Informe Tunel Bueno

3076-AX-EK-PC-07-ED2.DOCX ANEJO Nº 7. TÚNELES Y CAVERNA

ANEJO Nº 7.

TÚNELES Y CAVERNA

PROYECTO CONSTRUCTIVO DEL TRAMO DE ERMUA DE LA LINEA DE FERROCARRIL BILBAO – DONOSTIA


1. INTRODUCCIÓN 1 1.1. Objeto 1 1.2. Documentación consultada 1 1.3. Características de la obra en Proyecto 2 1.4. Características del terreno 2 1.5. Resumen de la caracterización geotécnica de materiales 3

2. SOSTENIMIENTO Y REVESTIMIENTO 5 2.1. Introducción 5

2.1.1. Hormigón proyectado: 6 2.1.2. Bulones: 7 2.1.3. Cerchas: 8 2.1.4. Tratamientos especiales: 9

2.2. Predimensionamiento mediante métodos empíricos 9 2.2.1. Clasificación de Bieniawski y recomendaciones de sostenimiento 10 2.2.2. Gráfico de recomendaciones de sostenimiento según Barton (2000) 12 2.2.3. Recomendaciones de sostenimiento según Romana (2000) 12 2.2.4. Recomendaciones de sostenimiento aplicadas a la Ampliación del

Metro de Bilbao por ETS 13 2.2.5. Propuesta de sostenimientos de ETS 14 2.2.6. Asignación de clases de terreno 14 2.2.7. Asignación de sostenimientos a cada clase de terreno 15 2.2.8. Sostenimiento de los tramos de emboquille 17 2.2.9. Propuesta de sostenimientos 20

2.3. Cálculo de estabilidad del frente de excavación 22 2.3.1. Introducción 22 2.3.2. Método de los conos de colapso a 180º. Espiral logarítmica 22 2.3.3. Teoremas del colapso plástico 27 2.3.4. Rotura parcial del frente 30 2.3.5. Conclusiones 30

3. TRAMIFICACIÓN DEL TÚNEL 31 3.1. Tramificación geológico-Geotécnica 31 3.2. Asignación de sostenimientos 31

4. CÁLCULOS DEL SOSTENIMIENTO Y REVESTIMIENTO MEDIANTE MÉTODOS NUMÉRICOS 32 4.1. Introducción 32 4.2. Modelo geológico y geotécnico 33

4.2.1. Introducción 33 4.2.2. Parámetros geotécnicos de los materiales 34

4.3. Hipótesis de partida y condiciones de contorno 37 4.4. Estimación del efecto de confinamiento del frente 38 4.5. Proceso de cálculo 39 4.6. Resultados de los cálculos numéricos 40

4.6.1. Fase de avance 40 4.6.2. Fase de destroza 40 4.6.3. Revestimiento 40 4.6.4. Calidad mínima del hormigón de revestimiento 41

4.7. Comprobación del sostenimiento con cálculos cinemáticos 42 4.7.1. Introducción 42 4.7.2. Dominio Formación G. PK 4+200 – 4+438 44




4.7.3. Dominio Formación C. PK 4+765 – 4+846 45 4.7.4. Dominio Formación B - B1. PK 4+850 – 5+087 46 4.7.5. Dominio Formación A. PK 5+087 – 5+210 47 4.7.6. Conclusión de los cálculos cinemáticos 48

4.8. Estimación de las filtraciones 49 4.8.1. Infiltraciones durante la obra 49 4.8.2. Infiltraciones durante la vida útil 50

5. AUSCULTACIÓN 51 5.1. INTRODUCCIÓN 51 5.2. Movimientos inducidos POR la excavación 52 5.3. características básicas de la auscultación 53 5.4. ELEMENTOS A CONTROLAR 54

5.4.1. Introducción 54 5.4.2. Comportamiento de la propia obra. Excavaciones en mina 54 5.4.3. Influencia del entorno 55

5.5. AUSCULTACIÓN DE LA PROPIA OBRA. CONTROL DE LOS ELEMENTOS DEL TÚNEL 56 5.5.1. Introducción 56 5.5.2. Convergencias en el interior del túnel 56 5.5.3. Cargas sobre elementos estructurales 57

APÉNDICE 1. CÁLCULOS NUMÉRICOS

APÉNDICE 2. CÁLCULOS CINEMÁTICOS


1. INTRODUCCIÓN

1.1. OBJETO

En este documento se incluyen las recomendaciones elaboradas para el túnel de Ermua, incluido en el Proyecto de Construcción del tramo de Ermua, en la línea de ferrocarril Bilbao – Donostia.

En el Anejo de Geología y Geotecnia del presente Proyecto se presenta toda la documentación del tramo en mina (planta y perfil geológico geotécnico, registro de la investigación procedente de estudios anteriores e investigación específica efectuada, ensayos in-situ y de laboratorio, etc.). En el documento Planos del Proyecto se recogen las secciones tipo del túnel, la definición de los sostenimientos y tratamientos especiales previstos y el perfil longitudinal que incluye la información sobre la tramificación en forma de guitarra.

Dentro de la actuación prevista, en el presente Anejo se incluye el desarrollo de las siguientes actuaciones:

• Túnel de Ermua

• Ramal de maniobras

• Caverna de entronque entre el túnel y el ramal de maniobras

1.2. DOCUMENTACIÓN CONSULTADA

Como documentación fundamental de partida se ha contado con el Estudio Informativo de la variante de trazado del tramo Zaldivar – Ermua (2009), así como con el Proyecto de Trazado de la variante de Ermua (2009).

Se ha contado con la investigación geotécnica del Estudio Geotécnico del Paso Inferior de la Estación de Ermua, redactado en 2003.

