que tiene también la finalidad de refrigerar la barrena. Los martillos manuales son actualmente de uso poco frecuente, sólo se usan, obviamente, en túneles muy pequeños o de forma accidental, pues tienen rendimientos muy inferiores a los jumbos y requieren mucha mano de obra.

Jumbos. La máquina habitual de perforación es el jumbo, como se muestra en la imagen que incluimos más abajo. Consta de una carrocería de automóvil dotada de dos o tres brazos articulados, según los modelos. En cada brazo puede montarse un martillo de perforación (perforadora) o una cesta donde pueden alojarse uno o dos operarios y que permite el acceso a cualquier parte del frente. El funcionamiento de los jumbos es eléctrico cuando están estacionados en situación de trabajo y pueden disponer también de un motor Diesel para el desplazamiento. Los martillos funcionan a rotopercusión, es decir, la barrena gira continuamente ejerciendo simultáneamente un impacto sobre el fondo del taladro. El accionamiento es hidráulico, con lo que se consiguen potencias mucho más elevadas que con el sistema neumático. El arrastre del detritus y la refrigeración se consiguen igualmente con agua. Los rendimientos de perforación que se consiguen en los jumbos hidráulicos modernos, pueden superar los 3,5 m/min de velocidad instantánea de perforación. Los jumbos actuales tienen sistemas electrónicos para controlar la dirección de los taladros, el impacto y la velocidad de rotación de los martillos e incluso pueden memorizar el esquema de tiro y perforar todos los taladros automáticamente. En este caso un único maquinista puede perforar una pega completa en unas pocas horas.

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Figura 132. Jumbo

Accesorios de perforación. Los accesorios de perforación comúnmente usados son las varillas o barrenas y las bocas de perforación. Además se emplean manguitos y otros adaptadores para el ensamblaje de las piezas. Las barrenas de perforación son simplemente barras de acero con un conducto interior para el paso del agua de refrigeración y unas roscas en los extremos donde se acoplan las bocas o los manguitos. La boca de perforación es la herramienta de corte, que generalmente es de metal endurecido (carburo de tungsteno) o widia, dispuesto en formas diversas: en cruz, en X o botones, con unos diámetros habitualmente comprendidos entre 45 y 102 milímetros. La elección de un tipo u otro de boca, así como de sus diámetros, depende del tipo de maquinaria de perforación, de las características de la roca y del diámetro de los cartuchos del explosivo a introducir. Generalmente las bocas de botones son las que proporcionan un mayor rendimiento, al golpear la roca de forma más homogénea y ser más fácil la evacuación del detritus de roca. Para tal fin se pueden disponer varias entradas de agua frontales y también laterales. Para la elección del material de perforación y sus accesorios se recomiendan el uso de los manuales especializados facilitados por los fabricantes. 8.2.2.‐ Explosivos y detonadores Los tipos de explosivo que deben utilizarse en túneles dependen de las características de la roca, principalmente de su densidad, resistencia a compresión y velocidad de propagación sónica de la roca. Además los explosivos, durante la detonación, deben generar gases no tóxicos, lo que limita el tipo de explosivos en interior. El tipo de explosivo también depende del grado de humedad existente en la roca. El explosivo más utilizado para el cuele y contracuele, destroza y zapateras, es la GOMA‐2 E‐C o RIOMEX E20/40. El diámetro de los cartuchos deberá ser lo más próximo al diámetro de perforación de los taladros, compatible con su introducción dentro del barreno. La iniciación de la explosión en cada barreno se realiza en el cartucho cebo instalado en el fondo del barreno y que contiene un detonador.

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La activación de los detonadores puede ser eléctrica o por impacto; en el primer caso se utilizan detonadores eléctricos. Por razones de seguridad, contra corrientes parásitas, se utilizan exclusivamente detonadores de alta insensibilidad (Al). Una mayor seguridad ofrecen los detonadores de iniciación no eléctrica, tipo Nonel, cuyo uso sería especialmente aconsejable. Atendiendo a los tiempos de retardo, los detonadores pueden ser: instantáneos, de microretardo (retardo de 25 ó 30 mseg), o de retardo (retardo de 0,5 seg). El resto de los elementos que se utilizan para la voladura son los siguientes:  Cañas. Son tubos de PVC (tubos omega) abiertos longitudinalmente en cuyo interior se colocan los explosivos, cordón detonante, etc. Permiten introducir fácilmente todos los elementos en su disposición correcta dentro del taladro.  Retacador. El retacador es el material que cierra o tapona el taladro y de este modo impide que la energía debida a la explosión se escape por la boca del mismo. Normalmente se usan unos cartuchos de arcilla muy plástica.  Explosor. Es el mecanismo que produce la corriente eléctrica que da lugar a la explosión. Suelen estar basados en un condensador que se va cargando con una manivela o una batería y que cierra el circuito manual o automáticamente  Cables. Los cables eléctricos que transmiten la corriente desde el explosor hasta los detonadores son los usados habitualmente en trabajos eléctricos. Las vibraciones producidas por las voladuras se transmiten por el terreno y pueden llegar a producir daños en edificios y estructuras próximas al túnel así como a la roca circundante y al revestimiento. Por este motivo tiene interés el estudio de la ley que rige la propagación de las ondas sísmicas y los valores máximos de vibración admisibles en cada proyecto. El factor principal que provoca los daños es la Velocidad Pico de Partícula, que se define como la velocidad máxima que alcanzan las partículas del terreno al vibrar por acción de la onda sísmica.

8.3.‐ Excavación con máquinas integrales: topos y escudos 8.3.1.‐ Introducción Las máquinas integrales para la excavación de túneles se conocen habitualmente por las siglas T.B.M. (Tunnel Boring Machine) y hacen referencia a una serie de máquinas capaces de excavar un túnel a sección completa, a la vez que se colabora en la colocación de un sostenimiento provisional o en la puesta en obra del revestimiento definitivo. Estas máquinas se dividen en dos grandes grupos: topos y escudos. Ambos difieren de forma importante según el tipo de roca o suelo que sea necesario excavar, así como de las necesidades de sostenimiento o revestimiento que requiera cada tipo de terreno. Así, los topos se diseñan principalmente para poder excavar rocas duras y medias, sin grandes necesidades de soporte inicial, mientras que los escudos se utilizan en su mayor parte en la excavación de rocas blandas y en suelos, frecuentemente inestables y en ocasiones por debajo del nivel freático, en terrenos saturados de agua que necesitan la colocación inmediata del revestimiento definitivo del túnel.

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A continuación se detallaran las características de cada una de estas máquinas.

Figura 133. Vista de las cabezas de corte de dos TBM’s y dos escudos respectivamente (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

8.3.2.‐ Topos En líneas generales los topos constan de una cabeza giratoria, dotada de cortadores, que se acciona mediante motores eléctricos y que avanza en cada ciclo mediante empuje de unos gatos que reaccionan sobre las zapatas de los grippers, los cuales a su vez están anclados contra la pared del túnel. En la Fig. 134 se muestra un topo.

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Figura 134. Vista general de un topo (Cortesía Herrenknecht AG)

8.3.2.1.‐ Descripción de la máquina En la Fig. 135, se puede ver una T.B.M. tipo topo. Las partes fundamentales se describen a continuación, son: la cabeza, los grippers, los cilindros de empuje, el back‐up, y el sistema de guiado.

Figura 135. Esquema de un topo (Fernández, 1997)

8.3.2.2.‐ Partes de un topo 8.3.2.2.1.‐ Cabeza Es la parte móvil que realiza la excavación de la roca (ver Fig. 136). Está dotada de cortadores que normalmente son discos de metal duro que giran libremente sobre su eje, y cuya carcasa se fija a la

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cabeza. Estos cortadores son de mayor diámetro cuanto mayor sea la dureza de la roca y, hoy día, son normales los de 432 mm (17”) de diámetro, existiendo algunas realizaciones con 533 mm (21”) para rocas muy duras, en el entorno de los 250 MPa.

Figura 136. Vista frontal de la rueda de corte que incorpora la cabeza de un topo (Cortesía Herrenknecht AG)

Los cortadores, normalmente se disponen en la cabeza de la máquina en forma de espiral, para que, al girar la misma, puedan describir círculos equidistantes, y únicamente hay una concentración de cortadores en el centro de la cabeza para forzar la rotura de la roca en esa zona a modo de cuele (ver Fig. 137). El mecanismo de rotura de la roca, forzado en la zona central de la manera indicada, progresa en los círculos siguientes hacia el espacio ya excavado, y para facilitar este trabajo se dota a las cabezas de una pequeña conicidad. El proceso de corte mecánico se produce inicialmente mediante un proceso de rotura frontal originado por la presión que el cortador ejerce (ver cortador en Fig. 140) sobre el terreno y, posteriormente, en el resto de la sección, la rotura entre los círculos concéntricos anteriormente aludidos se produce por identación, con la formación de un escombro lajoso típico de este tipo de máquinas.

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Figura 137. Círculos concéntricos dejados por los cortadores en el frente del túnel

En la Fig. 138 se representa un esquema de rotura frontal, y se pueden apreciar las cinco fases que cronológicamente se suceden en la misma.

Figura 138. Fases en la rotura frontal (Fernández, 1997)

La Fig. 139 representa la posterior rotura por identación al paso de los cortadores por los diferentes círculos descritos.

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Figura 139. Esquema de rotura por identación (Alonso, 2002)

Figura 140. Vista de detalle y en perspectiva de un cortador (Robbins Company)

Los mecanismos de rotura descritos reflejan la importancia que tiene el estudio para cada tipo de roca de la separación óptima entre cortadores, el empuje de la máquina y el diámetro de los cortadores.

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La resistencia a la tracción es uno de los aspectos clave de la roca para explicar la eficiencia del arranque. Naturalmente, el diaclasado de la roca, su fracturación, la existencia de esquistosidad favorable, así como la de planos de estratificación con orientación adecuada, mejoran considerablemente este proceso, favoreciéndose de forma notable la penetración del topo.

Figura 141. Disposición favorable y desfavorable, respectivamente, de los cortadores vs estratificación

Para la excavación de los escombros producidos, la cabeza incorpora además una serie de cangilones situados en su periferia que recogen el escombro y lo elevan para su descarga en una cinta primaria.

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Figura 142. Vista general de un topo a punto de iniciar el ataque de la excavación (Trenchless Technology)

El accionamiento de la cabeza es normalmente eléctrico y con dos velocidades de giro, una larga, normalmente en el entorno de las 9 rev/min y otra corta, usualmente la mitad. Una medida aproximada para estimar la velocidad de giro (en RPM) puede ser: siendo D el diámetro de la rueda de corte en mts. Actualmente, se empiezan a utilizar accionamientos eléctricos con regulación de velocidad mediante la variación de frecuencias. La regulación de esta velocidad, así como la del par, es esencialmente valiosa cuando se excavan rocas de muy distinta calidad, debido a que: • Para excavar rocas duras, no es necesario un par demasiado elevado, pero sí interesa una velocidad alta que permita utilizar toda la potencia de la máquina. • En terrenos más blandos, donde la penetración de la máquina puede alcanzar altos índices, será necesario disminuir la velocidad para no sobrecargar el sistema. • En el caso de terrenos con bloques, puede igualmente ser aconsejable una disminución de la velocidad para evitar el movimiento o derrumbe de bloques en el frente o en la clave del túnel. Las ventajas principales de este sistema eléctrico de frecuencia variable se pueden condensar en las siguientes: a) Permite una regulación continua de la velocidad con par constante entre 0 y 50 Hz. Por encima de los 50 Hz, se mantiene constante la potencia, disminuyendo el par a medida que aumenta la velocidad, cumpliéndose en este caso que el producto de par por velocidad es igual a potencia constante.

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b) Se dispone de todo el par a velocidades reducidas, incluso en el arranque con velocidad cero. Esto es muy importante en terrenos que tienden a atrapar la cabeza de la máquina, ya que el par de desbloqueo puede aumentarse hasta un 150% del par nominal durante unos 30 segundos. 8.3.2.2.2.‐ Grippers Como ya se ha indicado, son las zapatas que acodalan a la máquina contra la roca durante el avance, siendo su superficie mayor cuanto menor sea la resistencia de la roca, y existiendo, como es lógico, unos límites en ambos sentidos (ver Fig. 143). Normalmente, los grippers no pasan de 0.70 m de anchura, para que puedan apoyarse entre cerchas. En algún caso, cuando se prevé trabajar en terrenos blandos, pueden llegar a tener una acanaladura central que aloje en su momento el gálibo de una cercha en caso de ser necesario.

Figura 143. Vista en perspectiva de la cabeza de un topo. A la derecha, en color rojo, se destacan los grippers (Cortesía Herrenknecht AG)

8.3.2.2.3.‐ Cilindros de empuje Son normalmente 2 ó 4 y proporcionan a la máquina el empuje necesario contra el frente para realizar la excavación. Su recorrido, comprendido entre 1.50 y 2.00 m, marca la longitud de cada ciclo de avance, ya que una vez agotada su carrera es necesario soltar los grippers y retraer los cilindros de empuje para conseguir el avance de la parte fija de la máquina (ver Fig. 143). 8.3.2.2.4.‐ Back‐up Se denomina así al conjunto de plataformas posteriores que arrastra la máquina en su avance y que, normalmente, incorporan los siguientes equipos (ver Fig. 144): • Transformadores y carretes de mangueras eléctricas.

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• • •

Captadores de polvo, constituidos la mayoría de veces por una cortina de agua que capta el polvo en la tubería de aspiración del mismo y permite su posterior evacuación en forma de lodos Casetes de ventilación que almacenan habitualmente 100 m de tubería soplante. Polipastos para manejo de vías y dovela de solera, ya que, en la actualidad, la mayoría de los túneles incorporan una dovela en solera de hormigón prefabricado, que se va colocando simultáneamente al avance del túnel.

Figura 144. Vista trasera del back‐up de una tuneladora (Trenchless Technology)

De esta forma, el túnel dispone a lo largo de toda su longitud de una solera de hormigón que le proporciona las siguientes ventajas: • Permite disponer de una vía bien colocada, y en consecuencia los trenes alcanzan con seguridad velocidades elevadas (entorno a los 30 Km/h). • Se dispone de una solera del túnel limpia, ya que facilita considerablemente el drenaje. • Se facilita tremendamente la colocación del revestimiento de hormigón definitivo si lo hubiere, ya que no sería necesario el encofrado de solera y no se interrumpe nunca la vía. El sistema de evacuación de escombros, de importancia primordial en el método, ya que es necesario evacuar con rapidez grandes cantidades de material. Los modernos sistemas de evacuación de escombros pueden adoptar diversas configuraciones, siendo las más frecuentes: a) Tren de tolvas: está constituido por una batería de tolvas en número igual al de los vagones de cada tren y con idéntica geometría y colocación. Estas tolvas sirven como regulación y acopio, y se cargan mediante una cinta repartidora del material, no siendo necesaria la presencia del tren que puede estar viajando. Cuando el tren regresa vacío, se sitúa debajo de las tolvas y mediante la apertura simultánea de todas ellas se carga éste de forma prácticamente instantánea, repitiéndose el ciclo. b) Cinta puente: puede alojar en su interior el tren completo y lo carga mientras éste pasa por debajo de la misma. Un cambio californiano, previo a la cinta, permite la espera de un segundo tren. Es

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necesario realizar las maniobras mediante la locomotora. Todo el conjunto va montado en plataformas que ruedan sobre la vía principal del túnel arrastradas por el topo en su avance. c) Sistema Rowa: consiste en un conjunto de dos vías paralelas, una para vagones vacíos y otra para vagones cargados. Los vagones se mueven sin la locomotora mediante cadenas de arrastre y el cambio de vía se efectúa mediante un sistema hidráulico. Todo el sistema se controla por un operador situado ante un monitor de TV. d) Cintas convencionales: que transportan el escombro desde la máquina hasta el exterior, eliminándose el transporte sobre vía. Este procedimiento de transporte continuo cada vez se utiliza más frecuentemente, porque aumenta el rendimiento al eliminarse tiempos muertos (descarrilamientos, esperas, ...). La cinta dispone de 125 –150 m, que permite realizar el avance semanal sin necesidad de empalmarla. 8.3.2.3.‐ Guiado El guiado de un topo se suele hacer materializando con un rayo láser un eje paralelo al del túnel. El operador de la máquina ve constantemente la señal en la diana cuadriculada que facilita el guiado manual de la máquina. En cualquier caso, es necesario cada vez que se adelante el láser y en las tangentes de entrada y salida a las curvas verificar el eje y la rasante con topografía convencional. 8.3.2.4.‐ Limitaciones de utilización La mayoría están ligadas a la geometría del túnel. En efecto: • La sección debe ser circular y la longitud tal que permita asumir una inversión elevada y unos gastos igualmente importantes de transporte y montaje en obra. • El radio de curvatura mínimo está alrededor de los 300 m, aunque son deseables al menos 500 m. • La pendiente máxima debe ser tal que permita una circulación fluida de trenes y está en un entorno máximo del 3.5‐4 %. Esta pendiente se puede superar en el caso de extracción de escombros por cintas, pero no hay que olvidar que, aún en este caso, es necesario disponer de vía para poder introducir al frente del túnel materiales, repuestos, etc. Otras limitaciones se refieren a la geología y la geotecnia de los terrenos a atravesar. Así, en terrenos excesivamente blandos o con problemas de sostenimientos podrían desaconsejar el sistema, ya que se podría encarecer considerablemente. Las fallas son un enemigo mortal de los topos, ya que los sostenimientos no pueden actuar como pronto hasta el paso de los espadines de protección y como en estos casos de fallas el avance suele ser lento, los tiempos que transcurren son demasiado largos, favoreciéndose el desprendimiento del terreno. La alta abrasividad de algunas rocas así como los contenidos elevados de sílice pueden producir elevados desgastes en los cortadores y cangilones de la cabeza, pudiendo llegar a invalidar la solución topo por puro problema económico. 8.3.2.5.‐ Rendimientos Los rendimientos de este tipo de máquinas son normalmente muy elevados. La penetración pura de la máquina en el terreno puede oscilar entre 3 y 6 m/hora e incluso ser superior.

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Sin embargo, los rendimientos puros vienen afectados por las paradas necesarias para realizar el mantenimiento de la máquina o de su back up, para el cambio de cortadores, averías y sobre todo para colocar los sostenimientos que fueran necesarios. En consecuencia, el coeficiente de utilización real de una máquina rara vez supera el 50 %. Se define dicho coeficiente (CU) como: En la tabla siguiente se muestran valores de CU según las condiciones de trabajo: Tabla 7. Valores del CU, según las condiciones de trabajo (a partir de casos reales)

2.5.1. Factores que controlan el rendimiento de las máquinas tuneladoras Existen distintos factores que controlan el rendimiento de los topos. Los más impor‐tantes son la resistencia y la composición química del macizo rocoso. En el caso de la resistencia, es muy importante conocer el grado de dureza de la roca. Si para rocas duras denominamos por v la velocidad de avance, para rocas blandas dicha velocidad se multiplica por tres: 3v; lo que hace que el rendimiento se incremente considerablemente. Además, la resistencia del macizo controla el diseño de la cabeza: empuje de los cortadores, espaciamiento de los mismos, etc. La composición química resulta de vital importancia, pues el contenido en cuarzo de la roca marcará de forma decisiva el desgaste de los cortadores. Para un qu constante, si el contenido en SiO2 es bajo se define un cambio de discos a ritmo r, mientras que para una roca con un contenido alto de SiO2 el ritmo de cambio de los discos se dispara a 10r. Otros factores,

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aunque de menor importancia, son la presencia y disposición de discontinuidades, la presencia de agua y el recubrimiento del túnel. Este último de carácter irrelevante. En lo que concierne a las discontinuidades son determinantes. La fisuración densa incrementa la velocidad de avance. Pero una fracturación excesiva requeriría un soporte adicional que nos conduciría a utilizar otras alternativas de excavación como la que ofrece el escudo. El agua es casi siempre perjudicial. Dificulta la extracción y transporte del material excavado y puede generar daño en las instalaciones eléctricas que incorpora la máquina. 8.3.2.6.‐ Estimación del avance en roca dura El NGI (Barton) propone la estimación del avance como una función que depende de los siguientes parámetros: el índice de perforabilidad (D.R.I., “Drilling Rate Index”), el empuje y diámetro del cortador y, el más importante, el grado de fisuración de la roca. 8.3.2.6.1.‐ Índice de perforabilidad (D.R.I.) Este índice definido por el Instituto Noruego de Geotecnia se determina a partir de una serie de ensayos que miden la fragilidad y la tenacidad superficial. Dichos ensayos son: el ensayo de caída y el ensayo de perforación en miniatura. Seguidamente se explica en que consiste cada uno de ellos. El ensayo de caída consiste en medir el porcentaje de muestra de roca que pasa por el tamiz 11.2 mm tras 20 impactos de una masa de 14 Kg lanzada desde una altura de 25 cm (parámetro S20). El índice S20 para una determinada muestra de roca se determinará a partir de la media obtenida con 3 o 4 ensayos (véase Fig. 145)

Figura 145. Ensayo de caída (Drop test). ( T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

El ensayo de perforación consiste en medir la profundidad (en 1/10 mm) del hueco dejado por un taladro de carburo‐tungsteno, tras 200 revoluciones sobre una muestra de roca y bajo un peso de 20 kg (parámetro SJ). Para determinar el valor correspondiente a una determinada roca es necesario realizar de 4

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a 8 ensayos con muestras del mismo tipo de roca y realizar la media de los valores obtenidos de SJ (ver Fig. 146).

Figura 146. Ensayo de perforación (Siever test). (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

La siguiente figura (Fig. 16) proporciona el índice D.R.I. en función de los parámetros anteriormente descritos.

Figura 147. Determinación del DRI. (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Existe una forma alternativa de hallar el DRI utilizando las figuras 148 y 149 deducidas empíricamente por T. Mouinkel y O. Johannssen (1986). Éstas permiten determinar dicho índice a partir de la resistencia a compresión simple de la roca a estudiar.

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Figura 148. Correlación entre el DRI y la resistencia a compresión simple de la roca (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Figura 149. Correlación entre el DRI y la resistencia a compresión simple de la roca (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Conociendo dicho índice podemos hallar la penetración neta y a partir de esta, la penetración total según la siguiente ecuación: siendo: PT: Pentración total PN: Penetración neta que es f(DRI, Empuje por cortador) kD: Corrección por diámetro del cortador kS: Corrección por fracturación de la roca Con esto podremos hacernos una idea aproximada del avance previsto que podemos tener por día para la tuneladora que como veremos dependerá de las litologías a atravesar. El índice PN se puede determinar con la ayuda de la Fig. 19. Conociendo el empuje por cortador en KN (Toneladas) y el valor de DRI para la roca nos proporciona directamente el valor de penetración neta de avance en mm por revolución.

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En esta última figura también es posible determinar el valor del coeficiente kD que debe corregirse en función del diámetro del cortador que viene dado en pulgadas (eje de abcisas)

Figura 150. Determinación de la penetración neta (PN). (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Finalmente, el coeficiente kS se determina de forma similar a los anteriores. En este caso, este depende del tipo de clase de roca definida por Mouinkel y Johannssen y que clasificaron en tres categorías: Joint Class (SP) y Fissure Class (ST) y Non‐fractured Rock Mass (Class 0) (ver Fig. 151).

Figura 151. Rocas pertenecientes a la clase SP y ST respectivamente

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Esta última nos indica que no es necesario aplicar ningún factor de corrección, lo que es equivalente a decir que kS = 1. En la tabla siguiente se indican las características de cada una de las clases mencionadas:

Por último y relacionado de forma indirecta con la velocidad de avance debemos mencionar la abrasividad de la roca, puesto que este factor, controla el desgaste de los cortadores situados en la cabeza rotatoria y por tanto la frecuencia con la que hay que sustituirlos. La abrasividad se mide mediante el índice C.L.I. (“Cutter Life Index”) ideado también por Mouinkel y Johannssen y cuyos valores dependen de las variables AVS y SJ, esta última definida con anterioridad. Según estos autores se define el C.L.I. como:

Asimismo, establecieron el AVS (“Abrassion Value Steel”) como el peso perdido del cortador (acero) expresado en mg tras 20 revoluciones de la mesa giratoria de acero (ver Fig. 152). Conocidos AVS y SJ hallar C.L.I. es inmediato. De la misma manera que vimos para el índice DRI, para CLI también existen correlaciones de los mismos autores (ver Fig. 154). En ella se aprecia claramente como en cuanto aparece el SiO2 (Cuarzo) los valores de CLI caen hasta valores muy bajos, por lo que en tal situación se recomienda recurrir al uso de explosivos.

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Figura 152. Ensayo de abrasión (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Figura 153. Valor de CLI para distintas litologías (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

Finalmente, a título orientativo, se muestran un par de figuras en los que se puede calcular el tiempo de vida en horas de un cortador y el coste en Coronas Noruegas (1€ = 7,879 Coronas Noruegas) por hora y cortador en función del CLI (Fig. 154)

Figura 154. Vida del cortador y coste en Coronas Noruegas en función del CLI (T. Mouinkel, O. Johannssen, 1986)

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8.3.3.‐ Escudos Los escudos disponen también de una cabeza giratoria igualmente accionada por motores eléctricos, pero en este caso, normalmente incorpora picas o rascadores, y avanza mediante el empuje de una serie de gatos perimetrales, que se apoyan sobre el revestimiento definitivo de forma inmediata, éste se puede incorporar al retraerse los gatos después de cada avance. Todos estos trabajos se realizan al amparo de una coraza que da el nombre a este tipo de máquinas, tal y como se muestra en la Fig. 155.

Figura 155. Vista frontal y lateral de un escudo (Fernández, 1997)

Figura 156. Vista general de un escudo (Trenchless Technology)

8.3.3.1.‐ Partes de un topo 8.3.3.1.1.‐ Cabezas o elemento excavador Está incluido en un primer cuerpo de la coraza, e incorpora el elemento excavador, que puede ser manual, una rozadora, una cabeza giratoria, etc.

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En este último caso la cabeza giratoria está accionada por motores hidráulicos que permiten una variación constante de la velocidad de giro, entre 0 y 9‐10 RPM y la reversibilidad de la misma. La cabeza, en este caso, normalmente monta cinceles o picas, y en ocasiones puede incluso incorporar discos. En terrenos muy variables se pueden colocar discos y picas a la vez, aunque siempre los primeros adelantados 2 ó 3 cm sobre las picas. Los cortadores trabajan en terreno duro, sin intervención de las picas y, en terreno blando, se embotan y dejan la responsabilidad de la excavación a las picas. La cabeza, cuando es giratoria o de rueda, dispone de una serie de aberturas, frecuentemente regulables, por las que el escombro arrancado pasa a una cámara en la que una cinta primaria se ocupa de su evacuación. Como más adelante se verá, en los escudos cerrados que trabajan con presión en el frente, esta cinta primaria se sustituye por un tornillo sin fin o por un sistema de transporte hidráulico del escombro. En la Fig. 157 se presenta un escudo de rueda abierta, con picas, mostrando las aberturas para el desescombro.

Figura 157. Vista frontal de la cabeza de un escudo (Cortesía Herrenknecht AG)

8.3.3.1.2.‐ Cuerpo de mando y controles Están alojados, al igual que los motores, en un segundo cuerpo de la coraza. 8.3.3.1.3.‐ Cilindros de empuje y erector de dovelas Están situados en un tercer cuerpo de la coraza, también llamado cola del escudo. Los cilindros de empuje están distribuidos en toda la periferia de la máquina, y están equipados con zapatas articuladas que permiten un apoyo uniforme sobre las dovelas del revestimiento. Su recorrido marca el ciclo de avance, estando normalmente comprendido entre 1.20 y 1.50 m (ver avance de un escudo en la Fig 158). Cuando ha finalizado cada ciclo de excavación, se retraen estos cilindros y, al amparo del tramo de coraza que queda libre, se procede a colocar un nuevo anillo de revestimiento. Para ello, las dovelas que han llegado hasta el back‐up de la máquina en mesillas especiales, se transfieren mediante dispositivos adecuados hasta el erector, el cual las coloca una a una hasta completar el anillo. Cuando este está

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totalmente cerrado, se puede iniciar un nuevo ciclo de excavación, apoyando los cilindros de empuje contra el nuevo anillo colocado. El accionamiento del erector suele ser hidráulico, de velocidad variable, muy sensible y preciso para poder aproximar correctamente cada dovela a su situación definitiva.

Figura 158. Vista del interior de un escudo abierto mecanizado (Cortesía Herrenknecht AG)

La coraza del escudo, en la zona en que se coloca el anillo de dovelas, lleva en toda su periferia unos sellos (cepillos de grasa) que en número de 2 ó 3 impiden que la inyección de mortero que rellena el hueco existente en el trasdós de la dovela pase al interior de la máquina. Este hueco, generado como mínimo por el espesor de la coraza del escudo y por las propias juntas de grasa, tiene habitualmente un espesor entre 7 y 9 cm y su inyección se puede hacer de forma discontinua, es decir, anillo por anillo cada vez que éste queda liberado de la coraza de la máquina o bien, en los casos de gran responsabilidad en cuanto a asientos del terreno, de forma continua, a medida que la máquina avanza y el anillo va saliendo de la coraza.

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Figura 159. Avance de un escudo mediante los cilindros de empuje situados en la cola del escudo (Herrenknecht AG España)

8.3.3.1.4.‐ Back‐up Como en el caso de los topos, está constituido por una serie de plataformas que, deslizándose sobre el propio revestimiento de hormigón, se mueven arrastradas por la máquina simultáneamente a su avance (véase Fig. 158 y 160). El Back‐up incorpora los transformadores, casetes de cable, casetes de ventilación, depósitos para el mortero de inyección, etc, y el sistema de evacuación de escombro normalmente está formado por una cinta puente que aloja en su interior el tren completo.

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Figura 160. Vista general del Back‐up del escudo que construirá el túnel este de Guadarrama (Madrid) (Cortesía Herrenknecht AG)

En el caso del escudo hay que tener en cuenta que después de cada ciclo de avance, ineludiblemente viene la colocación de un anillo de dovelas. El tiempo empleado en ello, normalmente entre 20 y 35 minutos, según el tipo y el número de dovelas, permite el cambio de trenes sin interferencias con el avance y, por tanto, los sistemas de desescombro suelen ser más sencillos que en el caso de los topos. 8.3.3.2.‐ Tipología actual Se ha visto anteriormente el esquema general de funcionamiento de un escudo, que en lo básico es idéntico para cualquier tipo de máquina. Una primera y muy importante diferenciación entre los diferentes tipos de escudos estriba en las características del frente de trabajo y sobre todo en la estabilidad o inestabilidad del mismo, dudosa en el caso de suelos. La fórmula de Peck aplicada a suelos, establece que el factor de estabilidad n, se puede calcular de la siguiente forma:

* OBS: Si n < 5 el frente es estable y si n > 5, inestable. donde: = Presión geostática en el eje del túnel pa = Presión que se ejerce contra el frente c = Cohesión En función de este coeficiente se podrá hablar de escudos abiertos para frentes estables y de escudos cerrados para aquellos frentes que puedan presentar señales de inestabilidad.En la Tabla III se representa la tipología actual de estas máquinas, partiendo de una división general en escudos abiertos y cerrados, indicando además las características principales en cada uno de ellos.

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Tabla III. Tipología actual de escudos (Fernández, 1997) 8.3.3.3.‐ Escudos abiertos Se utiliza normalmente cuando el frente del túnel es estable y las afluencias de agua reducidas, bien por trabajarse por encima del nivel freático o bien por ser terrenos impermeables.

Figura 161. Vista de un escudo manual de frente abierto con sistema para contención del frente en terrenos inestables (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

En este tipo de escudos, el elemento excavador puede ser manual (por ejemplo, a base de martillos picadores), o estar constituido por un brazo excavador, Fig. 162, o un brazo rozador (Fig. 163), y en estos casos es frecuente disponer de algunos elementos, generalmente en forma de paneles de rejillas que, aproximados al frente mediante gatos hidráulicos, pueden colaborar en la estabilidad del mismo una vez realizado cada ciclo de avance (Fig. 164).

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Figura 162. Imagen del frente visto desde el interior de un escudo de frente abierto. La excavación se realiza a mano con martillo picador (“pica pica”) y pala para retirar el escombro (imagen de la parte izquierda) y con pala mecanizada que actúa como excavadora y como pala de carga (imagen derecha).

Dentro de este grupo, se deben incluir también los escudos mecanizados con cabeza giratoria, dotada de picas, rascadores u otros elementos de corte, que en ocasiones pueden ser cortadores de discos o combinaciones entre distintos tipos, convirtiéndose la máquina en verdaderos topos escudados (Fig 165).

Figura 163. Escudos de frente abierto con rozadora y pala excavadora mecanizada (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

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Figura 164. Escudos de frente abierto con panel de rejilla para ayudar a sostener el frente y pala excavadora mecanizada (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

Figura 165. Imagen de un escudo de tipo abierto con método de excavación mecanizado (rueda) (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

En cualquier caso, son máquinas relativamente sencillas, que se adaptan bien a condiciones variables del terreno, siempre que éstas no sean extremadamente dificiles. Este grupo de escudo permite la colocación de revestimientos de muy variada índole, admitiendo cualquier tipo de dovela, o incluso la puesta en obra de cerchas metálicas con forro de madera o metálico. Lógicamente, y exceptuando los escudos de rueda, es posible trabajar en secciones diferentes de la circular, lo que constituye la única excepción a la geometría en este tipo de máquinas. 8.3.3.4.‐ Escudos cerrados Están diseñados para trabajar en terrenos difíciles, no cohesivos y con frecuencia bajo el nivel freático y saturados de agua, en frentes claramente inestables.

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Figura 166. Maqueta de un escudo tipo EPB de frente cerrado (Cortesía Herrenknecht AG)

Características comunes a todos ellos son la obligatoriedad de la excavación en sección circular y la necesidad de un revestimiento de dovelas de hormigón atornilladas entre sí, con garantías de impermeabilidad. Se pueden distinguir entre los siguientes conceptos o tipos de máquinas, que se describen a continuación. 8.3.3.4.1. Escudos mecanizados de rueda con cierre mecánico En estas máquinas, se dispone de unas puertas de abertura controlada hidráulicamente, que en caso necesario se pueden cerrar totalmente, quedando el túnel sellado. Mediante la regulación de la apertura de estas puertas, se puede controlar la cantidad de material excavado y que penetra en la cámara. Un segundo nivel de control imprescindible para complementar el anterior, consiste en otras puertas situadas justo por detrás de las anteriores, a la salida de la cámara, y cuya apertura se puede preseleccionar para que se realice únicamente cuando se supere una determinada presión del terreno. De esta manera, se puede regular de modo muy preciso el flujo de material procedente de la excavación, que se puede evacuar mediante una cinta transportadora convencional, Fig. 167.

Figura 167. Esquema de un escudo de rueda con cámara abierta (Fernández, 1997)

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En cualquier caso, la máquina trabajaría de forma parecida a un escudo de presión de tierras, aunque lógicamente con limitaciones, sobre todo en presencia de agua. 8.3.3.4.2.‐ Escudos presurizados con aire comprimido El aire comprimido se ha utilizado desde hace bastantes años para presurizar totalmente los túneles construidos bajo freáticos no muy importantes (0.1 o 0.2 Mpa), entre la esclusa inicial de entrada y el frente, en cifras ligeramente superiores a la carga agua + terreno. En el frente del túnel se podían utilizar simples escudos de entibación u otros con rueda abierta, ya que la única condición era disponer de un terreno con coeficiente de permeabilidad al aire bajo, constituido en su mayoría por arenas finas, arcillas y limos. El sistema, teóricamente sencillo, hoy en día está prácticamente abandonado, ya que cualquier pérdida de aire, ya sea en el frente del túnel o a través del propio revestimiento, podría originar una catástrofe. Además, el cumplimiento de las Normativas vigentes en materia de Salubridad, que regulan las horas de trabajo y de descompresión para el personal que trabaja en estas circunstancias, encarecerían notablemente el proceso, al multiplicar al menos por dos los turnos de trabajo, y lo harían prácticamente inviable con cargas de agua superiores a 0,3 MPa, como requieren algunos proyectos modernos. La tendencia actual, como consecuencia de lo anterior, se encamina a limitar la puesta en presión a la cámara frontal del escudo, de forma que el personal siempre puede trabajar en condiciones de presión atmosférica. De igual forma, queda mitigado, aunque no totalmente resuelto, el problema del riesgo de rotura del terreno provocado por las posibles pérdidas súbitas de aire. En este caso, la extracción del escombro se realiza hasta la presión atmosférica por medio de un tornillo sinfín, que en ocasiones puede descargar en una válvula esférica rotativa. La manejabilidad del producto, para su evacuación final hasta el vertedero por procedimientos convencionales, se consigue cuando inicialmente existen dificultades, con la adición de espumas o polímeros en cantidad adecuada para formar una especie de gel viscoso que resulte manejable. En realidad, en la práctica, la presurización de la cámara frontal del escudo con aire comprimido ha quedado reducida a situaciones de emergencia en escudos de bentonita o de presión de tierras (EPB), para, mediante una esclusa incorporada en la cabeza de la máquina, poder pasar al frente a cambiar picas, realizar reparaciones o solucionar alguna situación inesperada. 8.3.3.4.3.‐ Hidroescudos o escudos de bentonita (Slurry Shield) Los hidroescudos o escudos de bentonita utilizan la propiedad tixotrópica de los lodos bentoníticos para conseguir la estabilización del frente del túnel. Son máquinas adecuadas para trabajar en terrenos difíciles, constituidos principalmente por arenas y gravas u otros materiales blandos y fracturados bajo presión de agua, en los que la inyección de lodos, además de contribuir a la estabilidad del terreno, ayuda al transporte mediante bombeo de los productos de excavación, Fig. 168. Su campo de aplicación óptimo se relaciona con granulometrías comprendidas entre 0.1 y 60 mm, que conjuguen una eficaz recuperación de la bentonita con la facilidad del transporte hidráulico.

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Figura 168. Esquema de un escudo de bentonita (frente presurizado) (Fernández, 1997)

En efecto, la separación de la bentonita, Fig. 169, perfectamente conseguida en las modernas plantas de tratamiento, se encarece muchísimo cuando los materiales finos, que pasan por el tamiz 200 (0.074 mm) superan cifras en el entorno del 20%. Con el 30%, aunque se trate únicamente de arenas finas, la solución es en general económicamente inaceptable. Si, además, hay partes apreciables de limos o arcillas, la separación es técnicamente imposible, teniéndose que recurrir a perder bentonita con las consecuencias económicas y de contaminación que invalidan totalmente el sistema.

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Figura 169. Esquema de una planta de separación de bentonita

Por otra parte, un exceso de tamaños superiores a los citados, así como la presencia en el terreno de bolos puede encarecer notablemente el transporte, aunque el problema técnicamente se soluciona incorporando una trituradora a la cabeza de la máquina. 8.3.3.4.4.‐ Escudos de frente en presión de tierras En este tipo de escudos, llamados E.P.B. (“Earth Pressure Balance”) se abarcan prácticamente la totalidad de los terrenos que pueden presentar inestabilidades. La idea de estas máquinas, cuyo esquema puede verse en la Fig. 170, viene en parte de los hidroescudos y en parte de los escudos de rueda presurizados con aire comprimido.

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Figura 170. Esquema de un escudo tipo E.P.B. (Fernández, 1997)

Del primero toma el principio del sostenimiento del frente mediante un equilibrio de la presión del terreno más el agua con la presión que se mantiene en la cámara de la cabeza del escudo, y del segundo el principio de evacuar el escombro en un estado próximo al sólido mediante un tornillo sinfín en la fase de paso a la presión atmosférica y por medios convencionales (cintas, vagones, etc) en la fase final (ver Fig. 171).

Figura 171. Esquema de presiones ejercidas por el escudo sobre el frente (Cortesía Herrenknecht AG)

En efecto, el escombro desplazado por el cabezal de corte pasa a una cámara situada tras él, y se va comprimiendo a medida que ésta se va llenando. Un transportador de tornillo procede a desalojar el material excavado, siempre de forma controlada para mantener la presión en la cámara que previamente se ha prefijado. En la mayoría de los terrenos en los que se utilizan estos tipos de máquinas, y sobre todo en aquellos arenosos o con gravas que presentan una plasticidad muy baja o nula, es necesario disponer de una mezcla plástica y viscosa que satisfaga ciertos requerimientos de impermeabilidad y transmisión controlada de la

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presión en toda la sección del túnel, a la vez que los productos excavados puedan ser manejados a través del tornillo de desescombro.

Figura 172. Vista general de un escudo tipo E.P.B. (Cortesía Herrenknecht AG)

Esto se consigue mediante la inyección en la cabeza de la máquina, a través de unas aberturas especiales, de una serie de productos que, en forma de polímeros o espumas, se mezclan con el terreno y el agua que contiene mejorando la plasticidad del terreno que se introduce en la cámara de la cabeza, colaborando eficazmente en la estabilidad del frente. Adicionalmente, estos aditivos, en caso necesario, pueden igualmente inyectarse en la cámara del escudo e incluso en el tornillo sinfín. Para controlar el sistema de equilibrio por presión de tierras es necesario el control del volumen de escombro desalojado en el tornillo estableciendo un equilibrio con el excavado, lo que se consigue controlando y manteniendo constante la velocidad del tornillo sinfín en relación con la presión de tierras dentro de la cámara. La presión de tierras se establece inicialmente en función del tipo de terreno y de la carga de agua correspondiente y se va ajustando de forma constante en función de mediciones continuas de subsidencias antes y después de la excavación. La máquina dispone de detectores de presión en la cabeza, cámara y tornillo cuyas lecturas recogidas y procesadas en un ordenador permiten el control de la estabilidad del frente. Hoy en día, el sistema depresión balanceada de tierras se corresponde con la tecnología predominante en todo el mundo para la excavación de túneles en suelos bajo nivel freático. 8.3.3.5.‐ Guiado El sistema de guiado de un escudo se compone de una diana para analizar la posición en la misma de un rayo láser, complementado con un distanciómetro y un inclinómetro que permita fijar la posición y el giro de la máquina.

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Estas señales se procesan con ordenador para determinar la posición y tendencia de la máquina, basando su comparación a través de un programa con la posición real y la teórica prevista en cada anillo del revestimiento. Este programa da las desviaciones en una pantalla con números guía, de forma tal que permiten al operador corregir la alineación, posibilitándole el cálculo del nuevo trazado que debe realizar para regresar a la alineación primitiva. La corrección de las desviaciones, así como el trazado de las alineaciones curvas previstas, se consigue variando el flujo de aceite en los cilindros de empuje. 8.3.3.6.‐ Limitaciones de utilización De la misma manera que en los topos, las principales limitaciones en la mayoría de los casos se centran en la geometría del túnel, sección circular, longitud mínima del túnel y pendiente adecuada al transporte sobre vía. Los radios de curvatura mínimos se encuentran entorno a los 200 m. 8.3.3.7.‐ Rendimientos Como en el caso de los topos, los rendimientos suelen ser muy elevados, aunque sean muy variables en función del tipo de dovela a colocar y del tipo de escudo a que se refiera (abierto, EPB, etc). Puesto que la colocación del revestimiento de dovelas es ineludible, el coeficiente de utilización de estas máquinas contempla en su conjunto la excavación y el revestimiento y, por tanto, con frecuencia es superior al 75%. 8.3.4.‐ Dobles escudos 8.3.4.1.‐ Descripción de la máquina Es una máquina concebida basándose en un escudo telescópico articulado en dos piezas, que además de proporcionar un sostenimiento continuo del terreno durante el avance del túnel, de forma similar a como trabaja un escudo, permite en aquellos casos en que el terreno puede resistir la presión de unos grippers, simultanear las fases de excavación y sostenimiento, con lo que se puede conseguir rendimientos muy elevados. Son máquinas que pueden trabajar en terrenos de muy diferente naturaleza y que presentan características conjuntas de los topos y los escudos. Sus componentes principales son los siguientes: • cabeza de corte • escudo delantero • escudo trasero • sistema principal de empuje 8.3.4.1.1.‐ Cabeza de corte Su diseño viene impuesto por las condiciones geológicas de los terrenos que se pretende excavar, siendo más o menos cerrada en función de la calidad del mismo. Normalmente son cabezas mixtas que incorporan cortadores de disco y picas simultáneamente. Los cortadores de gálibo, si es necesario, pueden aumentar el diámetro de la excavación en el entorno de los 10 cm, lo que es muy útil en el caso de terrenos

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expansivos, máxime teniendo en cuenta que al ser máquinas con doble escudo, su longitud es elevada en comparación con las máquinas convencionales. La cabeza está igualmente equipada con los cangilones que aseguran el transporte del material excavado hasta las cintas de extracción. El accionamiento de la cabeza puede ser electrohidráulico con velocidad variable y reversible o bien eléctrico, pero con regulación de velocidad por variación de la frecuencia. La reversibilidad de la cabeza a velocidades bajas ayuda a liberarla en terrenos heterogéneos o con bolos, aunque lógicamente la extracción de escombro sólo puede realizarse en una única dirección. 8.3.4.1.2.‐ Escudo delantero Además de servir como estructura soporte de la cabeza de corte, contiene el rodamiento principal, la corona de accionamiento y los sellos interno y externo. En cada uno de los dos cuadrantes superiores incorpora las zapatas estabilizadoras que aseguran la máquina durante el ciclo de perforación e incrementan la fuerza de anclaje durante la maniobra de avanzar los grippers principales. 8.3.4.1.3.‐ Escudo trasero También llamado escudo de anclaje, es el que incorpora las zapatas de los grippers operables a través de ventanas. Su extremo delantero se proyecta hacia delante dentro de una carcasa sujeta al escudo delantero, permitiendo una acción telescópica que proporcionan un sostenimiento continuo del terreno. La parte posterior de este escudo incorpora en su interior al erector de dovelas y a los cilindros auxiliares de empuje, similares a los de un escudo normal. 8.3.4.1.4.‐ Sistema principal de empuje Está constituido por una serie de cilindros dispuestos alrededor de la zona telescópica y anclados entre la parte trasera del escudo delantero y a la parte delantera del escudo de anclaje. Esta disposición proporciona el empuje durante la perforación , así como el control en la dirección de la máquina. La compensación del par en este tipo de máquinas se puede conseguir bien disponiendo los citados cilindros en forma de celosía de modo que cada pareja proporciona una componente contraria a la fuerza rotacional o bien mediante dos cilindros adicionales que, anclados entre los escudos delantero y trasero, pueden generar un par de torsión. 8.3.4.2.‐ Modo de operación En terrenos que permiten a la máquina fijarse con la ayuda de los grippers (sistema topo), la máquina avanza mediante el empuje de los cilindros principales. En este caso, la máquina puede avanzar incluso prescindiendo del revestimiento de dovelas, ya que el avance de la misma se consigue reaccionando sobre las zapatas de los grippers. Sin embargo, si se monta el revestimiento prefabricado, su colocación se puede simultanear con la fase de excavación y el cambio de anclaje se hace mediante la retracción de los cilindros auxiliares.

