Geotecnia Aplicada A La Construcción De Túneles.pdf

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 

 

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PARTE I 

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

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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PARTE I 

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

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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PARTE I 

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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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PARTE I 

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

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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PARTE I 

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

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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PARTE I 

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

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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    

Jn 

parámetro para describir el número de familias de discontinuidad 

Jr 

parámetro para describir la rugosidad de las juntas 

Ja 

parámetro para describir la alteración de las juntas 

Jw 

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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    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 

3.  

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 

  y 

  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. 

 

PARTE I 

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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 

 

 y 

 se pueden obtener a partir de (22a) cuando 

: 

PARTE I 

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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 

  Es 

  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     

PARTE I 

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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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PARTE I 

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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   

 y 

. 

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 

 y 

 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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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 

 

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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   

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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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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 

 

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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

o

 

 

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

o

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

  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 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)  

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  

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

c

a

 

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). 

  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 (Figura 24).    

  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. 

  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 Figura  30).  

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

 

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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  presión en toda la sección del túnel, a la vez que los productos excavados puedan ser manejados a través  del  tornillo  de  desescombro.  En  la  figura  31  puede  apreciarse  una  visión  general  de  un  escudo  de  estas  características.   

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

  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 

 

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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.        

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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 

 y 

 para colapso y como 

 y 

 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” 

 

 

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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)       

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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)       

 y 

 para colapso y como 

 y 

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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:       

 y 

 son iguales a cero. Entonces 

 y 

 asociados a SII son:  

        (2.25)   • Para “blow‐out”:       

        Los coeficientes      • Para colapso:    

        (2.26)  

 y 

 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 

, 

 y 

  ,  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.  

 

 se 

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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”.     

 y 

 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” 

 

PARTE III 

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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    

 y 

 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 

, 

, 

 y 

o bien 

, 

, 

y 

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   

 y 

para el caso del “blow‐

PARTE III 

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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

 y 

 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 

, 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 

PARTE III 

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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.  

PARTE III 

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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   

PARTE III 

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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 

 (o 

) 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.   

 

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PARTE III 

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ANEXO INVESTIGACIÓN GEOTÉCNICA DEL TÚNEL DE BROTONS

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ÍNDICE DE CAPÍTULOS  1.‐ INTRODUCCIÓN............................................................................................................................................ 3  2.‐ ANTECEDENTES ............................................................................................................................................ 3  3.‐ GEOLOGÍA E HIDROGEOLOGÍA ...................................................................................................................... 6  3.1.‐ ESTRATIGRAFÍA .................................................................................................................................................... 6  3.2.‐ TECTÓNICA ......................................................................................................................................................... 8  3.3.‐ CAMPAÑA GEOLÓGICA‐ GEOTÉCNICA ........................................................................................................................ 8  3.4.‐ ASPECTOS HIDROGEOLÓGICOS .............................................................................................................................. 14  3.5.‐ CARACTERIZACIÓN DEL MACIZO ROCOSO ................................................................................................................. 19  4.‐ TRABAJOS DE EXCAVACIÓN ........................................................................................................................ 22  5.‐ GALERÍA DE EVACUACIÓN .......................................................................................................................... 24 

                                                               

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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 

                                 

 

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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   

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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   

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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.     

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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.     

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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. 

 

 

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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. 

 

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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.     

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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. 

 

 

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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.   

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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.   

 

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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) 

E1 

MARGAS DE BAÑOLAS 

7.10‐8 

E2 

ARENISCAS Y  MARGAS 

8.10‐7 

E3 

CONGLOMERADOS,  ARENISCAS Y LUTITAS 

9.10‐7 

E4 

ARENISCAS 

5.10‐7 

E5 

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.   

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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   

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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 

6 

4 

8 

E2, Formación Bracons 

10 

6 

6 

E3, Conglomerados de  Bellmunt 

8 

9 

6 

E4, Areniscas de Cubet 

4 

5 

2 

E5, Puigsacalm medio,  limolitas 

42 

13 

10 

 

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)

r2 

ci  (Mpa)

Φi (º)  σ c e (MPa) 

r2 

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 

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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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“Procedimientos 

constructivos”