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En el caso de terrenos inconsistentes, incapaces de absorber la reacción al empuje con los grippers, el avance se realiza mediante el empuje de los cilindros auxiliares que reaccionan contra el obligado revestimiento prefabricado del túnel (sistema Escudo).

8.4.‐ Máquinas rozadoras 8.4.1.‐ Introducción Dentro de la amplia gama de la maquinaria de excavación que se utiliza en el avance de túneles y galerías se encuentran las rozadoras, que son también conocidas por otros nombres como minadores, máquinas de ataque puntual, etc. La primera aplicación de las rozadoras tuvo lugar a finales de los años 40 en la preparación y explotación de minas de carbón. Aquellas máquinas eran de poco peso y potencia y, por consiguiente, de uso limitado. La necesidad de encontrar respuesta a diferentes requerimientos como: alcanzar producciones o rendimientos instantáneos de corte elevados, arrancar económicamente rocas duras, realizar distintos tipos secciones (abovedadas, circulares, etc) que permitieran avanzar galerías y túneles en zonas con grandes presiones o malas condiciones de techo llevó a nuevas concepciones, tanto en lo referente al principio de corte de las rocas como al diseño del propio minador, dando lugar a la aparición y rápida evolución de nuevos equipos, que han extendido su empleo tanto a la minería como a la obra pública.

Figura 173. Vista general de una rozadora con cabeza de corte tipo ripping (Dosco Mining and civil tunnelling machines)

8.4.1.1.‐ Ámbito de utilización Hoy en día la excavación de túneles con rozadoras o minadores se realiza generalmente en terrenos de resistencia media‐blanda y obras de longitudes pequeñas, inferiores a los dos kilómetros, donde no son rentables los sistemas de sección completa por la reducida dimensión de los proyectos, y en zonas de rocas

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medias‐duras, en competencia con la perforación y voladura, cuando existen restricciones ambientales que impiden la aplicación de ese método. En ocasiones, constituye un complemento adecuado a las máquinas de sección total, para conseguir secciones finales de determinadas obras, por ejemplo una caverna, imposibles de conseguir a sección completa por razones de coste.

Figura 174. Vista de una rozadora actuando sobre el frente (Dosco Mining and civil tunnelling machines)

8.4.2.‐ Características generales Las rozadoras son máquinas excavadoras que tienen un diseño modular, como consecuencia de que en muchos casos es preciso su montaje o reparación en espacios cerrados de dimensiones reducidas. Básicamente, realizan su trabajo mediante una cabeza giratoria, provista de herramientas de corte que inciden sobre la roca, y que va montada sobre un brazo monobloque o articulado. Además cuenta con un sistema de recogida y transporte de material que lo evacua desde el frente de arranque hacia la parte trasera de la máquina. Todo el conjunto va montado sobre un chasis móvil de orugas. A continuación se describen los componentes principales de una rozadora

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Figura 175. Elementos que constituyen una máquina rozadora (García, 1997)

8.4.2.1.‐ Chasis y tren de rodaje El chasis sirve de soporte y elemento de ensamblaje de las distintas partes de la máquina. Está montado sobre orugas que garantizan la estabilidad y permiten el desplazamiento. Las partes del bastidor son de construcción robusta, las cadenas de orugas suelen ir accionadas aisladamente a través de unos reductores de retención automática por motores eléctricos. Las velocidades de traslación no suelen ser superiores a los 5 m/min. Con lo que, a la hora de transportarla se puede desacoplar las ruedas de transmisión de cada una de las cadenas y de esta manera es posible remolcarla de forma rápida. 8.4.2.2.‐ Brazo y dispositivo de giro El brazo está compuesto, además de por el propio elemento estructural, por el motor, el reductor de ruedas dentadas epicicloidal o planetario, directamente acoplado, y la propia cabeza de corte. Existen brazos con diseño monobloque y también articulados. La vibración del brazo durante el corte depende de su estabilidad global, tanto vertical como horizontal. La estabilidad vertical, que afecta al corte ascendente y en elevación, depende de la longitud en voladizo del brazo (C). La estabilidad lateral depende de la anchura de la base de montaje (B) del brazo sobre el dispositivo de giro. El dispositivo de giro efectúa los movimientos del brazo rozador montado sobre éste mismo y a la vez representa la unión principal con el bastidor. Las partes principales del dispositivo de giro suelen ser: el llamado puente, con el mecanismo para movimientos horizontales y la caja del rodamiento axial con la brida, el soporte del brazo rozador y el mecanismo para el movimiento vertical. El movimiento horizontal del brazo se efectúa generalmente por dos cilindros hidráulicos de movimientos opuestos, aunque antiguamente se hacía mediante un sistema de piñón dentado y cremallera, y el movimiento vertical por dos cilindros hidráulicos que actúan sobre el soporte del brazo rozador.

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Figura 176. Diseño de un brazo cortador de roca dura (Dosco Mining and civil tunnelling machines)

8.4.2.3.‐ Equipo eléctrico El equipo eléctrico comprende los motores, el dispositivo de mando, los cables y la instalación de alumbrado. Puede ser en muchos modelos de tipo normal o anti‐grisú. La potencia de los motores eléctricos es transmitida a los distintos órganos de la rozadora por medio de reductores, que determinan la velocidad de funcionamiento de los mismos (velocidades de giro de la cabeza, de los brazos de recogida, del transportador de racletas y velocidad de desplazamiento). Los motores son robustos y suelen ir refrigerados por agua. Según el fabricante, los minadores disponen de motores eléctricos independientes que accionan cada órgano o función de la máquina o, por el contrario, un número reducido proporciona la potencia necesaria para el accionamiento de todas las funciones de la máquina. 8.4.2.4.‐ Sistema hidráulico El equipo hidráulico está compuesto por las bombas, el depósito hidráulico, las conducciones rígidas y flexibles, y los instrumentos necesarios de control y regulación. Las bombas arrastradas por un motor eléctrico, proporcionan al fluido hidráulico la presión y caudal adecuados para el accionamiento de embragues, motores y cilindros hidráulicos. Los cilindros posibilitan distintos movimientos a la rozadora, tales como el giro de la cabeza de corte y transportador de racletas, elevación y descenso de la cabeza de corte, plataforma de carga y brazos cargadores, etc. El aceite hidráulico que se utiliza normalmente es del tipo difícilmente inflamable y los sistemas funcionan con presiones bajas (no superan por lo general los 20 MPa).

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8.4.2.5.‐ Cabeza de corte En las rozadoras de brazo o de ataque puntual, donde toda la potencia del motor de corte y el peso de la propia máquina se aplican a un único útil de corte, se distinguen dos sistemas de trabajo, según la configuración geométrica del movimiento de la cabeza de corte: • Cabeza de eje longitudinal o axial (milling). En este diseño el eje de giro es perpendicular al frente de excavación, estando las picas montadas sobre una hélice dispuesta en forma similar a la de un sacacorchos (ver Fig. 177). Mirando a la máquina desde detrás, la cabeza parece girar en sentido antihorario. Durante el trabajo en arco ascendente, sólo una pica permanecerá en el plano aproximado de la sección transversal y describirá una curva cicloide. Las velocidades típicas de la cabeza cortadora varían entre 20 y 65 RPM. La fuerza de corte se aplica lateralmente, por lo que no se aprovecha todo el peso del equipo como fuerza de reacción. En rocas duras se debe disponer de unos gatos o cilindros hidráulicos de apoyo para absorber los momentos de giro producidos por el brazo de corte.

Figura 177. Cabeza de corte axial tipo milling (García, 1997)

• Cabeza de eje transversal (ripping). Las cabezas giran alrededor de un eje paralelo al frente. Intervienen tres fuerzas en el arranque por parte de las picas. Si se mira a la máquina desde la parte posterior, las cabezas parecen girar hacia delante, alejándose del observador (ver Fig. 178). En los modos de trabajo ascendente y descendente, una pica individual describirá una cicloide. Sin embargo, en el modo de trabajo en arco, la trayectoria descrita será una espiral. Las velocidades típicas de las cabezas varían entre 45 y 100 RPM. El par de corte es proporcionado por el motor que acciona la cabeza de corte. La fuerza horizontal se ejerce con el giro del brazo y la fuerza vertical con el peso de la rozadora. El par de corte y la fuerza vertical aplicados en las picas realizan los surcos en la roca, mientras que la fuerza horizontal provoca la rotura de la misma entre ellos. Si la roca es blanda, las picas penetran con facilidad y varios útiles cortan simultáneamente, consiguiéndose un rendimiento elevado. Si la roca es muy dura, en cada instante solamente una pica está en contacto con el frente, aprovechando así toda la potencia del motor de corte, todo el peso de la máquina como fuerza de reacción y toda la fuerza de giro del brazo.

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Figura 178. Cabeza de corte transversal tipo ripping (García, 1997)

Debido a la forma diferente de corte, cada tipo de cabeza presenta una serie de ventajas e inconvenientes. Desde el punto de vista de la estabilidad, en las cabezas transversales no existe casi empuje lateral, la reacción precisa para el corte, que tiende a limitar al equipo en dicha dirección. Si no es suficiente la proporcionada por la propia fricción del tren de rodaje con las orugas será necesario, por ejemplo, disponer de cilindros hidráulicos estabilizadores, que anclen la máquina a los hastiales. Por este motivo, si no se cuenta con esos cilindros horizontales, los equipos de cabeza axial requieren un 20% más de peso que los de cabeza transversal para la misma potencia de corte. El perfilado de las excavaciones es mucho más perfecto con las cabezas axiales que con las transversales, ya que éstas producen pequeñas sobreexcavaciones por la propia geometría de las cabezas y, consecuentemente, un contorno menos regular (Fig. 179).

Figura 179. Perfiles de excavación de ambos tipos de cabezas de corte

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Figura 180. Sistemas de trabajo con cabeza axial y transversal

En cuanto al rendimiento, si el equipo de cabeza axial se tiene que anclar a los hastiales el rendimiento es del orden del 25% inferior que con un minador de cabeza transversal, debido a los tiempos muertos destinados a la operación de anclaje. En caso contrario, las cabezas axiales avanzan mejor que las transversales, ya que al ser más estrechas penetran muy bien en el frente y, una vez dentro de la roca, al poder cortar en cuialquier dirección se aprovechan mejor las partes débiles del macizo rocoso para efetuar el arranque, razón por la cual su longitud suele ser mayor que su diámetro. Son pues más aptas para el empleo de técnicas de arranque selectivo con estratos o capas de potencia media. Con cabezas transversales la penetración es más difícil, por lo que no se suele superar los 2/3 de diámetro de las mismas. Así, el rendimiento de ambos tipos de equipos, a igualdad de diámetro, es normalmente mayor con cabezas axiales, salvo que estas unidades tengan que anclarse. 8.4.2.6.‐ Sistema de recogida y carga Los sistemas de recogida y carga del material rocoso arrancando del frente son distintos en la diferentes máquinas rozadoras que existen, pero básicamente se dispone de cuatro tipos: • Brazos recolectores: el material arrancado cae sobre una plataforma y es dirigido mediante unos brazos hacia el transportador de racletas que lo evacua (véase Fig. 7a). Es adecuado para materiales húmedos y pegajosos, entrelazados y en forma de bloques. • Ruedas recolectoras: Es un dispositivo de ruedas giratorias con varios brazos en posición radial, que al girar entre si en sentido contrario dirigen el material rozado hacia el transportador (Fig. 7b). • Discos giratorios: Consisten en dos discos con nervaduras que al girar en sentido contrario envían al material suelto hacia el transportador. Sus aplicaciones son las mismas que las del sistema de ruedas giratorias con brazos, (Fig. 7c). • Cargador de racletas: El material suelto si es poco abrasivo y presenta pocos bloques puede ser cargado con uno o dos carruseles continuos de racletas unidas por cadenas (Fig. 7d). • Sistemas especiales: Existen rozadoras con brazo rozador y recolector, en el que la cabeza de corte al irse desplazando de abajo a arriba, a la vez que corta, carga el material sobre un transportador central de racletas montado sobre el mismo brazo.

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Figura 181. Distintos dispositivos de carga del material rozado

La mayoría de los sistemas de carga van montados sobre una plataforma o rampa de carga, que puede ser subida y bajada hidráulicamente, e incluso en algunos modelos avanzarse hidráulicamente. Los transportadores de cadenas, uno o dos, suelen ir montados en el centro o en los laterales de las máquinas y están accionados por reductores colocados en el extremo de descarga. La velocidad de estos transportadores suele ser inferior a 1 m/s. 8.4.2.7.‐ Consola de control La consola de control se sitúa a un lado o, más frecuentemente, en el centro de la máquina, teniendo el operador una buena visión de los movimientos durante el corte. Un gran número de equipos disponen actualmente de un sistema de control y alineación de la excavación, que permiten un trazado exacto de la obra, así como una eliminación de las sobreexcavaciones cuya repercusión en el revestimiento de hormigón es bastante grande. Algunas unidades disponen de hasta cuatro modos de operación: manual, que permite el corte fuera del perfil requerido por la sección del túnel; semiautomático, en el que cual el ordenador de abordo evita cortar por fuera del perfil establecido; automático, en el cual el ordenador realiza el acabado del corte del perfil y el corte programado, en el cual el ciclo es optimizado a partir de datos obtenidos en un sistema de almacenamiento de memoria. La inclinación y el cabeceo lateral de la máquina son medidos por inclinómetros y la alineación por medio de un rayo láser posicionado hasta 300 m por detrás de la máquina. 8.4.2.8.‐ Otros componentes adicionales Muchas rozadoras montan en el extremo posterior del bastidor un dispositivo de apoyo hidráulico. Éste es capaz de levantar el peso total de la máquina, tanto en unión con la plataforma de carga bajada, como por el sólo. Este apoyo es útil, sobre todo en terrenos irregulares. En ocasiones se montan otros componentes sobre la propia máquina, como son:

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• •

Equipo para la perforación de taladros y colocación de bulones Placa para el manejo de perfiles de entibación, etc.

8.4.3.‐ Herramientas de corte Las herramientas de corte o picas son las encargadas de efectuar la rotura o desgarramiento de la roca, al aplicar en un punto de la misma la energía desarrollada por la máquina. Las picas están compuestas por un vástago o mango de acero, con formas diferentes según los tipos, que es la parte que se introduce en el bloque portapicas, y por la punta, en el extremo opuesto, que es el elemento de metal duro que va a estar en contacto con la roca. 8.4.3.1.‐ Tipos de picas En los que se refiere a los tipos de herramientas, existen dos clases: picas radiales y picas tangenciales. Las primeras se utilizan casi exclusivamente en el arranque de rocas blandas, y se caracterizan por tener un filo de corte constituido por una pastilla de carburo de tungsteno o widia. Las picas tangenciales tienen una forma cónica, y están especialmente diseñadas para soportar la fricción con la roca, de ahí que también se denominen picas lapicero o autoafilantes. La elección del tipo de pica depende de la dureza y abrasividad de la roca, así como de la potencia de la cabeza de corte. 8.4.3.2.‐ Colocación de las picas Centrándose en las picas cónicas, su posición sobre las cabezas de corte y su relación con la superficie de roca a cortar queda definida por los siguientes ángulos: a) Ángulo de ataque: el ángulo de ataque es el ángulo formado por el eje de la pica y el plano que pasa por el vértice de la misma y el eje de la cabeza de corte, medido en el vértice de la pica, Fig. 182 a. Se recomienda un valor de 45º, debiendo ser negativa la tolerancia de fabricación (2º). En función del diámetro de las cabezas de corte, se tendrán diferentes ángulos de ataque. Las soldaduras o los revestimientos (cuñas) son los métodos utilizados para la alineación del bloque al ángulo correcto. Este ángulo es el más importante para la rotación de la pica cónica, la penetración en la roca y la economía de corte. b) Ángulo de oblicuidad o sesgo: el ángulo de oblicuidad es el formato por un plano que pasa por el eje de la pica y es normal a la placa base del portapicas y un plano normal al eje de corte y la dirección de rotación de la cabeza, medido en el vértice de la pica, Fig. 182 b. El ángulo de oblicuidad debe tener un valor entre 5 y 10º. Actuando en combinación con el ángulo de ataque, el ángulo de oblicuidad aumenta la tendencia giratoria de la pica cónica. c) Ángulo de basculamiento: el ángulo de basculamiento es el formado por un plano que pasa por el eje de la pica, y es normal a la placa base del portapicas, y un plano normal al eje de la cabeza de corte y la dirección de rotación de éste, medido en la línea central de la placa base del portapicas, Fig. 182 c. El basculamiento de los portapicas (además de la inclinación motivada por la forma del cuerpo) es necesario, especialmente en la zona de corte. El ángulo requerido en cada caso dependerá del tamaño de la cabeza de corte y de la combinación portapicas/pica que se utilice.

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Figura 182. Ángulos de ataque, oblicuidad y basculamiento

Por otro lado, es interesante analizar la influencia de estos ángulos sobre el corte y la fuerza de impulso transversal producida por la máquina. La experiencia demuestra que el consumo de corriente eléctrica es mínimo cuando el ángulo de ataque es de 45º, incluso para diferentes ángulos de oblicuidad. También se ha constatado que la fuerza de accionamiento transversal de la máquina (giro del brazo), tiene su valor mínimo cuando el ángulo de ataque es de 45º y el ángulo de oblicuidad está comprendido entre 5 y 10º. 8.4.3.3.‐ Número y tamaño de las picas Con respecto al número de picas con que ha de estar equipada una cabeza de corte, en general, se puede decir que debe ser el menor posible, pero con el mejor desarrollo, es decir, tantas picas como sean necesarias para obtener una forma de corte uniforme por utillaje y un funcionamiento suave y continuado de la máquina. El aumento del número de picas ocasiona un descenso en el rendimiento de corte y propulsión, así como una mayor generación de polvo, mientras que la disminución en el consumo de picas es mínima. Por otra parte, una reducción importante del número de picas tiene como consecuencia un mayor esfuerzo específico para las restantes, una reducción de su vida de servicio y la producción de vibraciones perjudiciales en la cabeza de corte y en el minador. La longitud normal de cabeza de la pica (calibre) es de 64 a 68 mm. Este calibre ha demostrado su eficacia en condiciones difíciles de corte (resistencia no inferior a 100 MPa); en condiciones más blandas, una extensión del calibre de 13 mm aproximada‐mente resulta más ventajosa para obtener un rendimiento de corte mayor. Por otro lado, en la Fig. 10 se muestra de forma esquemática la relación entre el consumo de picas y resistencia de la roca con respecto a la eficacia de corte, utilizando para ello distintos diámetros de punta de carburo. La trayectoria de las curvas está trazada de forma aproximada y solamente está destinada a mostrar la tendencia. Resulta muy difícil prever el rendimiento de corte y el consumo de picas, dado el cambio constante de factores, tales como las características geológicas, la resistencia de la roca, su tenacidad, el contenido en minerales abrasivos, diaclasas y fisuración. También tienen importancia las características del propio minador empleado y la experiencia del operario que lo maneja. Si se usan puntas de carburo de menor diámetro, al aumentar la resistencia de la roca, el consumo de picas aumenta rápidamente, mientras que el rendimiento de corte sólo se reduce moderadamente. Por el contrario, si se emplean puntas mayores de carburo, al aumentar la resistencia de la roca, el consumo de picas aumenta ligeramente, mientras que el rendimiento muestra una mayor tendencia a la disminución. Según esto, se puede decir que, en general, resulta más económico utilizar puntas de carburo de menor

PARTE I

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diámetro al disminuir la resistencia de la roca. Debido a la escasa resistencia a la penetración, el rendimiento de corte se mantiene alto y el consumo de picas resulta soportable. Por otra parte, es aconsejable emplear puntas de carburo de mayor diámetro al aumentar la resistencia de la roca, ya que la vida de las picas en servicio es más crítica desde el punto de vista económico que la disminución del rendimiento de corte.

Figura 183. Relación entre el consumo de picas y rendimiento de corte con la resistencia de la roca (García, 1997)

8.4.3.4.‐ Portapicas Los portapicas son elementos que, soldados a la cabeza de corte, permiten fijar a la misma el utillaje de corte. Las picas se pueden colocar, por medio de sus mangos, con anillos de retención o por medio de grapas anulares de montaje rápido. Con objeto de reducir el desgaste en los orificios de sujeción de los portapicas, también se fabrican éstos con casquillos insertados de acero de gran resistencia y tenacidad. 8.4.3.5.‐ Corte con chorro de agua Con el fin de reducir el polvo generado durante la excavación, las cabezas de corte van provistas de sistemas de pulverización o aspersión de agua. En la actualidad, los chorros de agua juegan un papel múltiple importante, ya que han demostrado ser muy eficientes:

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• Reducen en algunos casos hasta el 95% el polvo generado durante el corte. • Aumentan la duración de las picas gracias a la refrigeración de las mismas. • Reducen las chispas que pueden producir ignición en atmósferas explosivas. • Aumentan los rendimientos de arranque en determinadas circunstancias. • Disminuyen las vibraciones de la máquina. Los diseños de los dispositivos de aspersión han evolucionado con el tiempo, llegándose a la tercera generación de los mismos en los que se trabaja a altas presiones, entre 20 y 70 MPa. En la Fig. 184 puede verse un esquema de uno de estos dispositivos dentro del cuerpo de un portapicas. Cuando la pica entra en contacto con la roca su mango actúa sobre una válvula, que al abrirla permite el paso de agua para que salga un chorro por detrás del punto de contacto de la pica. Este sistema tiene la ventaja de que sólo se consume agua cuando las picas entran en contacto con la roca a cortar.

Figura 184. Sistema de chorro de agua

Los caudales de agua por pica, cuando se usan sistemas de media presión (15 a 20 MPa), oscilan entre 40 y 60 l/min. 8.4.4.‐ Tipos de rozadoras La continua evolución en el diseño de las rozadoras para dar respuesta a los diferentes trabajos de arranque, tanto en minería como en obra civil, ha dado lugar a diferentes grupos de máquinas, que se describen a continuación.

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8.4.4.1.‐ Rozadoras de brazo Estas máquinas están dotadas de un brazo rozador móvil, en cuyo extremo está montada la cabeza de corte o piña, portadora de las herramientas de corte. El otro extremo va acoplado a un dispositivo o torreta giratoria que permite movimientos del brazo a izquierda y derecha, mientras que con unos cilindros hidráulicos se realiza la elevación y el descenso del mismo. La combinación de ambos movimientos permite a la cabeza de corte barrer todo el frente.

Figura 185. Minador de brazo (Dosco Mining and civil tunnelling machines)

8.4.4.2.‐ Rozadora de tambor En estos equipos el órgano de corte es un cilindro horizontal, tambor de corte, que gira alrededor de un eje paralelo al frente, y sobre el que va acoplada una hélice portadora de picas. La fuerza necesaria para la penetración, que se efectúa en el techo, es conseguida mediante las orugas, que empujan a toda la máquina contra el macizo rocoso. Una vez conseguida esa penetración, se arranca en descenso, tirando del tambor hacia abajo con los cilindros hidráulicos principales. El empleo de estas máquinas está muy extendido en la minería de rocas blandas: carbón, potasa, hierro, etc. 8.4.4.3.‐ Rozador de cadenas En estos minadores la cabeza de corte está constituida por un cuerpo portador de una serie de cadenas de corte sobre las que están colocados los elementos portapicas. Va montada sobre un carro impulsado hidráulicamente que desliza sobre el chasis y proporciona el empuje necesario para efectuar la penetración en el frente. Primero se arranca el muro, permaneciendo el minador fijo sobre sus orugas, y posteriormente se excava en sentido ascendente. Completada la roza vertical, el carro retrocede y mediante un dispositivo giratorio de accionamiento hidráulico se coloca la cabeza al lado de la roza anterior para iniciar un nuevo ciclo. Mediante sucesivas pasadas se cubre toda la sección definida para el avance.

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La evolución de estas máquinas se detuvo hace varias décadas, al haber sido superadas sus prestaciones por los otros tipos de rozadoras.

Figura 186. Rozadora de cadenas

4.4. Equipos especiales En el mercado existen rozadoras especiales diseñadas para realizar trabajos específicos. Entre éstos se pueden citar los pequeños minadores con brazo articulado y giratorio (ver Fig. 187), destinados a la apertura de galerías muy pequeñas con anchura entre 2.5 y 4.5 m y alturas entre 2 y 3.4 m. También, en diferentes proyectos, se usan máquinas constituidas por una excavadora hidráulica y un brazo cortador, Fig. 188. En estos casos, al no disponer de un sistema de carga, es preciso contar con un equipo cargador del escombro (Fig. 189).

Figura 187. Miniminador (Miliarium.com)

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Figura 188. Excavadora con brazo cortador (Mining Technology)

Figura 189. Sistema de carga con equipo de desescombro (García, 1997)

Por último, existen algunos diseños especiales en los que por ejemplo se ha montado un brazo rozador a una pala LHD sin el cazo, y se ha complementado con dos gatos hidráulicos de apoyo para mejorar la estabilidad del equipo durante el trabajo, Fig. 190.

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Figura 190. Rozadora sobre ruedas

8.4.5.‐ Criterios de selección de rozadores Actualmente, las rozadoras en el mercado pueden clasificarse en cuatro categorías, en función de su peso en servicio y dimensiones geométricas correspondientes: • Pequeños, con un peso de unas 10 T y aptos para el avance de pequeñas galerías. • Medios, con un peso entorno a las 30 T. • Grandes, con un peso alrededor de 50T. • Muy grandes, con pesos superiores a 70 T. Los factores que hay que considerar en la elección de un minador son numerosos, pudiéndose agrupar en las siguientes áreas: 1. Geometría de la excavación 2. Características de las rocas a excavar. Rendimiento de corte y consumo de picas. 3. Otros factores. Seguidamente se comentan algunos de estos factores. 8.4.5.1.‐ Geometría de la excavación El gálibo del túnel o galería a excavar determina las dimensiones máximas de las rozadoras que se pueden emplear. Si la excavación se realiza en una sola fase, la rozadora deberá elegirse de modo que la altura máxima de corte sea igual o menor que la altura de la sección a excavar. No obstante, cuando la excavación se realiza por fases o a sección partida intervendrá en la elección el gálibo de la fase con sección mínima. El problema se suele dar en secciones pequeñas, inferiores a los 30 m2, donde la envergadura y peso del minador no permiten la instalación de la potencia demandada por la roca. Así, por ejemplo, en secciones de 15 m2 se puede trabajar con máquinas integrales a sección completa con potencias de corte de 500 KW, potencia propia de minadores de mas de 70 T, inaplicables en estas secciones. 8.4.5.2.‐ Características geomecánicas de las rocas El peso y la potencia de la rozadora dependen en gran medida de la resistencia a compresión de la roca a excavar. Esto es así debido a que el peso constituye la reacción necesaria para producir el empuje sobre el

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frente de arranque. Para una primera estimación de la potencia mínima instalada en la cabeza de corte puede usarse la siguiente expresión: La potencia disponible en la cabeza de corte para producir el giro de ésta en el arranque es una condición necesaria, pero no suficiente. Por otro lado, es habitual que entre la potencia de la cabeza de corte en kW y el peso de la máquina en T exista una relación entre 2 y 4 veces. Para llevar a cabo un estudio completo de las características de las rocas, con el fin de determinar su rozabilidad o facilidad del corte, es preciso conocer los siguientes parámetros: • Resistencia a compresión simple. • Resistencia a tracción. • Módulo de Young. • Energía específica de rotura. • Densidad. Paralelamente es conveniente hacer un estudio petrográfico y evaluar la abrasividad del material. Dicha abrasividad es controlada principalmente por tres factores: el contenido en sílice (a mayor contenido, mayor abrasividad), el tamaño medio de grano de mineral abrasivo (a mayor tamaño, mayor abrasividad) y por último la presencia de cemento entre granos (sobretodo cemento silíceo).

Figura 191. Relación entre potencia y peso de la maquina

8.4.5.3.‐ Cálculo de rendimientos Existen distintos métodos para calcular el rendimiento, pero no es objetivo del presente documento desarrollarlos, con lo que nos limitaremos a darlos a conocer. Son los siguientes: • Método de Bilgin et al. (1988) • Método de Fowell y McFeat‐Smith (1976‐77) • Método de Neil et al. (1994) • Método de Schneider (1988)

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• Método de Alpine‐Westfalia 8.4.6.‐ Ventajas que ofrece el empleo de rozadoras Frente a las máquinas integrales de excavación (topos y escudos) presentan las siguientes ventajas: • Flexibilidad y maniobrabilidad (pueden efectuar distintas secciones, cambios de trazado, excavaciones transversales a la principal, etc.). • No se precisan grandes espacios para el montaje y desmontaje cuando finalizan la obra. • Son más accesibles para el mantenimiento en el frente que una tuneladora. • Menor coste de capital (tiene precios más razonables). • El frente queda ventilado más rápidamente. • El porcentaje de mano de obra especializada es menor. • En rocas de mala calidad permite un mejor acceso al frente para efectuar los trabajos de sostenimiento • Permite efectuar la excavación en fases, lo que es decisivo en terrenos de mala calidad. Si se comparan las excavaciones con rozadoras con el sistema clásico de perforación y voladura, las ventajas más notables son: • Admite una mayor mecanización. • Perfilado exacto de la sección de excavación. • Menor afección a la roca remanente, ya que no es agrietada por las voladuras. • Ausencia de vibraciones generadas por la detonación de explosivos. • Menores necesidades de sostenimiento frente al uso de explosivos. • Mejor adaptación a la construcción por fases. • Reduce sobreexcavaciones en relación con el uso de explosivos. 8.4.7.‐ Operatividad A continuación se describen las formas de trabajo habitual durante la excavación de distintos tipos de materiales y clases de rozadoras. 8.4.7.1.‐ Excavación del frente de avance Las cabezas de corte de tipo transversal al cortar el frente dejan un núcleo central entre las dos mitades de la cabeza cortadora. Por consiguiente, la máquina se mueve hacia delante por pasos, desplazando transversalmente el brazo al mismo tiempo. Dependiendo del tipo de material, el socavado se hace en la mayoría de casos a la altura del piso, y sólo en circunstancias ideales y con material fácil de cortar resulta ventajoso hacerlo en la parte superior. Para las cabezas axiales la máquina se desplaza hacia adelante con el cabezal en la posición central, la fuerza disponible se aplica sobre un número menor de picas, y pequeños movimientos circulares pueden servir de ayuda en condiciones difíciles. Debido a la posición central del brazo, las máquinas axiales son más estables durante la excavación. En rocas duras, el arranque es más difícil para la cabeza transversal ya que la cabeza de corte ha de penetrar en una superficie más grande y es difícil conseguir una penetración adecuada para dos cabezales al mismo tiempo. En la Fig. 18 se representan los diversos modos en que se ataca el frente, sea con rozadoras axiales o transversales.

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Figura 192. Modos de corte con cabezas axiales y transversales (Miliarium.com)

8.4.7.2.‐ Corte de rocas blandas Se entiende por rocas blandas un material que se corta fácilmente, dando un producto seco bien fragmentado, por ejemplo pizarras blandas. Los materiales húmedos y plásticos (arcilla) o tenaces (talco o yeso) poseen unas características de corte distintas. La mayoría de los materiales blandos tienen una resistencia a compresión inferior a los 50 MPa, o presentan muchas fracturas que permiten obtener un tamaño pequeño de fragmentación, menor de 200 mm. En rocas blandas, y generalmente no abrasivas, las elevadas velocidades de la cabeza de corte de las rozadoras transversales y la gran superficie de la sección transversal de la misma permiten alcanzar, en general, unos rendimientos instantáneos de corte superiores a los de las máquinas de tipo axial equivalente. En estas condiciones, la capacidad de corte de la rozadora es generalmente superior a la carga y transporte. Las rozadoras transversales en material blando cortan generalmente por movimientos verticales. Es ventajoso empezar en la parte superior y trabajar hacia abajo únicamente en condiciones ideales; en la mayoría de los casos, el corte se hace desde el piso hacia el techo. Debido a la dirección de rotación de la cabeza de corte, ésta puede lanzar el material directamente hacia la plataforma de carga. Si la capacidad de transporte no está sobresaturada, se puede reducir el tiempo de limpieza y de carga, aumentando así el rendimiento global de arranque. En algunas circunstancias, especialmente cortando desde el suelo hacia el techo, es posible que se lance material por encima de la plataforma, lo cual puede exigir desplazamientos adicionales del minador para limpiar el tajo. Las rozadoras axiales efectúan normalmente un corte limitado en la parte central del frente, para ensancharlo luego en todo el ancho el túnel. Los rendimientos instantáneos de corte serán ligeramente inferiores a los de la rozadora transversal debido al menor tamaño y velocidad del cabezal. El tiempo necesario para un corte completo en terreno blando es relativamente pequeño en comparación con la

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carga y limpieza. En estas condiciones, adquieren mucha más importancia la maniobrabilidad de la rozadora y su capacidad de carga y transporte. 8.4.7.3.‐ El corte en materiales medios a duros Debido a la dirección de rotación de la cabeza transversal, el minador está siempre sometido a fuerzas que tratan de empujarlo hacia fuera del corte. En terreno duro, hacen falta peso y esfuerzo de tracción para mantener a la máquina en el corte. Esta reacción adquiere mayor importancia en condiciones de humedad o en excavaciones en rampas ascendentes. Normalmente, las rozadoras transversales cortan en rocas duras moviendo el brazo horizontalmente en todo lo ancho del frente, luego se posiciona de nuevo la cabeza para el corte siguiente. El socavado se hace normalmente a la altura del piso, conociéndose esta modalidad de corte como climb milling. La profundidad y la anchura del plano de corte dependen del material a arrancar. Cuando la cabeza transversal se usa en la modalidad de arco, sólo de una de las dos cabezas está en el corte, mientras que la otra la acompaña consumiendo potencia y produciendo polvo y desgaste de las picas. En lo relativo a las rozadoras axiales sólo se utiliza esfuerzo de tracción para el socavado inicial, y después la acción de corte depende de la estabilidad de la máquina. Generalmente, después del socavado se hace corte poco rebajado transversalmente en el centro del frente, el cuál se va agrandando a continuación. La rozadora axial puede dar las pasadas en cualquier dirección. 8.4.7.4.‐ Perfilado Debido al eje de rotación de las cabezas transversales y al tamaño de las mismas, existe cierta dificultad para conseguir un perfilado preciso. Si la rozadora avanza por pasos de un metro, se formaran aristas salientes en el techo y en el suelo. Estos resaltes se pueden eliminar allanando hacia atrás. Con el minador axial se puede adaptar el ángulo de cono de la cabeza de corte al tamaño del túnel, produciendo un perfil recto que no exija allanado alguno. Si una máquina axial no está excavando el túnel desde una posición central, entonces puede ser necesario disponer de dos ángulos cónicos en la cabeza de corte para conseguir el perfil exacto en toda la obra. En este caso, el ángulo cónico más grande estará en la parte posterior. Un perfilado deficiente ocasionará problemas en el movimiento de vehículos sobre los pisos irregulares, y mayores costes de revestimiento en las paredes laterales y el techo. 8.4.7.5.‐ Corte selectivo en rocas mixtas En formaciones rocosas estratificadas es frecuent3e encontrarse con diversos buzamientos. Como la cabeza de corte de tipo axial puede trabajar eficazmente en cualquier dirección, es decir, horizontal, vertical o diagonalmente, es adecuada para la excavación de estratos duros, con fallas o inclinados. Es posible seleccionar y quitar una determinada banda de roca, sea cual sea su orientación. Este aspecto es muy útil cuando se presentan zonas de roca blanda y dura, ya que se pueden arrancar primero las rocas blandas de la parte superior y la inferior para debilitar así a la roca dura.

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PARTE I

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Es más difícil excavar selectivamente usando la cabeza transversal, dados su tamaño y su forma. A menos que los estratos de roca sean tan potentes como el cabezal, no será posible el corte selectivo. Mientras que las rozadoras transversales, pueden cortar verticalmente y en la modalidad de arco, el corte diagonal puede ser un problema para ellos, a causa del núcleo central que se deja entre las dos mitades de la cabeza cortadora. A menudo será necesario elegir, como solución de compromiso, un recorrido diagonal escalonado. La Fig. 193 muestra los procedimientos de minado según capa tipo de cabezal axial o transversal.

Figura 193. Métodos de corte en macizos rocosos estratificados (Miliarium.com)

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PARTE II GEOTECNIA DE TÚNELES EN ROCA DURA

PARTE II

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ÍNDICE DE CAPÍTULOS 1.‐ INTRODUCCIÓN ............................................................................................................................................ 6 2.‐ GENERALIDADES EN EXCAVACIÓN ................................................................................................................ 8 2.1.‐ EXCAVACIÓN DEL EMBOQUILLE ................................................................................................................................ 8 2.2.‐ PARAGUAS DE EMBOQUILLE .................................................................................................................................. 11 2.3.‐ BULONES EN EL TALUD FRONTAL ............................................................................................................................ 12 2.4.‐ HORMIGÓN PROYECTADO EN EL TALUD FRONTAL ...................................................................................................... 12 2.5.‐ RED DE PROTECCIÓN SOBRE EL TALUD FRONTAL ........................................................................................................ 12 2.6.‐ MALLAZO ......................................................................................................................................................... 12 2.7.‐ DRENAJE DEL TALUD FRONTAL ............................................................................................................................... 13 3.‐ EXCAVACIÓN DEL TÚNEL ............................................................................................................................ 14 3.1.‐ PARTICIÓN DE LA SECCIÓN .................................................................................................................................... 14 3.2.‐ LONGITUD DE PASE ............................................................................................................................................. 15 3.3.‐ MÉTODO DE EXCAVACIÓN .................................................................................................................................... 15 3.3.1.‐ Voladuras (RMR >40) ............................................................................................................................. 16 3.3.2.‐ TBM (Tuneladoras): RMR>60 ................................................................................................................. 17 3.3.3.‐ Rozadora: 30< RMR < 90 ....................................................................................................................... 18 3.3.4.‐ Fresado: RMR<30 ................................................................................................................................... 20 3.3.5.‐ Escarificación/pala: RMR<20 ................................................................................................................. 20 3.4.‐ ELECCIÓN DEL MÉTODO DE EXCAVACIÓN ................................................................................................................. 21 4.‐ MÉTODOS DE SOSTENIMIENTO .................................................................................................................. 24 4.1.‐SELECCIÓN DE SOSTENIMIENTO ..................................................................................................................... 24 4.1.1.‐ Uso de las clasificaciones geomecánicas ............................................................................................... 24 4.1.2.‐ Curvas características ............................................................................................................................ 25 4.1.2.1. Curvas características de la excavación .............................................................................................................. 26 4.1.2.2. Curvas características del sostenimiento ........................................................................................................... 28

4.1.3.‐ Método de los elementos finitos ............................................................................................................ 28 5.‐ EL NUEVO MÉTODO AUSTRIACO. FILOSOFÍA DE TRABAJO ........................................................................... 31 5.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 31 5.2.‐INTERACCIÓN EXCAVACIÓN‐SOSTENIMIENTO. CURVAS CARACTERÍSTICAS ........................................................................ 31 5.3.‐ PRINCIPIOS BÁSICOS DEL NATM ............................................................................................................................. 36 5.4.‐ SISTEMAS DE SOSTENIMIENTO EMPLEADOS EN EL NATM ........................................................................................... 36 5.5.‐ RAZONES PARA ALGUNOS FRACASOS DEL NATM ...................................................................................................... 38 5.6.‐ CONSIDERACIONES PRÁCTICAS .............................................................................................................................. 41 6.‐ SOSTENIMIENTO DE TÚNELES ..................................................................................................................... 43 6.1.‐ SOSTENIMIENTO MEDIANTE CERCHAS O CUADROS METÁLICOS ..................................................................................... 43 6.1.1.‐ Introducción ........................................................................................................................................... 43 6.1.2.‐ Descripción general. perfiles empleados ............................................................................................... 44 6.1.2.1.‐ Módulo resistente ............................................................................................................................................. 44 6.1.2.2.‐ Tipos de perfiles ................................................................................................................................................ 44 6.1.2.2.1.‐ Perfiles I ..................................................................................................................................................... 45 6.1.2.2.2.‐ Perfiles acanalados .................................................................................................................................... 47 6.1.2.2.3.‐ Perfiles cerrados ........................................................................................................................................ 47 6.1.2.3.‐ Sostenimientos rígidos .................................................................................................................................... 49

PARTE II

GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín 6.1.2.4.‐ Sostenimientos flexible, deformable o deslizante ............................................................................................ 49 6.1.2.4.1.‐ Uniones ..................................................................................................................................................... 51 6.1.2.4.2.‐ Sistemas de acodamiento y revestido ...................................................................................................... 52 4.1.2.4.3.‐ Apoyos ....................................................................................................................................................... 54

6.1.3.‐ Cálculo de la entibación necesaria ......................................................................................................... 56 6.1.3.1.‐ Concepto de densidad de sostenimiento .......................................................................................................... 56 6.1.3.2.‐ Cálculo analítico simplificado ............................................................................................................................ 56

6.2.‐ SOSTENIMIENTO POR HORMIGÓN PROYECTADO ........................................................................................................ 57 6.2.1.‐ Definiciones ............................................................................................................................................ 57 6.2.2.‐ Materiales .............................................................................................................................................. 61 6.2.2.1.‐ Áridos ................................................................................................................................................................ 61 6.2.2.2 – Cementos ......................................................................................................................................................... 61 6.2.2.3.‐ Agua .................................................................................................................................................................. 61 6.2.2.4.‐ Aditivos y adiciones ........................................................................................................................................... 62

6.2.3.‐ Dosificaciones del hormigón proyectado .............................................................................................. 64 6.2.4.‐ Ensayos previos in situ ........................................................................................................................... 65 6.2.5.‐ Puesta en obra ....................................................................................................................................... 66 6.2.5.1.‐ Maquinaria: vía seca y vía húmeda ................................................................................................................... 66 6.2.5.2.‐ Aplicación .......................................................................................................................................................... 67 6.2.5.3.‐ Técnicas de ejecución ....................................................................................................................................... 68

6.2.6.‐ Conclusiones .......................................................................................................................................... 72 6.3.‐ SOSTENIMIENTO MEDIANTE BULONES ..................................................................................................................... 73 6.3.1.‐ Introducción ........................................................................................................................................... 73 6.3.2.‐ Efectos del bulonaje ............................................................................................................................... 74 6.3.2.1.‐ Suspensión de terrenos ..................................................................................................................................... 74 6.3.2.2.‐ Formación de un arco de dovelas ..................................................................................................................... 75 6.3.2.3.‐ Sujeción de bloques .......................................................................................................................................... 75 6.3.2.3.1.‐ Confinamiento de terrenos ....................................................................................................................... 76

6.3.3.‐ Criterios de clasificación y tipos de bulones ........................................................................................... 76 6.3.3.1.‐ Anclaje por adherencia ..................................................................................................................................... 77 6.3.3.1.1.‐ Anclaje a base de resina ............................................................................................................................ 77 6.3.3.1.2.‐ Anclaje a base de cemento........................................................................................................................ 79 6.3.3.2.‐ Anclaje por fricción ........................................................................................................................................... 79 6.3.3.2.1‐ Anclaje con elevada presión de contacto ................................................................................................... 79 4.3.3.2.2.‐ Anclaje con baja presión de contacto ....................................................................................................... 80

6.3.4.‐ Características constructivas de los bulones .......................................................................................... 83 6.3.4.1.‐ Redondos corrugados ....................................................................................................................................... 83 6.3.4.2.‐ Barras de resina con fibra de vidrio .................................................................................................................. 84 6.3.4.3.‐ Bulones autoperforantes .................................................................................................................................. 84 6.3.4.4.‐ Cables ................................................................................................................................................................ 85 6.3.4.5.‐ Placas de reparto .............................................................................................................................................. 86

6.3.5.‐ Parámetros del bulonaje ........................................................................................................................ 87 6.3.5.1.‐ Longitud de los bulones .................................................................................................................................... 87 6.3.5.2.‐ Densidad de bulonaje ....................................................................................................................................... 89 6.3.5.3.‐ Orientación de los bulones ............................................................................................................................... 89

4.3.6.‐ Control de la calidad del bulonaje ......................................................................................................... 89 4.3.6.1.‐ Fuerza axial que resiste el anclaje ..................................................................................................................... 89 6.3.6.2.‐ Determinación de la adherencia del anclaje ..................................................................................................... 90 6.3.6.3.‐ Longitud anclada en los pernos de anclaje repartido ....................................................................................... 91 6.3.6.4.‐ Control de la carga asumida por bulón ............................................................................................................. 92

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7.‐ RECOMENDACIONES PARA LA CORRECTA EJECUCIÓN DE TÚNELES EN ROCA ............................................... 94 7.1.‐ INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................. 94 7.2.‐ PROYECTO DE CONSTRUCCIÓN .............................................................................................................................. 94 7.2.1.‐ Caracterización del terreno .................................................................................................................... 95 7.2.1.1.‐ Número de sondeos ......................................................................................................................................... 95 7.2.1.2.‐ Optimización de la ubicación de los sondeos .................................................................................................... 95 7.2.1.3.‐ Evaluación del comportamiento del terreno .................................................................................................... 97 7.2.1.3.1.‐ Comportamiento post‐rotura .................................................................................................................... 97 7.2.1.3.2.‐ Efecto escala ............................................................................................................................................. 98 7.2.1.3.3.‐ Rocas blandas ............................................................................................................................................ 98 7.2.1.3.4.‐ Estado tensional natural ........................................................................................................................... 99

7.2.2.‐ Definición del proceso constructivo ....................................................................................................... 99 7.3.‐ CONSTRUCCIÓN DE LOS TÚNELES ......................................................................................................................... 100 7.3.1.‐ Sobreexcavación .................................................................................................................................. 100 7.3.2.‐ Elementos de sostenimiento ................................................................................................................ 101 7.3.2.1.‐ Bulonaje .......................................................................................................................................................... 101 7.3.2.2.‐ Cerchas metálicas ........................................................................................................................................... 101 7.3.2.3.‐ Hormigón proyectado ..................................................................................................................................... 101

7.3.3.‐ Revestimiento ...................................................................................................................................... 101 7.4‐ CONTROL DE LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES .......................................................................................................... 102

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ÍNDICE DE FIGURAS FIGURA 1. MEDIDAS DE PROTECCIÓN EN EMBOQUILLES ................................................................................................................... 8 FIGURA 2. ROTURA MÁS FRECUENTE EN EL EMBOQUILLE ................................................................................................................. 8 FIGURA 3. RECOMENDACIONES DE ROGERS Y HAYCOCK .................................................................................................................. 9 FIGURA 4. RECOMENDACIONES EMBOQUILLE DE ROMANA ............................................................................................................ 10 FIGURA 5. PARAGUAS DE EMBOQUILLE EN TÚNELES DEL GUADARRAMA............................................................................................ 11 FIGURA 6. EXCAVACIÓN A SECCIÓN COMPLETA ............................................................................................................................ 14 FIGURA 7. NOMENCLATURA .................................................................................................................................................... 15 FIGURA 8. ESQUEMA DE TRABAJO EMPLEANDO EXPLOSIVOS I ......................................................................................................... 16 FIGURA 9. ESQUEMA DE TRABAJO EMPLEANDO EXPLOSIVOS II ........................................................................................................ 17 FIGURA 10. DIFERENTES TIPOS DE TOPO ..................................................................................................................................... 18 FIGURA 11. ROZADORA CON CABEZA DE CORTE TIPO RIPPING ......................................................................................................... 19 FIGURA 12. MÉTODO DE TRABAJO DE LA ROZADORA .................................................................................................................... 20 FIGURA 13. SISTEMA DE EXCAVACIÓN POR FASES EN TÚNELES DE BOCHUM (AUSTRIA) ........................................................................ 20 FIGURA 14. RECOMENDACIONES DE ROMANA (2000) ................................................................................................................. 23 FIGURA 15. DETERMINACIÓN APROXIMADA DEL SOSTENIMIENTO DE UN TÚNEL ................................................................................. 25 FIGURA 16. MODELIZACIÓN DE LA CURVA CARACTERÍSTICA DE UNA EXCAVACIÓN ............................................................................... 26 FIGURA 17. MODELIZACIÓN DE LA CURVA CARACTERÍSTICA DEL SOSTENIMIENTO ................................................................................ 28 FIGURA 18. MODELIZACIÓN DE UN TÚNEL MEDIANTE MEF ........................................................................................................... 29 FIGURA 19. GRÁFICA TIEMPO ESTABILIDAD VS. LONGITUD DEL TÚNEL ............................................................................................. 31 FIGURA 20. ESQUEMA DE UNA SECCIÓN LONGITUDINAL DEL AVANCE DE UN TÚNEL ............................................................................. 32 FIGURA 21. REPRESENTACIÓN DE LAS DISTINTAS CURVAS EN UN GRÁFICO PRESIÓN‐DESPLAZAMIENTO .................................................... 33 FIGURA 22. DISTINTAS OPCIONES A LA HORA DE ELEGIR EL SOSTENIMIENTO....................................................................................... 33 FIGURA 23. INFLUENCIA DE LA RIGIDEZ DEL REVESTIMIENTO ........................................................................................................... 34 FIGURA 24. ACTUACIÓN POR SEPARADO Y CONJUNTA DE DISTINTOS SOSTENIMIENTOS COLOCADOS A DIFERENTES DISTANCIAS DEL FRENTE DE EXCAVACIÓN ................................................................................................................................................................ 35 FIGURA 25. DEFORMACIONES VS. TIEMPO ................................................................................................................................. 39 FIGURA 26. FALTA DE CERRAMIENTO DEL SOSTENIMIENTO ............................................................................................................. 39 FIGURA 27. ASIENTOS VERTICALES VS. TIEMPO TRANSCURRIDO HASTA EL CIERRE ................................................................................ 40 FIGURA 28. COLAPSO TÚNEL METRO BERLÍN .............................................................................................................................. 40 FIGURA 29. EXCAVACIÓN POR FASES ......................................................................................................................................... 41 FIGURA 30. CERCHAS ELÁSTICAS ............................................................................................................................................... 43 FIGURA 31. TIPOS DE PERFILES MÁS USUALES ............................................................................................................................. 45 FIGURA 32. EJECUCIÓN DE VISERA MEDIANTE CERCHAS HEB‐160 Y PLACAS BERNOLD ........................................................................ 46 FIGURA 33. CERCHAS RETICULADAS .......................................................................................................................................... 48 FIGURA 34. DETALLE SOSTENIMIENTO DESLIZANTE ....................................................................................................................... 50 FIGURA 35. FUNCIONAMIENTO SOSTENIMIENTO FLEXIBLE O DESLIZANTE........................................................................................... 50 FIGURA 36. TABLA CARACTERÍSTICAS PERFILES TH ....................................................................................................................... 51 FIGURA 37. UNIÓN TIPO ABARCÓN ........................................................................................................................................... 52 FIGURA 38. UNIÓN TIPO G ...................................................................................................................................................... 52 FIGURA 39. DETALLE DE TRESILLONES ........................................................................................................................................ 53 FIGURA 40. CHAPA BERNOLD .................................................................................................................................................. 54 FIGURA 41. DETALLES APOYOS ................................................................................................................................................ 55 FIGURA 42. DETALLE PARA DE ELEFANTE Y VIGA DE ATADO ............................................................................................................. 55 FIGURA 43. ESQUEMA DE MEZCLA POR VÍA SECA ......................................................................................................................... 58 FIGURA 44. ESQUEMA DE MEZCLA POR VÍA SECA SEMIHÚMEDA ..................................................................................................... 60 FIGURA 45. ESQUEMA DE MEZCLA POR VÍA HÚMEDA .................................................................................................................. 60 FIGURA 46. EJEMPLOS DE CONSISTENCIA DEL HORMIGÓN .............................................................................................................. 62

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FIGURA 47. SISTEMA DE BULONAJE ........................................................................................................................................... 73 FIGURA 48. ESQUEMA SUSPENSIÓN DE TERRENOS ........................................................................................................................ 74 FIGURA 49. BULONES DE ANCLAJE SOPORTANDO UN BLOQUE DE ROCA EN UN TÚNEL EXCAVADO EN UN MACIZO ROCOSO FUERTEMENTE DIACLASADO ................................................................................................................................................................ 75 FIGURA 50. CLASIFICACIÓN BULONES ........................................................................................................................................ 77 FIGURA 51. BULONES CON CARTUCHOS DE RESINA ....................................................................................................................... 78 FIGURA 52. BULÓN FIJADO CON LECHADA DE CEMENTO ................................................................................................................ 79 FIGURA 53. BULÓN CON ELEVADA PRESIÓN DE CONTACTO ............................................................................................................. 80 FIGURA 54. BULÓN SPLIT‐SET .................................................................................................................................................. 81 FIGURA 55. COLOCACIÓN DE UN SPLIT‐SET ................................................................................................................................ 81 FIGURA 56. FUNCIONAMIENTO SWELLEX ................................................................................................................................... 82 FIGURA 57. ESQUEMA SWELLEX ............................................................................................................................................... 82 FIGURA 58. FORMAS DE TRABAJO BULÓN SWELEX ........................................................................................................................ 83 FIGURA 59. TIPOLOGÍAS DE REDONDOS CORRUGADOS .................................................................................................................. 84 FIGURA 60. BULLONES AUTOPERFORANTES ................................................................................................................................ 85 FIGURA 61. CIMENTACIÓN DE CABLES ........................................................................................................................................ 86 FIGURA 62. TIPOLOGÍA DE PLACAS DE REPARTO ........................................................................................................................... 87 FIGURA 63. EQUIPO DE ENSAYO DE BULONES .............................................................................................................................. 90 FIGURA 64. HUNDIMIENTO DE PARAMENTO POR FALTA DE ANCLAJE REPARTIDO EN TODA LA LONGITUD DE LOS PERNOS ............................. 91 FIGURA 65. EJEMPLO DE REGISTROS .......................................................................................................................................... 92 FIGURA 66. COLOCACIÓN DE UN PIEZÓMETRO Y DETALLE DEL MISMO .............................................................................................. 93 FIGURA 67. HUNDIMIENTO DEL FRENTE SUR DEL TÚNEL DE HALLANDSAS (SUECIA) ............................................................................ 94 FIGURA 68. DISPOSICIÓN DE LOS SONDEOS DE RECONOCIMIENTO ................................................................................................... 96 FIGURA 69. IDEALIZACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DE LAS ROCAS EN LA POST‐ROTURA ........................................................................ 97 FIGURA 70. ROTURAS EN LA CLAVE DEL TÚNEL DE TARTAGUILLE DEBIDAS A EMPUJES HORIZONTALES DEL TERRENO ................................... 99 FIGURA 71. REVESTIMIENTO CON HORMIGÓN PROYECTADO EN EL TÚNEL DE LA LAJA ....................................................................... 102

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1.‐ INTRODUCCIÓN Si bien el túnel en sentido estricto se caracteriza por su marcado carácter lineal, aquí se considerará, por extensión, el termino túnel en un sentido amplio, no sólo como obra lineal sino como espacio subterráneo que incluye desde la caverna, la cueva natural hasta amplios recintos subterráneos transitables dentro de lo que podría englobarse como urbanismo y espacio subterráneo; en suma, el túnel como obra de tránsito y también como hábitat. El gran desarrollo en infraestructuras que experimentó España a finales de siglo pasado e inicios del actual ha impulsado la ejecución de numerosos túneles de carretera, de metro, ferroviarios, etc. Se espera que en la segunda década del siglo XXI, continúe esta tendencia por la ejecución del llamado Corredor Ferroviario del Mediterráneo que llevará aparejado la ejecución de numerosos túneles. La misma situación que se vive en España se está repitiendo en una escala superior a nivel mundial y sobre todo en los países de economías emergentes, (China, India, Brasil, Singapur, etc.) ejecutándose túneles donde antes era imposible, bien por condicionantes técnicos, económicos, ambientales, económicos, etc.), siempre intentando que el nuevo túnel supere al anterior en alguna marca mundial (longitud, profundidad, sección, tiempo de ejecución, etc.). Convirtiéndose estas obras de ingeniería en auténticos símbolos nacionales que demuestran la pujanza económica de un país. Cuando pretendemos acometer una excavación subterránea, se debe realizar un análisis previo de la respuesta de la roca para diseñar los huecos y seleccionar los sostenimientos. Podríamos actuar de forma totalmente empírica, como se ha venido haciendo, con relativo éxito, desde que el hombre comenzó a hurgar en las entrañas de la tierra para extraer de ella lo que necesitaba. Pero entonces, el desconocimiento de los límites de competencia de la roca impide la optimización de los principales objetivos de la excavación, basados, en el presente, en la seguridad de los trabajadores, el mejor aprovechamiento de los recursos minerales, la calidad del trabajo desarrollado y la economía de los medios utilizados. La gran mayoría de estas obras subterráneas se realizan atravesando macizos rocosos, por lo que tenemos que ayudarnos de la Mecánica de Rocas; disciplina relativamente reciente, que pone a disposición del Ingeniero una serie de herramientas y metodologías de cálculo y análisis de la competencia de la roca, que podemos utilizar para alcanzar eficazmente los objetivos planteados, concediendo una importancia fundamental a la seguridad de la obra o explotación minera subterráneas La Mecánica de Rocas aplica los principios de la Elasticidad y la Resistencia de Materiales a los materiales geológicos, lo que resulta válido para porciones de material homogéneo, isótropo y continuo, es decir, fragmentos de roca pequeños, estudiando, luego, cómo evoluciona el comportamiento de la masa de roca en su conjunto, para lo que desarrolla sus propias teorías. El camino para el análisis geomecánico de todo el macizo de roca se inicia, pues, en la investigación del comportamiento de la roca intacta (pequeña escala, decimétrica y métrica). En un segundo paso, se investiga el comportamiento de la roca diaclasada (media escala, decamétrica) y, por último se pronostica el de todo el macizo de roca al que se extiende la excavación (gran escala, hectométrica).

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En el presente trabajo analizamos aquellos elementos que se deben de analizar a la hora de afrontar la ejecución de un túnel. Una vez analizadas las características del terreno a atravesar y definido la traza del túnel, se iniciará un proceso iterativo donde el método de excavación, la elección del tipo de sostenimiento y costes de la obra, se analizarán una y otra vez hasta conseguir la configuración óptima de ejecución de la obra. Hay que destacar que la definición del sostenimiento, consiste en el diseño de varias secciones tipo que prevean las diferentes situaciones que nos podemos encontrar en el avance de nuestra obra.

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2.‐ GENERALIDADES EN EXCAVACIÓN 2.1.‐ Excavación del emboquille El emboquille es la intersección de talud y túnel y por esta razón no pueden aplicarse (y de hecho nunca se aplican) las clasificaciones geomecánicas convencionales a los emboquilles.

Figura 1. Medidas de protección en emboquilles

El elevado número de incidentes (y de accidentes) en las boquillas de los túneles está motivando una actitud mucho más conservadora a la hora de diseñar sostenimientos, normalmente rígidos, para los primeros 10 a 20 m de los túneles. Y el paraguas se ha convertido en una práctica habitual. La mayoría de los problemas de boquillas son causados por roturas de talud a favor de juntas que buzan hacia el exterior y/o vuelcos de estratos cuando las juntas buzan hacia el interior.

Figura 2. Rotura más frecuente en el emboquille

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Los taludes laterales deben tratarse de la misma forma que en el resto de la traza. En cuanto al talud frontal son frecuentes los problemas de estabilidad, con caídas parciales o incluso roturas generalizadas, que muchas veces no se estudian, confiando solamente en el efecto tridimensional de la trinchera de acceso y en la dimensión relativamente reducida de la base. Especialmente los problemas de vuelco de estratos suelen sorprender durante la ejecución. Y así como es un talud normal el vuelco suele ser un proceso lento que rara vez es catastrófico, en los taludes frontales de las bocas de los túneles el vuelco desorganiza la masa rocosa situada sobre la clave del túnel y daña las medidas de emboquille construidas previamente, lo que puede evitarse tratando previamente el talud frontal. Las recomendaciones que se presentan tratan de resumir la buena práctica actual española en el campo de los emboquilles. Dado el riesgo que para la obra supone un accidente en la boquilla del túnel la buena práctica es conservadora. El incremento de coste que esto supone es muy pequeño comparado con el coste de cualquier incidente (y de la parada de obra que suele conllevar). Además es preciso tener en cuenta la seguridad del personal de ejecución, que permanece en las inmediaciones de la boca más tiempo que en cualquier otro punto de la obra. Para garantizar esta seguridad frente a caídas de piedras (por degradación y/o meteorización de los taludes frontales) es normal la construcción de viseras (falsos túneles exteriores) de varios metros de longitud y la instalación de mallas (redes) sobre la cara del talud. Una buena práctica es la construcción de sistemas de cunetas de drenaje, con las correspondientes bajantes, para evitar la escorrentía superficial sobre las superficies de los taludes de la trinchera. Precauciones suplementarias contra accidentes son: la excavación suplementaria, tendiendo el talud en las zonas superiores meteorizadas, y la colocación de barreras y/o cercas para evitar las caídas de personas. Distintos autores han realizado distintas recomendaciones, a la hora de ejecutar los emboquilles, tenemos por ejemplo las de Rogers y Haycock (1989):

Figura 3. Recomendaciones de Rogers y Haycock

Otro autor que ha elaborado unas muy buenas recomendaciones es Romana (2000):

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Figura 4. Recomendaciones emboquille de Romana

El uso de la maquinaria convencional de excavación de túneles requiere alturas libres no menores de 5 ó 5,5 m. Por lo tanto los túneles de hasta 6 ó 7 m de ancho suelen excavarse a sección completa. En los túneles de ancho mayor (como son todos los túneles de carretera y/o ffcc de vía doble) puede plantearse la excavación a sección completa (que tiende a realizarse cada vez más) o a sección partida. Las recomendaciones se refieren solo a la zona de emboquille:  Para masas rocosas de buena calidad (RMR > 70) parece recomendable emboquillar a sección completa, si la excavación va a continuarse también a sección completa.  Para masas rocosas de media calidad (30 < RMR < 70) el sistema habitual es la sección partida en dos: avance y destroza.  Para masas rocosas de calidad mala (30 > RMR) es más conveniente el emboquille por galerías múltiples, con construcción de contra bóveda robusta para finalizar la sección. La galería central de avance se excava por delante de la calota (al menos unos metros) y proporciona una seguridad adicional, incluso cuando se emboquilla a sección partida y la calidad del macizo rocoso es media a baja (50 > RMR).

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2.2.‐ Paraguas de emboquille

Figura 5. Paraguas de emboquille en túneles del Guadarrama

El paraguas es siempre una buena práctica y se recomienda prácticamente en todos los casos, aunque podría obviarse cuando la calidad del macizo rocoso es muy buena (80 > RMR). a) Paraguas ligero (60 < RMR). Constituido por bulones de φ32 de acero corrugado y de 6 a 9 metros de longitud, colocados dentro de una perforación de 2½. El espacio entre la barra y la perforación se rellena con lechada de cemento. La longitud máxima es de 9 m y las barras son únicas sin solapes ni prolongaciones. La distancia usual entre las perforaciones varía entre 0.5 y 1 m. b) Paraguas medio (30 < RMR < 70). Constituido por micropilotes de tubo metálico de diámetro exterior igual o inferior a 90 mm y espesor igual o inferior a 7 mm. Estos tubos se introducen en perforaciones de diámetro inferior a 6” (150 mm) y se rellenan interiormente y exteriormente con mortero, que puede aplicarse con una ligera presión. La distancia entre ejes de micropilotes oscila entre 40 y 70 cm. La longitud de estos paraguas varía entre 9 y 20 m. . Para longitudes mayores de 9 m es preciso adicionar tubos por un sistema de rosca macho‐hembra (la resistencia a flexión disminuye mucho en la sección roscada) o con manguitos exteriores. Generalmente los micropilotes asoman algo en cabeza y se arriostran con una viga armada de directriz curva, paralela al límite teórico de la sección de emboquille. c) Paraguas pesado (RMR< 30). Puede estar constituido por micropilotes de tubo metálico de diámetro exterior superior a 90 mm y espesor superior a 7 mm. La distancia entre los ejes de micropilotes es menor de 50 cm. introducidos en perforaciones de diámetro superior a 6 “ (150 mm), rellenas interiormente y exteriormente por lechada que puede aplicarse con una ligera presión, o bien inyectarse con la técnica de los tubos‐manguito. La longitud de los paraguas pesados es, como mínimo de 20 m y está limitada técnicamente por la capacidad para mantener el paralelismo entre perforaciones próximas. Aunque se han citado paraguas de hasta 40 m de longitud la práctica habitual rara vez excede de 20‐25 m. Un método antiguo de construcción de paraguas pesados sustituye los micropilotes por carriles ferroviarios pero la longitud de los paraguas de carriles está limitada por la capacidad de perforación.

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d) Paraguas de jet‐grouting. En terrenos sin cohesión el paraguas puede construirse mediante columnas de jet‐grouting. La longitud de los paraguas de jet grouting suele variar entre 12 y 20 m aunque se han construido paraguas de jet‐grouting de hasta 25 m. En las columnas es conveniente introducir una armadura.

2.3.‐ Bulones en el talud frontal Es normal la utilización de bulones de acero corrugado, o de acero de alta resistencia. El diámetro recomendable es φ32, aunque pueden utilizarse bulones de φ25 cuando la calidad del macizo rocoso sea alta. Los bulones deben anclarse por adherencia con lechada de cemento y es conveniente aplicar en cabeza una ligera tensión para que la placa la transmita a la superficie del talud y prevenir así la descompresión superficial. La longitud de los bulones suele ser del orden de 6 m o inferior. Se han propuesto longitudes (y densidades de bulonado) crecientes cuando disminuye la calidad del macizo rocoso. En todo caso la longitud nunca será inferior a un décimo de la altura del talud, medida sobre rasante. Las densidades iguales o superiores a 1 bulón/m2 son altas. Los bulones deberían perforarse e instalarse por bandas horizontales, al mismo ritmo de excavación del talud, para evitar la descompresión de la masa rocosa.

2.4.‐ Hormigón proyectado en el talud frontal El gunitado sistemático de todos los taludes no es deseable. La capa de hormigón proyectado puede dificultar el drenaje natural, aporta poca resistencia frente a un problema de inestabilidad del talud, enmascara los síntomas iníciales de roturas por deslizamiento y, además, tiene un mal aspecto desde el punto de vista estético. Para masas rocosas de calidad media a buena (40 < RMR), y entonces debe aplicarse puntualmente, según la técnica del “hormigón dental”. Para masas rocosas de calidad mala (RMR < 40) el hormigón proyectado puede ser útil para prevenir la erosión superficial debida al clima o a la escorrentía superficial de agua. En esos casos es preciso garantizar la adherencia a la superficie del talud, lo que puede hacerse con bulones muy cortos. Si el talud frontal va a quedar visible, total o parcialmente, al terminar la obra, conviene utilizar en la capa final de hormigón proyectado algún colorante para que el color superficial sea similar al del terreno, evitando el contraste que suele producir el color gris del cemento.

2.5.‐ Red de protección sobre el talud frontal La colocación de una red/ malla metálica sobre el talud supone una importante protección contra la caída de piedras y es muy recomendable donde el punto de vista de la seguridad del personal, aunque no supone mejora de la estabilidad del talud. Debe elegirse el tipo de red o malla en función del tamaño del boque‐tipo que pueda desprenderse y caer.

2.6.‐ Mallazo Se recomienda la colocación de mallazo como armadura de la capa de hormigón proyectado. Su función es evitar la rotura a tracción de la gunita y reforzar su resistencia a flexión frente a fenómenos de caída de fragmentos de la masa rocosa. Suele bastar un mallazo de 150 x 150 x 6 mm, que se duplica en macizos de calidad geotécnica muy mala.

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2.7.‐ Drenaje del talud frontal Una buena práctica es la construcción de sistemas de cunetas de drenaje, con las correspondientes bajantes, para evitar la escorrentía superficial sobre las superficies e los taludes de la trinchera, que erosionaría y dañaría al talud.

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3.‐ EXCAVACIÓN DEL TÚNEL 3.1.‐ Partición de la sección BIENIAWSKI recomendaba la excavación a sección completa para las masas rocosas de buena calidad (RMR > 60). La mejora de los equipamientos permite actualmente excavar a sección completa, con rendimientos altos cuando las necesidades de sostenimiento son reducidas. En las categorías medias a malas (20 < RMR < 60) BIENIAWSKI recomendaba sección partida en dos fases, y para las muy malas (RMR < 20) galerías múltiples. Sección completa (RMR > 60). Posible a partir de RMR > 50 y recomendable (con buena mecanización) para RMR> 60

Figura 6. Excavación a sección completa

Bóveda y destroza (RMR > 30). En general, podrán excavarse completamente por separado la bóveda y la destroza siempre que la calidad del macizo rocoso no sea mala o muy mala. Galería de avance (10 < RMR < 40). Una galería de avance llevada ligeramente por adelantado puede ser útil en terrenos de calidad media y túneles de gran anchura o en terrenos de calidad mala y túneles de ancho medio (10‐12 m). Galerías múltiples (0 < RMR < 30). Se trata del llamado método alemán (con dos o cuatro galerías excavadas previamente en los hastiales) o de métodos más complejos con galerías tangentes excavadas y hormigonadas sucesivamente. Son sistemas adecuados para túneles en macizos rocosos de calidad mala a muy mala (que son una transición a los suelos). Contrabóveda (0 < RMR < 30). Necesaria cuando la sección puede cerrarse por la base. Es un método complementario con todos los demás, que requiere una construcción muy próxima a los frentes de excavación.

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Figura 7. Nomenclatura

3.2.‐ Longitud de pase En el estado actual de la mecanización no son prácticos avances superiores a 5m (que son posibles a partir de RMR > 60, lo que coincide con el intervalo donde se puede recomendar la excavación a sección completa). Para macizos de calidad media a mala se recomienda graduar la longitud de pase variándola entre 4 m (RMR = 60) y 1 m (20 < RMR < 30). Los macizos de calidad muy mala (20 > RMR) requieren pases muy reducidos inferiores a 1 m.

3.3.‐ Método de excavación Elegir el método de de excavación más adecuado para nuestro túnel depende de:  Organización general del túnel y a sus necesidades de sostenimientos.  Cualquier método es posible en casi todos los casos, pero solo resulta adecuado en determinados intervalos.  La dureza y abrasividad de la roca es una limitación añadida para los métodos de excavación mecanizada.

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3.3.1.‐ Voladuras (RMR >40) Es el método más versátil y por lo tanto el más frecuente. El método de trabajo aparece en la siguiente figura.

Figura 8. Esquema de trabajo empleando explosivos I

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Figura 9. Esquema de trabajo empleando explosivos II

3.3.2.‐ TBM (Tuneladoras): RMR>60 Ventajoso cuando las necesidades de sostenimientos son reducidas, y ese sostenimiento puede instalarse detrás de la cabeza de perforación.(RMR>60) El empleo de topos puede presentar una serie de limitaciones, donde la mayoría están ligadas a la geometría del túnel. En efecto:  La sección debe ser circular y la longitud tal que permita asumir una inversión elevada y unos gastos igualmente importantes de transporte y montaje en obra.  El radio de curvatura mínimo está alrededor de los 300 m, aunque son deseables al menos 500 m.  La pendiente máxima debe ser tal que permita una circulación fluida de trenes y está en un entorno máximo del 3.5‐4 %. Esta pendiente se puede superar en el caso de extracción de escombros por cintas, pero no hay que olvidar que, aún en este caso, es necesario disponer de vía para poder introducir al frente del túnel materiales, repuestos, etc.

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Otras limitaciones se refieren a la geología y la geotecnia de los terrenos a atravesar. Así, en terrenos excesivamente blandos o con problemas de sostenimientos podrían desaconsejar el sistema, ya que se podría encarecer considerablemente. Las fallas son un enemigo mortal de los topos, ya que los sostenimientos no pueden actuar como pronto hasta el paso de los espadines de protección y como en estos casos de fallas el avance suele ser lento, los tiempos que transcurren son demasiado largos, favoreciéndose el desprendimiento del terreno. La alta abrasividad de algunas rocas así como los contenidos elevados de sílice pueden producir elevados desgastes en los cortadores y cangilones de la cabeza, pudiendo llegar a invalidar la solución topo por puro problema económico.

Figura 10. Diferentes tipos de topo

3.3.3.‐ Rozadora: 30< RMR < 90 Maquina de ataque puntual y cuerpo bajo y compacto. Puede utilizarse en gran variedad de terrenos. Ventajas que ofrece el empleo de rozadoras:  Es un sistema que admite alta mecanización  Reduce sobre‐excavaciones en relación con el uso de explosivos  No altera prácticamente las características iniciales de la roca

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

Reduce la cuantía del sostenimiento frente al uso del explosivos



Se adapta mejor que otros sistemas a la ejecución por fases



En comparación con máquinas TBM (TOPOS) presenta las siguientes ventajas:

o Mayor flexibilidad para adaptarse a cualquier cambio de terreno o Se puede utilizar en una amplia gama de secciones, tanto en relación con su forma como con sus dimensiones o Su instalación es fácil y económica o El porcentaje de mano de obra especializada es pequeño o En rocas de mala calidad permite un mejor acceso al frente para efectuar los trabajos de sostenimiento Permite efectuar la excavación en fases, lo que es decisivo en terrenos de mala calidad o El mayor rendimiento de avance del TBM es neutralizado por la incidencia del tiempo de los trabajos de sostenimiento

Figura 11. Rozadora con cabeza de corte tipo ripping

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Figura 12. Método de trabajo de la rozadora

Figura 13. Sistema de excavación por fases en túneles de Bochum (Austria)

3.3.4.‐ Fresado: RMR<30 Son maquinas que montan una fresa de potencia media sobre un brazo de retroexcavadora. 3.3.5.‐ Escarificación/pala: RMR<20 Los macizos de calidad muy mala pueden excavarse prácticamente como suelos con palas convencionales y/o escarificarse (excavar la destroza o contrabóveda).

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3.4.‐ Elección del método de excavación La selección del método constructivo de un túnel viene regida por una serie de factores de diversa índole:  Unos geotécnicos, en cuanto a las características del terreno, lo que puede condicionar el aplicar un método u otro.  Otros económicos, en cuanto a la posibilidad de utilizar métodos en que se necesita una importante inversión, como en el caso de las tuneladoras.  Otras sociales y medio‐ambientales, en cuanto a la seguridad del método, la afección al entorno, la presencia de obstáculos naturales y artificiales (ríos, pozos, cimentaciones existentes, minas, etc.). Pueden enumerarse, a tal efecto, los siguientes condicionantes:  Las características del terreno, junto con la profundidad a la que se quiere desarrollar la obra subterránea. Si existen rellenos y suelos blandos importantes, el túnel tiene que desarrollarse (en principio) por debajo de ellos, dejando un recubrimiento de terreno “resistente” del orden de un diámetro por encima de la clave. El término “resistente” puede considerarse natural o artificial (con tratamientos del terreno previos). La presencia de niveles freáticos colgados y continuos en el terreno pueden condicionar el método constructivo y transformarlo en una obra de túnel artificial (a cielo abierto); en general, puede decirse que hasta una profundidad de excavación en área urbana de unos 15‐18‐ m es más económico el realizar un túnel entre pantallas continuas que excavada subterráneamente.  El plazo de la obra, ya que ello puede obligar en algunos procedimientos (como en el Tradicional en Madrid) a abrir numerosos frentes de ataque, lo que puede encarecer la obra. O bien, puede alargarse el plazo si se necesita construir una tuneladora nueva y tiene algún condicionante especial (características de arranque, diámetro, etc). Ello puede obligar a utilizar varios sistemas – no mecanizados totalmente – para aprovechar la geometría del problema, las características geotécnicas, etc., y acortar el plazo de ejecución.  La longitud del tramo, lo que puede hacer viable el uso de una TBM o no. Para túneles de varios kilómetros (5‐6) de longitud puede ser rentable – o suficientemente amortizable – una TBM nueva. Pero en tramos cortos de 1‐1,5 Km. hemos empleado tuneladoras ya existentes, con equipos ya formados y con experiencia (Túnel ferroviario a Alcobendas o, actualmente, prolongación desde el Puerto de Barajas a la Terminar T‐4 del Aeropuerto de Madrid).  El nivel tecnológico de la zona, que puede permitir el utilizar medios muy mecanizados, por existencia de personal especializado, talleres de reparación, etc, disminuyendo la mano de obra.

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

La posibilidad de amortización de maquinaria en la propia obra u otras futuras. La inversión en máquinas TBM nuevas y de gran diámetro es importante (15 a 60 millones de euros) y tiene que contemplar el presente y el futuro de la tuneladora, los planes de infraestructuras, los cambios políticos, etc. Sin embargo, cabe recordar que la existencia de máquinas tiende a que se usen en obras que ni se concebían. Ahora mismo, en Andalucía se está pensando en usar tuneladoras para túneles de carretera bajo el Guadalquivir, con diámetros de unos 15 m, cosa que hace poco ni se concebía, al existir las tuneladoras de la M‐30 y trabajar con éxito, en terrenos de consistencia media a dura (yesos).



El espacio disponible en los extremos del túnel o zonas intermedias, con los problemas de interferencia a otros servicios (caso urbano) o los de impacto ambiental, como en los casos de Guadarrama y Pajares, en que las instalaciones son muy importantes (pozo de ataque, prefabricación de dovelas, transporte y vertidos de escombros).



La existencia de “obstáculos” especiales. Como tales pueden considerarse la presencia de fallas, contactos entre terrenos, otros túneles, pozos, vaguadas rellenas, zonas de terreno contaminados por keroseno y gases, ruinas históricas, etc. Todo ello puede condicionar extraordinariamente el método constructivo. Por ejemplo, una zona de fallas muy larga, con agua, terrenos con fluencia, etc., puede condicionar el uso de una tuneladora (aunque sea de doble escudo) y obligar a realizar una cámara lateral al túnel excavado con tuneladora, para avanzar y tratar el terreno antes de excavar con la TBM o para completar el túnel con métodos convencionales. La presencia de ruinas puede obligar a cambiar un sistema de pantallas continuas a otro subterráneo, con tratamiento del terreno entre ruinas y túnel, a fin de protegerlas, etc.

Basándose exclusivamente en la clasificación del macizo rocoso, son distintos los autores los que han definido, distintos criterios para la elección del método de excavación. Así tenemos el criterio de ROMANA (2000), para túneles de 10‐14 metros de ancho.

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Figura 14. Recomendaciones de Romana (2000)

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4.‐ MÉTODOS DE SOSTENIMIENTO 4.1.‐SELECCIÓN DE SOSTENIMIENTO El problema del sostenimiento de un túnel no tiene una solución única, ya que además de poder utilizar elementos de sostenimiento variados y de resistencia diferente, se pueden emplear métodos constructivos distintos en los que el proceso de excavación y sostenimiento también varía. De esta forma se puede hablar de diseño de sostenimiento, entendiéndolo por tal el proceso que debe conducir a un dimensionamiento del sostenimiento, sin que exista una solución única, de tal forma que la solución elegida sea económica y resulte efectiva para el uso que se quiere dar a la excavación. Este proceso de diseño debe de seguir una metodología iterativa, de tal manera que se pueda ir comprobando la eficacia técnico‐económica de una solución y ésta pueda ser afinada hasta llegar no a la solución óptima, pero si a una considerada satisfactoria. El cálculo del sostenimiento se puede ir realizando, aumentando el grado de afinamiento empleando las siguientes técnicas en orden progresivo: 1. Uso de las clasificaciones geomecánicas 2. Uso de las Curvas Características 3. Soluciones obtenidas mediante cálculos numéricos (M.E.F.) 4.1.1.‐ Uso de las clasificaciones geomecánicas El origen de las clasificaciones geomecánicas para la caracterización del macizo rocoso, tuvieron precisamente su origen en la necesidad de poder obtener un diseño del sostenimiento rápido y fiable. En la actualidad, después de más de 30 años, las clasificaciones de Barton y de Bieniawski son las que ofrecen unos resultados más fiables. La Clasificación de Bieniawski es la más fácil de usar y la más versátil pero, por lo que se refiere a las orientaciones que da sobre el sostenimiento necesario en una excavación, la clasificación de Barton está mas desarrollada. Por todo ello, un método para realizar el diseño empírico del sostenimiento de un túnel podría ser el siguiente: A. Caracterizar el terreno mediante la clasificación de Bieniawski. B. Determinar el parámetro de Barton correspondiente al RMR de Bieniawski, que se ha obtenido clasificando el terreno, mediante la expresión:

Qe

RMR  44 9

C. Determinar el ESR según los criterios contenidos en la Tabla siguiente, para el tipo de excavación que se trate

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GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Tabla 1. Evaluación del ESR (Excavation Support Ratio)

D. Entrar en el ábaco de la figura siguiente con los valores de Q y ESR para determinar el sostenimiento que resulta recomendable.

Figura 15. Determinación aproximada del sostenimiento de un túnel

4.1.2.‐ Curvas características La aproximación empírica al sostenimiento de un túnel que proporcionan las Clasificaciones Geomecánicas, no pueden considerarse como un auténtico diseño del sostenimiento, ya que presenta las siguientes deficiencias:  No permiten cuantificar los coeficientes de seguridad de los elementos del sostenimiento.

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

No permite tener en cuenta el efecto del estado tensional natural.  No permite considerar el efecto de la forma del túnel.  No permite considerar el efecto de las fases de excavación.  No permite cuantificar el efecto que la excavación produce en el entorno como la subsidencia y cambios tensionales. El método de las curvas características también denominado Convergencia‐Confinamiento, permite superar algunas de las anteriores deficiencias. 4.1.2.1. Curvas características de la excavación Se definen como la representación gráfica de la relación entre la presión radial aplicada en el perímetro de la excavación y el desplazamiento radial del perímetro al estabilizarse la excavación. Distintos autores han trabajado para encontrar una solución analítica para poder obtener estas curvas. La más utilizada por su mayor exactitud comprobada en múltiples túneles es la desarrollada por el Profesor Hoek.

Figura 16. Modelización de la curva característica de una excavación

Como principios básicos de esta formulación se aceptan las hipótesis siguientes:  La excavación es circular y su radio es R. 

El estado tensional es hidrostático y está definido por una tensión σo .



El criterio de rotura adoptado es el de Mohr‐Coulomb, ajustado por tramos al de Hoek‐Brown, con un comportamiento dúctil.

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La curva característica presenta un tramo inicial lineal, que corresponde a un comportamiento elástico y continúa con otro no lineal correspondiente a la plastificación. La parte lineal de la curva característica responde a la ecuación:

ue 

R  1      o  i  E

Donde E: Módulo de Youg del terreno. ν: Coeficiente de Poisson del terreno. σi : Tensión interna en la excavación ejercida rígidamente. El tránsito elástico‐plástico está definido por una presión interna crítica, definida por la ecuación:

 iCR 

2  O CM 1 K0

Donde:

σCM : Resistencia a compresión simple del macizo rocoso. La parte de la curva característica correspondiente al comportamiento plástico está definida por la expresión:

  R*  R  1         up   2  1     o  iCR     1  2      o  i  E  R  

Donde R* es el radio de plastificación, que está definido por la expresión: 1

 2   0K 0  1  CM   K 0 1 R*  R     1  K 0   K 0  1  i CM  La curva característica puede determinarse mediante programas informáticos de cálculo tenso‐ deformacional. El cálculo informático de las curvas características presenta las siguientes ventajas:  Se puede trabajar con cualquier estado tensional natural. 

Se puede calcular la curva característica para una excavación de forma cualquiera.



Se pueden tener en cuenta las distintas fases de la excavación.



Se pueden modelizar tantos tipos de terreno como se desee.

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4.1.2.2. Curvas características del sostenimiento La curva característica del sostenimiento se puede asimilar a una recta, ya que es muy raro que un elemento del sostenimiento plastifique.

Figura 17. Modelización de la curva característica del sostenimiento

Dicha curva queda definida por los siguientes parámetros:

σi, max : Tensión máxima del sostenimiento. Uso : Desplazamiento radial de la excavación al colocar el sostenimiento. Us : Desplazamiento máximo que puede admitir el sostenimiento. Un parámetro muy característico del sostenimiento es su rigidez Ks , que es la pendiente de su curva característica, es decir:

Ks 

 i ,max US

4.1.3.‐ Método de los elementos finitos El Método de los Elementos Finitos (FEM ó MEF) consiste en modelizar el terreno, que es un medio continuo, mediante una serie de elementos discretos conectados unos con otros a través de unos puntos comunes llamados nodos. Dentro de cada elemento planteamos las ecuaciones de la Elasticidad en función de los valores de los movimientos y de las tensiones en los nodos, suponiendo que en el interior del elemento ambas siguen unas leyes conocidas. Posteriormente se elabora una matriz, llamada matriz de

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rigidez [K], que contiene las rIgideces de cada elemento frente a cada movimiento y la conexión entre los diversos elementos. En definitiva, se llega a la expresión matricial: [p] = [K]. [d] donde [K] es la matriz de rigidez del problema, [p] es el vector de cargas sobre los nodos, dato del problema, y [d] son los movimientos de los nodos, que son las incógnitas.

Figura 18. Modelización de un túnel mediante MEF

Una vez resuelto el sistema lineal, pueden obtenerse las tensiones en cualquier punto volviendo a aplicar las ecuaciones de la Elasticidad dentro de cada elemento. El MEF es el método más usado hoy en día para el cálculo de túneles. Esto es así porque reúne las siguientes características:  El modelo puede ajustarse a la realidad tanto como se desee: es posible calcular túneles de cualquier forma y con cualquier revestimiento, el límite lo fija la capacidad del programa y del ordenador.  Pueden efectuarse cálculos tridimensionales o bien cálculos simplificados bidimensionales.  Se pueden considerar las fases constructivas de que consta el proceso de excavación del túnel.  Para el terreno existen gran variedad de comportamientos y de criterios de rotura. Asimismo, pueden modelizarse terrenos anisótropos y no homogéneos.  Pueden tenerse en cuenta las orientaciones reales de las diaclasas de la roca con respecto al túnel.

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El único inconveniente es la elevada potencia de cálculo que se necesita para la mayoría de las aplicaciones, aunque hoy en día existen programas para ordenadores personales que permiten efectuar cálculos completos mediante el MEF.

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5.‐ EL NUEVO MÉTODO AUSTRIACO. FILOSOFÍA DE TRABAJO 5.1.‐ Introducción El Nuevo Método Austriaco (NATM) fue desarrollado por los profesores L.V. Rabcewicz y L. Müller durante los años 1957 y 1965, llegando a ser patentado en Austria en 1958. Uno de sus puntos de partida fue la clasificación geomecánica del macizo rocoso de Lauffer (1958) que establece siete categorías de roca a partir de la relación entre tiempo de estabilidad de la excavación y la luz o dimensión libre sin sostener (Figura 1), comprobándose que un aumento de la anchura del túnel significa una reducción en el tiempo de colocación del sostenimiento. Siendo el tiempo de estabilidad de la excavación uno de las bases del NATM.

Figura 19. Gráfica Tiempo Estabilidad vs. Longitud del Túnel

De lo anterior, se deriva que el concepto de que el terreno que circunda una excavación subterránea, se convierte en un componente estructural que soporta cargas mediante la activación del cuerpo anular de soporte. Se trata de conseguir que la roca sea el principal elemento del sostenimiento, realizando la excavación y su sostenimiento de tal forma que el macizo rocoso y el sostenimiento (reducido ahora a su mínima expresión) puedan deformarse para que el nivel tensional que corresponde al equilibrio sea el más bajo posible. Esta filosofía constructiva implica un buen conocimiento del macizo rocoso, la utilización de sostenimientos deformables (y por tanto flexibles) y su optimización mediante medidas de control.

5.2.‐Interacción excavación‐sostenimiento. curvas características Supongamos un túnel profundo de forma que, con buena aproximación, se pueda prescindir en el entorno del túnel del gradiente de tensiones que introduce la gravedad (en la práctica ello supone

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recubrimientos de al menos 10 veces el diámetro). Se supone también un estado isótropo de tensiones de intensidad p0. Consideremos (en la Fig. 1) el avance de la excavación y cuatro secciones significativas. Lejos del frente, en la roca (sección AA’), sobre el futuro contorno teórico del túnel actúa la tensión p0. Esta sección aún no se ha deformado, de manera que el desplazamiento radial, ui de los puntos de la sección teórica del túnel es nulo.

Figura 20. Esquema de una sección longitudinal del avance de un túnel

En la sección BB’, ya excavada y próxima al frente, la tensión p0 ha desaparecido y el contorno del túnel ha experimentado un desplazamiento hacia el interior (ui). La relación entre pi y ui constituye la denominada curva característica o curva de convergencia del túnel (CC) y sólo depende de las propiedades del terreno (para una geometría circular). Esta relación se ha representado, de forma cualitativa en la Fig. 3. Lo normal, sin embargo, es que a una cierta distancia del frente d (sección CC’) se coloque un determinado sostenimiento (bulones, hormigón proyectado, cerchas, revestimientos continuos o una combinación de alguno de ellos) que inmediatamente entrará en carga al menos por dos razones:  El progresivo alejamiento del frente lo que supone la disminución virtual de la carga pi y por tanto un incremento de deformación radial. 

Las deformaciones diferidas de la roca al transcurrir el tiempo.

En primera aproximación el revestimiento reaccionará con una determinada rigidez constante (k) frente a las deformaciones impuestas.

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Figura 21. Representación de las distintas curvas en un gráfico presión‐desplazamiento

Teniendo en cuenta que se instala una vez que la roca se ha deformado una magnitud ud, la respuesta del revestimiento se puede escribir: El desplazamiento ud corresponde a una determinada presión virtual sobre el túnel pd. La ecuación anterior se denomina CF (curva de confinamiento). Finalmente, túnel y revestimiento alcanzarán una posición única de equilibrio (sección DD’) cuando se alcancen la presión y desplazamiento (peq, ueq) comunes a las dos curvas CC y CF. Para una determinada curva CC el proyectista o constructor puede optar por la instalación de un revestimiento muy próximo al frente (ud1) o lejos de él (ud2), Fig. 4. Puede también elegir la rigidez del sostenimiento (rígido: k1; deformable kn). En principio, cuanto más rígido sea un sostenimiento y más próximo al frente se instale, mayor será la presión de equilibrio que ha de soportar y menor el desplazamiento radial (o convergencia) del túnel.

Figura 22. Distintas opciones a la hora de elegir el sostenimiento

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De la simple observación de las figuras 21 y 22, se deduce inmediatamente que es lo que pretende el NATM: optimizar el momento de colocar el sostenimiento, así como su naturaleza (rigidez en la curva), de forma que la excavación quede estabilizada con una deformación aceptable y con un sostenimiento mínimo (cumpliendo con los criterios de seguridad y economía, ante todo).

Figura 23. Influencia de la rigidez del revestimiento

En la figura 23 se puede comprobar que al disminuir la rigidez del revestimiento, rebajamos el punto de equilibrio con la curva de confinamiento del túnel, de manera que confiamos cada vez más la estabilidad de la excavación a la matriz rocosa donde se encuentra. Por otro lado, al disminuir la rigidez del revestimiento disminuye el coste de la misma. Para aplicar este método es necesario:  Determinar la curva CC, mediante los datos obtenidos en el estudio geotécnico, para cada uno de los tramos en los que haya dividido el macizo rocoso a atravesar.  Determinar la rigidez del sostenimiento (k), para cada uno de los tramos.  Determinar la deformación del túnel ud (o de forma equivalente, pd) correspondiente a la instalación del sostenimiento, buscando que este sea el mínimo necesario para estabilizar la excavación de una forma económica y segura de forma que se logre una deformación o convergencia mínima, de entre el 1‐2 % del diámetro de la excavación. 

Una vez definido el sostenimiento inicial que debemos emplear, empieza el aspecto más interesante del NATM que consiste en rectificar, según avanza la excavación, este sostenimiento inicial mediante la obtención de las curvas reales a través de la auscultación. Obteniéndose parejas de valores presión‐convergencia, que permiten comparar las curvas

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teóricas con las curvas reales, pudiendo tomar decisiones sobre aligerar el sostenimiento proyectado o colocar uno más rígido. Para determinar la curva característica del terreno se considerará sucesivamente el comportamiento elástico y elastoplástico del terreno. Se presentan soluciones para dos criterios de rotura:  Criterio de Mohr‐Coulomb, por ser de uso generalizado, tanto en macizos rocosos como en suelos. Permite de forma natural tratar las condiciones no drenadas (c = cu, ø= 0) y puramente friccionales (c = 0, ø).  Criterio de Hoek‐Brown, por su fidelidad para reproducir las envolventes de rotura no lineales observadas en rocas. En el NATM se alcanza la convergencia de equilibrio y el sostenimiento a aplicar, tras un proceso de observaciones en el tiempo y la aplicación flexible del sostenimiento. Interesa en general conseguir que las curvas convergencia‐tiempo tiendan asintóticamente al equilibrio. Las aceleraciones inesperadas de los movimientos desencadenan en general el refuerzo del sostenimiento. Interesa, por un lado, que la roca no trabaje exclusivamente en régimen elástico (por antieconómico) ni que se alcancen plastificaciones excesivas con espesores de plastificación superiores al radio del túnel, que degraden en exceso la roca, lo que supone un cambio en el material y unas convergencias altas. En rocas de calidad buena y media, las convergencias no suelen superar algunos mm. Son comunes en rocas de peor calidad convergencias del orden de centímetros. Convergencias de decímetros son ya excesivas. Entra en juego el aspecto económico, siempre decisivo en ingeniería civil y que también caracteriza a este método. Sostenimientos más rígidos implican un mayor coste económico, pues las tensiones a resistir son mayores. Por este motivo, el nuevo método austriaco, aprovecha el comportamiento del macizo rocoso, haciendo que la propia roca contribuya a la estabilidad del túnel, al dejar que ésta se deforme hasta un punto adecuado, en que el sostenimiento que requerirá no habrá de soportar tensiones tan elevadas y hará que éste resulte más económico. Además, podremos colocar los diferentes sistemas de sostenimiento a una cierta distancia del frente (en España, por lo general, la longitud excavada es inferior al diámetro del túnel) con lo que se mejorará la seguridad de los operarios que allí trabajen. Igualmente se trabaja con dos o más sistemas de sostenimiento, Fig. 22, permitiendo conjugar las bondades de los mismos, eliminando sus carencias.

Figura 24. Actuación por separado y conjunta de distintos sostenimientos colocados a diferentes distancias del frente de excavación

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5.3.‐ Principios básicos del natm Una de las polémicas que suelen acompañar al NATM es que realmente no es un método, entendiendo como método como un conjunto de instrucciones establecidas de forma ordenada, que han de aplicarse de forma sistemática para lograr un fin. Por el contrario, el NATM no dispone de una serie de pasos ordenados y perfectamente documentados como cabría de esperar de un método, sino que se basa en una serie de preceptos básicos o principios fundamentales que han de seguirse de la forma más oportuna posible en función de las características particulares de la obra a realizar. De esta forma, el NATM no nos dice lo que hemos de hacer, sino que nos indica cómo hemos de hacer las cosas, por lo que algunos autores coinciden en denominarlo como una filosofía de trabajo. Los preceptos básicos con los que trabaja el NATM según algunos autores son 22, aunque podemos agruparlos en los más importantes, que son:  Utilizar la roca como elemento resistente frente a las cargas que se van a ir produciendo durante la excavación.  La resistencia de macizo debe conservarse y movilizarse lo más posible. Esto implica dañar la roca lo menos posible durante la excavación.  Debe controlarse la deformación, mediante la instalación de un sostenimiento inicial.  El sostenimiento inicial a colocar, debe ser flexible y proteger al macizo de todos los efectos que entraña la apertura de una cavidad, es decir, ha de contrarrestar en cierta medida los efectos de pérdida de presión de confinamiento en el perímetro de excavación.  El tiempo de colocación del sostenimiento y el cierre del anillo son de vital importancia para controlar las deformaciones.  La longitud del tramo sin sostener ha de ser la mínima posible.  Debe procederse a medir continua y cuidadosamente las deformaciones (convergencias), colocando si es necesario un refuerzo de sostenimiento primario. Esta práctica, llevada a cabo de forma sistemática, forma parte de lo que se denomina proceso de auscultación, y es algo que tiene una importancia crítica en la aplicación del método.

5.4.‐ Sistemas de sostenimiento empleados en el NATM Los sistemas o tecnologías de sostenimiento empleados en el NATM atendiendo a los elementos colocados para estabilizar la excavación son fundamentalmente:  Hormigón proyectado: también denominado gunita, que básicamente consiste en la proyección sobre el perímetro de la excavación de un hormigón cuyo tamaño de árido es superior a 8 mm, aplicado a gran velocidad sobre la superficie de la excavación.

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

Aunque el hormigón proyectado se utiliza casi siempre en el NATM, no ha de cometerse el error de identificar ambos términos como uno solo, pues con hormigón proyectado pueden lograrse sostenimientos muy rígidos, alejados de la filosofía del NATM. Lo que se pretende con la gunita es un sostenimiento tipo lámina, con continuidad longitudinal, de forma que se consigue un reparto de los esfuerzos superficiales. En definitiva, es el elemento clave para el sostenimiento en el NATM, pues le da su arma preferida: es un sostenimiento que se coloca de forma inmediata, y fácilmente graduable en resistencia (dosificación, espesor, refuerzo con mallazo o fibras). Cerchas metálicas: consiste en la colocación de perfiles de acero, generalmente THN, curvados según la sección de la excavación. La entibación metálica es adaptable a casi cualquier forma de excavación subterránea, pues emplea perfiles de acero preformados, resistentes tanto a esfuerzos de tracción, como de compresión, con un elevado módulo de elasticidad que la ayuda a soportar las deformaciones iniciales del terreno. De esta manera, se minimiza la deformación impuesta sobre el hormigón, que es muy rígido. En determinadas ocasiones, cuando tenemos cargas que actúan puntualmente sobre el arco de gunita, como puede ser el caso de un bloque que actúa sobre la clave, podemos encontrarnos con que los esfuerzos sobre la gunita rebasan su límite último de resistencia, por lo que la presencia de cerchas debidamente acodaladas contra el terreno pueden mitigar en gran medida estas incidencias. Bulones: La técnica del bulonaje consiste en la introducción mediante perforación de bulones o pernos de acero (u otros materiales), que básicamente son redondos de acero de diversas tipologías, que se solidarizan al macizo a sostener mediante diversas técnicas. Uno de los efectos más notables y que resulta más intuitivo, es el efecto de suspensión de terrenos. Los bulones van a ser un medio para anclar o coser un estrato menos competente a la parte superior del macizo, dejándolo suspendido del mismo. Al realizar una excavación subterránea, se produce una alteración en la parte del macizo adyacente al perímetro de excavación, en parte por la alteración inducida debido a los medios de excavación propiamente dichos (voladuras en mayor medida), y en parte por la descompresión producida tras la apertura del hueco. Es aquí, donde se ve el papel principal que desempeñan estos sostenimientos, ya que van a suspender la zona alterada circundante al perímetro de excavación de la roca sana suprayacente. Todo lo expuesto hasta aquí se refiere principalmente al bulonaje sistemático (siguiendo un patrón determinado), pero la técnica del bulonaje es también muy útil para llevar a cabo acciones

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puntuales sobre el macizo, tales como la estabilización de bloques inestables o cuñas, donde van a tener un papel primordial. El sostenimiento con tipología única puede ser solución idónea en casos concretos, pero hoy en día, la tendencia generalizada es a favor de soluciones mixtas que emplean combinaciones de estas técnicas. Así bulones‐gunita; cerchas‐gunita o bien bulones‐cerchas‐gunita forman una combinación perfecta en la que cada uno de sus elementos se complementa, pudiendo beneficiarnos de todas las ventajas que ofrece cada uno de los sistemas de sostenimiento y dándose un efecto sinérgico entre ellos, de forma que cada sistema mejora la eficacia de los restantes. Estas soluciones mixtas también se denominan globalmente sostenimientos flexibles. Mediante estos sostenimientos flexibles y dependiendo de la estructura del terreno y de sus características, se trata de ayudar a la propia roca del macizo (o mejorar sus condiciones geotécnicas) para que, admitiendo cierto grado de deformación, se logre su auto sostenimiento por el tiempo necesario para completar la construcción. Esta es la esencia del NATM, que básicamente ha venido usando los métodos flexibles antes descritos. Por todo ello, la metodología del sostenimiento se concreta hoy, usualmente, en el empleo de cualquier solución mixta o flexible (bulonado/gunitado/cerchado), y todo ello basado en la verificación (control geotécnico) de la estabilidad final de proceso de deformación (convergencia).

5.5.‐ Razones para algunos fracasos del NATM Los éxitos del NATM, se han visto ensombrecidos por algunos sonoros fracasos que han incentivado y dado alas a sus muchos detractores. Se ha podido comprobar que estos fracasos han venido motivados por una mala interpretación del método, analizamos a continuación algunos de estos casos. El no controlar la longitud del avance (pase), en una roca alterable originó un aumento cuasi‐ exponencial de las deformaciones horizontales medidas en un túnel austriaco

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Figura 25. Deformaciones vs. Tiempo

El esperar demasiado para cerrar la sección, ocasionó el colapso del Massenberg Tunnel en Austria. El avance en calota es largo y sostenido por hormigón proyectado. Se produce un contraste de rigideces con la sección completa cerrada que provoca la aparición de roturas y flexiones. Especialmente grave si el arco de hormigón proyectado de sostenimiento de la calota transmite tensiones en su base que no puede resistir la roca subyacente, produciéndose el hundimiento de todo el revestimiento sin cambios importantes de convergencia.

Figura 26. Falta de cerramiento del sostenimiento

Si estamos trabajando con rocas blandas, el tiempo que transcurre hasta el cierre de la sección puede suponer incrementos de los asientos verticales del 200% o más.

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Figura 27. Asientos verticales vs. Tiempo transcurrido hasta el cierre

En el túnel del metro de Berlín, excavado en margas, tenía en la parte inferior del perfil geológico un banco de areniscas sólidas. Los técnicos juzgaron que no era necesaria una contra bóveda de hormigón. Pero en una zona las juntas de la arenisca eran paralelas al túnel y con un buzamiento como en la figura. La excavación de la calota se hizo en pequeños avances. El mismo proceso debía haberse seguido cuando se excavó la contra bóveda, sin embargo, se excavó de golpe una longitud de 15 metros. Se produjo, entonces, una rotura a lo largo de los planos de estratificación y el hormigón proyectado, las cerchas y los anclajes colapsaron hacia el túnel.

Figura 28. Colapso Túnel Metro Berlín

El solapamiento de terrenos anulares en torno a procesos constructivos por fases se considera perjudicial para la masa de roca de acuerdo con la filosofía del NATM. Por ello el NATM tiende a

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recomendar la excavación a frente completo, como uno de sus principios, pero la experiencia indica el riesgo de excavar a sección completa en roca de baja calidad.

Figura 29. Excavación por fases

5.6.‐ Consideraciones prácticas El N.A.T.M. es fácil de proyectar y, por eso, ha tenido gran desarrollo y, además, necesita poca inversión (sólo en la maquinaria de arranque, sino se usan explosivos, la cargadora y los robots para bulonar y gunitar). Generalmente el prediseño se hace con recomendaciones de autores conocidos, como las de Bieniawski y después debe hacerse una comprobación con métodos numéricos (curvas convergencia‐ presión, elementos finitos y/o diferencias finitas), aunque, a veces, esas comprobaciones no se analizan bien o no se reproducen bien, como cuando no se tiene en cuenta la diferente trayectoria de tensiones alrededor del túnel (defecto que es muy normal en algunos proyectos, en que no se analizan con detalle los resultados “en colores” de los cálculos realizados). Además, es necesario tener en cuenta la posibilidad de caída de cuñas (con códigos como el WEDGE u otro similar) y la posibilidad de zonas arenizadas, brechificadas y, en general, con poca o nada cohesión. Con estos análisis se puede fijar el – o los – coeficientes de seguridad del sostenimiento y revestimiento, aunque no está tan claro el significado con que, a veces, se emplean. También es necesario decidir si la excavación se hace a sección completa, si en avance y destroza o se llega a definir una sección partida (en 3, 4 o más zonas). Ello es fruto de tener en cuenta varios factores:  Las deformaciones de plastificación e inestabilidad del frente o de la bóveda.

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

El factor económico y la facilidad de construcción. El excavar a sección completa obliga a mayores medios (jumbo, robots de bulonado y gunitado, etc), por lo que puede ser conveniente –aunque el terreno no lo exija – el ir a “avance y destroza”. También debe de tenerse en cuenta en qué sentido se avanza, en cuál se hace la destroza y en cuál se coloca el revestimiento; no debe aplazarse excesivamente la colocación del revestimiento después de excavar; salvo, en ocasiones, al contratista le interesa empezar el revestimiento en sentido contrario al de la excavación, con lo que hay zonas del túnel que tardan mucho en ser revestidas. En el caso de excavar en fases, hay que tenerlo en cuenta en los emboquilles, pues la excavación de la destroza y zona de solera puede afectar a la estabilidad del talud de emboquille, dado que afecta – aún más – al pie del talud.

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6.‐ SOSTENIMIENTO DE TÚNELES 6.1.‐ Sostenimiento mediante cerchas o cuadros metálicos 6.1.1.‐ Introducción La utilización de acero para la entibación, tanto en minería como en obra civil es una práctica corriente desde principios del pasado siglo dado el amplio campo de utilización de la misma. La entibación metálica se caracteriza por la facilidad de adaptación a la sección excavada dada la gran ductilidad que posee el acero. Por otra parte, se trata de un material homogéneo en cuanto a propiedades y composición, libre de defectos, de fácil fabricación y curvado, y muy poco sensible a las condiciones ambientales tales como la temperatura y la humedad, que llevados al extremo no se pudren y no arden. Todo ello supone una serie de ventajas para su empleo en las obras subterráneas. Esta técnica de entibación es conveniente para condiciones de terreno en las cuales exista una importante tendencia al colapso y cierre, debido a los esfuerzos progresivos inducidos por la convergencia de la roca fallada. Se emplean para mitigar las cargas puntuales que puedan producir bloques sueltos sobre el resto de los sistemas de entibación. La entibación de acero ofrece la ventaja de ser resistente tanto a los esfuerzos de compresión como a los de tracción, de este modo pueden resistir elevados momentos de flexión poseyendo características favorables más allá del límite elástico. Y además, su capacidad para resistir momentos flectores, hace a este sistema de sostenimiento ideal para su combinación con el hormigón proyectado, minimizando las cargas impuestas sobre este último, evitando su fracturación.

Figura 30. Cerchas elásticas

Esta técnica es conveniente para condiciones del terreno en las cuales existan una importante tendencia al colapso y cierre, debido a los esfuerzos progresivos inducidos por la convergencia de la roca fallada. En los túneles donde se requieren paredes lisas o estéticas, el sostenimiento temporal de acero es frecuentemente usado en combinación con el hormigón encofrado in situ. Además soporta las deformaciones iniciales del terreno, controlando la relajación de esfuerzos además de minimizar la

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deformación impuesta sobre el hormigón; ya que la rigidez del hormigón y su mala capacidad para resistir elevados momentos flectores hacen que se fracture. Y por último el perfil final de dichos túneles casi siempre oculta la deformación real que presenta con el tiempo. 6.1.2.‐ Descripción general. perfiles empleados Los perfiles son los elementos que se emplean en la construcción de la entibación y pueden estar sometidos a esfuerzos de compresión, torsión, pandeo y flexión. Son fabricados en acero al carbono con contenidos medios de carbono comprendidos entre el 0,3 % y el 0,7 % con cargas de rotura entre 590 y 640 Mpa. Normalmente estos aceros han recibido un tratamiento térmico de bonificado (temple + revenido). También es posible emplear aceros aleados que contienen proporciones variables de manganeso, cromo o tungsteno, elementos que elevan su resistencia y tenacidad, además de facilitar la soldadura (pues aceros al carbono de más de 0,25 % C no son soldables). 6.1.2.1.‐ Módulo resistente Para caracterizar el comportamiento de los perfiles, se emplea el módulo de flexión o módulo resistente WX, WY, que se define como la capacidad del perfil para resistir los esfuerzos normales al plano de la cimbra. Asimilando el perfil a una viga de sección rectangular sometida a flexión pura y llamando c1 a la distancia desde el eje X a la fibra más alejada de la sección, tenemos que las tensiones extremas pueden calcularse

donde Ix, Iy, son los correspondientes momentos de inercia, y Wx, Wy, son los módulos resistentes. El módulo Wx es la característica más importante, sin embargo es interesante que Wy sea también elevado pues una flexión esviada, provocará en los perfiles una disminución de la capacidad resistente, de ahí que para evitar deformaciones laterales, es deseable que la relación sea próxima a la unidad. El momento flector Mb permisible para un perfil de resistencia σ1 se puede calcular por la fórmula Mb= Wx∙σ1 6.1.2.2.‐ Tipos de perfiles Las características de la cercha varían notablemente según los tipos de perfiles empleados. En la figura 31 se muestran los tipos de perfiles que se emplean en la entibación de túneles, comparando sus diferentes módulos resistentes.

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Figura 31. Tipos de perfiles más usuales

6.1.2.2.1.‐ Perfiles I La relación Wx/Wy oscila entre 3 y 5.Debido a su gran módulo resistente según el eje X, están especialmente diseñados para soportar esfuerzos de flexión. Se emplean en arcos de fortificación o de montera.  Perfil Normal GI: se emplea para arcos de fortificación de galerías y monteras, ya que están reforzadas sus alas y la unión con el alma.  Perfil Pokal: es similar al anterior pero asimétrico, ya que su cabeza es más resistente que su pie.  Perfil de ala ancha o H: es simétrico y tiene una relación Wx/Wy favorable. Se utiliza cuando se esperan principalmente esfuerzos de flexión. Los perfiles laminados con secciones IPN o HEB se basan en la colocación de las masas lo más alejados posible de la fibra neutra, para poder aumentar sus resistencia a los esfuerzos de flexión, pero tienen una resistencia mucho más elevada en el plano de la cercha (Wxx) que en el plano normal a ésta (Wyy), por lo es peor. Tienen una baja resistencia a los esfuerzos longitudinales (paralelos al que la relación túnel) y se adaptan peor a la excavación definitiva del túnel, de manera que si existen sobreexcavaciones, hay muchos puntos que pierden el contacto con la excavación.

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Figura 32. Ejecución de visera mediante cerchas HEB‐160 y placas Bernold

De todas formas, los perfiles IPN/IPE y HEB son los más usados actualmente como alternativa al THN, pues están indicados para esfuerzos de componente vertical elevado, pues Wxx es bastante más alto que en los perfiles THN. Para intentar subsanar el problema con los esfuerzos transversales, se colocan codales o tresillones. Dada la gran variedad en el mercado de perfiles tipo IPE y HEB, se puede llegar a valores muy altos de Wxx, cosa que no ocurre con los THN que existe menos variedad, por lo que en situaciones de grandes cargas verticales, es obligado el uso de IPN o HEB.  Perfil de Raíl: no están diseñados para el sostenimiento propiamente, tienen una relación Wx/Wy desfavorable. Se emplean en arcos de fortificaciones articuladas para galerías.

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6.1.2.2.2.‐ Perfiles acanalados Perfil TH: Los perfiles acanalados se fundamentan en el perfil deslizante TH. Se puede comprobar que los perfiles acanalados son los que mejor relación poseen, característica que vamos buscando. En el sostenimiento de túneles los perfiles más empleados con diferencia son los perfiles THN, pues presentan una serie de ventajas:  Mayor resistencia a todos los esfuerzos, tanto transversales como longitudinales (la relación . 

Montaje simple y rápido.



Mejor adaptabilidad a la sección excavada.



Posibilidad de conformar un sostenimiento rígido o deformable/deslizante.



Posibilidad de reutilización.

Perfil TH y Zorés: Sostenimiento de galerías y túneles. Perfil en V: Se utilizan en galerías de explotación. 6.1.2.2.3.‐ Perfiles cerrados Los perfiles cerrados se emplean desde hace mucho tiempo como estemples y monteras para fortificar los frentes de arranque. Los valores de la relación Wx/Wy alcanzan valores que soportan bien esfuerzos de flexión y pandeo. En la actualidad están empezando a imponerse en toda Europa las denominadas cerchas reticuladas (cerchas aligeradas TE), fabricadas a partir de 3 ó 4 barras de corrugado (dos tipos, de sección cuadrada o de sección rectangular).

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Figura 33. Cerchas reticuladas

En la excavación de túneles, las cerchas reticulares adquieren una notable importancia cuando se emplea hormigón proyectado. Su perfecta unión con el hormigón actuado de armadura permite, para un sostenimiento equivalente, reducir sensiblemente el espesor del hormigón proyectado y por tanto el coste total del sostenimiento. Las principales ventajas de este tipo de cerchas son las siguientes:  Al gunitar quedan totalmente envueltas por el hormigón, no produciéndose zonas de sombras o espacios vacíos.  Economía en el uso de hormigón proyectado debido a la ausencia de rebotes contra los perfiles.  Completa encapsulación de cercha con el hormigón proyectado, formando con él una estructura homogénea.  Menor peso a igualdad de capacidad de carga, lo que facilita su montaje.  Posibilidad de colocación de bulones a través de las cerchas reticulares, facilitando la unión de las mismas al terreno.  Amplio rango de secciones Standard.  Poseen cierta flexibilidad, lo que permite una pequeña deformación inicial y controlada del terreno, que es la base del NATM.

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6.1.2.3.‐ Sostenimientos rígidos Sostenimiento rígido de acero:  Se emplea en terrenos cuya expansión es de poca importancia y que no ejerzan altas presiones.  Su papel principal es el de sostenimiento de forma que evite la caída de bloques.  Como anillos o arcos circulares, para aperturas en zonas de altas presiones, compuestos por tres o más segmentos roblonados entre sí.  Como arcos, compuesto de arcos de segmentos curvos de dos, tres, cuatro o más segmentos unidos por unas juntas y roblonados entre sí y no llevan articulaciones.  Como vigas, para sostener el techo de una galería, apoyándose en muros de revestimiento o postes. Sistema limitado a techos bajos como es el caso de las galerías. Sostenimiento con vigas de acero laminado:  El sostenimiento de túneles y galerías con arcos o anillos se realiza actualmente de manera eficiente con vigas de acero laminado (VAL).  Generalmente este sostenimiento es aplicado en los siguientes casos: o En macizos rocosos fracturados o muy poco competentes donde los bulones no son eficientes. o En el caso en que la roca presente potencialmente una extensa fracturación y/o posible colapso como consecuencia de la excavación. o En condiciones de elevados esfuerzos in situ debido a las tensiones naturales de la roca. 6.1.2.4.‐ Sostenimientos flexible, deformable o deslizante La entibación o sostenimiento deslizante se compone de tres o más segmentos que deslizan entre sí, sujetados y ajustados con uniones atornilladas. La técnica fue desarrollada en 1932 por Toussaint y Heintzmann, de ahí las siglas TH (actualmente THN) empleadas para designar a los perfiles empleados en este tipo de sostenimiento. Para lograr un sostenimiento deformable de este tipo, emplean perfiles THN solapados, de forma que uno de ellos deslice por el interior del otro tal y como se puede observar en la figura.

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Figura 34. Detalle sostenimiento deslizante

El funcionamiento del sistema es muy simple: 1. Las grapas van a actuar como disipadores de energía por fricción. 2. Cuando la presión del terreno sobre la cimbra supera cierto valor (que vendrá determinado por el par de apriete de las uniones), los elementos empiezan a deslizar al vencerse la fuerza de rozamiento entre ellas modificando su curvatura. 3. Esto permite como una válvula de seguridad, actuar antes de que la presión del terreno sea demasiado elevada evitando el agotamiento de la entibación. Figura 35.

Figura 35. Funcionamiento sostenimiento flexible o deslizante

Dependiendo del uso que le vayamos a dar al túnel, este deslizamiento podrá tolerarse en mayor o menor media o no tolerarse en ningún caso. Cuando no sea tolerable una reducción apreciable de la sección definitiva, se emplea el curvado invertido, de manera que la cercha queda embebida en el hormigón proyectado de manera que éste impide el deslizamiento relativo de los dos perfiles.

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Este tipo de sostenimiento se realiza casi exclusivamente con perfiles TH. El perfil TH actual es de dos tipos: TH 48 y el TH 58, cuyas características se encuentran en la siguiente tabla.

Figura 36. Tabla características perfiles TH

Son conocidos además del TH el perfil de campana (Glocken) y el acanalado. Con este sistema de entibación se han podido satisfacer excavaciones en terrenos con mayores empujes y mayor sección. El solape variable entre los elementos permite poner en carga el cuadro contra el terreno en túneles con asientos en clave limitados. Además del sostenimiento deslizante simétrico de tres o más elementos, también se pueden utilizar elementos asimétricos cuando el terreno tiene un buzamiento importante. En este caso la entibación debe disponerse de manera que sus ensambladuras sean simétricas con relación a las fuerzas ejercidas por el terreno. En casos especiales cuando las presiones horizontales son muy fuertes se emplea el cuadro de dos elementos con una sola unión 6.1.2.4.1.‐ Uniones La unión de los perfiles se realiza mediante grapas metálicas, dependiendo en gran parte el funcionamiento del conjunto de las características de estas. El tipo de unión a utilizar depende del perfil utilizado, siendo las más comunes las siguientes: Unión tipo Abarcón, para perfiles TH 48: Compuesta de dos estribos y placas estampadas, según su ajuste la unión resiste de 5 a 18 t.

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Figura 37. Unión tipo Abarcón

Unión tipo G, para perfiles TH 58: Son rapas en forma de cajón con grandes superficies de apoyo sobre los puntos de deslizamiento. Las grandes superficies de apoyo impiden el giro de la unión; ésta comprende una grapa principal y una grapa guía, siendo opcional una grapa de refuerzo.

. Figura 38. Unión tipo G

6.1.2.4.2.‐ Sistemas de acodamiento y revestido El buen funcionamiento del cuadro TH depende no sólo del cuadro en sí, sino del revestimiento y la unión de cuadros. Si el revestimiento es deficiente el cuadro flexiona. La ausencia de unión lateral puede dar lugar a que la cimbra salga del plano del cuadro. Una buena unión entre el sistema de entibación da al conjunto mucha solidez, repartiéndose los esfuerzos excesivos sobre los cuadros adyacentes. Arriostramos las cerchas dotando al conjunto de resistencia al empuje paralelo al eje del túnel. Los elementos para arriostrar las cerchas son generalmente corrugados de acero denominados tresillones, denominándose tresillonado del cuadro al arriostramiento de las cerchas. Un buen arriostramiento con los tresillones suficientes hace de los cuadros una estructura resistente, asegurando el reparto uniforme de las cargas sobre los mismos y evitando fenómenos de pandeo. Por otra parte también actúan como espaciadores de los cuadros, asegurando la correcta alternancia de los mismos, además de reducir el espacio libre entre ellos.

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Según la duración de la galería o túnel y la magnitud de las presiones, se recomiendan las distintas clases de tresillones de viguetas o tubulares que se muestran en la fig.

Figura 39. Detalle de tresillones

En función de la sección se utilizan de 4 a 5 tresillones de cuadro a cuadro. Se colocan dos en los postes, uno la clave y los dos restantes equidistantes de los tres primeros. Al colocarse no deben interferir con el deslizamiento de los segmentos, por lo que no deben colocarse sobre las grapas de los cuadros. Los tresillones resisten y transmiten los empujes del terreno, así como los ocasionados por los disparos de la pega, en dirección al eje del túnel. Otro sistema mucho más caro es mediante el empleo de chapas Bernold, cuyo funcionamiento y disposición aparecen en la figura

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Figura 40. Chapa Bernold

Cuando lo requiera la galería o túnel se utilizan mallas que se colocan detrás del cuadro con el fin de controlar el desprendimiento de pequeños fragmentos de roca de la periferia de la sección, que se da en la etapa inicial de la excavación. Se utilizan principalmente dos tipos de mallas:  Malla electrosoldada: Es una malla rígida de acero que previene el movimiento de la roca entre las vigas como consecuencia de las tensiones inducidas. La malla se distribuye en forma de paneles colocados entre la entibación y la roca.  Tela metálica: Es una malla deformable que permite ajustarse a las paredes irregulares de los túneles, y lleva una protección mediante galvanizado contra la corrosión. 4.1.2.4.3.‐ Apoyos Para evitar el hundimiento del cuadro, en ocasiones es necesario disponer en la solera de la entibación de zapatas de distinta naturaleza, a fin de mejorar los apoyos, de manera que evite un efecto de hincado de la cercha sobre las cimientaciones.

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Figura 41. Detalles Apoyos

En condiciones de alta deformabilidad será preciso cerrar estructuralmente la sección mediante una contrabóveda. En otras ocasiones se mejora el apoyo de las cerchas mediante una Pata de elefante.

Figura 42. Detalle para de elefante y viga de atado

Este sistema se emplea cuando la cercha va a recibir grandes empujes, de manera que se restringen las deformaciones mediante esta estructura que podemos ver en la figura de arriba. Otra medida para fijar los apoyos de las cerchas es emplear micropilotes, en la base de la cercha de manera que se complete el cierre estructural de la sección.

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6.1.3.‐ Cálculo de la entibación necesaria 6.1.3.1.‐ Concepto de densidad de sostenimiento Si empleamos un sostenimiento a base de cerchas metálicas, cada pieza tendrá un peso por unidad de longitud. Aquellos perfiles grandes con elevado módulo resistente Wxx serán más pesadas. Multiplicando el peso por unidad de longitud del perfil por el perímetro, tendremos el peso total del cuadro. El volumen que soporta un cuadro será el producto de la sección de excavación S por la distancia entre cuadros d. Denominamos densidad de sostenimiento al cociente entre el peso total del cuadro, y el volumen que este soporta. Por otra parte, esta densidad de sostenimiento guarda una relación directa con las funciones de convergencia locales. Por todo ello, si disponemos de las funciones de convergencia, vemos que sería muy fácil hacer un cálculo del sostenimiento de cerchas de acero a emplear, ya que a través de las funciones de convergencia, y para una sección y distancia de posteo dadas, obtendríamos el tipo de perfiles a emplear. 6.1.3.2.‐ Cálculo analítico simplificado En el caso de no disponer de las funciones de convergencia, podremos recurrir a un sencillo cálculo aproximado. Para el cálculo del sostenimiento mediante cuadros o cerchas metálicas, tendremos fundamentalmente dos variables sobre las que podremos actuar:  Distancia de posteo entre cuadros.  Módulo resistente Wxx de los perfiles Generalmente, se fija la distancia de posteo por necesidades de avances en cada turno, accesibilidad al tajo, etc., por lo que ya sólo tenemos un grado de libertad, en este caso Wxx en función del cual seleccionaremos el perfil necesario. Se tomará como hipótesis de partida que la tensión admisible es

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siendo el límite elástico del material empleado para fabricar el cuadro. Se considera el arco como de medio punto biarticulado en el que actúa una sobre carga uniforme y vertical . El valor de del túnel.

se toma como la carga equivalente al peso de un bloque de altura ¾ del ancho

Necesitamos conocer ahora el módulo resistente, a fin de seleccionar el perfil adecuado, pues se encuentran tabulados. Sabemos que la relación que nos da el momento resistente en función de la tensión admisible y los momentos resultantes es Por ello, tomamos la sección más desfavorable para el cálculo, por lo que en la fórmula anterior emplearemos el momento flector máximo, que lo podemos calcular mediante De esta forma, sustituyendo los valores, obtenemos una expresión que nos da el módulo resistente necesario en función del radio del túnel, el peso específico del material presente en la excavación, y la tensión admisible en el material del cuadro

6.2.‐ Sostenimiento por hormigón proyectado 6.2.1.‐ Definiciones El hormigón proyectado es actualmente un elemento indispensable en los procedimientos de sostenimiento y revestimiento estructural de túneles y taludes. Es importante aclarar algunas definiciones: Se entiende por gunitar la puesta en obra de un hormigón o mortero proyectado con aire a presión a través de manguera a gran velocidad sobre un soporte. El hormigón proyectado es un hormigón cuyo tamaño máximo de áridos es superior a 8 mm, y que aplicado a máquina se proyecta a gran velocidad sobre un soporte a través de manguera y boquilla.

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El mortero proyectado es un mortero cuyo tamaño máximo de áridos no excederá de 8 mm, y que aplicado a máquina se proyecta a gran velocidad sobre una superficie a través de una manguera y boquilla. En la actualidad se usan tres procesos distintos, que son: mezcla seca, mezcla húmeda y mezcla semi‐ húmeda. El proceso de mezcla húmeda conlleva el empleo de más servicios, pero su uso está generalizado para grandes aplicaciones. El sistema de mezcla semi‐húmeda, que consiste en la dosificación del agua, aproximadamente 5 m antes de la boquilla, es un proceso que evita fundamentalmente que la mezcla seca se disperse (especialmente el cemento) a la hora de hacer la proyección. Cuando se confecciona un proyecto en el cual se especifica una Resistencia a Compresión Simple de un hormigón proyectado, se suelen definir las Resistencias a 24 horas, 7 días y 28 días, para cumplir las necesidades de sostenimiento. Estas resistencias dependen de: áridos, cementos, personal especialista, maquinaria, medios auxiliares, aditivos (acelerantes, estabilizadores, superplastificantes, etc.), y adiciones. Sistema de mezcla seca. El sistema de mezcla seca consta de una serie de fases y requiere unos equipos especializados

Figura 43. Esquema de mezcla por Vía Seca

Es un procedimiento mediante el cual todos los componentes del hormigón se mezclan previamente, excepto el agua, que se añade en la boquilla antes de la proyección de la mezcla, transportándose la mezcla en seco a través de mangueras de forma neumática hasta la boquilla. 1. El cemento y los áridos se mezclan adecuadamente hasta conseguir una perfecta homogeneidad en proporciones variables. Lo normal es usar cemento Portland; sin embargo, a menudo se emplean cementos especiales, junto con diferentes clases de áridos (artificiales o naturales, de río o machaqueo). 2. La mezcla de cemento/áridos se introduce en un alimentador del equipo (junto con acelerante en polvo si se emplea). 3. La mezcla entra en la manguera mediante una rueda o distribuidor (rotor).

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4. La mezcla es transportada mediante aire a presión (flujo diluido) hasta una boquilla o pistola especial. Esta boquilla va equipada con un distribuidor múltiple perforado, a través del cual se pulveriza agua a presión (junto con acelerante líquido si se emplea), que se mezcla con el conjunto cemento/áridos. 5. La mezcla ya húmeda se proyecta desde la boquilla sobre la superficie soporte que debe gunitarse. El uso de las máquinas de mezcla seca puede dividirse en tres grandes categorías: para gunitados de alta velocidad, gunitados de baja velocidad y de transporte. El gunitado de alta velocidad se consigue empleando una boquilla pequeña y una alta presión de aire, de lo que resultan una alta velocidad en la boquilla y una gran velocidad de impacto, con velocidades de partículas de 90 a 120 metros por segundo. Esta gunita posee una compactación extraordinaria. El índice de colocación (rendimiento) de un gunitado a alta velocidad resulta bajo. Su uso, debido al tamaño de las boquillas, se establece exclusivamente para morteros. El gunitado de baja velocidad se consigue empleando una máquina de gran producción y una manguera de diámetro superior con una boquilla amplia, a menudo de paso directo. La gunita que se obtiene con la técnica de baja velocidad no se compacta quizás tan bien como la de alta velocidad, pero posee todas las propiedades típicas de una gunita, como son: baja relación A/C, buena compactación in situ, alto contenido de cemento, etc. El tipo de máquina empleado en la práctica depende del tipo de gunita que se requiera, pero casi todas las máquinas permiten que se adapte en alguna medida su producción. Las propiedades de la gunita pueden modificarse cambiando la salida acoplada, el tamaño de la manguera o el diámetro de la boquilla o pistola. La diferencia fundamental en las máquinas para transporte radica en el rotor, que es de huecos más anchos, y que su finalidad es transportar la mezcla en seco hasta la distancia conveniente (como máximo 100 m en horizontal). Estos sistemas se utilizan como estaciones intermedias, o bien para elevar a alturas suficientes las mezclas secas para posteriormente trabajar con ellas. En estos casos, las boquillas o pistolas tienen determinados mecanismos que reducen el aire de la proyección por medio de unos frenos metálicos que, al permitir escapar el aire, dejan caer la mezcla en el sitio preparado. Sistema de mezcla semi‐húmeda. Este sistema, idéntico en sus primeras fases al de la mezcla seca, únicamente difiere de él en que, a una distancia aproximadamente de 5 m de la boquilla, se efectúa la adición de agua, y se puede, y debe, humedecer los áridos, hasta un 10%, por lo que se mejoran las propiedades de la mezcla al llegar a la boquilla, de la que saldrá el mortero u hormigón proyectado.

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Figura 44. Esquema de mezcla por Vía Seca Semihúmeda

Otra de las ventajas de este sistema es que evita el polvo resultante de la proyección, así como la pérdida de cemento en la mezcla al salir de la boquilla. También se puede considerar que el agua añadida se incorpora perfectamente durante esos 5 m a la mezcla, haciéndola más homogénea, y lo que es más importante, que la relación agua/cemento sea adecuada. Sistema de mezcla húmeda. La gunita posee propiedades específicas que se manifiestan especialmente a través de la naturaleza del método de colocación. La gunita de mezcla húmeda consigue morteros y hormigones de propiedades equivalentes a la mezcla seca con técnicas de dosificación y aditivos, pero se consigue una disminución importante de la dispersión de resultados, causa y preocupación del control de aplicación. Las máquinas de mezcla húmeda producen mortero u hormigón proyectado por dos procedimientos fundamentales en flujo diluido y flujo denso (rotor y bomba), con grandes rendimientos, cubriendo de este modo sobradamente las aplicaciones de las máquinas de mezcla seca.

Figura 45. Esquema de mezcla por Vía Húmeda

Estas máquinas se limitan a un bombeo a alta velocidad a través de conductos rígidos y flexibles hasta una boquilla, provista de un chorro de aire comprimido, con lo que se obtiene un mortero u hormigón de

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compactación relativa. No obstante, debe añadirse haciendo honor a la verdad, que los recientes progresos, tanto de nuevas máquinas como de aditivos estabilizadores, han conducido esta tecnología a un sistema perfectamente compatible con el fin deseado y con una ventaja importante: La no‐formación de polvo y el mantenimiento de la relación agua/cemento. 6.2.2.‐ Materiales La calidad de los materiales a utilizar, los áridos y sus granulometrías, el cemento y su dosificación, el lugar, las condiciones de trabajo y el equipo empleado influyen en la calidad de la gunita. Se deberán realizar ensayos previos, tanto del funcionamiento de los equipos como de los materiales a emplear. 6.2.2.1.‐ Áridos Los áridos a emplear en el hormigón proyectado se obtendrán por la selección y clasificación de materiales naturales o de machaqueo, o por una mezcla de ambos. Las arenas más finas favorecen la retracción mientras que las más gruesas incrementan el porcentaje de rebote. Los áridos estarán compuestos de partículas limpias, duras, resistentes, con una calidad uniforme. El empleo de áridos finos o gruesos, o una mezcla de ambos, se hará de acuerdo con el espesor a aplicar en el hormigón proyectado. En general, no se utilizan áridos con tamaños > 15 mm. Se define como árido fino, el material compuesto por partículas duras y resistentes, del que pasa por el tamiz nº 4 ASTM un mínimo del 95% en peso. Este árido fino estará exento de cualquier sustancia que pueda reaccionar perjudicialmente con los álcalis del cemento. Se define como árido grueso, la fracción de árido mineral de la que queda retenida en el tamiz nº 4 ASTM un mínimo del 70% en peso. Los áridos gruesos podrán ser rodados o de machaqueo. Las curvas granulométricas más empleadas en el mortero u hormigón proyectado son: 0‐8, 0‐12, y 0‐15, incluidas en la Norma UNE 83607. 6.2.2.2 – Cementos Los cementos a emplear en el hormigón proyectado serán preferentemente del tipo CEM I, categorías 52,5 R o 42,5 R. En el caso de que las condiciones locales lo aconsejaran, se podrán utilizar otros cementos, previamente aprobados y ensayados. Si la gunita va a ser expuesta a la acción de suelos o aguas subterráneas con alta concentración de sulfatos, deberá emplearse cemento sulforresistente. 6.2.2.3.‐ Agua El agua de amasado debe estar limpia y libre de sustancias que puedan dañar al hormigón o al acero, y estará constituida por la añadida directamente a la amasada, y por la procedente de la humedad de los propios áridos.

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6.2.2.4.‐ Aditivos y adiciones Los aditivos y adiciones más empleadas en el hormigón proyectado por vía seca son los acelerantes (polvo o líquido), el humo de sílice (polvo o slurry), los estabilizadores de fraguado, las fibras de acero y las cenizas volantes. Los aditivos y adiciones más empleadas en el hormigón proyectado por vía húmeda son los acelerantes (líquido o en polvo), los superplastificantes, el humo de sílice (polvo o slurry), los estabilizadores de fraguado, los reductores de rebote, las fibras de acero o polipropileno y las cenizas volantes. Siguiendo el orden natural de fabricación del hormigón proyectado, a continuación, se detallan las características particulares y los efectos de algunos de ellos en el producto final. Aditivos superplastificantes y estabilizadores de fraguado Para el caso particular de la vía húmeda, la mezcla debe transportarse desde la planta hasta el tajo, permitiendo allí el bombeo de la misma. Por ello, al margen de un detallado estudio de la mezcla de áridos a emplear, se emplearán aditivos superplastificantes capaces de reducir el agua de amasado y garantizar la consistencia adecuada durante la puesta en obra del hormigón. Atendiendo a la manejabilidad prevista (p.ej. trabajos en túneles por la noche), es habitual el uso de aditivos estabilizadores de fraguado. Con estos aditivos, tras las correspondientes pruebas de campo para determinar la dosificación óptima en cada caso, se consigue mantener una consistencia adecuada para trabajar transcurridas varias horas (hasta 36 horas), sin penalizar las características del hormigón proyectado, ya que el proceso se detiene hasta que se añade el aditivo acelerante en la boquilla del robot.

Figura 46. Ejemplos de consistencia del hormigón

El uso de aditivos estabilizadores de fraguado en la proyección de hormigón por vía seca es necesario cuando la humedad de los áridos es superior al 5%, y el tiempo de transporte superior a 1,5 horas.

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Sílice coloidal El avance e innovación tecnológica constante, favorecida por el importante volumen de obra de estos tiempos y por las crecientes exigencias de Proyecto de las mismas, han propiciado el desarrollo e implementación de sistemas y productos orientados a mejorar las características del hormigón proyectado. Un ejemplo de todo ello es el uso cada vez más extendido de sílice coloidal en la fabricación de hormigón proyectado. Con el empleo de estos aditivos se consiguen, entre otros, los siguientes efectos:  Una mayor cohesión de la mezcla, así como un incremento de la resistencia a la adherencia de la misma sobre el soporte.  Aumento de las resistencias a compresión tanto iniciales como finales, permitiendo reducir la dosificación del aditivo acelerante.  Reducción del rebote hasta niveles menores del 10%, mejorando el rendimiento de colocación de fibras en el caso de ser empleadas.  Incremento en la densidad del hormigón, con penetraciones de agua menores de 30 mm.  Reducción del polvo en la zona de trabajo.  Mejora de rendimiento de colocación en zonas de bóveda. Acelerantes de fraguado Es el aditivo específico del hormigón proyectado, y de su comportamiento depende, en parte, el éxito en la ejecución del túnel. El efecto del acelerante en el fraguado inicial y en el endurecimiento varía mucho en función de la clase y tipo de cemento, de la cantidad de agua y de la temperatura de la mezcla. De forma genérica, la incorporación de un acelerante de fraguado produce un aumento de la resistencia inicial y una disminución en la resistencia final, tomando como referencia una muestra del hormigón de la cuba sin pasar por el robot. La base química de estos aditivos son los silicatos, aluminatos e hidróxidos, y su dosificación comprende rangos de trabajo en torno al 4‐6% en el caso de los aluminatos, del 8‐12% en el caso de los silicatos, y del 4‐8% en el caso de los libres de álcali, siempre referido sobre el peso del cemento/aglomerante. La disminución de resistencias a compresión empleando uno u otro tipo de acelerante puede oscilar entre el 50% de los silicatos, el 20‐25% de los aluminatos y el 2‐5% de los acelerantes libres de álcali. Para el sostenimiento de túneles se recomienda el empleo de acelerantes a base de aluminato, o libres de álcali, por los problemas de adherencia a las armaduras de los acelerantes a base de silicato y por la disminución de resistencias finales.

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La actual tendencia conduce a un progresivo incremento del uso de aditivos libres de álcali en la ejecución de túneles. Hasta el momento, se han introducido en el 20% de las obras ejecutadas en España por el sistema de vía seca y en un 10% en vía húmeda. Se trata de productos no cáusticos, que no contienen hidróxidos alcalinos solubles, y con un pH entre 3 y 5, lo que contribuye a la salud y seguridad en el trabajo. El efecto negativo sobre las resistencias finales es notablemente menor, proporcionando unas elevadas resistencias iniciales sin merma de la impermeabilidad de dicho hormigón, lo que representa un nuevo concepto de diseño de mezcla. En cualquier caso, recopilando las experiencias recientes (aún limitadas en España, en comparación con acelerantes de base aluminato), se pueden proponer una serie de recomendaciones de uso en el caso de utilizar este tipo de aditivos acelerantes: 1. Emplear cementos del tipo CEM I 52,5 R. 2. Considerar aditivos superplastificantes de última generación. 3. Reducir la relación A/C lo más posible permitiendo el transporte y puesta en obra del hormigón. Un aspecto fundamental del uso de acelerantes libres de álcali es, sin duda, el factor económico. Al margen de las ya mencionadas ventajas relativas a la salud y seguridad en el trabajo, cabe destacar la posibilidad de optimizar la fórmula de trabajo reduciendo la cantidad de cemento para obtener la resistencia final requerida. Recientes aplicaciones han permitido diseños de mezcla con 310 kg de cemento/m3, para obtener resistencias de 30 MPa a 28 días. Otras de las ventajas derivadas del empleo de este tipo de acelerantes reside en que su composición química (a diferencia de los tradicionales acelerantes de base aluminatos) reduce la colmatación y obturación de los drenajes del túnel. Este hecho no es relevante de cara a la ejecución de la obra, pero es muy interesante desde el punto de vista de la Propiedad o del Concesionario de Explotación de la misma, ya que rebaja de forma sensible los gastos de mantenimiento de los sistemas de drenaje. 6.2.3.‐ Dosificaciones del hormigón proyectado Generalmente se recomienda dosificar los materiales en peso. La curva composición deberá tener una granulometría que encaje en el huso granulométrico correspondiente, normalmente 0‐8 o 0‐12. Así, como primera aproximación, la dosificación de cemento será de unos 400 kg/m3, pudiéndose rebajar si se emplea humo de sílice o acelerantes libres de álcali. En el caso de la vía húmeda, la relación agua/cemento estará comprendida generalmente entre 0,40 y 0,50, función entre otros, de la variación del módulo de finura de los áridos y su naturaleza, con el fin de conseguir una consistencia adecuada para la máquina de proyección (cono entre 12 y 18). El límite superior

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no se deberá exceder para garantizar que la química de los acelerantes y superplastificantes, indispensable en esta aplicación, funcione adecuadamente. La dosificación usual de los acelerantes de fraguado es del 4‐5% del peso del cemento tanto en polvo como en líquido, salvo los acelerantes a base de silicato, ya en desuso, que tal y como se ha comentado anteriormente necesitan dosificaciones del 10‐12%. La dosificación de los superplastificantes y estabilizadores se establecerá mediante pruebas en la misma obra, y dependerá de los áridos, del cemento y del tiempo de manejabilidad. La adición a base de humo de sílice polvo se añadirá en una dosificación entre el 4‐10%, y las cenizas volantes en un porcentaje no superior al 15‐20%, según el tipo de cemento. Siempre es necesario realizar ensayos previos en la misma obra con el fin de ajustar dosificaciones de áridos, cemento, agua, aditivos y adiciones de acuerdo con las condiciones existentes, para cumplir con los requisitos del Proyecto. Para la preparación de la mezcla del hormigón, tanto en vía seca como en vía húmeda, se recomienda emplear una planta con mezcladora, a ser posible de eje vertical, ya que las exigencias técnicas y las características de sostenimiento obligan a una preparación y mezcla de los componentes homogénea, sobre todo con la incorporación de adiciones y aditivos, fundamentales en la tecnología del hormigón proyectado. Muchas de las causas del mal funcionamiento de las máquinas de proyectar son ocasionadas por una mezcla en plantas dosificadoras, sin mezcladora, o la incorporación de los aditivos y adiciones en el tajo de aplicación, sin un amasado adecuado. Una «herramienta» tan utilizada en el sostenimiento de túneles y taludes, como es el hormigón proyectado, no depende de «milagros», por el contrario, necesita instalaciones contrastadas y bien estudiadas, que permitan desarrollar una mezcla y transporte adecuados según las normas establecidas, para conseguir las características finales de dicho hormigón proyectado y alcanzar los requerimientos solicitados por el proyectista. Otro aspecto básico es el estudio de las características de los áridos: granulometrías, densidad, humedad y coeficiente de absorción. Parámetros, todos ellos, fundamentales tanto en las fases iniciales de diseño de la mezcla, como en la fase de ejecución. No olvidando nunca, que un sostenimiento de un túnel o talud tiene, además del fin constructivo, una responsabilidad en la seguridad de los equipos y dotaciones humanas que intervienen en la Obra. 6.2.4.‐ Ensayos previos in situ La composición del hormigón debe determinarse en el curso de ensayos, y en ellos deben estudiarse las propiedades exigidas. Dichos ensayos deben realizarse en la obra y con antelación al comienzo de la misma, empleando las instalaciones y los componentes del hormigón definitivos. La evaluación posterior dependerá del resultado de los ensayos individuales.

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Para la determinación de la composición del hormigón (contenido de cemento, áridos y acelerante) deberán ensayarse diferentes mezclas. Además, se debe ensayar un hormigón de igual composición sin aditivo acelerante (hormigón patrón) con objeto de determinar la caída de resistencias. Este hormigón testigo se utilizará también para comprobar la premezcla en las condiciones de la obra. Debido a la inevitable dispersión de resultados en el hormigón proyectado, la mezcla diseñada deberá alcanzar una resistencia superior a la especificada. 6.2.5.‐ Puesta en obra 6.2.5.1.‐ Maquinaria: vía seca y vía húmeda Existen tres procesos de proyección: vía seca, vía húmeda y vía semihúmeda. El sistema de la vía seca resulta satisfactorio, aunque ha visto mermado su empleo por la optimización y rendimientos alcanzados en los últimos años por el sistema de la vía húmeda. La vía húmeda conlleva disponer de más servicios. El sistema de la vía semihúmeda es un proceso que evita que la mezcla seca se disperse, sobre todo el cemento, a la hora de proyectar. Hay que hacer las siguientes consideraciones sobre estos 3 tipos de sistemas de gunitado. El sistema de hormigón proyectado por vía seca requiere unos equipos especializados. Esquemáticamente, el proceso se resume de la siguiente forma: El cemento y los áridos se mezclan hasta conseguir una perfecta homogeneidad; se introduce la mezcla en un alimentador, entrando en la manguera mediante un distribuidor; la mezcla se transporta mediante aire a presión hasta una boquilla o pistola especial, la cual va equipada con un distribuidor múltiple perforado, a través del cual, se pulveriza agua a presión que se mezcla con el conjunto cemento/áridos. Finalmente, la mezcla ya húmeda se proyecta sobre el soporte a gunitar. El sistema de hormigón proyectado por vía húmeda se puede dividir en 2 procesos distintos: Flujo diluido (rotor) y Flujo denso (bomba), diferenciándose en el sistema de transporte de la mezcla de hormigón, aire comprimido en el caso del flujo diluido, y mediante bombeo en el flujo denso. Con ambos procesos se consiguen grandes rendimientos, cubriendo sobradamente las aplicaciones de las máquinas de vía seca. Las máquinas de vía húmeda por flujo denso se han situado en un lugar privilegiado en el mercado español, y se limitan a un bombeo de la mezcla a través de mangueras especiales hasta una boquilla provista de un chorro de aire comprimido, con lo que se obtiene un hormigón de compactación suficiente. Los recientes progresos tanto de nuevas máquinas como de aditivos han conducido a esta tecnología a un sistema perfectamente conocido, con baja formación de polvo y el control de la relación agua/cemento. El sistema de hormigón proyectado por vía semihúmeda es idéntico en sus primeras fases al de la mezcla seca, sólo difiere en que permiten humedades de áridos de hasta el 10% y que a una distancia de unos 5 m de la boquilla se adiciona el agua, mejorándose las propiedades de la mezcla al llegar a la boquilla.

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Otra ventaja de este sistema es que evita el polvo resultante de la proyección, así como la pérdida de cemento en la mezcla al salir de la boquilla. Además el agua se mezcla perfectamente durante esos 5 m, obteniéndose un hormigón más homogéneo y con una relación agua/cemento idónea. 6.2.5.2.‐ Aplicación La calidad de la gunita depende fundamentalmente de los operarios; es esencial que éstos asistan a cursillos y reciban una formación completa de su especialidad. El Capataz, Jefe de Equipo o Encargado debe poseer una gran experiencia, y haber prestado durante un mínimo de cinco años servicio como gunitador. El gunitador debe por lo menos haber pasado por un aprendizaje de un año de duración, y poseer experiencia en trabajos de naturaleza semejante. La experiencia del gunitador deberá probarse; para ello, se ensayará con un revestimiento de paneles de prueba como parte del programa de ensayos previos a la construcción. Un equipo mínimo consta de:  Un gunitador.  Un maquinista.  Un operador de la planta de mezclado.  Un Capataz o Jefe de Equipo. Eventualmente, será necesario que el gunitador tenga un ayudante, así como contar con varios operarios para realizar el transporte, la colocación de andamiajes, etc. Sería de desear que se introdujeran dentro de las categorías de trabajo en la construcción las de gunitador y maquinista, dado el volumen creciente y la variedad de aplicaciones del hormigón proyectado. Para realizar una buena aplicación del hormigón proyectado es requisito esencial la correcta organización del trabajo. Ésta corre a cargo del Capataz o Jefe de Equipo, que dispondrá los trabajos y observará que todos los equipos funcionen correctamente, tomando para ello las precauciones necesarias y adoptando las correspondientes medidas preventivas. Es fundamental que antes de comenzar el trabajo se decidan las instalaciones, ya que éstas servirán de base al funcionamiento posterior y al buen resultado del sistema, y por ello es muy importante elegir debidamente las zonas de acopio de acelerantes, la situación y distancia de la planta de mezclado (transporte) y la situación de la maquina gunitadora, que debe ocupar el punto más ventajoso para cubrir la zona de trabajo en abanico. En túneles la instalación de la planta de mezclado deberá ser exterior, y por medio del transporte elegido se introducirá la mezcla dentro del túnel hasta la zona de gunitado. En este tipo de trabajo conviene eliminar toda la mano de obra posible, automatizando los sistemas de recepción de mezcla, así como los de proyección.

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6.2.5.3.‐ Técnicas de ejecución En las especificaciones del hormigón proyectado, independientemente de las resistencias a compresión necesarias, tendrá que aparecer el acabado necesario, dosificación y espesores correspondientes, pudiendo influir tanto en la elección de la máquina y de la dotación del equipo humano, como en el orden del trabajo y la colocación de andamiajes o robot. Por lo general, el gunitador trabajará de abajo arriba, e irá rellenando las armaduras, de tal manera que queden completamente embebidas en el gunitado evitando la aparición de arenas sueltas detrás de los redondos. También colocará las señales, guías o maestras necesarias para llegar al espesor previsto. El gunitador debe dirigir al maquinista mediante señales con la mano respecto a la producción y velocidad del suministro. Si éste es demasiado fuerte, la presión debe ser disminuida, así como la velocidad del motor, con el fin de producir la mejor proyección. Estos factores contribuyen a la correcta alimentación de la máquina. Es importante facilitar a los operarios las características de la maquinaria a emplear, que suele suministrar el fabricante, así como las recomendaciones que cubren todas las combinaciones en caso de duda. Como resumen podemos definir que el equipo del gunitado debe estar conjuntado y conocer, una a una, todas las operaciones para que, sin necesidad de dirigirles, cada uno de ellos solvente las distintas situaciones que se puedan presentar. Preparación de superficies Todo tratamiento de hormigón proyectado (gunita) necesita una preparación de superficies, según como sea el soporte. Esta preparación de superficies será con chorro de aire a presión, chorro de aire y agua a presión, chorro de agua a alta presión chorro de arena, en este último caso, para los soportes de hormigón (reparación). Como norma, se debe retirar los restos de materiales sueltos o de otros oficios que estén sobre el soporte, evitando la creación de falsas zonas que no adhieran al revestimiento posterior. En líneas generales se deberá hacer siempre la preparación de superficies mediante humectación del soporte para conseguir unas condiciones adecuadas. Colocación de armaduras Los sistemas normalmente utilizados de fijación de mallas se pueden denominar como fijaciones ligeras. En los casos de obras de ingeniería civil, como túneles, muros y taludes, se hace necesario

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la fijación por medio de sistemas pesados, como son bulones, barras, anclajes, etc. En caso de que dos o más capas de armadura vayan a ser gunitadas, la capa externa no debe ser asegurada directamente con la capa interna, sino que debe ser escalonada de manera que permita a la cara interna ser proyectada sin interferencia Proyección Una vez elegido el tipo de máquina, así como el diámetro de las mangueras de proyección, el funcionamiento será el siguiente: 1. Comprobación de las mangueras de proyección para ver si están limpias, para ello se conectan a un compresor que disponga de un manómetro, si éste muestra una presión superior a la normal, quiere significar que las mangueras están sucias. En este caso, deben limpiarse doblándolas, torciéndolas o golpeándolas suavemente con un martillo, volviendo a dar aire y expulsando así el material alojado en los conductos. 2. Conectar las mangueras formando el menor número posible de curvas, y a ser posible sin ningún rizo, para ello, las uniones de manguera se asegurarán debidamente. 3. Comprobar la salida del agua o del aditivo, para los casos de vía seca o húmeda respectivamente, así como el funcionamiento de las bombas, en el caso de que se utilicen. 3. Esta comprobación se hará quitando la tobera de la boquilla y desatrancando, si es preciso, los eyectores de agua o aditivo acelerante a la misma. Esta operación se deberá efectuar con la boquilla hacia abajo, para prevenir que la corriente de agua o aditivo vuelva hacia atrás por la manguera. 4. Estando funcionando el agua o aditivo se deberá dar entrada al aire comprimido exclusivamente, con lo cual, se examinará el abanico que forma la pistola, viendo inmediatamente si existe algún fallo de suministro en los eyectores, para lo cual, visto éste, se deberá solucionar limpiando o cambiando la boquilla. Si el abanico es débil quiere decir que no hay suficiente presión de aire, en este caso, se deberá incrementar la misma. Una vez pasada esta operación, el gunitador está preparado para comenzar el trabajo. La primera operación será la de proyectar una mezcla de aire y agua sobre el soporte, a fin de humedecer la superficie. Esta práctica es recomendable para todo tipo de soporte, hormigón, madera, arpillera, roca, tierra o acero. La manguera esta ahora conectada con la boquilla y la gunitadora, y la proyección puede comenzar. El gunitador mantendrá la boquilla (pistola) hacia abajo, en espera del suministro de la mezcla. Cuando la mezcla llegue, regulará rápidamente el suministro y dirigirá el chorro al soporte al revestir. La distancia entre el soporte y la boquilla o pistola estará situada entre 0,6 y 1,5 m, moviendo la boquilla rítmicamente en series de rizos de lado a lado y de arriba abajo, trabajando así de modo uniforme. En caso de cualquier irregularidad en el suministro de la mezcla, o de escasez de este material, el gunitador debe dirigir la boquilla fuera del trabajo, hasta que la alimentación vuelva a ser adecuada.

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Si el chorro de mezcla que sale de la boquilla disminuye de repente, indica una obturación parcial o una avería en la boquilla. En el caso de que el abanico se haga desigual, el trabajo se debe parar y limpiar o cambiar la parte afectada (inyectores). Conseguida una uniformidad de proyección, el desarrollo del trabajo está ahora en manos del gunitador, que debe dirigir constantemente al maquinista, para que regule el abastecimiento aumentando o reduciendo la presión así como la velocidad. La habilidad y conocimientos del gunitador determinarán la calidad del trabajo terminado, así como el rendimiento del mismo. Al terminar el trabajo se deberán limpiar perfectamente las mangueras y máquina, para lo cual, se cortará el suministro de la mezcla y se dejará el aire comprimido salir libremente por la manguera, doblando ésta antes de la boquilla, disparando de vez en cuando la cantidad de aire para que se limpie totalmente, máquina gunitadora y mangueras en todo su recorrido. Cuando la proyección se hace vertical, es decir, que el punto o soporte del trabajo está por encima de la boquilla, las mangueras deben vaciarse antes de parar el trabajo, si no la mezcla caerá al fondo al quedar sin presión, y no será posible moverla. En este tipo de trabajos es muy conveniente disponer doble juego de mangueras, ya que en caso de una obturación se puede inmediatamente disponer de otra paralela de repuesto. Rechazo o rebote El rechazo es la pesadilla del gunitador y del gunitado. Un gunitador que haya aprendido a controlar el rebote es muy difícil de encontrar. El rebote está formado por los componentes que no se adhieren a la capa de gunitado o a las armaduras, saliendo rebotados fuera del lugar adecuado. La proporción inicial de rebote es alta cuando el chorro de mezcla se dirige directamente al soporte sobre el que se trabaja, y también cuando se dirige sobre la armadura, pero la formación de una capa amortiguadora sobre el soporte (adherida por la baja relación agua/cemento), reduce dicha cantidad. Por ello, los espesores gruesos tienen una menor proporción de rebote y el espesor delgado tiene los más altos porcentajes. Para el cálculo del rebote existen muchas teorías, tanto prácticas como analíticas, ya que desde un punto de vista económico tiene mucha importancia, incidiendo en el coste del hormigón colocado. En lo que a pérdida de materiales se refiere, el fenómeno de rebote no tiene tanta importancia, pero sí la tiene y mucha, en cuanto al rendimiento del equipo de colocación.

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El porcentaje de rechazo, en cualquier y situación, depende de: – Relación agua/cemento. – Proporción de la mezcla. – Gunitador. – Tipo de áridos (>Árido grueso => más rebote). – Eficacia de la hidratación. – Presión del agua o del aire. – Diseño y tamaño de la boquilla. – Velocidad de la proyección. – Capacidad del compresor. – Ángulo y distancia del impacto Curado El curado de la gunita es importante en espesores delgados, para ello, se recomienda que la superficie terminada se mantenga continuamente mojada al menos durante los 7 días siguientes. También se puede proteger mediante arpilleras, manteniendo el agua de fraguado. Se pueden utilizar productos de curado en forma de membrana superficial, pero éstos no deben utilizarse en los casos siguientes: – Áreas que se gunitarán de nuevo. – Zonas donde esté previsto pintar la superficie. – Cuando su aplicación esté desaconsejada desde el punto de vista estético. En líneas generales, se deberán tener en cuenta los detalles normales de curado de hormigón en masa. Algunas de las técnicas más usuales Como técnicas complementarias están las de protecciones de superficies próximas, interrupciones del trabajo y aplicaciones especiales. Las primeras, las zonas próximas al trabajo, que no vayan a ser tratadas se deberán proteger del rebote o rechazo con film de polietileno o papel impermeable adecuados. Asimismo, se protegerán los elementos, máquinas o estructuras que pueden ser dañados por el polvo. En cuanto al segundo, el gunitado se debe suspender cuando la fuerza del viento impida que el gunitador efectúe una correcta colocación de la gunita, cuando haya temperaturas próximas a 0º, o en caso de lluvia que pueda arrastrar el cemento de gunita. En el caso tercero, a veces es necesario un empleo de gunita de características especiales, como pueden ser gunita ligera de gran capacidad aislante o de resistencia al fuego.

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En estos casos, todo dependerá del tipo de árido que se emplee siendo normalmente áridos ligeros, para ello, habrá que poner un especial cuidado en su granulometría, así como en el proyecto y en la ejecución. 6.2.6.‐ Conclusiones Analizando la evolución del mundo del hormigón proyectado en estos años, y particularmente las labores subterráneas, se aprecian cambios significativos. Asimismo, España, dada su orografía y el volumen de obra, está considerada como un país de referencia a nivel mundial en estas tecnologías, tanto a nivel de maquinaria y productos, como de personal especializado. En ese entorno favorable, como no podría ser de otra forma, las exigencias son cada día mayores; resistencia, durabilidad, equipos robotizados, mejores condiciones en los puntos de trabajo, etc. Los diferentes proyectos nacionales y europeos de I+D+i, están orientados en parte a alcanzar estos objetivos. La formación constante, la difusión de los nuevos desarrollos, y su rápida implementación en la obra, deben ser la apuesta y el compromiso de cuantos han hecho de este mundo, su dedicación. De la experiencia acumulada se derivan las siguientes consideraciones: i) Las especificaciones exigidas al hormigón proyectado condicionan el proceso de fabricación del mismo. Cada vez más, se debe controlar la cadena de fabricación, conociendo cada etapa, y mejorando las deficiencias que pudieran presentarse. El hormigón proyectado es el resultado de esa cadena y su éxito depende de ello. ii) Los nuevos proyectos, las nuevas metas, sólo se alcanzarán con el desarrollo continuo de tecnologías y sistemas, pero esas innovaciones deben ser implementadas en la obra. iii) Obtener una dosificación optima de hormigón proyectado, depende en gran medida del tiempo y medios de que se disponga en las etapas de diseño y pruebas. No obstante, en producción se presentan variables no contempladas en esas etapas previas, por lo que las dosificaciones deben someterse a un seguimiento continuo, mejorando y optimizando el proceso durante la obra. iv) Siguiendo el orden del proceso, en la fabricación, es aconsejable garantizar un amasado completo y homogéneo de la mezcla. Para ello, una planta equipada con amasadora y dosificadores de aditivo sincronizados con el sistema de carga consiguen los mejores resultados. v) Por su parte, el transporte y concretamente el medio empleado, puede influir de forma significativa en el resultado final si no se adoptan las medidas de control correspondientes. Especial atención merecen tanto el estado de las cubas, como el agua que de una u otra forma pudiera añadirse a la mezcla en esta etapa.

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vi) La puesta en obra del hormigón proyectado es sin duda la diferencia fundamental respecto a otros hormigones. Tal y como se ha desarrollado a lo largo del artículo, el personal, los equipos y la organización de los tajos son aspectos críticos del proceso. De la formación y experiencia de los equipos, el empleo de maquinaria apropiada con los nuevos desarrollos y la capacidad de organización y coordinación de los responsables dependerá el éxito de los trabajos

6.3.‐ Sostenimiento mediante bulones 6.3.1.‐ Introducción El bulonaje es una técnica de sostenimiento que en esencia consiste en anclar en las rocas una barra de material estructural que aporta una resistencia a tracción y, confinando al macizo rocoso, aprovechar las características del mismo, siguiendo la filosofía del NATM.

Figura 47. Sistema de bulonaje

Un bulón está constituido por un elemento resistente, solidarizado al terreno por un sistema de anclaje y por una placa de reparto. Los bulones pueden ser activos o pasivos, dependiendo de si por medio de un pretensado se les fuerza a entrar en carga inmediatamente tras su instalación (activos), modificando el comportamiento interno del macizo rocoso. O por el contrario, entran en carga a medida que se va deformando el macizo y son solicitados por el peso del macizo (pasivos), requiriendo del movimiento del macizo rocoso para desarrollar su resistencia.

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Las aplicaciones más frecuentes de los bulones activos son las de reforzar inestabilidades locales o discontinuidades de la roca aumentando la fuerza normal a ella, evitando el desprendimiento o vuelco de pequeños bloques que diesen lugar a descompresiones y/o posibles roturas progresivas. Los bulones pasivos por su parte se emplean fundamentalmente para coartar las deformaciones, y con ello la pérdida de las características resistentes iniciales del macizo, buscando un efecto de cosido de los bloques que quedan individualizados por las discontinuidades. 6.3.2.‐ Efectos del bulonaje Existen varias teorías o modelos que tratan de explicar los efectos resistentes conseguidos por la utilización del bulonaje. En todos ellos subyace la idea básica del NATM de que el objetivo fundamental de los sostenimientos es proporcionar un refuerzo, una ayuda a las capacidades resistentes del propio macizo en el momento oportuno. Describiendo a continuación en qué consiste cada uno de estos modelos, para tener una visión clara de los efectos que ejerce el bulonaje sobre el macizo rocoso. 6.3.2.1.‐ Suspensión de terrenos Básicamente la idea es que los bulones anclan o suspenden un tramo de terreno poco resistente a otro más competente, a modo de cosido de la roca.

Figura 48. Esquema suspensión de terrenos

Para lograr este efecto, hay que tener en cuenta que los bulones has de trabajar únicamente a tracción, soportando el peso de los terrenos suspendidos, que es trasladado a los terrenos competentes. Aquí el anclaje puntual tiene una especial relevancia, mientras que el anclaje repartido no tendría cabida en este modelo. El máximo peso que puede soportar un bulón, está dado por la expresión: donde: : Peso que puede soportar un bulón.

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: Coeficiente de seguridad (1,5 ÷ 3). : Espaciado transversal de los bulones. : Espaciado longitudinal de los bulones. : Espesor de los terrenos suspendidos. : Densidad de la roca. 6.3.2.2.‐ Formación de un arco de dovelas Este es un modelo estructural en el que se admite que en el área plastificada circundante a la excavación, existen una serie de rocas fragmentadas que van a mantenerse unidas entre sí por acuñamiento debido a las presiones ejercidas por los terrenos fuera del radio de plastificación formando así un arco resistente. Para que el arco de dovelas tenga sentido físico, es necesario que el techo inmediato se fragmente en grandes bloques de tal manera que sea posible su acuñamiento. Si el techo inmediato no está constituido por estratos de espesor suficiente como para producir bloques que justifiquen el modelo del techo con dovelas, el bulonaje puede salvar esta dificultad. 6.3.2.3.‐ Sujeción de bloques Consiste en el refuerzo de bloques que se individualizan a través de discontinuidades existentes en el macizo rocoso. Esta actuación de los bulones es la que impide los fenómenos de caída de bloques y es una de las misiones que con más asiduidad se le asignan a estos elementos del sostenimiento.

Figura 49. Bulones de anclaje soportando un bloque de roca en un túnel excavado en un macizo rocoso fuertemente diaclasado

Si no hay cohesión entre las juntas, el número de bulones que ha de colocarse para estabilizar el bloque e impedir su deslizamiento es

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siendo: : Número de bulones. : Peso que puede soportar un bulón. : Coeficiente de seguridad (1,5 ÷ 3). : Carga vertical máxima que soporta el bulón. El fenómeno de caída de bloques inestables se produce cuando se intersecan varias familias de discontinuidades. En el caso de que estas familias de discontinuidades se intercepten en una determinada geometría, y dependiendo de su rugosidad, el bloque podrá descender a favor de las juntas por gravedad o no. Existen programas comerciales que permiten evaluar de forma sencilla la posibilidad de formación de cuñas inestables que pueden ceder a favor de sus planos de discontinuidad, pudiendo dimensionar el esquema de bulonado apropiado para evitar la caída de estas cuñas o bloques. 6.3.2.3.1.‐ Confinamiento de terrenos Este es el rol de bulonaje que más se ajusta a la filosofía del NATM. En este caso, el bulonaje va a ejercer una presión superficial sobre la corona de terrenos distendidos alrededor del túnel, ejerciendo un importante efecto de confinamiento debido al rozamiento mutuo de los terrenos afectados. Evidentemente, el efecto del confinamiento sólo puede darse en rocas que hayan plastificado. 6.3.3.‐ Criterios de clasificación y tipos de bulones Tradicionalmente los bulones se han clasificado en función de que su anclaje al terreno se materializara en el extremo (anclaje puntual), o a lo largo de toda la barra del bulón (anclaje repartido). Los bulones de anclaje puntual o de expansión no pueden ser utilizados en cualquier tipo de roca debido a la dificultad de garantizar el anclaje en rocas muy fracturadas. Por otra parte, la calidad del anclaje depende esencialmente de la buena calidad de la placa base. Además la carga que se consigue con los anclajes de expansión es mucho menor que la resistencia del acero de la barra del perno. Estas dificultades se han eliminado en gran medida con los bulones de anclaje repartidos en los que el anclaje se consigue a lo largo de toda la superficie lateral del perno. Por otra parte, podemos clasificar los bulones por su forma de trabajo en activos y pasivos. En los primeros existe un pretensado de los mismos, donde al colocarlos provocamos artificialmente que entren en carga, de manera que este tipo de bulones entran en servicio inmediatamente tras su colocación. En los segundos, el bulón es instalado sin tensión alguna, y comenzará a trabajar o a entrar en carga cuando existan desplazamientos relativos entre su cabeza y su anclaje, es decir, se activará una vez que existan movimientos en el terreno. Con la evolución tecnológica que ha tenido lugar en los últimos años, parece más lógico clasificar los sistemas de anclaje según el mecanismo en el que se fundamentan, y aquí podemos hacer una clasificación, estableciéndose dos grandes grupos de bulones: bulones anclados por adherencia y bulones anclados por fricción.

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Figura 50. Clasificación bulones

Otros autores convienen en clasificar los bulones como aquellos que proporcionan un anclaje temporal, que en el caso de los bulones de fricción, y bulones que proporcionan un anclaje permanente, en el caso de los bulones anclados por adherencia. Esta clasificación se debe a que, si bien los anclados por adherencia ofrecen una gran estabilidad a lo largo de varios años, en los bulones de fricción, no se ha podido establecer con absoluta seguridad su completa fiabilidad a un horizontal temporal de 10 ó 15 años.

6.3.3.1.‐ Anclaje por adherencia En los bulones anclados por adherencia, el espacio anular que se crea entre la barra del bulón y las paredes del taladro en el que se ancla, se rellena con un mortero que, al fraguar, debe asegurar la adherencia suficiente para solidarizar la barra al terreno o bien por polimerización de una resina. Las resinas o cementos, en ambos casos, se presentan en forma de cartuchos. Los cartuchos tienen una longitud de unos 600 mm y un diámetro de unos 30 mm. 6.3.3.1.1.‐ Anclaje a base de resina Están fabricados con una resina de poliéster, armada con fibra de vidrio, embebida en un material inerte granular. Para que la resina inicie su fraguado es necesario ponerla en contacto con un catalizador, que está incluido en el mismo cartucho que la resina, pero en un compartimiento separado.

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Figura 51. Bulones con cartuchos de resina

El procedimiento de trabajo es el siguiente: 1. Introducir los cartuchos de resina en el taladro en el que se va a anclar el bulón. 2. Introducir el bulón en el taladro mediante un movimiento de rotación y avance. 3. Al llegar al final del taladro debe mantenerse la rotación, para asegurar la buena mezcla de la resina y el catalizador, hasta que el polímero salga por la boca del taladro. El tiempo de fraguado es aproximadamente inferior a 2 minutos, pudiéndose regular fácilmente durante la fabricación de los cartuchos. 4. Probablemente el aspecto más crítico para conseguir un buen anclaje está constituido por la diferencia entre los diámetros del perno y los del taladro. Debe de ser inferior a 10 mm., si no es así la calidad del anclaje no será buena. La tensión de adherencia que se consigue está comprendida entre 4 y 6 MPa.

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6.3.3.1.2.‐ Anclaje a base de cemento Los anclajes a base de cemento se consiguen bien por inyección clásica de lechada o mediante cartuchos.

Figura 52. Bulón fijado con lechada de cemento

Fases:  Inmersión de los cartuchos de cemento en agua para iniciar su hidratación.  Introducción de los cartuchos de cemento en el taladro.  Introducción de la barra del perno mediante percusión.

Es un sistema más seguro que el que se consigue con cartuchos de resina, ya que una vez sumergidos los cartuchos en agua el proceso de hidratación no depende de método operativo. La tensión de adherencia que se consigue está comprendida entre 0,5 y 3 MPa. Además, el tiempo de fraguado es superior. 6.3.3.2.‐ Anclaje por fricción Una característica común a los anclajes por adherencia es que el bulón anclado tiene una rigidez muy superior a la del terreno circundante, pudiendo llegar a producirse la rotura del bulón. Los anclajes por fricción minimizan este problema. Estos bulones se anclan en toda su longitud por la fricción ejercida sobre las paredes del taladro. Así mismo, deben de tener un tratamiento específico, ya que a corto o a medio plazo, sus características iniciales se pueden ver afectadas por fatiga y por pérdida de sección debida a la corrosión. Podemos distinguir dos tipos de anclajes por fricción:  Anclaje con elevada presión de contacto.  Anclaje con baja presión de contacto 6.3.3.2.1‐ Anclaje con elevada presión de contacto Pertenecen al tipo de bulones de anclaje puntual de tal forma que, el anclaje se consigue a base de expandir una pieza metálica introducida en el terreno. Es un sistema barato, totalmente mecanizable en su colocación y que presenta una alta deformación antes de la rotura.

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Limitaciones hay que señalar:  El bajo nivel de fuerza axial.  La gran sensibilidad de la calidad del anclaje al diámetro de perforación. 

La importante pérdida de carga que se produce al poco tiempo de colocarlos.

Figura 53. Bulón con elevada presión de contacto

4.3.3.2.2.‐ Anclaje con baja presión de contacto Pertenecen al tipo de bulones de anclaje repartido. Trabajan por fricción, lo cual les permite mantener la carga máxima con unos desplazamientos muy importantes. Dentro de esta categoría tenemos los sistemas: Split‐Set  Están constituidos por un tubo de 2 a 3 mm de espesor, que presenta una ranura horizontal y un diámetro superior al del taladro.  El proceso de colocación es sencillo y consiste en colocar el Split‐Seten el taladro donde debe ser anclado e introducirlo a presión.  Su puesta en carga es inmediata y permite un deslizamiento muy importante antes de la rotura.

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

Inconvenientes:

o No sobrepasar las 11 t por bulón. o Gran sensibilidad al diámetro de perforación. o Problemas de durabilidad

Figura 54. Bulón Split‐Set

Figura 55. Colocación de un Split‐Set

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Swellex Están constituidos por un doble tubo de chapa que se infla con agua a presión (30 MPa).

Figura 56. Funcionamiento Swellex

Figura 57. Esquema Swellex

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En el mercado encontramos tres modelos:

Standard Swellex

Chapa de: 2 mm de espesor Ø antes de ser inflado: : 25,5 mm. Ø del taladro comprendido entre: 32 y 43 mm.

SuperSwellex 3 mm de espesor 36 mm. 39 y 52 mm.

Para eliminar el problema de su comportamiento excesivamente frágil, se desarrollaron los llamados Yielding Swellex, tanto en Standard como en Super. Llegando a resistir una fuerza axial comprendida entre 8 t y 19 t. Su inconveniente es el precio.

Figura 58. Formas de trabajo bulón Swelex

6.3.4.‐ Características constructivas de los bulones Un bulón básicamente está constituido por un vástago y una placa de reparto. Los vástagos pueden estar fabricados por redondos corrugados o por barras de resina con fibra de vidrio o autoperforantes o cables de acero. 6.3.4.1.‐ Redondos corrugados Lo más frecuente son bulones que se fabrican con barras de acero corrugado (iguales que las empleadas en el hormigón armado), con un diámetro de 25 mm.

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Las características de los aceros con las que se fabrican están definidas en la norma UNE 36‐088/1 y para la fabricación de bulones se utiliza las de calidad AEH500N. Cuando se deben colocar bulones de longitud importante (> 6 m), se utilizan empalmes mediante manguitos.

Figura 59. Tipologías de redondos corrugados

6.3.4.2.‐ Barras de resina con fibra de vidrio Se suelen utilizar para sostener excavaciones que posteriormente vayan a demolerse. Básicamente las barras de fibra de vidrio tienen una resistencia a tracción algo mayor que la de los aceros corrugados, y una resistencia al corte tres veces menor. Esto hace que puedan ser fácilmente cortadas por las picas de las rozadoras y no perjudicar en absoluto el proceso excavación de los terrenos sostenidos con estos bulones. 6.3.4.3.‐ Bulones autoperforantes Las barras que constituyen los bulones autoperforantes son perfiles que se pueden empalmar mediante manguitos roscados, que pueden incorporar una broca pérdida de perforación en su extremo y que tienen un taladro longitudinal que permite inyectar aguapara la perforación. Una vez acabada, el anclaje se realiza inyectando una lechada de cemento a través del taladro longitudinal de la barra. Son más caros que los redondos corrugados, por lo que se utilizan cuando el terreno se desmorona tras la perforación con barrenas normales. Otra ventaja es su longitud, entre 9 y 18 m.

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Figura 60. Bullones autoperforantes

6.3.4.4.‐ Cables Este tipo de anclajes se desarrolla con posterioridad a los anclajes de barras o bulonado de terrenos, con el objetivo de buscar soluciones para dar una longitud mayor de anclaje o profundidad. Los cables simplifican el manejo y la realización de de gran longitud (> 6 m). Los anclajes de cables están formados por cables o torones. Por regla general los cordones tienen un diámetro nominal de 0,6” (15,3 mm). Los cordones se fabrican en base de 7 alambres individuales, lisos, conformados en frió, de los cuales 6 son enrollados helicoidalmente sobre el alambre principal central. También es posible emplear también cordones de diámetros nominales de 0,52” y 0,5”. Existen dos procedimientos para la inyección de la lechada en el taladro donde se debe anclar el cable. El Primero de ellos consiste en introducir un tubo de inyección adosado al cable. De tal forma que, una vez en el interior del taladro se comienza a inyectar la lechada. El taladro se irá llenando desde el interior hasta la superficie.

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El otro método consiste en adosar al cable un tubo de respiración, con el objetivo de que una vez que empecemos a inyectar la cementación el aire interior tenga una salida. El llenado del taladro se realiza desde la superficie hasta el interior.

Figura 61. Cimentación de cables

6.3.4.5.‐ Placas de reparto Las placas de reparto tienen una importancia esencial en los bulones de anclaje puntual. En los bulones de anclaje repartido la importancia es mucho más relativa. En cualquier caso la resistencia que deben poder alcanzar es similar a la que ofrecen los bulones.

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Figura 62. Tipología de placas de reparto

6.3.5.‐ Parámetros del bulonaje 6.3.5.1.‐ Longitud de los bulones La longitud de los bulones se determina en función de la calidad de la roca, la longitud escavada en el frente y el diámetro del túnel. En túneles carreteros de sección clásica, las longitudes suelen estar entre 3 y 4 metros.

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Los bulones convencionales suelen tener diámetros comprendidos entre 20 y 32 mm, aunque en terrenos de muy buena calidad éste puede disminuir a 16 mm. Existe un relación entre la longitud del bulón y su diámetro, no siendo aconsejable reducir éste excesivamente en bulones largos por cuestiones de pandeo de la barra y dificultad de colocación. Los criterios usuales para fijar la longitud del bulonaje son del tipo empírico: Siendo: B: Ancho de la excavación. A: Longitud excavada de frente L: Longitud del bulón. H: Altura de la excavación. a) Regla general

b) Barton 

En clave:



En hastial:



En clave:



En hastial:

c) Deere

d)Lang (para grandes excavaciones) La longitud L es el mayor de los siguientes valores:  Dos veces el espaciamiento entre bulones.  Tres veces el ancho de bloques de roca potencialmente inestables, definido por la separación media de las fisuras en el macizo rocoso. Para alturas menores de 6 metros, la longitud del bulón será la mitad de la misma y para alturas mayores al menos una cuarta parte. También son válidas las formulaciones empleadas para la suspensión de terrenos y la sujeción de bloques.

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6.3.5.2.‐ Densidad de bulonaje Normalmente, en el sostenimiento de túneles el bulonaje está asociado al hormigón proyectado. En estas condiciones la densidad de bulonaje suele estar comprendida entre 0,4 y 0,8 bulones/m2 de superficie de roca. En terrenos de muy buena calidad, normalmente con RMR superior a 70, la densidad de bulonaje puede bajarse hasta 0,25 bulones/m2, siempre que se haya comprobado que no hay bloques potencialmente inestables que exijan una densidad mayor. La densidad del bulonaje aumenta conforme se pasa de sostenimiento provisional a definitivo. La distancia entre bulones debe ser menor o igual a 3 veces el espaciado de juntas y no superar en ningún caso la longitud del bulón. Generalmente, los bulones se dispondrán en arcos con una separación longitudinal que preferiblemente, deberá ser una fracción del pase de avance para permitir que el trabajo sea cíclico. Es conveniente utilizar el concepto de cono de influencia de los bulones. Se admite que el bulón ejerce una influencia sobre el volumen de rocas que está encerrado por dos semiconos rectos, cuyos vértices están en los extremos del bulón. Para obtener la posición adecuada de los pernos, basta que los conos de influencia, que en el plano se convierten en cuadrados cuya diagonal es la longitud del perno efectivamente anclada, se solapen unos con otros. No deben jamás disponerse los bulones en función del aspecto de la pared porque no puede reflejar en absoluto el estado real del macizo. 6.3.5.3.‐ Orientación de los bulones Como regla general los bulones deben ser colocados radialmente dentro de la misma sección, escogiendo el centro de radiado de tal forma que la operación de perforación y colocación de los bulones sea factible. Dentro de lo posible hay que buscar una orientación perpendicular al sistema principal de fracturas a fin de cortar el máximo número de discontinuidades. El ángulo del bulón con la pared deberá ser superior a 60º. Cuando en el caso de terrenos competentes se prevea la formación sistemática de bloques de roca parcialmente inestables, la orientación de los bulones deberá dejar de ser radial, para adaptarse a la orientación más conveniente a la roca. 4.3.6.‐ Control de la calidad del bulonaje 4.3.6.1.‐ Fuerza axial que resiste el anclaje La comprobación de la fuerza axial que resiste el anclaje es un ensayo que ha sido realizado por la Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas. Consiste en someter a un bulón anclado a una carga axial predeterminada. El ensayo supone ir incrementando la fuerza axial de tracción, a intervalos regulares,

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hasta alcanzar el límite fijado previamente y constatar que se establece un equilibrio en el que se mantiene la fuerza aplicada y el bulón no desliza.

Figura 63. Equipo de ensayo de bulones

6.3.6.2.‐ Determinación de la adherencia del anclaje El ensayo para determinar la tensión de adherencia entre el bulón y el terreno se realiza con el mismo dispositivo que para efectuar el ensayo a tracción in situ, que ha sido descrito en el apartado anterior; pero en este caso debe hacerse sobre bulones más cortos que lo normal. Es fundamental comprobar que efectivamente el anclaje bulón‐terreno se mantiene a lo largo de toda la longitud del bulón. Si este no está materializado a lo largo de toda la longitud del perno el anclaje se convierte en puntual. Y aunque los pernos soportan la carga axial que ha sido considerada en medios

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estratificados puede producirse el colapso de la excavación al permitirse el movimiento relativo entre estratos.

Figura 64. Hundimiento de paramento por falta de anclaje repartido en toda la longitud de los pernos

6.3.6.3.‐ Longitud anclada en los pernos de anclaje repartido En el caso de bulones anclados con resina o cemento, existen varios procedimientos para detectar esta deficiencia:  Introducir un alambre de 2 a 3 mm de diámetro, entre el espacio situado entre la barra del bulón y el hueco.  Utilizar un captador que se encarga de transmitir una señal y recoger su eco.

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Figura 65. Ejemplo de registros

6.3.6.4.‐ Control de la carga asumida por bulón Como norma general hay que admitir que la parte más cargada de un bulón es el tercio más próximo a la superficie de la excavación, ya que es donde se suelen concentrar las deformaciones plásticas del terreno. Por ello, se coloca entre la placa de reparto y el terreno una célula de carga. Normalmente, están constituidas por un núcleo de acero equipado con bandas extensiométricas, que se deforma elásticamente al cargarse el bulón.

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Figura 66. Colocación de un piezómetro y detalle del mismo

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7.‐ RECOMENDACIONES PARA LA CORRECTA EJECUCIÓN DE TÚNELES EN ROCA 7.1.‐ Introducción La ejecución de un túnel presenta, respecto al resto de las obras civiles, una característica diferencial basada en que las acciones que se deben tener en cuenta en sus dimensiones son difíciles de conocer con precisión; básicamente se asocian a la calidad del terreno en que se excava el túnel. El control de calidad durante la construcción del túnel está condicionado por la falta de espacio para realizar las funciones de control con independencia de las tareas que componen el ciclo de avance, lo cual reviste una dificultad mayor que la del resto de obras civiles. Estas dos circunstancias han sido la causa principal de sonados fracasos (Foto 1) en la construcción de túneles en roca por cualquiera de los métodos usados en la actualidad, por ello se proponen una serie de puntos a controlar referentes a la caracterización del terreno y al control de la construcción.

Figura 67. Hundimiento del frente Sur del Túnel de Hallandsas (Suecia)

7.2.‐ Proyecto de construcción El objetivo básico del proyecto de construcción de un túnel es evaluar las situaciones de riesgo que pueden producirse durante la construcción y definir las medidas necesarias para afrontarlas con éxito. Durante la construcción de un túnel las situaciones de riesgo vienen originadas por el agotamiento de la capacidad resistente del terreno, por ello se debe caracterizar correctamente el terreno y tener muy claro y definido el proceso constructivo.

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7.2.1.‐ Caracterización del terreno Habitualmente la mayor parte de los túneles se construyen sin grandes dificultades en una proporción muy alta de su longitud. Sin embargo, aparecen serias dificultades y deben afrontarse importantes incrementos de coste para construir en terrenos de mala calidad; que, muchas veces, representan una proporción muy pequeña de la longitud del túnel. También puede ocurrir que el macizo rocoso haya sido caracterizado correctamente, pero el método de excavación hay sido elegido incorrectamente. Esto sucede con el NATM, ya que la idea extendida sobre este método es que el terreno en el que se excava un túnel es el principal elemento de sostenimiento de la excavación. Pero el NATM, no es aplicable para todo tipo de terrenos sino para aquellos que poseen determinadas características. En los apartados siguientes se presentan algunos criterios que ayudaran a conseguir una adecuada coherencia en la caracterización del terreno para construir túneles. 7.2.1.1.‐ Número de sondeos Las experiencias recopiladas por distintos autores, han permitido definir un ratio y un orden de magnitud que sirven de orientación sobre el número de sondeos a realizar. Este ratio es ml de sondeo/ml de túnel y sus ordenes de magnitud son los siguientes:  Ratio = 1, tienen desviaciones presupuestarias inferiores al 20%  Ratio = 0,5, tienen desviaciones presupuestarias inferiores al 30%.  Ratio < 0,5 , tiene desviaciones presupuestarias de hasta el 80%. De acuerdo con lo anterior, si se desea que las desviaciones presupuestarias durante la construcción sean inferiores al 20%, se debería perforar un metro de sondeo por cada metro de túnel. Pero para asegurarse de que no hay tramos importantes del túnel que no están reconocidos, es recomendable que como mínimo se perfore un sondeo cada 350 metros de túnel. En el caso de túneles construidos en zonas urbanas, donde los cambios laterales del terreno son muy acusados, al menos se debería perforar un sondeo cada 200 metros de túnel para tener un conocimiento del terreno mínimamente razonable. Todo lo anterior, nos lleva a situar el ratio ml de sondeo/ml de túnel se sitúa en torno al 1,1. 7.2.1.2.‐ Optimización de la ubicación de los sondeos Para conseguir un ratio de 1 ml de sonde/ml de túnel, en caso de los túneles de un solo tubo, se debe gastar entre el 0,5 y el 0,9& del presupuesto de la obra.

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En los túneles de longitud apreciable esto supone cantidades importantes de dinero y, por tanto, es necesario optimizarlos. Para optimizar el coste de una campaña de sondeos es necesario: 1) Ubicar correctamente los sondeos, para ello se debe planificar correctamente la campaña de investigación, en base a la confección de un modelo sobre las discontinuidades geológicas más importantes. Para ello, resulta imprescindible el estudio de las fotografías aéreas y realizar una cartografía geotécnica a escala 1:1000 del área a reconocer. El empleo de alguna técnica geofísica, es de gran utilidad a la hora de establecer el modelo geo‐estructural. 2) Acortar la longitud de los sondeos (Fig. 68), ya que llegar hasta la traza del túnel, muchas veces es innecesariamente costosa y, algunas veces hasta perjudicial.

Figura 68. Disposición de los sondeos de reconocimiento

3) No contratar a los precios más bajos del mercado, sino que los realicen empresas de reconocido prestigio que proporcione una adecuada relación calidad/precio. Cada uno de los sondeos debe estar localizado topográficamente y durante la perforación del sondeo resulta imprescindible que: a) Controle las incidencias que ocurran. b) Registren los parámetros de perforación. c) Esté presente un geólogo que realice una correcta testificación. d) Realice un correcto informe, que contenga toda la información obtenida.

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7.2.1.3.‐ Evaluación del comportamiento del terreno Aunque se conoce suficientemente bien la metodología que debe de ser utilizada para evaluar los parámetros resistentes y deformacionales del terreno, suele ocurrir que los ensayos mecánicos que se realizan para caracterizar el terreno son insuficientes o que los ensayos realizados no aporten la información necesaria. En los puntos siguientes se desarrollan los aspectos que deben de ser objeto de atención al tratar de caracterizar el terreno en que se va a construir un túnel. 7.2.1.3.1.‐ Comportamiento post‐rotura Generalmente los parámetros geo‐mecánicos que se obtienen van destinados a predecir el comportamiento del túnel finalizado. Pero puede ocurrir que en alguna etapa constructiva, en el perímetro del túnel se desarrollen tensiones que provoquen una plastificación aparente del perímetro de la excavación. Es por ello que interesa conocer el comportamiento del terreno en todas las etapas, especialmente en las denominadas de post‐excavación, ya que en esta etapa existen dos comportamientos extremos (Figura 60): la plasticidad perfecta y la fragilidad con resistencia residual.

Figura 69. Idealización del comportamiento de las rocas en la post‐rotura

Entre ambos tipos de comportamiento se sitúa el comportamiento de la mayoría de las rocas que suele identificarse con un modelo de pérdida de resistencia con la deformación (strain‐softenong). Es preciso por

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ello definir los valores de la resistencia de tránsito (σTR) y de la deformación unitaria a la que se produce este tránsito (εTR). Ambos parámetros deben ser obtenidos por ensayos de laboratorio o estimados a partir del comportamiento que se presume al macizo rocoso. 7.2.1.3.2.‐ Efecto escala Es sobradamente conocido que las propiedades del macizo rocoso, son en general peores que las que se determinan en el laboratorio, a partir de las muestras obtenidas en un sondeo. La forma de corregir el efecto escala consiste en aplicar coeficientes de reducción a los resultados de laboratorio o realizando ensayos in situ en los que el volumen de terreno afectado es de varios metros cúbicos, como los presiométricos con presiones aplicadas entre 100 y 200 kp/cm2, que son los que proporcionan resultados más satisfactorios. 7.2.1.3.3.‐ Rocas blandas Se consideran rocas blandas aquellas que, al ser ensayadas mediante probetas de 5 cm de diámetro y esbeltez de, presentan una resistencia a compresión simple comprendida entre 1 y 10 MPa. Los túneles que se deben excavar en rocas blandas muchas veces tienen un recubrimiento débil, inferior a 50 m, y por ello, a pesar de la escasa resistencia de las rocas blandas, estos túneles mantienen un comportamiento prácticamente elástico durante la excavación. Esta situación es, en principio favorable para la construcción de túneles; pero hay que tener presente que las rocas blandas tienen, generalmente, las siguientes peculiaridades:  Se degradan fácilmente ante la presencia de agua.  Presentan una acusada pérdida de resistencia al aumentar la deformación.  Sus propiedades tenso‐deformacionales varían sensiblemente con la profundidad. Estas circunstancias hacen que cuando se deban proyectar y construir túneles en rocas blandas sea necesario tener en cuenta ciertas peculiaridades muy específicas, algunas contradictorias entre sí, como se indican a continuación: 1. Los parámetros resistentes y deformacionales determinados en laboratorio son inferiores a los que tiene el terreno en la realidad. Esto, que es contrario al criterio general, provoca diseños muy conservadores, innecesarios y costosos. 2. Los túneles excavados en rocas blandas son susceptibles de colapsar súbitamente, al superar la deformación unitaria que admiten al alcanzar la resistencia de pico. Es por ello que sea muy

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peligroso aplicar la filosofía NATM, dejando que se produzca cierta convergencia para rebajar el estado tensional en el terreno. Siendo por tanto, colocar sostenimientos rígidos para limitar los movimientos del terreno. 3. Es necesario realizar ensayos in situ, ya que la presencia de agua hace prácticamente imposible obtener muestras realmente representativas. Por otro lado, la fuerte variación de las propiedades geomecánicas con la profundidad, hace que el número de ensayos a realizar para obtener resultados significativos, sería desorbitado. 7.2.1.3.4.‐ Estado tensional natural El estado tensional natural es uno de los parámetros básicos que gobiernan el comportamiento tenso‐ deformacional de una excavación y, por lo tanto, debe de ser tenido en cuenta en la fase de proyecto. Esto se puede ver en las roturas del sostenimiento en la clave del Túnel de Tartaguille, que se produjeron al no considerar durante el proyecto la existencia de tensiones horizontales muy superiores a las normales.

Figura 70. Roturas en la clave del Túnel de Tartaguille debidas a empujes horizontales del terreno

Actualmente, la técnica que parece más adecuada para determinar el estado natural de tensiones es la hidrofracturación, que se utiliza aprovechando los propios sondeos perforados para reconocer el terreno. En túneles de pequeña longitud, por ejemplo inferior a 1000m., se realizan estudios de sensibilidad del sostenimiento ante variaciones del coeficiente de reparto de tensiones, determinado en base a consideraciones tectónicas y topográficas. 7.2.2.‐ Definición del proceso constructivo El proceso constructivo que se debe utilizar para poner en obra una Sección Tipo de un túnel debe estar bien definido en cada fase constructiva, por lo que se refiere a la secuencia de trabajo y características de los materiales utilizados. Se debe de justificar la estabilidad en todas las fases intermedias, ya que las condiciones críticas de estabilidad se dan en algunas de las fases constructivas del túnel y no en su situación final.

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Se debe comprobar durante la obra la solución adoptada al redactar el proyecto de construcción. Como resultado de estas comprobaciones, la solución proyectada se podrá mantener o bien se deberán modificar; ya sea aligerando el sostenimiento o haciéndolo más resistente. Si el proyecto está bien hecho, estas modificaciones no deben suponer un incremento apreciable en el presupuesto de la obra; ya que, básicamente, supondrán un simple cambio en la aplicación a lo lardo del túnel de las Secciones Tipo proyectadas. Para poder llevar a cabo la comprobación, durante la obra, de la solución proyectada es preciso que en el proyecto se hayan calculado las convergencias que se pueden medir en cada fase constructiva de las Seccione Tipo proyectadas.

7.3.‐ Construcción de los túneles Puede ocurrir que durante la ejecución del túnel, haya que modificar el proyecto constructivo para realizar la obra en mejores condiciones que las proyectadas. En este caso, el proyecto modificado deberá tener una definición al menos igual al del proyecto de construcción. El no cumplir esta premisa hará que la obra se construya asumiendo unos riesgos y costes más elevados que los previstos en el proyecto de construcción. Una de las recomendaciones más importantes que se pueden realizar es que la práctica habitual de autocontrol sea sustituida, por un control externo a la empresa constructora; siempre que el equipo externo de control esté dotado de los especialistas y medios necesarios. En los apartados siguientes se presentan algunos aspectos de la construcción de túneles que deben ser objeto de un control específico, sea cual sea la modalidad de control de calidad que se adopte. 7.3.1.‐ Sobreexcavación En los túneles excavados con tuneladora y en los que la excavación se realiza con rozadoras, el acabado de la superficie es excelente y la roca remanente resulta muy poco alterada. Sin embargo, cuando se utilizan explosivos es mucho más difícil obtener un buen recorte de la sección y no dañar la roca remanente. Además una voladura mal ejecutada tiene como consecuencia aumentar las sobreexcavaciones; lo cual supone, inexorablemente, un incremento notable en el consumo del hormigón proyectado que habitualmente se utiliza como sostenimiento. Por ello resulta prioritario, controlar las sobre excavaciones producidas en todas y cada una de las voladuras realizadas, a fin de optimizar el trabajo de los explosivos. La utilización de jumbos robotizados para la perforación facilita el control de las sobre excavaciones; pero no exime de realizar el control de cada voladura y adoptar las correcciones necesarios para aumentar su eficacia.

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7.3.2.‐ Elementos de sostenimiento El sostenimiento previsto para cada Sección Tipo debe ser puesto en obra siguiendo una secuencia constructiva acorde con los establecido en proyecto y debe tener una características resistentes y geométricas bien definidas. 7.3.2.1.‐ Bulonaje Se debe ir a una colocación automática de bulones ya que la colocación manual, a parte del gran coste en mano de obra, obliga a una vigilancia estricta para poder estar seguros que los bulones se colocan correctamente y que funcionan conforme a lo previsto. 7.3.2.2.‐ Cerchas metálicas Las cerchas metálicas se deben usar cuando no sea factible bulonar el terreno; lo cual suele suceder para macizos rocosos que presenten un RMR corregido inferior a unos 45 puntos. Las cerchas metálicas más empleadas en España son las fabricadas con perfil omega. Las cerchas metálicas se deben desaconsejar cuando se ha producido sobre excavaciones. 7.3.2.3.‐ Hormigón proyectado El hormigón proyectado es, hoy en día, un elemento indispensable en la construcción de túneles y hay que señalar que desde la aparición de la vía húmeda y de los modernos acelerantes libres de álcalis y estabilizadores de fraguado, se obtienen hormigones proyectados de altísima calidad, seguridad y prestaciones. El empleo de los robots de gunitar ha permitido aumentar los rendimientos de puesta en obra, ya que hoy se alcanzan si dificultad valores de 15 m3/h, con pérdidas por rebote inferiores al 5%.. A pesar de estas mejoras, existen una serie de problemas que se han detectado y que se tienen que solucionar: 1. Las pruebas para obtener la dosificación del hormigón se deben realizar antes de comenzar la construcción y no en el primer tramo del túnel. 2. Mejorar la elección del tipo de fibras de acero a emplear, pudiendo optar entre utilizar una dosificación más alta en fibras de menores prestaciones o emplear una dosificación más baja de fibras prestaciones más altas. 3. Controlar el espesor de hormigón proyectado, mediante la realización de taladros sistemáticos a lo largo del túnel. 7.3.3.‐ Revestimiento Como norma general, todos los túneles destinados a uso público deben de estar revestidos. Habitualmente, el revestimiento está constituido por hormigón encofrado; la tendencia de los últimos años es el empleo de hormigón proyectado, como en el Túnel de La Laja (Las Palmas de Gran Canaria) Foto 3.

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Figura 71. Revestimiento con hormigón proyectado en el Túnel de La Laja

El revestimiento de un túnel no desempeña una función estructural y, por ello, su colocación está fundamentalmente orientada a conseguir un acabado de calidad de la obra y, secundariamente, a ejercer una función correctiva ante un posible fallo local en el sostenimiento del túnel. Por ello, para que el revestimiento desempeñe realmente estas funciones, es preciso tener en cuenta las siguientes consideraciones: 1. El revestimiento sólo puede ser puesto en obra una vez que se haya constatado que el sostenimiento haya conseguido estabilizar la excavación. 2. El revestimiento debe ser compatible con el sistema de impermeabilización y drenaje del túnel. 3. El revestimiento debe ser puesto en obra, una vez que se haya calado el túnel y, a ser posible, sin las interferencias producidas por otros trabajos que se puedan realizar en el interior del túnel.

7.4‐ Control de la construcción de túneles Durante la construcción de un túnel es necesario comprobar que la respuesta del terreno al realizar la excavación es similar a la prevista en el proyecto. En la definición de las Secciones Tipo se deben especificar las características del terreno en que debe aplicarse cada Sección Tipo y también se debe definir la convergencia que se espera alcanzar cuando la sección se estabilice.

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Es por ello, que a diferencia de otros proyectos de ingeniería civil, durante la construcción del túnel es imprescindible verificar que se cumplen los condicionantes asumidos en el proyecto y asegurarse que la excavación está estabilizada. El control de calidad de un túnel debe cumplir un objetivo específico: constatar que durante la construcción del túnel se cumplen las previsiones del proyecto; para, en caso de que no sea así, proponer los cambios necesarios para resolver los problemas que se planteen. Para poder cumplir este objetivo específico es imprescindible, desde el inicio de la construcción del túnel, obtener la mayor información posible sobre el comportamiento de la excavación y analizar esta información para obtener las conclusiones pertinentes. Para mejorar la metodología para el control de la construcción de túneles; se podrán adoptar las acciones siguientes: 1. El equipo de control tiene que tener la suficiente dotación humana para controlar la obra 24 horas al día. 2. Establecer una estrecha colaboración entre el responsable de producción y el responsable de control de calidad. 3. El responsable de control debe realizar, personal y diariamente, la caracterización del terreno, el análisis de las medidas de convergencia y la proposición de las Secciones Tipo a aplicar. 4. El responsable de control debe tener la capacidad y medios suficientes para conocer cualquier incidente que sea relevante para la estabilidad de la excavación. 5. El responsable de control debe tener un equipo de apoyo que se encargue de almacenar, representar y analizar la información obtenida durante la excavación del túnel. 6. El responsable de control debe de estar auxiliado por un especialista con amplia experiencia en la construcción de túneles, que debe estar al corriente del progreso de la construcción del túnel y aportar soluciones para adelantarse a los posibles problemas que se puedan presentar. 7. Se considera muy conveniente que la empresa que haya sido responsable de la redacción del proyecto de construcción participe en el control de la construcción del túnel.

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PARTE III GEOTECNIA DE TÚNELES EN ROCA BLANDA

PARTE III

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ÍNDICE DE CAPÍTULOS 1.‐ MÉTODOS DE CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES EN TERRENOS NO COHESIVOS ................................................... 5 2.‐ SISTEMAS CONSTRUCTIVOS .......................................................................................................................... 6 2.1.‐ MÉTODO TRADICIONAL O MÉTODO MADRID .............................................................................................................. 6 2.1.1‐ Introducción .............................................................................................................................................. 6 2.1.2.‐ Bóbeda ..................................................................................................................................................... 7 2.1.3.‐ Destroza central ....................................................................................................................................... 9 2.1.4.‐ Hastiales laterales .................................................................................................................................... 9 2.1.5.‐ Solera o contrabóveda ............................................................................................................................. 9 2.2.‐ NUEVO MÉTODO AUSTRIACO MODIFICADO .............................................................................................................. 14 2.2.1.‐ Avance ................................................................................................................................................... 14 2.2.2.‐ Destroza ................................................................................................................................................. 15 2.3.‐MÉTODO ALEMÁN ............................................................................................................................................... 15 2.4.‐MÉTODO BERNOLD.............................................................................................................................................. 16 2.5.‐ MÉTODO DEL PRECORTE MECÁNICO DEL TERRENO .................................................................................................... 16 2.5.1.‐ Formación del sostenimiento ................................................................................................................. 16 2.5.2.‐ Excavación de la sección interior ........................................................................................................... 16 2.5.3.‐ Ejecución de hastiales y contrabóveda .................................................................................................. 16 2.5.4.‐ Revestimiento definitivo ........................................................................................................................ 16 3.‐ MÁQUINAS PERFORADORAS: ESCUDOS ...................................................................................................... 18 3.1.‐ PARTES DE UN ESCUDO ........................................................................................................................................ 20 3.1.1.‐ Cabezas o elemento excavador ............................................................................................................. 20 3.1.2.‐ Cuerpo de mando y controles ................................................................................................................ 21 3.1.3.‐ Cilindros de empuje y erector de dovelas .............................................................................................. 21 3.1.4.‐ Back‐up .................................................................................................................................................. 23 3.2.‐ TIPOLOGÍA ACTUAL ............................................................................................................................................. 24 3.2.1.‐ Escudos abiertos .................................................................................................................................... 25 3.2.2.‐ Escudos cerrados ................................................................................................................................... 28 3.2.2.1.‐ Escudo mecanizados de rueda con cierre mecánico ......................................................................................... 28 3.2.2.2.‐ Escudos presurizados con aire comprimido ...................................................................................................... 29 3.2.2.3.‐ Hidroescudos o escudos de bentonita (Slurry Shield) ....................................................................................... 30 3.2.2.4.‐ Escudos de frente en presión de tierras ............................................................................................................ 32

3.3.‐ PARTICULARIDADES DE LOS ESCUDOS ...................................................................................................................... 35 3.3.1.‐ Guiado ................................................................................................................................................... 35 3.3.2.‐ Limitaciones de utilización ..................................................................................................................... 35 3.3.3.‐ Rendimientos ......................................................................................................................................... 35 3.4.‐ DOBLES ESCUDOS ............................................................................................................................................... 36 3.4.1.‐ Descripción de la máquina ..................................................................................................................... 36 3.4.2.‐ Cabeza de corte ..................................................................................................................................... 36 3.4.3.‐ Escudo delantero ................................................................................................................................... 36 3.4.4.‐ Escudo trasero ....................................................................................................................................... 36 3.4.5.‐ Sistema principal de empuje .................................................................................................................. 37 3.5.‐ MODO DE OPERACIÓN ......................................................................................................................................... 37 4.‐ TÚNELES A CIELO ABIERTO ......................................................................................................................... 38 4.1.‐ MÉTODO 'BOTTOM‐UP' ...................................................................................................................................... 38

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4.2.‐ MÉTODO 'TOP‐DOWN' ........................................................................................................................................ 38 5.‐ ESTABILIDAD DE FRENTES ........................................................................................................................... 40 5.1.‐ ESTABILIDAD DE FRENTES EN TERRENOS COHESIVOS ................................................................................................... 40 5.1.1.‐ Rotura general ....................................................................................................................................... 41 5.1.1.1.‐ Caso 1 ................................................................................................................................................................ 42 5.1.1.2.‐ Caso 2 ................................................................................................................................................................ 47 5.1.1.3.‐ Caso 3 ................................................................................................................................................................ 50

5.1.2.‐ Rotura local ............................................................................................................................................ 52 5.1.3.‐ “Blow out” ............................................................................................................................................. 53 5.1.4.‐ Conclusiones .......................................................................................................................................... 53 5.2.‐ SOLUCIONES DE COTA SUPERIOR E INFERIOR PARA LA ESTABILIDAD DEL FRENTE EN TÚNELES SOMEROS CIRCULARES ................ 54 5.2.1.‐ Definición del problema ......................................................................................................................... 54 5.2.2.‐ Equilibrio límite ...................................................................................................................................... 56 5.2.2.1.‐ Cota Superior .................................................................................................................................................... 56 5.2.2.2.‐ Cota Inferior ...................................................................................................................................................... 62

5.2.3.‐ Discusión ................................................................................................................................................ 68 5.3.‐ COMPARACIÓN CON LOS RESULTADOS EXPERIMENTALES OBTENIDOS CON CENTRIFUGADORA ............................................. 72 5.3.1.‐ Conclusiones .......................................................................................................................................... 73

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ÍNDICE DE FIGURAS FIGURA 1. ETAPAS CONSTRUCTIVAS DEL MÉTODO TRADICIONAL DE MADRID O MÉTODO BELGA .............................................................. 6 FIGURA 2. ETAPAS CONSTRUCTIVAS DEL MÉTODO TRADICIONAL DE MADRID O MÉTODO BELGA .............................................................. 7 FIGURA 3. GALERÍA DE AVANCE .................................................................................................................................................. 8 FIGURA 4. SECUENCIA COMPLETA DEL MÉTODO TRADICIONAL ....................................................................................................... 10 FIGURA 5. DETALLE APOYO LONGARINA ..................................................................................................................................... 11 FIGURA 6. LONGITUD PLATAFORMA DE TRABAJO DE LA BÓVEDA ...................................................................................................... 11 FIGURA 7. HORMIGONADO BÓVEDA. CONTROL ........................................................................................................................... 12 FIGURA 8. APOYO DE LOS HASTIALES ......................................................................................................................................... 12 FIGURA 9. EJECUCIÓN DE BATACHES CONTRAPEADOS .................................................................................................................... 13 FIGURA 10. DISTANCIA DE EJECUCIÓN DE LA SOLERA ..................................................................................................................... 13 FIGURA 11. DETALLE INYECCIÓN APOYO BATACHE ........................................................................................................................ 14 FIGURA 12. FASES DE EJECUCIÓN EN MÉTODO ALEMÁN ................................................................................................................ 15 FIGURA 13. PROCESOS DEL MÉTODO DEL PRECORTE MECÁNICO ...................................................................................................... 17 FIGURA 14. VISTA FRONTAL Y LATERAL DE UN ESCUDO (FERNÁNDEZ, 1997) ..................................................................................... 19 FIGURA 15. VISTA GENERAL DE UN ESCUDO (TRENCHLESS TECHNOLOGY) ......................................................................................... 20 FIGURA 16. VISTA FRONTAL DE LA CABEZA DE UN ESCUDO (HERRENKNECHT AG) ............................................................................... 21 FIGURA 17. VISTA DEL INTERIOR DE UN ESCUDO ABIERTO MECANIZADO ............................................................................................ 22 FIGURA 18. AVANCE DE UN ESCUDO MEDIANTE LOS CILINDROS DE EMPUJE SITUADOS EN LA COLA DEL ESCUDO ........................................ 23 FIGURA 19. VISTA GENERAL DEL BACK‐UP DEL ESCUDO QUE CONSTRUIRÁ EL TÚNEL ESTE DE GUADARRAMA (MADRID) .............................. 24 FIGURA 20. VISTA DE UN ESCUDO MANUAL DE FRENTE ABIERTO ...................................................................................................... 25 FIGURA 21. IMAGEN DEL FRENTE VISTO DESDE EL INTERIOR DE UN ESCUDO DE FRENTE ABIERTO. LA EXCAVACIÓN SE REALIZA A MANO CON MARTILLO PICADOR (“PICA PICA”) Y PALA PARA RETIRAR EL ESCOMBRO (IMAGEN DE LA PARTE IZQUIERDA) Y CON PALA MECANIZADA QUE ACTÚA COMO EXCAVADORA Y COMO PALA DE CARGA (IMAGEN DERECHA). ............................................................................... 26 FIGURA 22. ESCUDOS DE FRENTE ABIERTO CON ROZADORA Y PALA EXCAVADORA MECANIZADA ............................................................. 26 FIGURA 23. ESCUDOS DE FRENTE ABIERTO CON PANEL DE REJILLA PARA AYUDAR A SOSTENER EL FRENTE Y PALA EXCAVADORA MECANIZADA (GEO‐ENVIROMENT LABORATORY FACULTY OF ENGINEERING NAGASAKI UNIVERSITY) ............................................................... 27 FIGURA 24. IMAGEN DE UN ESCUDO DE TIPO ABIERTO CON MÉTODO DE EXCAVACIÓN MECANIZADO (RUEDA) .......................................... 27 FIGURA 25. MAQUETA DE UN ESCUDO TIPO EPB DE FRENTE CERRADO ............................................................................................. 28 FIGURA 26. ESQUEMA DE UN ESCUDO DE RUEDA CON CÁMARA ABIERTA .......................................................................................... 29 FIGURA 27. ESQUEMA DE UN ESCUDO DE BENTONITA (FRENTE PRESURIZADO) ................................................................................... 31 FIGURA 28. ESQUEMA DE UNA PLANTA DE SEPARACIÓN DE BENTONITA ............................................................................................ 32 FIGURA 29. ESQUEMA DE UN ESCUDO TIPO E.P.B. ...................................................................................................................... 33 FIGURA 30. ESQUEMA DE PRESIONES EJERCIDAS POR EL ESCUDO SOBRE EL FRENTE ............................................................................. 33 FIGURA 31. VISTA GENERAL DE UN ESCUDO TIPO E.P.B. ............................................................................................................... 34 FIGURA 32. TÚNELES DE LA M‐30 EXCAVADOS CON EL MÉTODO TOP‐DONW. ................................................................................... 38 FIGURA 33. PROCESO DE EJECUCIÓN DE TÚNEL MEDIANTE EL MÉTODO BOTTOM‐UP ........................................................................... 39 FIGURA 34. CONSTRUCCIÓN DE UN TÚNEL SOMERO EN TERRENO COHESIVO MEDIANTE ESCUDO ............................................................ 40 FIGURA 35. IDEALIZACIÓN DE LA CONSTRUCCIÓN DE UN TÚNEL SOMERO EN TERRENO COHESIVO MEDIANTE ESCUDO ................................. 41 FIGURA 36. TÚNEL CIRCULAR SIN REVESTIR SOMETIDO A UN ESTADO DE TENSIÓN‐DEFORMACIÓN PLANA ................................................ 42 FIGURA 37. ENCABEZAMIENTO DEL TÚNEL REVESTIDO HASTA EL MISMO FRENTE SOMETIDO A UN ESTADO DE TENSIÓN‐DEFORMACIÓN PLANA ................................................................................................................................................................................. 42 FIGURA 38. ESTADO DE TENSIONES PARA EL CASO ΓD/CU = 0......................................................................................................... 43 FIGURA 39. COTAS INFERIORES PARA DISTINTOS VALORES DE ΓD/CU > 0 EN FUNCIÓN DE C/D .............................................................. 43 FIGURA 40. MECANISMO DE COTA SUPERIOR A ........................................................................................................................... 44 FIGURA 41. MECANISMO DE COTA SUPERIOR B ........................................................................................................................... 44 FIGURA 42. MECANISMO DE COTA SUPERIOR C ........................................................................................................................... 44 FIGURA 43. MECANISMO DE COTA SUPERIOR D ........................................................................................................................... 45

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FIGURA 44. DISTINTAS SOLUCIONES DE COTA SUPERIOR DEPENDIENDO DEL MECANISMO DE ROTURA PARA ΓD/CU = 0 .............................. 45 FIGURA 45. DISTINTAS SOLUCIONES DE COTA SUPERIOR DEPENDIENDO DEL MECANISMO DE ROTURA PARA ΓD/CU = 3 .............................. 46 FIGURA 46. COTA SUPERIOR E INFERIOR QUE PROPORCIONA EL NÚMERO DE ESTABILIDAD DEL TÚNEL N DEPENDIENDO DE LA RELACIÓN C/D . 47 FIGURA 47. DISTRIBUCIÓN DE TENSIONES PLANA PARA EL ENCABEZAMIENTO DEL TÚNEL UTILIZANDO EL T.C.I. ......................................... 48 FIGURA 48. DISTRIBUCIÓN DE TENSIONES PLANA PARA EL ENCABEZAMIENTO DEL TÚNEL UTILIZANDO EL T.C.I. ......................................... 48 FIGURA 49. MECANISMO DE ROTURA SEGÚN EL T.C.S. EN EL ENCABEZAMIENTO DEL TÚNEL EN DEFORMACIÓN PLANA .............................. 49 FIGURA 50. REPRESENTACIÓN GRÁFICA DE LAS EXPRESIONES (2) Y (3) PARA EL CASO 2 ....................................................................... 49 FIGURA 51. ESQUEMA DE DISCONTINUIDADES PARA HALLAR LA COTA INFERIOR TOMANDO UN CILINDRO GRUESO DE SUELO EN TORNO A LA EXCAVACIÓN ................................................................................................................................................................ 50 FIGURA 52 ESQUEMA DE DISCONTINUIDADES PARA HALLAR LA COTA INFERIOR TOMANDO UNA ESFERA GRUESA DE SUELO EN TORNO A LA EXCAVACIÓN ................................................................................................................................................................ 51 FIGURA 53. REPRESENTACIÓN GRÁFICA DE LAS COTAS HALLADAS QUE PROPORCIONAN EL NÚMERO DE ESTABILIDAD N .............................. 51 FIGURA 54. REPRESENTACIÓN GRÁFICA DE LOS DISTINTOS MECANISMOS DE ROTURA LOCAL ................................................................. 52 FIGURA 55. ESQUEMA DE DISCONTINUIDADES PARA LA OBTENCIÓN DE LA COTA INFERIOR PARA ROTURA LOCAL (CASOS 2 Y 3) .................... 53 FIGURA 56. GEOMETRÍA SIMPLIFICADA PARA LA ESTABILIDAD DE FRENTES EN TÚNELES POCO PROFUNDOS .............................................. 55 FIGURA 57. BLOQUES CÓNICOS CINEMÁTICAMENTE ADMISIBLES UTILIZADOS EN LOS MODELOS MI, MII Y MIII. ...................................... 56 FIGURA 58. VELOCIDAD A LO LARGO DE LA SUPERFICIE DE ROTURA. ................................................................................................. 56 FIGURA 59. MECANISMO MI ................................................................................................................................................... 57 FIGURA 60. MECANISMO MII .................................................................................................................................................. 57 FIGURA 61. MECANISMO MIII ................................................................................................................................................. 57 FIGURA 62. ÁREA DE ROTURA EN EL FRENTE DEL TÚNEL ................................................................................................................. 58 FIGURA 63. VALORES DE COTA SUPERIOR NS Y NΓ PARA COLAPSO .................................................................................................... 60 FIGURA 64. VALORES DE COTA SUPERIOR NS Y NΓ PARA “BLOW‐OUT” .............................................................................................. 60 FIGURA 65. GEOMETRÍA CRÍTICA PARA “BLOW‐OUT”.................................................................................................................... 61 FIGURA 66. ESTADO DE TENSIONES SI. ...................................................................................................................................... 62 FIGURA 67. ESTADO DE TENSIONES SII. ..................................................................................................................................... 62 FIGURA 68. ESTADO DE TENSIONES SIII. .................................................................................................................................... 62 FIGURA 69. VALORES DE COTA INFERIOR DE NS Y NΓ (Γ > 0) PARA COLAPSO ....................................................................................... 66 FIGURA 70. VALORES DE COTA INFERIOR DE NS Y NΓ (Γ > 0) PARA “BLOW‐OUT” ................................................................................. 66 FIGURA 71. VALORES DE COTA INFERIOR DE NS (Γ = 0) PARA COLAPSO ............................................................................................ 67 FIGURA 72. VALORES DE COTA INFERIOR DE NS (Γ = 0) PARA “BLOW‐OUT” ...................................................................................... 67 FIGURA 73. COTA INFERIOR MEJORADA PARA EL CASO PARTICULAR Φ’ = 20º Y C/D = 0.5 ................................................................... 69 FIGURA 74. VALORES ACOTADOS DE NS PARA EL COLAPSO ............................................................................................................ 70 FIGURA 75. VALORES ACOTADOS DE NΓ PARA EL COLAPSO ............................................................................................................ 70 FIGURA 76. VALORES ACOTADOS DE NS PARA “BLOW‐OUT" .......................................................................................................... 71 FIGURA 77. VALORES ACOTADOS DE NΓ PARA “BLOW‐OUT" .......................................................................................................... 71 FIGURA 78. VALORES ACOTADOS DE NΓ PARA “BLOW‐OUT" .......................................................................................................... 73

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1.‐ MÉTODOS DE CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES EN TERRENOS NO COHESIVOS Es necesario indicar, por muy elemental que parezca, que los túneles o excavaciones subterráneas en terrenos o suelos blandos nada tienen que ver con los túneles en roca, puesto que los problemas y la tecnología para resolver la ejecución de unos y otros es muy distinta. Así mismo, tampoco es comparable la construcción de túneles en suelos, cuando éstos se realizan en zonas urbanas o en el campo, puesto que en el segundo caso no es tan importante la subsidencia provocada, como en el primero, en el que la ejecución puede incluir asentamientos o movimientos horizontales que provoquen desperfectos en edificios o instalaciones, con la consiguiente problemática que pudiera incluso desembocar en la parada de la obra. Todo esto es mas importante si se piensa que la mayoría de los túneles en terrenos blandos o sueltos son túneles urbanos y, a su vez, la mayoría de los túneles urbanos es necesario ejecutarlos en suelos blandos, debido a que la mayoría de las grandes ciudades se asientan en la orilla de los ríos con las características geológicas que esto supone. Este tipo de túneles tiene el problema añadido de la rigidez del trazado en planta y alzado, por edificios en superficie, construcciones subterráneas existentes, lechos de ríos, además de la dificultad provocada por los niveles freáticos, susceptibles de ser rebajados por el efecto del drenaje, que la construcción del túnel provoca, con el consiguiente peligro de subsidencias en superficie, por los viajes de agua abandonados, los gases nocivos y los líquidos inflamables. En los capítulos siguientes se relacionan algunos de los sistemas de ejecución más usuales en este tipo de obras, haciendo después unos comentarios sobre ventajas, inconvenientes, rendimientos y problemática detectada con cada uno de ellos.

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2.‐ SISTEMAS CONSTRUCTIVOS Los sistemas constructivos más habituales, agrupándolos de forma genérica en sistemas para ejecutar túneles (con secciones comprendidas entre los 40 y los 80m2) y sistemas para ejecutar cavernas o recintos de gran dimensión, son los siguientes. Normalmente se utilizan dos sistemas, el denominado ejecución subterránea, sin afectar a la superficie y muy condicionada por lo existente por encima y el llamado ejecución a cielo abierto o cut and cover que como su nombre indica requiere abrir el terreno desde superficie, para alojar en su interior lo que luego será el túnel y posteriormente restituirle a su estado original. La opción a cielo abierto, económicamente es competitiva, y únicamente los condicionantes de superficie, viario, servicios, proximidad de edificios, etc… y plazos, determinan el sistema elegido.

2.1.‐ Método tradicional o método Madrid 2.1.1‐ Introducción El Método Tradicional de Madrid (MTM) consta de varias fases que se van realizando sucesivamente, construyendo en primer lugar la media sección superior y posteriormente el resto. Las fases de excavación y hormigonado, como se representa en las Figuras 1 y 2, son: ‐ Bóveda ‐ Destroza central ‐ Hastiales laterales ‐ Contrabóveda

Figura 1. Etapas constructivas del método tradicional de Madrid o método Belga

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Figura 2. Etapas constructivas del método tradicional de Madrid o método Belga

2.1.2.‐ Bóbeda Se inicia la excavación con una galería de avance (Figura 3) de apenas un metro de anchura en el eje del túnel y en la clave de la sección, con entibación continua de tabla de eucalipto de 1,50m de largo por 0,25m de ancho y 2,5cm de espesor. Las tablas se van colocando a medida que avanza la excavación apoyadas en el propio terreno forrando la parte superior de la galería, lo que supone una alteración mínima del terreno. Una vez ejecutada la galería en la longitud de avance, entre 1,25 y 2,5 m según el terreno, se colocan las longarinas, que son perfiles metálicos TH que servirán de apoyo a las tablas, disponiéndose longitudinalmente al túnel y separadas un metro. Entre las tablas y la longarina se coloca una tabla corrida haciendo de falso apoyo y separando éstas con calas para dejar espacio suficiente a las tablas de los pases laterales siguientes. Esta tabla corrida se denomina “falso”. Las longarinas tienen de 3m a 3,50m de longitud, en función de la longitud del avance, y se apoyan en pies derechos de rollizo de álamo negro en sus extremos y en el centro, de 1,50m de altura inicialmente (enanos) y 2,50m una vez terminada la mina. Entre las dos longarinas se ponen estampidores (tresillones) de madera.

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Figura 3. Galería de avance

Una vez finalizada la galería de avance, se comienza a abrir la excavación a ambos lados de ésta en pases, numerándose éstos con primeros, segundos, etc., según se van alejando de la misma. La ejecución de los pases se realiza de forma análoga, pasando las tablas de entibación a través del falso y acuñadas contra la longarina ya colocada. En el otro extremo las tablas apoyan en el terreno hasta que se finaliza la excavación del pase y se coloca la longarina siguiente con su falso, que permitirá pasar a su vez las tablas del segundo pase y así sucesivamente. De esta forma se configura una partición de la sección, en secciones de unos 3m2 con un sostenimiento unido transversalmente. El número de pases a cada lado es variable en función del terreno, jugando con la separación de las longarinas con el fin de que los pies derechos no se claven en el terreno debido a la carga que les transmite; se suele colocar una o varias calas de tablón como apoyo. Así mismo, en cabeza se les zuncha una pieza de perfil TH para garantizar el apoyo de la longarina. Inmediatamente después de ejecutada la excavación se procede al encofrado y hormigonado de la sección de bóveda, con lo que se impide la deformación instantánea del terreno. El método aporta una

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gran versatilidad, ya que se pueden modificar los parámetros básicos, en función de la calidad del terreno: ancho del pase, longitud de avance y densidad de la entibación y del apuntalamiento. Normalmente se utilizan longitudes de pase desde 1,25 a 2,5 m, según el terreno atravesado, y anchos de pase de 1m a 1,5m. La entibación suele ser cuajada de forma sistemática salvo raras excepciones. La excavación se realiza con martillos neumáticos y la evacuación mediante cintas transportadoras hasta tolva y camión. 2.1.3.‐ Destroza central Una vez hormigonada la bóveda, y con un desfase de unos 5 o 6 anillos, se comienza la destroza, consistente en excavar una caja central dejando un resguardo del orden de 1 a 1,5 m en los hastiales, para que los empujes que la bóveda transmite al terreno que sirve de apoyo no formen planos de rotura peligrosos, que pudieran dar origen al asentamiento y rotura de la misma. Esta operación se realiza con máquina excavadora que además se utiliza para retirar las tierras procedentes de la excavación de la bóveda que vierten en la destroza a través de una o varias cintas transportadoras. 2.1.4.‐ Hastiales laterales Finalizada la destroza, se ejecutan los hastiales por bataches contrapeados. Su excavación se realiza con la misma máquina que la destroza y se refina posteriormente a mano. La entibación suele ser ligera y poco cuajada. Se excavan módulos de 2,5m, al igual que los anillos, con las dos precauciones siguientes: 1. La junta de los anillos debe caer aproximadamente en el centro del batache con el fin de no descalzar la bóveda completamente. 2. Nunca se excavan dos bataches enfrentados al mismo tiempo por las mismas razones. Esta operación, que parece tener poca importancia cuando el terreno es relativamente bueno, se puede complicar y llegar a ser una de las fases más comprometidas cuando existe abundancia de agua y el terreno tiene poca cohesión. 2.1.5.‐ Solera o contrabóveda Se realiza la excavación correspondiente con máquina, en una longitud de 10 a 15 m (cinco anillos), que suele realizarse en fin de semana, hormigonando posteriormente con plantillas para conseguir la forma de la sección tipo. Se puede hacer en toda la luz o por mitades. Cuando el terreno presenta mucha agua se recurre a zanjas o pozos drenantes. Puede observarse la secuencia completa en la Figura 4, secuencia completa del Método Tradicional o Madrid

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Figura 4. Secuencia completa del Método Tradicional

Es fundamental en este método tener la certeza de un buen contacto entre la bóveda y el terreno para lo cual se hace imprescindible las inyecciones de contacto, para el relleno de los huecos que inevitablemente quedan en el trasdós de la bóveda y que eliminan una buena parte de la subsidencia que pueda generarse. Algunas de las normas de buena práctica que deben considerarse para la ejecución mediante este método se resumen a continuación: ‐ En la excavación de la bóveda: o No se deben abrir primeras (1er pase a cada lado del central) de un anillo hasta que el anterior esté hormigonado. El personal sobrante trabajará en otro tajo del túnel, si lo hubiera. o Las longarinas deben apoyar como mínimo 25cm en las que sobresalen del anillo anterior (Figura 5).

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Figura 5. Detalle apoyo longarina

o En el fondo de la excavación de las bóvedas se debe asegurar que la carga sobre el terreno es la adecuada y que el apoyo está limpio y seco. o La plataforma de trabajo de bóvedas debe tener una longitud de 15m correspondiente, aproximadamente, a la longitud de dos tramos de cintas (Figura 6). Esta zona debe estar lo más ordenada y despejada posible para permitir un fácil y rápido acceso al frente de trabajo.

Figura 6. Longitud plataforma de trabajo de la bóveda

El hormigonado de anillos debe controlarse desde una zona exterior a los mismos, que será un anillo hormigonado anteriormente y totalmente terminado (Figura 7).

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Figura 7. Hormigonado bóveda. Control

‐

En la excavación de los hastiales: o La altura de los bataches debe quedar comprendida entre el apoyo de la bóveda y, por lo menos 10cm más bajo que el trasdós de la solera (Figura 8). El apoyo debe realizarse sobre terreno natural, en ningún caso sobre rellenos.

Figura 8. Apoyo de los hastiales

o o

Se debe prestar atención durante la excavación de la solera que no se produzcan descalces del apoyo de los hastíales. Los bataches se ejecutarán excavando la mitad de dos anillos contiguos, de tal forma que no quede ninguno de éstos descalzado en su totalidad (Figura 9).

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Figura 9. Ejecución de bataches contrapeados

La solera debe mantenerse a una distancia entre 10 y 15 m del punto de vertido de cintas. Debe hormigonarse los sábados para mantener dicha distancia y dejar un día (domingo) para que adquiera resistencia (Figura 10).

Figura 10. Distancia de ejecución de la solera

Deben ejecutarse arquetas de bombeo para recibir el agua de filtraciones o limpiezas a través de canalizaciones que mantengan el túnel en un estado razonable de tránsito, y disminuir su afección a los terrenos naturales próximos. En cuanto a las inyecciones: o La inyección de contacto rellena los huecos entre el hormigón y la tabla de entibación, así como entre ésta y el terreno. Sella también las irregularidades de apoyo entre bóvedas y hastíales, por lo que deben ejecutarse después de recalzado el túnel y a una distancia tal que evite su escape por frente de trabajo (aproximadamente a unos 30m del mismo). o No debe realizarse a una presión superior a 1 bar, por lo que alcanzada ésta debe pararse inmediatamente, pasando a inyectar desde otro taladro previsto. o Para asegurar la unión de solera y hastial se ejecutará cada 7,50m un taladro inclinado en el hastial, para desde él inyectar en las mismas condiciones que en el caso anterior (Figura 11). o

‐

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Figura 11. Detalle inyección apoyo batache

2.2.‐ Nuevo método austriaco modificado Realmente no se trata del nuevo Método Austriaco, ya que no está basado en la filosofía del mismo, de que el terreno coopera a su propio sostenimiento, permitiendo su deformación hasta un punto de equilibrio en que el sostenimiento controla dicha deformación, ayudando éste al propio terreno. Se le llama así porque se utilizan los elementos de sostenimiento que se usan en el Método Austriaco, pero aquí termina toda su relación con dicho procedimiento. El túnel se realiza en dos fases de avance y destroza. 2.2.1.‐ Avance La ejecución del frente de avance, cuya sección comprende la totalidad de la bóveda más aproximadamente un metro de altura de hastiales, se excava mediante equipos mecánicos, retroexcavadoras, rozadora o pala cargadora, según las caracteristicas del terreno, en una longitud de avance variable entre uno y dos metros, e inmediatamente se coloca un sostenimiento primario constituido por cerchas de acero, de perfil omega (cerchas TH) separadas entre 0,5 y un metro, previamente curvadas con la sección de la bóveda del túnel, se unen con tresillones metálicos separados un metro, de redondo de acero de 32mm de sección, mediante soldadura, y una capa continua de hormigón proyectado de entre 15 y 20cm de espesor, con fibras metálicas en una cuantía de alrededor de 40Kg/m3. La instalación de este sostenimiento primario se lleva con un desfase máximo de dos metros respecto a la excavación, que en los casos que ha sido necesario ha sido previamente sellada y regularizada mediante una capa de 3cm de espesor de hormigón proyectado. Posteriormente se hormigona la bóveda con el revestimiento definitivo, con un desfase entre sostenimiento y revestimiento de unos 18m para permitir hacer otros trabajos de mejora y consolidación del terreno. Todo el proceso requiere una medición sistemática de la deformación del sostenimiento para tomar las medidas correctoras que fueran necesarias.

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2.2.2.‐ Destroza Se ejecuta de forma similar al método tradicional, continuando con los hastiales y contrabóveda de la misma.

2.3.‐Método alemán Se emplea en túneles de luces mayores de 8m y para la construcción de estaciones subterráneas. Consiste en construir primero los hastiales, que se diseñan sólidos y de gran anchura, 2.5 o 3 m al menos, y se construyen en general en dos fases, mitad superior e inferior, excavando siempre secciones menores de 3m2. Una vez construidos éstos, la bóveda, que ya tendrá un apoyo sólido sobre los hastiales, se va construyendo por costillas, con lo que las excavaciones en el terreno son siempre inferiores a los 3m2. La construcción de las costillas puede simplificarse si se ha excavado antes una galería en clave, de muy pequeña sección. Con la bóveda terminada, apoyada sólidamente sobre los hastiales, ya puede procederse a la excavación, protegiendo o no los frentes, según sea necesario, con las entibaciones u hormigonados necesarios. Como se puede ver en la Figura 12, el método es similar al método Belga pero cambiando el orden de las fases de ejecución: hastiales, bóveda, destroza y solera.

Figura 12. Fases de ejecución en método Alemán

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2.4.‐Método bernold El método BERNOLD integral (con cerchas de montaje, chapas continuas solapadas y relleno de hormigón) sigue siendo una opción válida para macizos de calidad mala o muy mala. Sin embargo su utilización ha decaído en España debido a la popularización del Nuevo Método Austríaco. En todo caso la combinación de cerchas HEB con chapas BERNOLD, apoyadas sobre las alas de las cerchas, y con relleno de hormigón bombeado o proyectado, constituye un método muy adecuado para construir sostenimientos rígidos, pesados y continuos. Su empleo es recomendable en las zonas de boquillas y en el cruce de fallas y/o zonas tectonizadas.

2.5.‐ Método del precorte mecánico del terreno Este método se ha utilizado a sección completa y se trata de un sistema patentado que se realiza en las siguientes fases:  Formación del sostenimiento  Excavación de la sección interior  Formación de muretes laterales y contrabóveda  Revestimiento definitivo 2.5.1.‐ Formación del sostenimiento Para la ejecución de este sistema es necesario disponer del equipo de precorte del terreno, consistente básicamente en un gran bastidor muy robusto que tiene la forma de la sección del túnel a excavar, que está dotado de un equipo de traslación longitudinal autónomo mediante gatos hidráulicos. Sobre el bastidor se desplaza un equipo de corte de cadena, que produce en el terreno una ranura perimetral en la sección a excavar de 18 a 25 cm de espesor. La longitud del precorte está condicionada por la dimensión del equipo de corte y suele ser de 3,5m 2.5.2.‐ Excavación de la sección interior Se excavan las tierras del interior del anillo de hormigón, dejando un machón para estabilizar el frente. Terminada la primera excavación se ejecuta un anillo concéntrico al anterior solapado con éste de 0,5 a 1m y de la misma longitud. 2.5.3.‐ Ejecución de hastiales y contrabóveda Con un desfase del frente de unos 40m, se ejecutan muretes laterales que empotran las bases de los anillos. Se excava y se ejecuta la bóveda, cerrando así la sección en avances de 5m. 2.5.4.‐ Revestimiento definitivo Mediante un encofrado convencional se hormigona la bóveda, por tramos de 5m. En la figura 13 se observan los pasos a seguir en este método

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Figura 13. Procesos del método del precorte mecánico

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3.‐ MÁQUINAS PERFORADORAS: ESCUDOS La excavación en el frente puede hacerse por sistemas manuales o mecanizados. La excavación mecanizada en terrenos blandos requiere comúnmente el empleo de escudos y la colocación del revestimiento antes que la máquina abandone el tramo en cuestión, completando la operación con inyecciones de contacto entre el revestimiento y el terreno. Las Tuneladoras a sección completa o TMB’s son maquinas integrales capaces de excavar a sección completa a la vez que colaboran en la colocación del sostenimiento provisional del túnel. Los escudos se clasifican en dos grandes grupos: escudos convencionales y escudos presurizados. El escudo presurizado se emplea para trabajar en presencia del nivel freático, en la que se hace necesaria la presurización total del túnel para impedir la penetración del agua del subsuelo en el interior. Se han desarrollado dos tipologías específicas de presurización de la cabeza: los Hidroescudos, en los que se inyectan lodos bentoníticos que se mantienen a presión para estabilizar el frente y los Escudos de presión de tierras o EPBM’s (Earth Pressure Balance Machine) en los que el propio terreno y agua forman una mezcla plástica que es la que estabiliza el frente. Los escudos convencionales pueden ser de frente abierto o cerrado. Los escudos abiertos se utilizan normalmente cuando el frente es estable y sin afluencias de agua, bien por estar sobre el nivel freático bien por tener terrenos impermeables. Los escudos cerrados están diseñados para trabajar en terrenos difíciles, en frentes claramente inestables (terrenos no cohesivos, bajo el nivel freático y saturados de agua). La excavación no mecanizada requiere escudos no mecanizados o de arranque manual. Éste se limita a una cabeza que “excava” el frente y a un sistema de empuje de la misma. Dentro de este grupo se encuentra el escudo ciego o de frente cerrado. En la tabla 1 se identifican los tipos de escudos relacionándolos con el método de excavación y la sección tipo del mismo.

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Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Tabla 1. Clasificación de los escudos

ESCUDOS

TIPOLOGIAS Abierta Parcialmente Abierta

MÉTODOS DE EXCAVACIÓN Manual Semimecanizado (Rozadora) Mecanizado

SECCIÓN TIPO

Blindado o Ciego

Circular

Circular en Herradura o Rectangular

Mecanizados (EPB) Cerrada

Circular Hidroescudos

En túneles de gran longitud el terreno puede presentar cambios notables en sus características. Contamos, entonces, con TMB’s de tipo mixto o del tipo Doble Escudo. Pueden definirse como máquinas alojadas e una coraza o escudo, dividido en dos cuerpos. El escudo anterior lleva alojados grippers, empleados para avanzar en roca dura, y el posterior lleva gatos perimetrales para avanzar como escudo en terrenos blandos como puede apreciarse en las Figuras 14 y 15.

Figura 14. Vista frontal y lateral de un escudo (Fernández, 1997)

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Figura 15. Vista general de un escudo (Trenchless Technology)

3.1.‐ Partes de un escudo 3.1.1.‐ Cabezas o elemento excavador Está incluido en un primer cuerpo de la coraza, e incorpora el elemento excavador, que puede ser manual, una rozadora, una cabeza giratoria, etc. En este último caso la cabeza giratoria está accionada por motores hidráulicos que permiten una variación constante de la velocidad de giro, entre 0 y 9‐10 RPM y la reversibilidad de la misma. La cabeza, en este caso, normalmente monta cinceles o picas, y en ocasiones puede incluso incorporar discos. En terrenos muy variables se pueden colocar discos y picas a la vez, aunque siempre los primeros adelantados 2 ó 3 cm sobre las picas. Los cortadores trabajan en terreno duro, sin intervención de las picas y, en terreno blando, se embotan y dejan la responsabilidad de la excavación a las picas. La cabeza, cuando es giratoria o de rueda, dispone de una serie de aberturas, frecuentemente regulables, por las que el escombro arrancado pasa a una cámara en la que una cinta primaria se ocupa de su evacuación. Como más adelante se verá, en los escudos cerrados que trabajan con presión en el frente, esta cinta primaria se sustituye por un tornillo sin fin o por un sistema de transporte hidráulico del escombro. En la Figura 16 se presenta un escudo de rueda abierta, con picas, mostrando las aberturas para el desescombro.

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Figura 16. Vista frontal de la cabeza de un escudo (Herrenknecht AG)

3.1.2.‐ Cuerpo de mando y controles Están alojados, al igual que los motores, en un segundo cuerpo de la coraza. 3.1.3.‐ Cilindros de empuje y erector de dovelas Están situados en un tercer cuerpo de la coraza, también llamado cola del escudo. Los cilindros de empuje están distribuidos en toda la periferia de la máquina, y están equipados con zapatas articuladas que permiten un apoyo uniforme sobre las dovelas del revestimiento. Su recorrido marca el ciclo de avance, estando normalmente comprendido entre 1.20 y 1.50 m (ver avance de un escudo en la Figura 18). Cuando ha finalizado cada ciclo de excavación, se retraen estos cilindros y, al amparo del tramo de coraza que queda libre, se procede a colocar un nuevo anillo de revestimiento. Para ello, las dovelas que han llegado hasta el back‐up de la máquina en mesillas especiales, se transfieren mediante dispositivos adecuados hasta el erector, el cual las coloca una a una hasta completar el anillo. Cuando este está totalmente cerrado, se puede iniciar un nuevo ciclo de excavación, apoyando los cilindros de empuje contra el nuevo anillo colocado.

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El accionamiento del erector suele ser hidráulico, de velocidad variable, muy sensible y preciso para poder aproximar correctamente cada dovela a su situación definitiva. La sección completa de un escudo se muestra en la Figura 17.

Figura 17. Vista del interior de un escudo abierto mecanizado

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Figura 18. Avance de un escudo mediante los cilindros de empuje situados en la cola del escudo

3.1.4.‐ Back‐up Como en el caso de los topos, está constituido por una serie de plataformas que, deslizándose sobre el propio revestimiento de hormigón, se mueven arrastradas por la máquina simultáneamente a su avance (véase Figura 19). El Back‐up incorpora los transformadores, casetes de cable, casetes de ventilación, depósitos para el mortero de inyección, etc, y el sistema de evacuación de escombro normalmente está formado por una cinta puente que aloja en su interior el tren completo.

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Figura 19. Vista general del Back‐up del escudo que construirá el túnel este de Guadarrama (Madrid)

3.2.‐ Tipología actual Se ha visto anteriormente el esquema general de funcionamiento de un escudo, que en lo básico es idéntico para cualquier tipo de máquina. Una primera y muy importante diferenciación entre los diferentes tipos de escudos estriba en las características del frente de trabajo y sobre todo en la estabilidad o inestabilidad del mismo, dudosa en el caso de suelos. La fórmula de Peck aplicada a suelos, establece que el factor de estabilidad n, se puede calcular de la siguiente forma:

n

 p 0

donde: S= Presión geostática en el eje del túnel Pa = Presión que se ejerce contra el frente c = Cohesión * OBS: Si n < 5 el frente es estable y si n > 5, inestable. En función de este coeficiente se podrá hablar de escudos abiertos para frentes estables y de escudos cerrados para aquellos frentes que puedan presentar señales de inestabilidad.

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En la Tabla 2 se representa la tipología actual de estas máquinas, partiendo de una división general en escudos abiertos y cerrados, indicando además las características principales en cada uno de ellos. Tabla 2. Tipología actual de escudos (Fernández, 1997)

3.2.1.‐ Escudos abiertos Se utiliza normalmente cuando el frente del túnel es estable y las afluencias de agua reducidas, bien por trabajarse por encima del nivel freático o bien por ser terrenos impermeables. Puede observarse una vista de un escudo manual de frente abierto con sistema para conteción del frente en terrenos inestables en la Figura 20.

Figura 20. Vista de un escudo manual de frente abierto

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En este tipo de escudos, el elemento excavador puede ser manual (por ejemplo, a base de martillos picadores), o estar constituido por un brazo excavador (Figura 21) o un brazo rozador (Figura 21), y en estos casos es frecuente disponer de algunos elementos, generalmente en forma de paneles de rejillas que, aproximados al frente mediante gatos hidráulicos, pueden colaborar en la estabilidad del mismo una vez realizado cada ciclo de avance (Figura 23).

Figura 21. Imagen del frente visto desde el interior de un escudo de frente abierto. La excavación se realiza a mano con martillo picador (“pica pica”) y pala para retirar el escombro (imagen de la parte izquierda) y con pala mecanizada que actúa como excavadora y como pala de carga (imagen derecha).

Figura 22. Escudos de frente abierto con rozadora y pala excavadora mecanizada

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Figura 23. Escudos de frente abierto con panel de rejilla para ayudar a sostener el frente y pala excavadora mecanizada (Geo‐Enviroment Laboratory Faculty Of Engineering Nagasaki University)

Figura 24. Imagen de un escudo de tipo abierto con método de excavación mecanizado (rueda)

En cualquier caso, son máquinas relativamente sencillas, que se adaptan bien a condiciones variables del terreno, siempre que éstas no sean extremadamente difíciles. Este grupo de escudo permite la colocación de revestimientos de muy variada índole, admitiendo cualquier tipo de dovela, o incluso la puesta en obra de cerchas metálicas con forro de madera o metálico. Lógicamente, y exceptuando los escudos de rueda, es posible trabajar en secciones diferentes de la circular, lo que constituye la única excepción a la geometría en este tipo de máquinas.

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3.2.2.‐ Escudos cerrados Están diseñados para trabajar en terrenos difíciles, no cohesivos y con frecuencia bajo el nivel freático y saturados de agua, en frentes claramente inestables. En la figura 26, puede observarse una maqueta de este tipo de escudos.

Figura 25. Maqueta de un escudo tipo EPB de frente cerrado

Características comunes a todos ellos son la obligatoriedad de la excavación en sección circular y la necesidad de un revestimiento de dovelas de hormigón atornilladas entre sí, con garantías de impermeabilidad. Se pueden distinguir entre los siguientes conceptos o tipos de máquinas, que se describen a continuación. 3.2.2.1.‐ Escudo mecanizados de rueda con cierre mecánico En estas máquinas, se dispone de unas puertas de abertura controlada hidráulicamente, que en caso necesario se pueden cerrar totalmente, quedando el túnel sellado. Mediante la regulación de la apertura de estas puertas, se puede controlar la cantidad de material excavado y que penetra en la cámara. Un segundo nivel de control imprescindible para complementar el anterior, consiste en otras puertas situadas justo por detrás de las anteriores, a la salida de la cámara, y cuya apertura se puede preseleccionar para que se realice únicamente cuando se supere una determinada presión del terreno. De esta manera, se puede regular de modo muy preciso el flujo de material procedente de la excavación, que se puede evacuar mediante una cinta transportadora convencional, Figura 26.

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Figura 26. Esquema de un escudo de rueda con cámara abierta

En cualquier caso, la máquina trabajaría de forma parecida a un escudo de presión de tierras, aunque lógicamente con limitaciones, sobre todo en presencia de agua. 3.2.2.2.‐ Escudos presurizados con aire comprimido El aire comprimido se ha utilizado desde hace bastantes años para presurizar totalmente los túneles construidos bajo freáticos no muy importantes (0.1 o 0.2 Mpa), entre la esclusa inicial de entrada y el frente, en cifras ligeramente superiores a la carga agua + terreno. En el frente del túnel se podían utilizar simples escudos de entibación u otros con rueda abierta, ya que la única condición era disponer de un terreno con coeficiente de permeabilidad al aire bajo, constituido en su mayoría por arenas finas, arcillas y limos. El sistema, teóricamente sencillo, hoy en día está prácticamente abandonado, ya que cualquier pérdida de aire, ya sea en el frente del túnel o a través del propio revestimiento, podría originar una catástrofe. Además, el cumplimiento de las Normativas vigentes en materia de Salubridad, que regulan las horas de trabajo y de descompresión para el personal que trabaja en estas circunstancias, encarecerían notablemente el proceso, al multiplicar al menos por dos los turnos de trabajo, y lo harían prácticamente inviable con cargas de agua superiores a 0,3 MPa, como requieren algunos proyectos modernos.

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La tendencia actual, como consecuencia de lo anterior, se encamina a limitar la puesta en presión a la cámara frontal del escudo, de forma que el personal siempre puede trabajar en condiciones de presión atmosférica. De igual forma, queda mitigado, aunque no totalmente resuelto, el problema del riesgo de rotura del terreno provocado por las posibles pérdidas súbitas de aire. En este caso, la extracción del escombro se realiza hasta la presión atmosférica por medio de un tornillo sinfín, que en ocasiones puede descargar en una válvula esférica rotativa. La manejabilidad del producto, para su evacuación final hasta el vertedero por procedimientos convencionales, se consigue cuando inicialmente existen dificultades, con la adición de espumas o polímeros en cantidad adecuada para formar una especie de gel viscoso que resulte manejable. En realidad, en la práctica, la presurización de la cámara frontal del escudo con aire comprimido ha quedado reducida a situaciones de emergencia en escudos de bentonita o de presión de tierras (EPB), para, mediante una esclusa incorporada en la cabeza de la máquina, poder pasar al frente a cambiar picas, realizar reparaciones o solucionar alguna situación inesperada. 3.2.2.3.‐ Hidroescudos o escudos de bentonita (Slurry Shield) Los hidroescudos o escudos de bentonita utilizan la propiedad tixotrópica de los lodos bentoníticos para conseguir la estabilización del frente del túnel. Son máquinas adecuadas para trabajar en terrenos difíciles, constituidos principalmente por arenas y gravas u otros materiales blandos y fracturados bajo presión de agua, en los que la inyección de lodos, además de contribuir a la estabilidad del terreno, ayuda al transporte mediante bombeo de los productos de excavación, Figura 27. Su campo de aplicación óptimo se relaciona con granulometrías comprendidas entre 0.1 y 60 mm, que conjuguen una eficaz recuperación de la bentonita con la facilidad del transporte hidráulico.

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Figura 27. Esquema de un escudo de bentonita (frente presurizado)

En efecto, la separación de la bentonita, Figura 28, perfectamente conseguida en las modernas plantas de tratamiento, se encarece muchísimo cuando los materiales finos, que pasan por el tamiz 200 (0.074mm)

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superan cifras en el entorno del 20%. Con el 30%, aunque se trate únicamente de arenas finas, la solución es en general económicamente inaceptable. Si, además, hay partes apreciables de limos o arcillas, la separación es técnicamente imposible, teniéndose que recurrir a perder bentonita con las consecuencias económicas y de contaminación que invalidan totalmente el sistema.

Figura 28. Esquema de una planta de separación de bentonita

Por otra parte, un exceso de tamaños superiores a los citados, así como la presencia en el terreno de bolos puede encarecer notablemente el transporte, aunque el problema técnicamente se soluciona incorporando una trituradora a la cabeza de la máquina. 3.2.2.4.‐ Escudos de frente en presión de tierras En este tipo de escudos, llamados E.P.B. (“Earth Pressure Balance”) se abarcan prácticamente la totalidad de los terrenos que pueden presentar inestabilidades. La idea de estas máquinas, cuyo esquema puede verse en la Figura 29, viene en parte de los hidroescudos y en parte de los escudos de rueda presurizados con aire comprimido.

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Figura 29. Esquema de un escudo tipo E.P.B.

Figura 30. Esquema de presiones ejercidas por el escudo sobre el frente

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Figura 31. Vista general de un escudo tipo E.P.B.

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controlando y manteniendo constante la velocidad del tornillo sinfín en relación con la presión de tierras dentro de la cámara. La presión de tierras se establece inicialmente en función del tipo de terreno y de la carga de agua correspondiente y se va ajustando de forma constante en función de mediciones continuas de subsidencias antes y después de la excavación. La máquina dispone de detectores de presión en la cabeza, cámara y tornillo cuyas lecturas recogidas y procesadas en un ordenador permiten el control de la estabilidad del frente. Hoy en día, el sistema de presión balanceada de tierras se corresponde con la tecnología predominante en todo el mundo para la excavación de túneles en suelos bajo nivel freático.

3.3.‐ Particularidades de los escudos 3.3.1.‐ Guiado El sistema de guiado de un escudo se compone de una diana para analizar la posición en la misma de un rayo láser, complementado con un distanciómetro y un inclinómetro que permita fijar la posición y el giro de la máquina. Estas señales se procesan con ordenador para determinar la posición y tendencia de la máquina, basando su comparación a través de un programa con la posición real y la teórica prevista en cada anillo del revestimiento. Este programa da las desviaciones en una pantalla con números guía, de forma tal que permiten al operador corregir la alineación, posibilitándole el cálculo del nuevo trazado que debe realizar para regresar a la alineación primitiva. La corrección de las desviaciones, así como el trazado de las alineaciones curvas previstas, se consigue variando el flujo de aceite en los cilindros de empuje. 3.3.2.‐ Limitaciones de utilización De la misma manera que en los topos, las principales limitaciones en la mayoría de los casos se centran en la geometría del túnel, sección circular, longitud mínima del túnel y pendiente adecuada al transporte sobre vía. Los radios de curvatura mínimos se encuentran entorno a los 200m. 3.3.3.‐ Rendimientos Como en el caso de los topos, los rendimientos suelen ser muy elevados, aunque sean muy variables en función del tipo de dovela a colocar y del tipo de escudo a que se refiera (abierto, EPB, etc). Puesto que la colocación del revestimiento de dovelas es ineludible, el coeficiente de utilización de estas máquinas contempla en su conjunto la excavación y el revestimiento y, por tanto, con frecuencia es superior al 75%.

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3.4.‐ Dobles escudos 3.4.1.‐ Descripción de la máquina Es una máquina concebida basándose en un escudo telescópico articulado en dos piezas, que además de proporcionar un sostenimiento continuo del terreno durante el avance del túnel, de forma similar a como trabaja un escudo, permite en aquellos casos en que el terreno puede resistir la presión de unos grippers, simultanear las fases de excavación y sostenimiento, con lo que se puede conseguir rendimientos muy elevados. Son máquinas que pueden trabajar en terrenos de muy diferente naturaleza y que presentan características conjuntas de los topos y los escudos. Sus componentes principales son los siguientes: cabeza de corte, el escudo delantero, el escudo trasero y el sistema principal de empuje. 3.4.2.‐ Cabeza de corte Su diseño viene impuesto por las condiciones geológicas de los terrenos que se pretende excavar, siendo más o menos cerrada en función de la calidad del mismo. Normalmente son cabezas mixtas que incorporan cortadores de disco y picas simultáneamente. Los cortadores de gálibo, si es necesario, pueden aumentar el diámetro de la excavación en el entorno de los 10cm, lo que es muy útil en el caso de terrenos expansivos, máxime teniendo en cuenta que al ser máquinas con doble escudo, su longitud es elevada en comparación con las máquinas convencionales. La cabeza está igualmente equipada con los cangilones que aseguran el transporte del material excavado hasta las cintas de extracción. El accionamiento de la cabeza puede ser electrohidráulico con velocidad variable y reversible o bien eléctrico, pero con regulación de velocidad por variación de la frecuencia. La reversibilidad de la cabeza a velocidades bajas ayuda a liberarla en terrenos heterogéneos o con bolos, aunque lógicamente la extracción de escombro sólo puede realizarse en una única dirección. 3.4.3.‐ Escudo delantero Además de servir como estructura soporte de la cabeza de corte, contiene el rodamiento principal, la corona de accionamiento y los sellos interno y externo. En cada uno de los dos cuadrantes superiores incorpora las zapatas estabilizadoras que aseguran la máquina durante el ciclo de perforación e incrementan la fuerza de anclaje durante la maniobra de avanzar los grippers principales. 3.4.4.‐ Escudo trasero También llamado escudo de anclaje, es el que incorpora las zapatas de los grippers operables a través de ventanas.

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Su extremo delantero se proyecta hacia delante dentro de una carcasa sujeta al escudo delantero, permitiendo una acción telescópica que proporcionan un sostenimiento continuo del terreno. La parte posterior de este escudo incorpora en su interior al erector de dovelas y a los cilindros auxiliares de empuje, similares a los de un escudo normal. 3.4.5.‐ Sistema principal de empuje Está constituido por una serie de cilindros dispuestos alrededor de la zona telescópica y anclados entre la parte trasera del escudo delantero y a la parte delantera del escudo de anclaje. Esta disposición proporciona el empuje durante la perforación , así como el control en la dirección de la máquina. La compensación del par en este tipo de máquinas se puede conseguir bien disponiendo los citados cilindros en forma de celosía de modo que cada pareja proporciona una componente contraria a la fuerza rotacional o bien mediante dos cilindros adicionales que, anclados entre los escudos delantero y trasero, pueden generar un par de torsión.

3.5.‐ Modo de operación En terrenos que permiten a la máquina fijarse con la ayuda de los grippers (sistema topo), la máquina avanza mediante el empuje de los cilindros principales. En este caso, la máquina puede avanzar incluso prescindiendo del revestimiento de dovelas, ya que el avance de la misma se consigue reaccionando sobre las zapatas de los grippers. Sin embargo, si se monta el revestimiento prefabricado, su colocación se puede simultanear con la fase de excavación y el cambio de anclaje se hace mediante la retracción de los cilindros auxiliares. En el caso de terrenos inconsistentes, incapaces de absorber la reacción al empuje con los grippers, el avance se realiza mediante el empuje de los cilindros auxiliares que reaccionan contra el obligado revestimiento prefabricado del túnel (sistema Escudo).

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4.‐ TÚNELES A CIELO ABIERTO El método de cielo abierto o Cut and cover, que significaría "Cortar y cubrir" en español, es un método de construcción de túneles superficiales donde se excava desde la superficie la totalidad o parte del hueco que ocupa el túnel, se construye el túnel dentro del hueco a cielo abierto y se cubre una vez terminado. Requiere un sistema de sostenimiento fuerte para soportar las cargas del material que cubre el túnel. Existen dos formas de realizar el cut‐and‐cover:

4.1.‐ Método 'Bottom‐up' Se excava a cielo abierto la totalidad del hueco ocupado por el túnel y se construye en el interior. El túnel puede ser de hormigón in situ, hormigón pretensado, arcos pretensados, arcos con acero corrugado y también con ladrillo, que se solía usar al principio. Se puede observar este proceso en la Figura 34.

4.2.‐ Método 'Top‐down' Este método se encuentra en auge para la construcción de túneles en el interior de las ciudades (Metro de Málaga, túneles de la M‐30; Figura 33...). Requiere poca maquinaria especializada, apenas más de la utilizada en la construcción convencional de sótanos. En la superficie, desde la calle, se ejecutan las paredes del túnel cavando una zanja que se hormigona para formar muros pantalla o una hilera de pilotes. Cuando las paredes están terminadas se ejecuta la losa superior, que se apoya en las paredes, excavando sólo el hueco que ocupa la losa y apoyándola durante su construcción contra el terreno. Cuando la losa y las paredes están terminadas, puede reconstruirse la superficie mientras continúan los trabajos en el interior del túnel. La tierra del interior del túnel no se extrae hasta esta fase, en la que como los elementos portantes del túnel están ya construidos se puede excavar con retroexcavadoras. Cuando se ha excavado hasta el nivel adecuado se ejecuta la contrabóveda, losa generalmente de hormigón que hace de suelo del túnel. Se pueden crear losas intermedias para realizar túneles de varias plantas.

Figura 32. Túneles de la M‐30 excavados con el método Top‐donw.

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Figura 33. Proceso de ejecución de túnel mediante el método Bottom‐up

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5.‐ ESTABILIDAD DE FRENTES Un tema de importancia capital en el desarrollo de las excavaciones subterráneas es determinar la estabilidad de las mismas cuando estas se llevan a cabo en suelo urbano. Dado que en las últimas décadas han proliferado este tipo de obras debido, precisamente, al continuo crecimiento de las ciudades, y con objeto de dotar a las mismas de mejores redes de transporte urbano, mejorando así las comunicaciones y la calidad de vida de los ciudadanos ha hecho que el interés mostrado por la problemática asociada a este tipo de obras vaya en aumento. El objeto del presente apartado es aportar las herramientas necesarias para poder determinar con un cierto grado de fiabilidad un factor de seguridad frente al colapso de excavaciones subterráneas llevadas a cabo en suelo urbano en función de una serie de parámetros. Para ello se seguirán los desarrollos utilizados por Davis et al (1980) y Leca & Dormieux (1990) para suelos cohesivos y suelos friccionales, respectivamente.

5.1.‐ Estabilidad de frentes en terrenos cohesivos En este punto se tratará de aportar las ideas básicas a fin de determinar la estabilidad del frente en túneles someros abiertos en terrenos cohesivos, en condiciones no drenadas a partir de los resultados experimentales aportados por el equipo de Davis et al (1980). Davis et al (1980) querían hallar respuestas a la estabilidad a partir del estudio derivado de realizar una excavación mediante escudo en un terreno cohesivo a poca profundidad (Figura 34) en diferentes circunstancias.

Figura 34. Construcción de un túnel somero en terreno cohesivo mediante escudo

Dicho proceso constructivo se puede idealizar como muestra la Figura 35, donde se emula la construcción del túnel siendo, respectivamente, los parámetros D y C el diámetro y el recubrimiento del mismo. Como puede apreciarse, cuenta con un revestimiento de dovelas en el que se apoya el escudo para poder realizar el avance y que se encuentra a una distancia P del frente de la excavación. Además, suponen que actúa una presión interior uniforme σT sobre dicho tramo de cavidad cilíndrica libre (entre el frente y el

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revestimiento), así como una carga repartida σS sobre en la superficie del terreno y que el terreno tiene un cierto peso específico definido por el parámetro γ.

Figura 35. Idealización de la construcción de un túnel somero en terreno cohesivo mediante escudo

El objetivo será investigar qué presión interior σT deberá ejercerse sobre el contorno libre de la excavación para mantener la estabilidad de la misma en función de los diferentes valores de los parámetros anteriormente definidos (D, C, P, γ, σS) y del coeficiente de consolidación cu. Este último será de vital importancia pues caracterizará el terreno que, aunque sabemos que varía linealmente con la profundidad y que es función de la historia del terreno (grado de consolidación), durante todo el análisis se asume que será constante. Esta σT podrá ser estimada con la ayuda de los teoremas de equilibrio límite conocidos como Teorema de la Cota Superior (T.C.S.) y Teorema de la Cota Inferior (T.C.I.) de la teoría de plasticidad. Donde, identifica y caracteriza el suelo con el parámetro cu y supone medio elasto‐plástico perfecto. Se estudiarán tres tipos de rotura que pueden darse en torno a una excavación: Rotura General, Rotura Local y “Blow out” en las circunstancias mencionadas. 5.1.1.‐ Rotura general Para estudiar la rotura general, es decir rotura en la que se ve implicado un gran volumen de terreno, se considerarán tres casos relevantes en que las conclusiones que se derivan pueden usarse o considerarse como casos generales, es decir, que engloban la mayoría de casuísticas. Seguidamente se definen estos tres casos: → Caso 1: Túnel circular sin revestir sometido a un estado de tensión‐deformación plana. En él se estudian los diferentes tipos de roturas que puede darse en clave y hastiales del túnel a partir de distintos mecanismos (2D; túnel visto desde el frente, ver Figura 36).

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Figura 36. Túnel circular sin revestir sometido a un estado de tensión‐deformación plana

→ Caso 2: Encabezamiento del túnel revestido hasta el mismo frente sometido a un estado de tensión‐deformación plana. En este caso se estudian los tipos de rotura que pueden darse en el frente del túnel (2D; túnel visto desde el hastial izquierdo, ver Figura 37).

Figura 37. Encabezamiento del túnel revestido hasta el mismo frente sometido a un estado de tensión‐deformación plana

→ Caso 3: Hace referencia al caso estudiado por Broms & Bennermark (1967) (Fig. 1.2) particularizado para P/D = 0. Se estudia el problema tridimensionalmente (3D). Antes de entrar a cada uno de los casos descritos, se debe aclarar que no se hará hincapié en los cálculos que conducen a las soluciones que aquí se expongan, pues el objeto de este escrito es dar a conocer las herramientas necesarias para determinar la estabilidad en función de la situación. 5.1.1.1.‐ Caso 1 Teorema de la Cota Inferior • con

La cota inferior obtenida a partir del estado de tensiones de la Figura 38 es la siguiente: (1.1)

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Figura 38. Estado de tensiones para el caso γD/cu = 0

• con La cota inferior encontrada para este caso mediante métodos numéricos presenta distintas soluciones que quedan representadas en la Figura 39.

Figura 39. Cotas inferiores para distintos valores de γD/cu > 0 en función de C/D

En ella, se puede observar como para valores bajos de C/D cuando γD/cu = 3 y 4, no es posible completar la solución sin violar las condiciones de fluencia. Para γD/cu > 4 no se representan. Teorema de la Cota Superior Seguidamente se muestran los cuatro mecanismos de rotura cinemáticamente admisibles ideados por Davis et al (1980): A, B, C y D, Figuras 40, 41, 42 y 43 respectivamente.

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Figura 40. Mecanismo de cota superior A

Figura 41. Mecanismo de cota superior B

Los mecanismos A y B son mecanismos sencillos de rotura para “bóveda” y “bóveda y hastiales”, ambos deducidos a partir de los resultados experimentales a finales de los 70. La cota superior se pudo calcular numérica y analíticamente y queda representada en las Figuras 44 y 45 para distintos valores de γD/cu.

Figura 42. Mecanismo de cota superior C

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Figura 43. Mecanismo de cota superior D

Figura 44. Distintas soluciones de cota superior dependiendo del mecanismo de rotura para γD/cu = 0

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Figura 45. Distintas soluciones de cota superior dependiendo del mecanismo de rotura para γD/cu = 3

El mecanismo C depende de cuatro variables (cuatro ángulos) y se puede decir que engloba a los dos anteriores (A y B), siendo estos, casos particulares del presente. Por otra parte, el mecanismo D es un compendio de mecanismos que afectan a la bóveda, hastiales y contrabóveda de la excavación. En las Figuras. 44 y 45 se muestran los resultados de la optimización numérica para descubrir cuál de los mecanismos descritos es el más crítico para casos en los que γD/cu = 0 y 3 respectivamente. Del gráfico se deduce que, en ambos casos, el mecanismo más crítico es el C para valores bajos de C/D; mientras que, para valores altos de esta relación, el mecanismo más desfavorable es el D. Además también se observa que el punto de paso de uno a otro para C/D es menor en el caso en que γD/cu es mayor (cuando es 3). Por otro lado, se aprecia como la cota inferior y la cota superior se encuentran muy próximas entre sí, es decir, se encuentran en una horquilla o franja estrecha, llegando, para valores bajos de C/D a ser muy próximas entre sí. Lo que indica que justo en esos puntos el resultado indicado es el exacto, es decir es la carga exacta para la que el terreno rompería. En la vecindad de la cota superior también se puede ver como pequeñas variaciones de los ángulos que definen los mecanismos condicen a cargas de colapso muy parecidas. Las Figuras 44 y 45 ponen de manifiesto que no existe mucha diferencia entre los mecanismos B, C y D desde el punto de vista de la carga que hace que el suelo colapse, aunque si hay que decir, que los mecanismos de deformación son muy distintos. En general parece que el mecanismo B dará una cota superior adecuada proporcionando un patrón de colapso fiable.

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La Figura 46 muestra los límites para el número de estabilidad del túnel (N) en función de C/D para distintos valores de γD/cu. Para valores superiores a tres de C/D los límites superior e inferior de N no varían significativamente pese a la variación γD/cu. Para valores de C/D por debajo de tres, existe una difusión de N, por lo que adoptando el límite inferior (cota inferior) para γD/cu = 0 como criterio para determinar la carga de colapso que debe aplicarse desde el interior del túnel, nos deja del lado de la seguridad.

Figura 46. Cota superior e inferior que proporciona el número de estabilidad del túnel N dependiendo de la relación C/D

Por último, añadir que para valores altos de γD/cu se recomienda considerar también la posibilidad de roturas locales o la rotura causada por “Blow Out”. 5.1.1.2.‐ Caso 2 Teorema de la Cota Inferior con D / cu = 0 Las soluciones obtenidas para este caso se dedujeron utilizando geometrías triangulares y cuadrangulares de áreas geométricas para definir las discontinuidades en tensiones. Las más típicas se muestran en las Figuras 47 y 48.

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Figura 47. Distribución de tensiones plana para el encabezamiento del túnel utilizando el T.C.I.

Figura 48. Distribución de tensiones plana para el encabezamiento del túnel utilizando el T.C.I.

Estos estados tensionales transmiten tensiones de corte del suelo existente en torno al túnel hacia el revestimiento del mismo. Davis et al (1980) aportan una solución para revestimientos lisos que obtienen por adaptación de otros autores, que resolvieron problemas de capacidad portante cerca de un frente vertical. La cota inferior que aportan es la siguiente: Teorema de la Cota Superior

(1.2)

Para hallar una cota superior se propone el mecanismo que aparece en la Figura 49. Dicho mecanismo proporciona la siguiente expresión para hallar la cota superior:

(1.3)

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Figura 49. Mecanismo de rotura según el T.C.S. en el encabezamiento del túnel en deformación plana

Ambas cotas se representan en la Figura 50 donde de nuevo aparecen razonablemente próximas entre si y acotadas por ambos límites. La cota superior no se ve afectada, como hemos visto con anterioridad para la cota inferior, por la rugosidad del revestimiento, donde este factor podía hacer que la carga de colapso se incrementase entre un 0 y un 20% respecto de un túnel con revestimiento suave (como puede ser el construido mediante dovelas en el trasdós del escudo).

Figura 50. Representación gráfica de las expresiones (2) y (3) para el Caso 2

Con D / cu > 0 Si tenemos en cuenta el propio peso del terreno en el trabajo realizado para calcular la cota inferior para el mismo mecanismo definido en la Figura 49 se obtiene la expresión: (1.4) siendo:

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(1.5) el número de estabilidad del túnel definido por Broms & Bennermark (1967) que inicialmente se indicaba como: (1.6) y que nos permitirá caracterizar la estabilidad de la excavación como veremos más adelante. 5.1.1.3.‐ Caso 3 En este caso estudiaron la tridimensionalidad del problema, sin limitarse a 2D ya sea visto desde el frente o visto desde uno de los hastiales como se ha visto con anterioridad en los casos 1 y 2. De la misma manera que en el caso anterior, se estudian los mecanismos de rotura teniendo en ausencia y presencia de las fuerzas másicas a la hora de establecer el trabajo realizado por las mismas en lo que concierne al Teorema de la Cota Superior. con D / cu = 0 Teorema de la Cota Inferior En ausencia de las fuerzas másicas se halla la cota inferior que proporciona la siguiente expresión, a partir de la Figura 52 (cilindro grueso de suelo en torno al frente):

(1.7)

Figura 51. Esquema de discontinuidades para hallar la cota inferior tomando un cilindro grueso de suelo en torno a la excavación

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Tomando una cota inferior alternativa, suponemos un equilibrio de tensiones utilizando el esquema de discontinuidades que se muestra en la Figura 52, también en ausencia de fuerzas másicas (esfera gruesa de suelo en torno al frente). La expresión que dibuja dicha cota inferior es:

(1.8)

Figura 52 Esquema de discontinuidades para hallar la cota inferior tomando una esfera gruesa de suelo en torno a la excavación

Como puede observarse en la Figura 53 la cota inferior definida a partir de la Figura 50 (ecuación 1.7) permite cargas mayores a soportar para valores de C/D inferiores a 0.86. Mientras que para valores mayores a 0.86 de C/D, la cota aportada a partir de la Figura 52 (ecuación 1.8) es mejor.

Figura 53. Representación gráfica de las cotas halladas que proporcionan el número de estabilidad N

Teorema de la Cota Superior Esta se determina a partir del mecanismo visto con anterioridad en la Figura 50. Pero en este caso se considera la tridimensionalidad del problema; a diferencia de lo que se vio en el Caso 2. La curva correspondiente a esta cota se muestra en la Figura 53.

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con D / cu > 0 Considerando que las fuerzas másicas intervienen en el trabajo realizado a la hora de hallar las cotas, resulta que se llega al mismo resultado que se muestra en la Figura 54. Por lo que, a la hora de calcular la estabilidad del encabezamiento y frente de una excavación subterránea poco profunda, utilizaremos las expresiones que aparecen en la Figura 54 para determinar el número de estabilidad de la misma. 5.1.2.‐ Rotura local A continuación estudiaremos someramente las roturas a escala local utilizando tres tipos de mecanismos que resultan comunes en la realidad y que afectarán, según su ubicación, al frente y a los hastiales (Figura 54):

Figura 54. Representación gráfica de los distintos mecanismos de rotura local

Se puede demostrar que cuando γD/cu es muy elevado, la rotura local tiene lugar. Aunque estos mecanismos de rotura, no suponen una subsidencia inmediata de la superficie del terreno, es indicativa , pues es un primer paso de una rotura progresiva que podría propagarse eventualmente hacia la superficie. Esto debe hacernos pensar en cómo actuar para evitar, precisamente, esta evolución hasta la rotura general. A partir de estudios desarrollados con cota inferior se observa que, para el Caso 2, sea cual sea la relación C/D, la excavación es estable a escala de rotura local siempre y cuando γD/cu sea menor o igual a dos. Además, empíricamente se ha visto que (ver Figura 40) con relaciones de C/D superiores a un cierto mínimo (aproximadamente 1.5) y con γD/cu entre 2 y 4 también se puede aceptar que se mantiene la estabilidad para el caso apuntado. Para los casos 2 y 3, estados de tensiones basados en la Figura 55, muestran que no hay posibilidad de colapso local en la excavación cuando γD/cu < 4 y la presión uniforme en el interior del túnel es igual a γ(C+D/2). Dicha solución se puede mejorar, utilizando la solución recuperada por Davis et al (1980) de autores anteriores, que afirma que el avance del túnel será estable con γD/cu = 5.63 cuando el valor de la presión interior (σT) sea igual a γ(C+0.335D) para cualquier valor de C/D.

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Figura 55. Esquema de discontinuidades para la obtención de la cota inferior para rotura local (casos 2 y 3)

5.1.3.‐ “Blow out” El fenómeno de “Blow Out” consiste en una rotura general del terreno como consecuencia de un exceso de presión en el interior del túnel (σT muy grande frente al estado de tensiones admisible por el terreno). Davis et al aprovechan la solución hallada para los casos 2 y 3 y demuestran que tanto utilizando el teorema de cota superior como el teorema de la cota inferior la carga crítica se determina por medio de la expresión:

(1.9) Por tanto, dicha expresión me puede dar el valor exacto de la carga crítica que provoca el colapso. Por último, queda por añadir que dicho razonamiento no es aplicable al caso 1 expuesto anteriormente. 5.1.4.‐ Conclusiones Los resultados obtenidos por Davis et al (1980) demuestran, como cabía esperar, que la excavación de túneles poco profundos sin revestimiento alguno necesita de unas σT elevadas para garantizar la estabilidad respecto de un túnel que si disponga. El número de estabilidad N aportado por Broms y Bennermark (1967) ha demostrado ser una herramienta útil para interpretar los resultados obtenidos, sin embargo los resultados que se muestran aquí indican que los valores críticos de N muestran una marcada variación con la profundidad, es decir, con la relación C/D del túnel. En efecto, la adopción del criterio de Broms y Bennermark (1967) (N < 6 para estabilidad) indicaría que algunas excavaciones someras serían estables sin aporte de presión adicional contra el contorno del túnel; mientras que la cota superior demuestra que el colapso sería inevitable sin dicho soporte.

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Una posible objeción a las cotas inferiores o factor de seguridad de carga crítica para el caso 2 (encabezamiento del túnel con revestimiento) es que éste se basa en estados de tensiones donde las presiones del túnel varían linealmente con la profundidad. Aunque la adopción de una presión media en el cálculo del factor de seguridad parece razonable, no es satisfactorio desde el punto de vista de la teoría de la plasticidad. En primera instancia, la adopción de la presión para el cálculo de la estabilidad con un valor equivalente a la presión en clave del túnel, que nos deja del lado de la seguridad, debe hacer frente a esta objeción. Las soluciones presentadas aquí, han sido validadas empíricamente en la Universidad de Cambridge a finales de los 70, comprobando que las cargas de colapso se movían entre los límites hallados para la cota superior y la cota inferior. Es más, una serie de test sobre modelos de túneles como los del caso 3 han proporcionado cargas de colapso que se aproximan mucho a los resultados sugeridos por la cota inferior para este mismo caso. Para túneles someros del caso 1, el mecanismo observado experimentalmente es muy próximo al mecanismo óptimo hallado mediante cota superior. Por otro lado, dentro de esta misma tipología y para los del caso 3, en túneles situados a mayor profundidad han sido observadas diferencias significativas entre los mecanismos de deslizamiento y el visto empíricamente. El mecanismo de rotura (deslizamiento) de los bloques sugiere que un movimiento del suelo hacia el túnel, viene acompañado por un asiento aproximadamente equivalente en la superficie. En la práctica, sin embargo, grandes movimientos cerca del túnel van acompañados de numerosos asientos de pequeñas dimensiones. No obstante, los autores indican que los resultados presentados pueden usarse con garantías para el cálculo de estabilidad de túneles someros en condiciones no drenadas cuando la relación C/D < 3.

5.2.‐ Soluciones de cota superior e inferior para la estabilidad del frente en túneles someros circulares Poco se sabe acerca de la estabilidad de túneles cuando el terreno se caracteriza a partir del criterio de rotura de Mohr‐Coulomb. Algunas soluciones han sido propuestas mediante el Torema de Cota Inferior en la década de los ochenta por Muelhaus (1984) así como por Leca & Panet (1988). Este documento pretende dar a conocer los resultados obtenidos por Leca & Dormieux (1990) en su estudio para la estabilidad de frentes en túneles someros en terrenos friccionales, utilizando los teoremas de equilibrio límite y el criterio de rotura de Mohr‐Coulomb. Este es un problema puramente tridimensional. Una cota superior se deriva del análisis de tres tipos de mecanismos de rotura diferentes. Los resultados obtenidos de la cota inferior de Leca & Panet (1988) son revisados y comparados con los resultados aportados por la cota superior. De esta manera quedan limitados a una franja las condiciones de estabilidad del frente del túnel. 5.2.1.‐ Definición del problema Leca & Dormieux (1990) definen el problema de la misma forma que lo hicieron Davis et al (1980) para terreno cohesivo (ver Figura 56).

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Figura 56. Geometría simplificada para la estabilidad de frentes en túneles poco profundos

Consideran túnel rígido circular de diámetro D con un recubrimiento C a lo largo de la traza del túnel, es decir, el eje del túnel lo sitúan a una profundidad: (2.1) El peso específico del terreno es γ y sobre la superficie del terreno se aplica una carga repartida σS . Además, la longitud libre del túnel (definida por Davis et al (1980)) desde el frente hasta el inicio del revestimiento es tomada como cero (algo razonable en túneles de este tipo construidos mediante EPB). Asumen también, una presión constante σT aplicada sobre el frente del túnel. Además, se considera terreno homogéneo (uniforme) en torno al túnel. El suelo se modela como un material caracterizado por su cohesión c’ y su ángulo de fricción φ’, e introducen los siguientes parámetros que resultarán útiles en el desarrollo de la solución del problema. (2.2) siendo σC el coeficiente de compresión simple (2.3) siendo KA el coeficiente de empuje activo para rotura de Rankine y

(2.4)

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siendo KP el coeficiente de empuje pasivo para rotura de Rankine. Para analizar el problema lo adimensionaliza utilizando los siguientes parámetros: C/D, σS/σC , σT/σC , γD/σC y KP ( o KA). 5.2.2.‐ Equilibrio límite El propósito del análisis a partir de la teoría del equilibrio límite es proporcionar una estimación de las condiciones de estabilidad para un mecanismo de rotura definido. Para este caso, a diferencia de lo que ocurría en terrenos cohesivos, se asume que la rotura se produce en condiciones drenadas, es decir, con un incremento de volumen; por lo que se condiciona que la geometría de dichos cuerpos sea cónica. 5.2.2.1.‐ Cota Superior Se consideran tres mecanismos de rotura. Todos ellos implican geometrías cónicas de sección circular (ver Figura 57).

Figura 57. Bloques cónicos cinemáticamente admisibles utilizados en los modelos MI, MII y MIII.

El tamaño de dichos conos se determina a partir de φ’ y su velocidad con que se desplaza, v, que es paralela a su propio eje. Así se cumple que: (2.5) a lo largo de las superficies de rotura (ver Figura 59).

Figura 58. Velocidad a lo largo de la superficie de rotura.

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Los tres mecanismos se muestran en las Figuras 59, 60 y 61. Los mecanismos MI y MII son mecanismos de colapso, mientras que MIII hace referencia a la rotura por “blow‐out”. Pese a que lo que más preocupa al ingeniero, en principio, es la seguridad frente al colapso de la excavación, el caso MIII debe interesarnos en túneles muy someros excavados en terrenos débiles cuando la presión sobre el frente sea desmesurada en relación a las tensiones admisibles por el terreno.

Figura 59. Mecanismo MI

Figura 60. Mecanismo MII

Figura 61. Mecanismo MIII

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La rotura lleva al colapso de un bloque cónico en MI y de dos bloques en MII (Figuras 60 y 61, respectivamente). La geometría es un poco más compleja en el caso MII, pero no entraremos en detalles. Ambos casos se caracterizan por un único parámetro, el ángulo α, que está formado por el eje del cono adyacente al túnel y la horizontal. MIII también se caracteriza por α, siendo su geometría justamente inversa a la del caso MI (velocidad y movimiento contrarios). Para los tres mecanismos, la intersección entre el túnel y el cono es una elipse con semieje mayor de longitud D/2 (Figura 62)

Figura 62. Área de rotura en el frente del túnel

Esto implica que sólo una parte del frente del túnel está rompiendo. Sin embargo, la teoría de análisis límite sigue siendo válida y pueden hallarse cotas superiores para los mencionados mecanismos. Leca & Dormieux (1990) obtuvieron las soluciones y en su artículo adjuntan tres apéndices en los que se deduce el proceso para obtener una cota superior para los tres mecanismos. Nosotros no entraremos en estros puntos. Lo que sí haremos es interpretar los resultados deducidos a partir de dichos apéndices. Para empezar, definen tres parámetros de carga:

(2.6)

(2.7)

(2.8) siendo QS la carga exterior, QT la carga de rotura y Qγ el peso. Para estar del lado de la seguridad, ha de cumplirse que, el trabajo realizado por las cargas externas debe ser inferior o igual al trabajo disipado a lo largo de la superficie de rotura.

PARTE III

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(2.9) La relación anterior conduce a una cota superior que puede escribirse como: (2.10) para los mecanismos MI y MII y (2.11) para el mecanismo MIII, donde NS y Nγ son coeficientes másicos que dependen del ángulo α ya definido. Los mecanismos MI y MII se optimizan cuando α es escogido de manera que NS y Nγ son máximos. Por otro lado, el MIII se optimiza cuando los mencionados coeficientes son mínimos. Para los tres mecanismos, los coeficientes NS y Nγ de la mejor cota superior se indicarán como

para colapso y como

para “blow‐out”. Los resultados de estas optimizaciones se recogen en las Figuras 63 y 64. En estas figuras se muestran, en función de la relación C/D para valores comunes del ángulo de fricción que esté entre 20º y 45º. Se encontró que MII proporciona la mejor cota superior al colapso en muchos casos, excepto para túneles muy someros (C/D ≤ 0.25) siempre que φ’ < 30º. MI y MII conducen a resultados similares cuando C/D > 1. La figura 8 muestra que y

es casi siempre más pequeño que

;

es igual a cero para cualquier valor de φ’ cuando C/D ≥ 0.6. Esto sugiere que si las condiciones de

S que actúa en rotura actuales son similares a las predecidas por MI y MII, la carga repartida σ superficie tendrá muy poca influencia en el colapso del frente pese a ser el túnel muy poco profundo. Para la mayoría de condiciones, la rotura no alcanzará la superficie del terreno y MI así como MII pueden considerarse como mecanismos de colapso locales. Sin embargo, tales mecanismos pueden conducir a roturas a gran escala (como se vio para el caso de terrenos cohesivos) con la formación de huecos.

PARTE III

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Figura 63. Valores de cota superior NS y Nγ para colapso

Figura 64. Valores de cota superior NS y Nγ para “blow‐out”

Otra conclusión que se desprende del análisis de los mecanismos de colapso es que, el valor óptimo de y

son siempre obtenidos para el mismo valor de

PARTE III

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(2.12) Esto significa que en el plano de simetría del túnel, el ángulo crítico de la superficie de rotura formado con la horizontal (2.13) es mayor que el ángulo de rotura activo en deformación plana

(2.14)

Entonces, el área influenciada por el colapso en el frente del túnel está más limitada que en el caso de un corte abierto de grandes dimensiones. Esto puede verse como un efecto estabilizador llevado a las condiciones tridimensionales de equilibrio en torno al frente del túnel y necesitaría ser comparado con roturas reales. Los valores de y calculados para “blow‐out” son grandes y crecen claramente con la relación C/D, la cual es consistente con el hecho de que una rotura ocurriría sólo el túneles muy someros. La geometría crítica se obtendría para rotura con la horizontal es 

 P  49º 

' 2

b

. Esto significa que el ángulo que forma la superficie de

 49º  ' , que es inferior al ángulo de rotura pasivo en deformación plana

para valores comunes de φ’ (Figura 65).

Figura 65. Geometría crítica para “blow‐out”

PARTE III

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5.2.2.2.‐ Cota Inferior Se han publicado con anterioridad algunas soluciones de cota inferior para el caso friccional (Leca & Panet (1988)). Éstas se basaban en tres estados de discontinuidad en tensiones, similar a los adoptados por Davis et al (1980). Estos tres casos son: SI, SII y SIII. Seguidamente se muestran los estados de tensiones para cada uno de ellos (ver figuras 66, 67 y 68).

Figura 66. Estado de tensiones SI.

Figura 67. Estado de tensiones SII.

Figura 68. Estado de tensiones SIII.

PARTE III

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El estado SI es un estado de tensiones geoestático y actualmente puede utilizarse en el caso de suelos con un γ > 0. En la geometría mostrada en la Figura 66, el suelo se divide en tres capas: la primera discontinuidad se sitúa a una altura equivalente a la bóveda del túnel, y la segunda a la altura de la contrabóveda. El estado de tensiones es isótropo. En la capa correspondiente al diámetro del túnel, la componente horizontal en la dirección de +z es equivalente a σT. SII y SIII se aplican a terrenos en que γ = 0. Por tanto, no se considera la acción del peso. Pese a dicha asunción, no parece muy real en el caso de túneles húmedos, la cota inferior derivada de ambos casos será utilizada para mejorar la solución general obtenida para el estado de tensiones definido en el caso SI. SII es axisimétrico en torno al eje del túnel. Dentro del cilindro C1 que se prolonga en la dirección +z, la tensión axial es equivalente a σT y las tensiones radial y tangencial equivalentes a σ0, de tal manera que el terreno ha plastificado en todos sus puntos. Fuera de este cilindro (en C2) el estado de tensiones es isótropo y equivalente a σS. Entre C1 y C2 la tensión radial y la tensión circunferencial se obtienen a partir de la resolución de la ecuación de equilibrio, asumiendo que el suelo ha plastificado. SIII presenta simetría esférica en torno a un punto O situado a una distancia D/2 en el frente de la excavación. Las tensiones son isótropas en el interior de la esfera S1 y S2 y equivalentes a σT y σS, respectivamente. Entre S1 y S2 la tensión radial y circunferencial en los dos planos se determinan como en el caso SII, resolviendo las ecuaciones de equilibrio y suponiendo que el terreno ha plastificado. SI, SII y SIII satisfacen las ecuaciones de equilibrio y las condiciones de contorno del presente problema. En estas condiciones, puede hallarse una cota inferior para los tres estados propuestos, partiendo de que el criterio de fluencia no se sobrepasa en el suelo. La obtención de dicha cota inferior se puede consultar en el artículo de Leca & Panet (1988). El resultado puede escribirse en cada uno de los casos en forma de doble inecuación: Para SI:

(2.15)

(2.16) Para SII:

(2.17)

PARTE III

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Para SIII:

(2.18) Seguidamente, se reescriben dichas inecuaciones de la misma manera que vimos para la cota superior, en forma de factor de seguridad frente al colapso y frente a “blow‐out”. (2.19) para colapso y

(2.20) para “blow‐out”, siendo QS la carga exterior, QT la carga de rotura y Qγ el peso. Los valores de NS y Nγ relacionados con la mejor cota inferior, serán renombrados como para “blow‐out”, respectivamente. En el caso SI encontramos: • Para colapso: (2.21)

(2.22) • Para “blow‐out”: (2.23) (2.24)

para colapso y como

PARTE III

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En los casos SII y SIII, el término másico Qγ no aparece en la solución (recordemos que en estos casos γ = 0) en estos casos y • Para colapso:

son iguales a cero. Entonces

asociados a SII son:

(2.25) • Para “blow‐out”:

Los coeficientes • Para colapso:

(2.26)

asociados a SIII son:

(2.27) • Para “blow‐out”:

(2.28) Las relaciones (2.21) a (2.28) muestran que todas las cotas inferiores estimadas dependen de la relación C/D y del ángulo de fricción del suelo φ’. Los valores de

, han sido calculados para φ’ =

20º, 25º, 30º, 35º, 40º y 45º; y representados en función de C/D (siendo C/D ≤ 3). Dichos resultados muestran en las Figuras 69 y 70 para el caso general γ > 0) y Figuras 72 y 73 para γ = 0.

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Figura 69. Valores de cota inferior de NS y Nγ (γ > 0) para colapso

Figura 70. Valores de cota inferior de NS y Nγ (γ > 0) para “blow‐out”

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Figura 71. Valores de cota inferior de NS (γ = 0) para colapso

Las Figuras 69 y 71 hacen referencia al colapso, mientras que 70 y 72 se refieren al “blow‐out”. Los resultados obtenidos a partir de los estados de tensiones SII y SIII pueden compararse directamente sobre las Figuras 71 y 72. Para estas condiciones, toma el valor out”.

son cero, y la mejor cota inferior se obtiene cuando

mínimo en el caso del colapso; y cuando toma el valor máximo en el caso del “blow‐

Figura 72. Valores de cota inferior de NS (γ = 0) para “blow‐out”

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Se ha comprobado que, como en el caso de materiales cohesivos (Davis et al, 1980) la mejor estimación de la cota inferior la proporciona el caso SII para túneles someros y SIII para túneles más profundos. Los valores de (C/D*) para ambos casos conducen a los mismos valores de

recogidos en la Tabla 3.

Tabla 3. Valores de (C/D*) para colapso y “blow‐out”

φ’ 20º 25º 30º 35º 40º 45º

(C/D)* (C/D)* colapso “blow‐out” 0.49 0.43 0.37 0.31 0.26 0.22

1.52 1.78 2.10 2.50 3.01 3.40

5.2.3.‐ Discusión Desde el punto de vista ingenieril, los parámetros QS y Qγ son impuestos por la geometría, las condiciones de carga que condiciona el estado de tensiones en el terreno y la tensión σT ejercida sobre el frente debe ser tomada de manera que la rotura del túnel durante su construcción sea evitable. Las soluciones para la cota superior e inferior pueden escribirse como: (2.29) para el colapso y (2.30) para el “blow‐out”. Esto significa que el valor de QT en rotura puede escribirse como: (2.31) donde QT, QS y Qγ vienen dados por las ecuaciones (2.6), (2.7) y (2.8); NS y Nγ son coeficientes másicos para cargas QS y Qγ, que pueden acotarse entre los valores de

o bien

hallados anteriormente. En otras palabras, el problema de estabilidad del frente del túnel en terrenos friccionales puede ser analizado por los mismos métodos empleados para determinar la capacidad portante de cimentaciones. Esta analogía se aplica mejor al caso del “blow‐out” puesto que, el terreno está rompiendo cuando QT alcanza valores muy grandes. La ecuación (2.31) proporciona una estimación de QT inferior y superior de la carga última Q. se encuentra utilizando los valores de cota superior y para el colapso y

para el caso del “blow‐

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out”. Con el fin de reducir la incertidumbre en la estimación de Q, la solución de cota inferior general (γ > 0)

puede entonces ser mejorada haciendo uso de las soluciones obtenidas en el caso de γ = 0. Las ecuaciones (2.29) y (2.30) también pueden rescribirse como:

para el colapso y

(32)

(33) Entonces, sólo dos parámetros adimensionales de carga QS / QT y Qγ / QT necesitan ser considerados y la estabilidad del frente del túnel puede ser investigada en el plano definido por (QS / QT , Qγ / QT) acotando el dominio de combinaciones de cargas que sean estables. Esto se muestra en la Figura 73para el caso particular φ’ = 20º y C/D = 0.5.

Figura 73. Cota inferior mejorada para el caso particular φ’ = 20º y C/D = 0.5

La cota inferior mejorada es compartida con la cota superior en las Figuras 74 y 76 para valores de NS y las Figuras 75 y 77 para valores de Nγ .

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Figura 74. Valores acotados de NS para el colapso

Para cualquier ángulo de fricción φ’ entre 20º y 45º y una relación C/D que se mueva entre 0 y 3, la carga de rotura puede acotarse utilizando la ecuación (2.31) junto con las Figuras que van de la 75 a la 77. Usando

se proporciona una estimación de

. Los coeficientes másicos para la rotura por “blow‐

out” se dan en las Figuras 77 y 78 se obtiene por sustitución de y análogamente ocurre para Q sustituyendo

, y

por NS y Nγ en la ecuación (2.30)

por NS y por Nγ respectivamente en esta ecuación.

Figura 75. Valores acotados de Nγ para el colapso

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Figura 76. Valores acotados de NS para “blow‐out"

El caso de excavación de un túnel en un material sin cohesión es de especial interés. En esta situación es igual a cero y no es posible considerar los coeficientes adimensionales σS/σC , σT/σC y γD/σC . Por tanto, QT , QS y Qγ no están definidos. Sin embargo, como puede verse la presión fácilmente estimable por medio de: (2.34) tomando NS y Nγ de las Figuras 74 a 77 como se ha descrito con anterioridad.

Figura 77. Valores acotados de Nγ para “blow‐out"

en rotura es

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5.3.‐ Comparación con los resultados experimentales obtenidos con centrifugadora Habiendo proporcionado un método simple para estimar el valor de presión en rotura, ahora debemos aplicarlo a condiciones típicas para el estudio experimental de la estabilidad de frentes de túneles en terrenos arenosos (arenas). En este punto, se pueden cuantificar las diferencias entre las cotas inferior y superior previstas y establecer la validación del método. En esta aplicación, debe ser recordado que actúa como carga de retención frente al colapso. Se ha llevado a cabo en Nantes (Francia) test de centrifugadora emulando la construcción de túneles en arenas, a fin de estudiar la estabilidad de sus frentes (Chambón & Corte, 1989). En estos tests, el túnel fue modelado como un cilindro rígido, una membrana blanda que cubría la parte frontal del cilindro y permitiendo una presión aplicada sobre el frente. Se trabajo a 50g’s. A este nivel de aceleración, el cilindro de 80mm emuló un túnel de 4m de diámetro. La rotura en el frente fue inducida por el decremento de

en el frente. El suelo utilizado en el experimento fue una arena fina seca (arena de Fontainebleau).

La presión

se obtuvo rellenando el cilindro con aire a presión (presión uniforme) o con agua (presión

hidrostática). La carga repartida puede ser aplicada en la parte superior del modelo. Los resultados obtenidos por autores franceses a finales de los 80 muestran que: 1. La rotura es repentina. 2. Este fenómeno se produce cuando la presión en el frente se decrementa hasta un valor de unos pocos KPa). 3. Para el rango de valores considerados, C/D tiene poca influencia sobre la presión límite. 4. El área de rotura tiene forma de bulbo cuya mayor dimensión se dispone a nivel del frente. 5. Esta geometría no se ve muy afectada por C/D ni por la densidad del suelo. 6. La rotura no alcanza la superficie del terreno para el caso C/D > 1.

(de

El test realizado con soporte de aire comprimido se llevó a cabo para C/D = 1 y 2. Se examinaron dos tipos de suelos: una arena suelta (γ = 15.3 kN/m3, Dr = 62%) y una arena densa (γ =16.1 kN/m3, Dr = 86%). Obtuvieron además los siguientes valores para c’ y φ’ :  c’ = 2.3 kPa, φ’ =35.2º  c’ = 1.1 kPa, φ’ =38.3º respectivamente. Los resultados obtenidos en los cuatro tests llevados a cabo se resumen a continuación en la Tabla 4, entre ellos se encuentra

crítica predicha por análisis límite.

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GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Tabla 4. Comparación entre las presiones predichas y medidas en rotura

Las soluciones obtenidas para predichas a partir de la cota inferior son significativa‐mente mayores que las obtenidas para la cota superior. Además se observa que la cota superior prevista se asemeja mucho a los resultados obtenidos empíricamente con la centrifugadora. Otras similitudes entre las soluciones aportadas mediante cota superior y los resultados experimentales se muestra en la Figura 78 en la que se representa la zona de rotura observada en centrífuga, para una arena suelta y una C/D = 1. La geometría crítica asociada a la mejor cota superior se muestra con el trazo discontinuo. Pese a no extenderse en la dirección vertical tanto como la rotura real observada empíricamente, coincide casi perfectamente con la superficie observada delante del túnel. En particular la extensión de la rotura en la parte superior del frente del túnel es la misma que la observada.

Figura 78. Valores acotados de Nγ para “blow‐out"

Sin embargo, el volumen de material movilizado por encima de la clave del túnel podría resultar de la progresión de una rotura en terreno sin sostenimiento una vez que el colapso del frente haya ocurrido. 5.3.1.‐ Conclusiones El concepto de análisis límite ha sido utilizado para examinar las condiciones de estabilidad del frente de túneles poco profundos excavados en materiales friccionales. Se ha analizado el factor de seguridad frente al colapso y “blow‐out”. Se han encontrado soluciones para la cota superior considerando tres tipos de mecanismos de rotura basado en el movimiento rígido de geometrías cónicas. El volumen de material

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involucrado en este mecanismo es limitado, pero tales geometrías pueden ser representativas de movimientos iniciales del terreno que pueden conducir a roturas a mayor escala. En particular los resultados que si las condiciones de rotura previstas son parecidas a las expuestas, la carga repartida tiene poca influencia en la estabilidad del frente (excepto para túneles muy superficiales), y la extensión de la zona de rotura delante del túnel es más pequeña que en el caso de un largo frente abierto. Las cotas superiores han sido comparadas con cotas inferiores de publicaciones anteriores (Leca & Panet, 1988). En ambos casos el problema se reduce a uno o dos parámetros de carga QS / QT y Qγ / QT, a partir de los QT , QS y Qγ ya definidos. Se ha observado que el problema de hallar una cota superior puede ser tratado de forma similar al método utilizado para determinar la capacidad portante de una cimentación: (2.35) donde NS y Nγ pueden estimarse a partir de las Figuras 74 y 75 para el caso del colapso y 76 y 77 para el caso del “blow‐out”. Dichas figuras permiten acotar los valores tomados por NS y Nγ entre los valores obtenidos mediante cota inferior N sC  (o (o

) y

) y valores obtenidos mediante cota superior

(o N yb  ). De esta manera puede hallarse la carga de colapso QT a partir de las

estimaciones de cota superior y de cota inferior. Todas las conclusiones son válidas para el caso particular de un suelo no cohesivo en el que QT , QS y Qγ son iguales a  t ,  s y γD respectivamente. El método ha sido aplicado a los tests de centrifuga para determinar la estabilidad de frentes de túneles circulares someros excavados en arenas. Se ha observado un grado de aproximación bastante aceptable entre la cota superior teórica y la presión en rotura medida en el frente del túnel. Otras similitudes son evidentes entre el mecanismo de rotura crítico derivado del análisis límite y las zonas de rotura observadas en centrífuga. Estas conclusiones refuerzan la idea de que la cota superior se encuentra más próxima a las presiones de rotura actuales que no la cota inferior, y proporciona estimaciones razonables de las tensiones críticas sobre el frente.

PARTE III

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ANEXO INVESTIGACIÓN GEOTÉCNICA DEL TÚNEL DE BROTONS

ANEXO

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ANEXO

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ÍNDICE DE FIGURAS FIGURA 1. SITUACIÓN DEL TUNEL ................................................................................................................................................ 3 FIGURA 2. TRAZA DE LA C‐37 .................................................................................................................................................... 4 FIGURA 3. SECCIÓN TRANSVERSAL DEL TÚNEL ................................................................................................................................ 5 FIGURA 4. PERFIL GEOLÓGICO DEL TÚNEL DE BRACONS Y LEYENDA. ................................................................................................... 7 FIGURA 5. EMPLAZAMIENTO DE LA MÁQUINA DE SONDEOS LONGEAR 44, PARA SONDEOS DE HASTA 450 M DE PROFUNDIDAD. .................... 9 FIGURA 6. INTRODUCCIÓN DE LA SONDA SÓNICA EN UNO DE LOS SONDEOS. ...................................................................................... 10 FIGURA 7. REGISTRO SÓNICO DE ONDA COMPLETA. ...................................................................................................................... 10 FIGURA 8. UN MOMENTO DE LA REALIZACIÓN DE LOS ENSAYOS DE HIDROFRACTURACIÓN. .................................................................... 11 FIGURA 9. OTRO MOMENTO DE LA REALIZACIÓN DE LOS ENSAYOS DE HIDROFRACTURACIÓN. ................................................................ 11 FIGURA 10. ESQUEMA DEL ENSAYO DE HIDROFRACTURACIÓN. ........................................................................................................ 12 FIGURA 11. REGISTRO DEL ENSAYO REALIZADO A 202, 5 M DE PROFUNDIDAD, DONDE SE APRECIA UNA PRESIÓN DE CIERRE (SHUT‐IN PRESSURE) DE 4,6 MPA. ............................................................................................................................................................... 13 FIGURA 12. PERFIL DE TENSIONES NATURALES OBTENIDO EN EL SONDEO S ........................................................................................ 13 FIGURA 13. EQUIPO UTILIZADO PARA LA SÍSMICA DE REFRACCIÓN. .................................................................................................. 14 FIGURA 14. DIAGRAMA DE FLUJO DEL SISTEMA DE TRATAMIENTO DE LA BOCA NORTE DEL TÚNEL DE BRACONS ....................................... 17 FIGURA 15. DIAGRAMA DE FLUJO DEL SISTEMA DE TRATAMIENTO DE LA BOCA NORTE DEL TÚNEL DE BRACONS ....................................... 17 FIGURA 16. DECANTADOR PREFABRICADO DE 8M DE DIÁMETRO ..................................................................................................... 18 FIGURA 17. ESQUEMA DEL SISTEMA DE TRATAMIENTO .................................................................................................................. 19 FIGURA 18. AJUSTE REALIZADO SOBRE LAS MARGAS. .................................................................................................................... 21 FIGURA 19. AJUSTE REALIZADO SOBRE LAS LUTITAS ...................................................................................................................... 21 FIGURA 20. JUMBO ATLAS COPCO XL3 C ................................................................................................................................... 23 FIGURA 21. PROYECTADORA PUTZMEISTER WKM 103 ................................................................................................................ 23 FIGURA 22. VISTA DEL CABEZAL DE CORTE DE LA TUNELADORA ROBBINS UTILIZADA EN LA EXCAVACIÓN DE LA GALERÍA DE EMERGENCIA DEL TÚNEL DE BRACONS EN VOANETES (CATALUÑA). ................................................................................................................ 24 FIGURA 23. CINTA TRANSPORTADORA EMPLEADA EN ELTÚNEL DE BRACONS. .................................................................................... 25

ANEXO

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1.‐ INTRODUCCIÓN Para poner un ejemplo de cómo se utilizan los conocimientos expuestos en los tres capítulos anteriores vamos referirnos al caso puntual del túnel de Bracons, en la Comunidad de Cataluña. En el veremos cómo se ha estudiado su particularidad geologica desde el punto de la estratigrafía y la geotecnia viendo como se ralizó la campaña de sondeos. Asimismo veremos los aspectos hidrgeologicos que afectan a la construcción del túnel y la caracterización final del macizo rocoso. Por último haremos un breve resumen de los trabajos de excavación del túnel y la galería de evacuación.

2.‐ ANTECEDENTES El túnel se encuentra en el eje Vic‐Olot (C‐37) entre Torelló, en la provincia de Barcelona, y Sant Esteve d'en Bas, en la provincia de Girona.

Figura 1. Situación del tunel

Se trata de un tramo de 19,2 kilómetros de longitud en total. De los 19,2 kilómetros previstos, 10,6 se sitúan en la comarca de Osona, casi 4,3 corresponden al túnel de Bracons y los 4,3 kilómetros restantes

ANEXO

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pertenecen a la Garrotxa. Como gran parte del trayecto tiene pendientes de entre el 5 y el 6,5%, se ha previsto la construcción de un carril adicional para el adelantamiento de vehículos pesados en una longitud de ocho kilómetros.

Figura 2. Traza de la C‐37

El tramo del Túnel de Bracons corresponde a 4.330 metros de túnel en mina, con una sección de 120m2, que se ejecuta mediante voladuras siguiendo el nuevo método austriaco (NATM). Adicionalmente se proyecta una galería de servicio de 4,4m de diámetro que se desarrolla paralela al eje del túnel, a 15m de distancia, que se ejecuta con tuneladora. El túnel de Bracons se compone de un túnel de sección única bidireccional de 4.338 metros completado por una galería de seguridad paralela. El túnel destinado al tráfico tiene una anchura de 13,7 metros, un

ANEXO

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gálibo de cinco metros y cuenta con dos carriles de circulación en dirección a Torelló y uno en dirección a Sant Esteve d'en Bas. Cada carril del túnel tiene una anchura de 3,5 metros, los dos sentidos de la marcha están separados por una mediana de un metro de anchura y cada uno dispone de una acera de algo más de un metro.

Figura 3. Sección transversal del túnel

Las obras de esta carretera entre Vic y Olot empezaron en 2003 en el tramo desde Torelló, en la boca sur del túnel, pero el Departamento de Política Territorial y Obras Públicas (DPTOP) del gobierno de Cataluña introdujo mejoras que comportaron una nueva tramitación para el tramo de 4,1 km entre la boca norte del túnel y la C‐63 después del cambio del gobierno catalán, en diciembre de 2003, del gobierno conservador que venía gobernando desde hacía muchos años, a una coalición tripartita entre socialistas, republicanos y ecologistas de izquierdas. Grupos ecologistas y de ciudadanos criticaron fuertemente la decisión de construir el túnel en una región de una gran belleza natural. El túnel fue la causa de la primera crisis importante entre los miembros de la coalición a principio de 2004. La carretera fue abierta al tráfico en Abril de 2009. Cuando cumplió un año de entrada en servicio tenía una intensidad media diaria (IMD) de 4.828 vehículos, según datos de la Conselleria de Política Territorial, sumando 1,8 millones de vehículos en doce meses. La Generalitat defendió en su estreno que la nueva vía recortaba en casi diez kilómetros el antiguo recorrido entre Vic y Olot por la carretera de la Vola y permitía mejorar la seguridad en la conducción y las conexiones con transporte público entre ambas capitales. La Conselleria había estimado una circulación media de 9.000 vehículos diarios, aunque hasta que no estén construidas las variantes de Olot y Les Preses los vehículos pesados de transporte de mercancías de más de 7.500 quilos tendrán restringida su circulación.

ANEXO

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La estadística de tráfico del primer año en funcionamiento contabiliza cerca de 900.000 vehículos ligeros en días laborales, de lunes a viernes, y 368.803 en domingos y festivos. Los vehículos pesados superaron los 200.000 los laborables y los 150.000 en domingos y festivos. El promedio anual de IMD también refleja que es en fin de semana y festivos cuando la vía tiene más afluencia de turismos y vehículos ligeros. En domingos y festivos, cuenta con 5.786 vehículos de este tipo a diario, y los sábados 5.377, mientras que entre semana la IMD total es de 3.572 vehículos. Las obras del tramo, que tuvieron un coste de 308 millones de euros, empezaron en marzo de 2003. Tras las modificaciones que introdujo el Govern para minimizar su impacto en el entorno, en diciembre de 2007 se completó la perforación del túnel de Bracons.

3.‐ GEOLOGÍA E HIDROGEOLOGÍA El tramo discurre por el antepaís plegado del Pirineo Oriental (cuenca del Ebro). Los materiales sedimentarios que rellenan la cuenca son de edad Eocena, concretamente corresponden a los pisos Luteciense y Bartoniense inferior. El inicio del tramo se sitúa en la Plana de Vic, para alcanzar posteriormente el borde sur de la Cordillera Pirenaica, en su estructura más meridional, el anticlinal de Bellmunt. Esta estructura geológica genera las sierras de Llancers y Currull, atravesadas por el túnel de Bracons. De esta forma la traza recorre sucesivamente formaciones más antiguas, Puigsacalm medio, inferior, Bellmunt, Bracons, hasta llegar a la formación inferior Banyoles, que constituye el eje del anticlinal, próximo al emboquille nororiental del túnel.

3.1.‐ Estratigrafía De Sur a Norte, las formaciones de edad eocena atravesadas por el túnel son: ‐ Formación Puigsacalm medio (E5), compuesta por limolitas arenosas algo bioturbadas y muy monótonas, de coloración grisácea que se muestran homogéneas en cuanto al tamaño de grano, grado de cementación y fracturación. ‐ Formación Areniscas del Cubet (E4), que se puede dividir litológicamente en 3 unidades principales, esto es, de base a techo: areniscas con niveles de conglomerados y microconglomerados (E41); areniscas de grano medo a grueso estratificadas en bancos métricos (E42) y areniscas finas bioturbadas con niveles limolíticos y margosos intercalados (E43). ‐ Formación Bellmunt (E3), caracterizada por lutitas rojizas, areniscas e intercalaciones de conglomerados. ‐ Formación Bracons (E2), se compone litológicamente por areniscas grisáceas con intercalaciones margosas que se encuentran frecuentemente bioturbadas. El tramo con predominio areniscoso se denomina en el perfil como E2a.

ANEXO

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‐

Formación Banyolas (E1), constituyen el núcleo del anticlinal de Bellmunt, caracterizándose litológicamente como margas grises‐azuladas con intercalaciones limolíticas. Presentan una fracturación muy variable, desde niveles masivos, hasta zonas con fuerte esquistosidad de plano axial en las inmediaciones del eje del pliegue.

En la Figura 4 se muestra el perfil geológico del Túnel de Bracons.

Figura 4. Perfil geológico del Túnel de Bracons y leyenda.

ANEXO

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3.2.‐ Tectónica La zona de estudio corresponde al dominio estructural de la cuenca del antepaís del Ebro, caracterizada por un conjunto de pliegues y cabalgamientos que afectan a la serie sedimentaria de edad Eoceno medio y superior, depositada sintectónicamente en la orogenia alpina. La estructura más meridional del antepaís es el anticlinal de Bellmunt, con buzamiento en torno a los 40º, llegándose a encontrar en los materiales del núcleo, las margas de Banyolas, una incipiente esquistosidad subvertical, donde los planos de estratificación muestran superficies de deslizamiento capa a capa, relacionadas con el desarrollo del anticlinal, y que deforman la esquistosidad axial. Los buzamientos de los flancos del anticlinal se sitúan próximos a N‐S, indicando una compresión máxima horizontal SH con dirección N‐ S, con situaciones de K0>1 en el Eoceno. Posteriormente, ya en el Cuaternario, se desarrollan fallas normales con direcciones N‐S y hundimiento del bloque oriental que cortan la estructura anticlinal, manteniendo el esfuerzo horizontal máximo próximo a la dirección N‐ S, pero con situaciones de K0<1. El núcleo del anticlinal se ha visto fuertemente erosionado, de forma que los valores reales de la tensión vertical φ v han sido mayores a los teóricos, debido a las tensiones residuales generadas por la carga de las rocas ya erosionadas. Además de los condicionantes tectónicos, el estado tensional de la zona debe estar controlado localmente por la abrupta topografía existente.

3.3.‐ Campaña geológica‐ geotécnica En una primera fase se realizó una cartografía geológica de detalle a escala 1:2000 mediante recorridos por el campo y fotointerpretación, con el fin de realizar un perfil geológico preliminar del túnel, además de la realización de estaciones geomecánicas donde se obtuvo el índice RMR para cada formación en superficie. Una vez conocida someramente la estructura geológica y características geomecánicas de las formaciones existentes se diseñó la campaña propiamente dicha, resumida a continuación: ‐ Sondeos: se realizaron un total de diez sondeos mecánicos a rotación con recuperación de testigo, con profundidades que oscilan entre los 24,80 m y los 450 m, alcanzando una longitud total de 1.392 m perforados. En la testificación realizada se obtuvo sistemáticamente el R.Q.D., J30, RMR y Q de Barton, además de un muestreo representativo de las distintas formaciones y litotipos. En la Figura 5 se muestra una máquina de sondeos Longear 44, empleada para la perforación de los sondeos más profundos.

ANEXO

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Figura 5. Emplazamiento de la máquina de sondeos Longear 44, para sondeos de hasta 450 m de profundidad.

‐ Presio‐dilatometría: en el interior de los sondeos se realizaron veintidós ensayos presiométricos y dilatométricos, lo que permitió calcular el módulo elástico “in situ” del macizo rocoso para todas las formaciones y a diversas profundidades. ‐ Registro sónico de onda completa: la testificación geofísica en sondeo mediante sonda sónica de onda completa tiene por objeto determinar la distribución de las capas intersectadas por el sondeo a partir del estudio de las velocidades Vp y Vs que las caracterizan. A partir de estos valor se puede calcular el Coeficiente de Poisson y los módulos dinámicos del terreno investigado (Módulo de Corte, Módulo de Young y Módulo Volumétrico). Estos valores se han comparado con los módulos estáticos obtenidos en los ensayos presio‐dilatométricos. En las figuras 6 y 7 se muestra un momento de la realización de las diagrafías; así como un ejemplo del registro obtenido. ‐ Ensayos de hidrofracturación: dada la compleja historia tensional del macizo, descrita anteriormente, se estimó necesario realizar ensayos de hidrofracturación en el sondeo de 453 m a distintas profundidades, para definir no solo la orientación de las tensiones principales, sino también su magnitud.

ANEXO

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Figura 6. Introducción de la sonda sónica en uno de los sondeos.

Figura 7. Registro sónico de onda completa.

El ensayo de hidrofracturación consiste en introducir un sistema de doble obturación e inducir fracturas en el terreno, midiéndose la presión y caudal, a los cuales tiene lugar dichas fracturas. En las Fotografías 8 y 9 se muestran un momento en la ejecución de estos ensayos. En la Figura 10 se puede observar un esquema del equipo de hidrofracturación. El ensayo asume que la tensión menor horizontal (Sh) se sitúa perpendicularmente a las fracturas abiertas por la presión hidráulica (Psi). De este modo en el momento que se abre la fractura:

ANEXO

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Sh= Psi Calculando la tensión máxima horizontal (SH), mediante la expresión: SH= 3 Psi‐Pr‐Pp

Figura 8. Un momento de la realización de los ensayos de hidrofracturación.

Figura 9. Otro momento de la realización de los ensayos de hidrofracturación.

ANEXO

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Figura 10. Esquema del ensayo de hidrofracturación.

donde: Pr= presión hidráulica Pp= presión de poro en el macizo rocoso Una vez calculada la magnitud de los esfuerzos se determina la orientación de las juntas con un packer de impresión orientado respecto al norte magnético. El tensor de esfuerzos que afecta al macizo resulta ser:

Donde Sh y SH son el esfuerzo mínimo y máximo horizontal y Sv el esfuerzo vertical principal. La dirección de esfuerzo máximo horizontal SH es de N 116 + 20. En las Figura 11 se muestra el registro gráfico del ensayo realizado a 202, 5 m, mientras que en la Figura 12 se muestra el resultado final donde se aprecia la distribución del estado tensional natural en el rango de profundidades comprendido entre 150 y 450 MPa.

ANEXO

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Figura 11. Registro del ensayo realizado a 202, 5 m de profundidad, donde se aprecia una presión de cierre (shut‐in pressure) de 4,6 MPa.

‐ Sondeos eléctricos verticales (SEV): los sondeos eléctricos tienen por objetivo estudiar distribución de los materiales del subsuelo en la vertical del punto de medida, basándonos en la existencia de contrastes entre los valores de resistividad característicos de las diversas capas del terreno. Se realizaron cuatro S.E.V. con AB/2 entre 150 y 300 m, con los que se complementó la información estratigráfica obtenida en los sondeos mecánicos y se detectaron zonas de falla, cubriendo una profundidad de investigación de hasta 200 m.

Figura 12. Perfil de tensiones naturales obtenido en el sondeo S

ANEXO

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‐ Sísmica de refracción: la finalidad de las líneas sísmicas consiste en determinar el espesor del suelo, manto de alteración y posición del sustrato rocoso, mediante la velocidad de propagación de las ondas compresionales en estos medios. Se han realizado un total de ocho líneas sísmicas de refracción de 55 m de longitud, en las zonas de emboquille, donde la velocidad de las ondas sísmicas es un buen indicador de los espesores de los depósitos de recubrimiento que pueden existir. En la Figura 13 se observa la realización de una línea sísmica en el campo.

Figura 13. Equipo utilizado para la sísmica de refracción.

3.4.‐ Aspectos hidrogeológicos El macizo rocoso estudiado presenta una cierta permeabilidad de tipo secundario a favor de las fracturas. Como el patrón de fracturación varía sustancialmente entre distintas formaciones, pero se mantiene constante para una misma formación, el problema radica en conocer suficientemente las distintas permeabilidades y la posición del nivel freático a lo largo del túnel.

ANEXO

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En todos los sondeos perforados se instalaron piezómetros con lo que se pudieron medir los niveles freáticos y sus variaciones estacionales. Se han realizado diez ensayos tipo Lugeon, a profundidades comprendidas entre 38 y 202 m, con lo que se ha podido estimar la permeabilidad en ciertos tramos para cada formación. Mediante la comparación de la fracturación en los tramos indicados y la fracturación media de la formación (registrada en la testificación), y cotejando los resultados con los valores de permeabilidad obtenidos en los ensayo de hidrofracturación se ha estimado la permeabilidad media para cada formación, como se muestra en la tabla 1. Conociendo la permeabilidad y la posición del nivel freático se estimó la infiltración de agua en cada tramo del túnel, utilizando el método de Goodman. Tabla 1. Permeabilidad estimada de las formaciones presentes

FORMACIÓN

LITOLOGÍA

PERMEABILIDAD ESTIMADA (K) (m/s)

MARGAS DE BAÑOLAS

7.10‐8

ARENISCAS Y MARGAS

8.10‐7

CONGLOMERADOS, ARENISCAS Y LUTITAS

9.10‐7

ARENISCAS

5.10‐7

LIMOLITAS

3.10‐7

La divisoria regional de aguas se enclava en las citadas serranías de forma que el trazado al sur del túnel de Bracons se sitúa en la cuenca hidrográfica del Ter, atravesando el río Fornés, uno de sus afluentes. La mitad septentrional del túnel pertenece a la cuenca hidrográfica del Fluvià. El final del trazado discurre por la fosa tectónica de la Vall d'en Bas, compartimentada por fallas normales con orientación próxima a N‐S. La obra se desarrolla en un entorno de alta sensibilidad ambiental, atravesando la zona catalogada como Espacio de Interés Natural del Collsacabra. A este hecho hay que añadir un dilatado periodo de sequía que afecta a la región, que desemboca en la imposibilidad de obtener concesiones para el aprovechamiento temporal de las aguas superficiales más cercanas. En efecto, las series anuales pluviométricas recogidas en fase de estudio revelan un periodo de sequía pertinaz que coincide con la fase de ejecución de las obras. No obstante, las necesidades de los métodos empleados en la excavación del túnel y la galería de servicio requieren gran cantidad de agua, tal como se detalla en la tabla 1.

ANEXO

GEOTECNIA APLICADA A LA CONSTRUCCIÓN DE TÚNELES Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Tabla 2. Consumos diarios de agua

Operación Perforación del barrenado mediante Jumbo Fabricación de hormigón Perforación mediante tuneladora Otros (Riegos, limpieza de maquinaria...) TOTAL

Consumo diario 55 m3 20 m3 100 m3 35 m3 210 m3

No se incluyen los consumos de los hormigones de los revestimientos y pavimentos definitivos del túnel. La elevada repercusión de consumo de agua por metro lineal de túnel construido (entre 50 y 70 m3 de agua por metro de túnel construido) constituye un elemento de singular importancia medioambiental, comparable al consumo de determinadas poblaciones, y generalmente no considerado en las evoluciones ambientales estratégicas ni en los estudios de impacto ambiental. Por otro lado, los estudios hidrológicos de proyecto determinan una elevada cantidad de agua que podría aparecer en forma de filtraciones durante la excavación del túnel. A las propias aguas de infiltración se debe añadir la empleada en las distintas perforaciones que se llevan a cabo en la obra (perforación de barrenos, tuneladora, bulonado, etc.). Tal cantidad de agua mezclada con los finos que se producen genera un volumen importante de agua residual con elevada concentración de sólidos en suspensión. En promedio, en la obra se obtienen concentraciones de hasta 25.000 mg/litro, según ensayos previos realizados. Al mismo tiempo, el proceso de proyectado de hormigón fresco como sostenimiento y revestimiento del túnel produce una gran concentración de alcalinos que elevan el pH del agua con el que entran en contacto hasta valores de 13. Estos 2 parámetros en el agua que se obtiene a la salida del túnel obligan a plantear un sistema de depuración basado en la neutralización del efluente y en la decantación de los sólidos en suspensión, hasta conseguir valores admisibles para su vertido a cauce público dentro de los parámetros exigidos por la ley. Conscientes de la problemática, se decide dar solución a la doble dificultad planteada diseñando y construyendo un completa instalación de depuración y reutilización del agua residual que garantice los parámetros para el vertido y también las exigencias de la maquinaria de perforación. Las diferentes filtraciones de agua que van apareciendo durante la perforación se conducen mediante una cuneta lateral hasta el pozo de bombeo más cercano. Desde ahí se bombea en diferentes etapas hasta la entrada de la instalación de tratamiento de agua, donde se neutraliza el pH y se eliminan los sólidos en suspensión. Una vez depurada, el agua es bombeada hasta un depósito de reserva de 309 m3, desde donde será de nuevo bombeada mediante el grupo de presión hasta el túnel, la galería, o alguna de las aplicaciones auxiliares. Las filtraciones de más magnitud que van apareciendo se bombean directamente de forma

ANEXO

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independiente hasta el depósito de reserva, consiguiendo así derivar el agua antes de que pueda contaminarse con el material del túnel. Los lodos que se obtienen como residuo del sistema no pueden ser recibidos en un vertedero de residuos inertes, donde la humedad máxima permitida es el 65%, por lo que son bombeados hasta un filtro prensa para su deshidratación.

Figura 14. Diagrama de flujo del sistema de tratamiento de la Boca Norte del Túnel de Bracons

El sistema que se escoge para el tratamiento del agua consta de las siguientes fases:

Figura 15. Diagrama de flujo del sistema de tratamiento de la Boca Norte del Túnel de Bracons

A parte de las diferentes etapas de depuración, se instala un sistema de monitorización y control de los parámetros característicos del agua de salida.

ANEXO

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Tabla 3. Características principales de diseño Caudal de diseño 30 m3/h Caudal máximo 45 m3/h 25.000 Concentración de sólidos en suspensión pH entrada 11,5 18000 Sólidos secos al tratamiento Concentración de los lodos a la salida del >5% Sequedad de lodos a la salida del filtro prensa >40% 45.000 Masa de lodos deshidratados producida (40%) Por último, el agua depurada es dirigida a un depósito exterior de regulación donde es captada para los usos específicos de construcción. Dado que las aguas obtenidas no están previstas para el consumo humano, no se ha previsto su tratamiento posterior (cloración, nanofiltración y otros).

Figura 16. Decantador prefabricado de 8m de diámetro

ANEXO

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Figura 17. Esquema del sistema de tratamiento

3.5.‐ Caracterización del macizo rocoso En el Túnel de Bracons se han diferenciado seis litotipos correspondientes a la diferentes formaciones que aparecen. Para caracterizar mecánicamente estos materiales se ha partido de los resultados de los ensayos de laboratorio, con los cuales se han ajustado las envolventes de rotura con los criterios de Mohr‐ Coulomb y de Hoek‐ Brown, para la roca intacta. El número de ensayos realizados, sobre cada formación se recoge en la tabla 3. Tabla 3. Ensayos realizados

FORMACIÓN

COMPRESIÓN SIMPLE

COMPRESIÓN TRIAXIAL

BRASILEÑO

E1, Margas de Banyoles

E2, Formación Bracons

E3, Conglomerados de Bellmunt

E4, Areniscas de Cubet

E5, Puigsacalm medio, limolitas

ANEXO

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A partir de los resultados obtenidos en estos ensayos, se realizó una regresión lineal sobre los valores de σ1 y σ3 obtenidos que proporcionó los valores de los parámetros geomecánicos que se exponen en la tabla 4. Así mismo, en las Figuras 18 y 19 se incluyen gráficamente en el plano σ1 ‐ σ3 y, los resultados de los ajustes realizados para los litotipos de margas y lutitas, donde r2 es un valor entre 0 y 1 que expresa la bondad del ajuste y mi un parámetro dependiente de la litología que permitirá caracterizar el macizo rocoso. Los valores a nivel de roca intacta anteriormente expuestos se han minorado a nivel del macizo rocoso a través del índice RMR. Tabla 4. Parametros geomecanicos

HOEK‐BROWN LITOTIPO mi σ c e (MPa)

ci (Mpa)

Φi (º) σ c e (MPa)

E1 MARGAS 6,59

26,47

0,68

5,93

39,59

25,19

0,81

E2 LUTITAS Y 6,44 ARENISCAS

43,84

0,73

10,15

38,18

41,8

0,85

E3 LUTITAS 8,07

16,12

0,75

4,29

35,13

16,54

0,81

75,0

0,78

15,03

44,62

71,91

0,84

E4 ARENISCAS 20,73 59,69

0,56

9,01

55,04

57,23

0,53

E5 LIMOLITAS 7,3

0,43

9,62

43,08

44,34

0,61

E3 ARENISCAS 7

MOHR‐COULOMB

45,77

ANEXO

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Figura 18. Ajuste realizado sobre las margas.

Figura 19. Ajuste realizado sobre las lutitas

ANEXO

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Salvador Navarro Carrasco – Raúl Primitivo Ortiz Gómez – Juan Antonio Ruiz Marín Tabla 5. Caracterización del macizo rocoso

4.‐ TRABAJOS DE EXCAVACIÓN Había dos frentes de excavación no simultáneos. Los trabajos de perforación desde la boca sur finalizaron a final de julio de 2006. En esta primera fase de las obras, se perforaron 2.995 metros del total. La decisión de dar por terminadas las excavaciones en este sector en aquel momento fue puramente técnica para permitir disminuir el recorrido que realizaban los camiones para trasladar las piedras y la arena hasta el exterior. Las obras en el interior de la boca norte comenzaron en diciembre de 2005. La sección de excavación es de 120 m². En ambos frentes, se utilizó el método de excavación con jumbos de perforación y voladuras, con el nuevo método austriaco (NMA), en avances a sección completa, de longitud variable de 1,5 a 4 metros. Se utilizó un jumbo Atlas Copco XL3 C, un jumbo Atlas Copco WL3 C y un jumbo Atlas Copco 282 para las salidas de emergencia.

ANEXO

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Figura 20. jumbo Atlas Copco XL3 C

Los útiles de corte que perforaron los barrenos de mina fueron suministrados por Secoroc. Los explosivos fueron Goma 2‐ECO de Maxam. El sostenimiento utilizado consiste en bulones Swellex Mn 24 de longitud 3,6 m (en anchurones 5 m), hormigón proyectado de 35 MPa de resistencia a compresión y 700 J de resistencia a flexotracción (se adicionan 35 kg de fibras de acero Trefilarbed FE 65/35), acelerante BASF Delvocrete Activator S‐52, nanosílice Meyco MS 685 y superplastificante Glenium T802. En cuanto a robots de proyección, se ha dispuesto de dos unidades Putzmeister WKM 103 y un Sika PM‐500. También se instalaron cerchas TH‐29 y ocasionalmente HEB‐160.

Figura 21. Proyectadora Putzmeister WKM 103

ANEXO

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La retirada de los escombros se hizo con una pala CAT 966 y seis dúmpers articulados Volvo A‐25 (en cada uno de los dos frentes). El saneo se realizó con una giratoria Volvo EC‐250, equipada con martillo. El sistema de ventilación durante la obra consta, en el frente sur, de una unidad Zitrón ZVN1‐18‐200/4 de 200 kW, con tubería de ventilación de diámetro 2.500 mm y en el frente norte de dos unidades Zitrón ZVN1‐14‐ 90/4 de 90 kW, con tubería de ventilación de diámetro 2.000 mm. La planta de hormigón es una Teka THZ‐ 1500 con un rendimiento de 50 m³/h, acopio de áridos mediante estrella y remontador con dragalina, amasadora de 1 m³ y sistema de calentamiento de agua.

5.‐ GALERÍA DE EVACUACIÓN El proyecto comprende también una galería de evacuación paralela de unos 4.400 metros de longitud. Esta galería de socorro se ejecuta a partir de la boca norte con una tuneladora Robbins 1218‐304 de 4,40 m de diámetro de excavación, equipada por 30 cortadores de 17". La potencia de empuje de la cabeza de corte es de 750 kW. La evacuación del material excavado se efectúa con una cinta transportadora fabricada por Marti Technik, de un ancho de banda de 600 mm.

Figura 22. Vista del cabezal de corte de la tuneladora Robbins utilizada en la excavación de la galería de emergencia del Túnel de Bracons en Voanetes (Cataluña).

Para el desescombro se optó por una cinta transportadora, prácticamente indispensable en este rango de diámetros, para reducir el tráfico de trenes y no entorpecer el avance. El sistema es el mismo que el de las tuneladoras de gran diámetro, reducido a entre 500 y 600 mm de ancho, y, resulta absolutamente fiable y de gran beneficio. Especialmente teniendo en cuenta el poco mantenimiento y la ventaja de reducir al mínimo absoluto el número de trenes.

ANEXO

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Figura 23. Cinta transportadora empleada en elTúnel de Bracons.

Cada 400 metros, se comunica con el túnel a través de 11 salidas de emergencia, tres de las cuales son para paso de vehículos de emergencia y el resto peatonales. Los operarios emplean un acelerante BASF Alcali Free Meyco SA‐167. El sistema de ventilación de la tuneladora consiste en dos unidades Korfmann de 45 kW cada una, con tubería de ventilación de 1.000 mm de diámetro.

BIBLIOGRAFÍA

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COLEGIO OFICIAL DE INGENIEROS INDUSTRIALES DE MADRID. “Construcción: Primeros túneles”.

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