Para el desarrollo del presente proyecto, se ha contado con numerosas referencias bibliográficas y experiencias constructivas procedentes de los importantes trabajos realizados en los últimos años en la construcción de tramos de Euskotren, así como la ampliación del Metro de Bilbao. Como documentación de referencia se ha empleado, entre otros, la siguiente documentación:

• Proyecto constructivo de desdoblamiento de la línea Lasarte – Hendaia de Euskotren. Tramo Loiola – Herrera.

• Proyecto de construcción del Metro de Bilbao, tramo: Portugalete – Santurtzi.

• Proyecto de construcción del cañón de Mamariga, dentro de la ampliación del Metro de Bilbao.

• Manual de Túneles y Obras Subterráneas, coordinado por Carlos López Jimeno (1997).

• Artículo de José Ramón Madinaveitia Foronda titulado Metro de Bilbao, ayer problemas, hoy anécdotas, incluido en el Número 42 de la Revista de Obras Públicas, “Ingeniería Subterránea I”.

• Artículo Paraguas de micropilotes en la construcción de túneles, preparado por personal de SITE e incluido en el capítulo 10, tomo 5 de INGEOTÚNEL.

• Instrucción sobre seguridad en túneles ferroviarios (ISTF-2005)

• IOS-98, actualmente derogada pero como marco de referencia para aclarar determinados aspectos

PROYECTO CONSTRUCTIVO DEL TRAMO DE ERMUA DE LA LINEA DE FERROCARRIL BILBAO – DONOSTIA 1


1.3. CARACTERÍSTICAS DE LA OBRA EN PROYECTO

El trazado de la variante del EUSKOTREN en el entorno de Ermua comprende la ejecución de un túnel en mina, consistente en un único tubo de doble vía con una longitud de unos 993 m de longitud. Esta obra subterránea está comprendida entre el PK 4+193 (emboquille sur o lado Zaldibar) y el PK 5+186 (emboquille norte o lado Ermua).

El estudio de los emboquilles se incluye en el Anejo 4, Geología y geotecnia del presente Proyecto.

La montera del túnel oscila entre 20 m y 70 m. Los valores mínimos de montera se sitúan en el entorno del PK 4+400 y 4+820. En ambos puntos se ha realizado investigación específica durante la elaboración del presente Proyecto de Construcción. En el entorno del PK 4+400, la roca se encuentra fracturada y moderadamente meteorizada, y se han cartografiado en superficie suelos coluviales con espesor superior a los 3 m. En el entorno del PK 4+820, se atraviesan calizas sanas, si bien se ha cartografiado una vaguada con suelos coluviales de espesor inferior a los 3 m.

Como punto singular en el trazado del túnel, se presenta la intersección del ramal de maniobras con el túnel, en el PK 5+100. En este punto se atraviesan alternancias de calizas y margas del Cretácico. Se cuenta con la información del sondeo S-7, procedente de la investigación del Estudio Informativo. Este tramo se ejecuta mediante un ensanchamiento de la sección hasta que permita la salida del túnel de vía sencilla en fondo de saco para maniobras. La anchura libre máxima de la sección de entronque es de unos 16 m.

1.4. CARACTERÍSTICAS DEL TERRENO

Los resultados de los trabajos de campo que permiten caracterizar los terrenos que deben ser excavados para construir el túnel y el resto de las unidades de obra, son objeto del Anejo 4 Geología y geotecnia de este Proyecto.

En dicho Anejo se detallan las características de los terrenos que se encontrarán a lo largo de las excavaciones, así como la tramificación propuesta del mismo. En este apartado, se resumen las características fundamentales del macizo rocoso atravesado.

El túnel en mina atraviesa dos dominios geotécnicos diferenciados.

En el primer tramo, entre el emboquille sur (PK 4+190) y el PK 4+540, se atraviesan materiales terciarios del Flysch detrítico calcáreo, compuestos por calizas, areniscas, lutitas y margas.

A partir del PK 4+540 y hasta el emboquille norte (PK 5+190), se atraviesan materiales cretácicos del Flysch detrítico calcáreo.



En el siguiente cuadro se incluye un resumen de las formaciones atravesadas por el túnel de Ermua: EDAD

UNIDAD FORMACIÓN NOMENCLATURA

A B

Terc

iario

Pal

eoce

no -

Eoce

no

Flysch detrítico calcáreo Terciario

Alternancia de calizas arenosas, calizas arcillosas y margas. 386

G

Arenisca calcárea y calizas arenosas. F Lutitas con escasas pasadas de arenisca. 395 E Calizas arenosas. 395 D1

C

RE

TÁC

ICO

S

UP

ER

IOR

Flysch detrítico calcáreo Cretácico

Calizas margosas con intercalaciones de margas 386 D

Margas lajosas y nodulosas. C Alternancia de calizas arenosas y margas. 386 B Calizas estratificadas B1 Alternancia de calizas, calizas arenosas y margas. 274 A

NOTA (Nomenclatura):

A: Denominación empleada en el Estudio informativo del tramo Zaldivar – Ermua de octubre 2009.

B: Denominación empleada en el presente Proyecto Constructivo.

1.5. RESUMEN DE LA CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA DE MATERIALES

En la siguiente tabla se indican los valores de los parámetros geotécnicos obtenidos según el apartado de caracterización geotécnica de materiales del Anejo 4.

FORMACIÓN A B y B1, C y D E, F y G

LITOLOGÍA

Flysch Cretácico (Calizas, calizas

arenosas y margas)

Calizas, calizas margosas y

margas

Flysch detrítico calcáreo.

Terciario (RMR > 50)

Flysch detrítico calcáreo.

Terciario (Falla)

Densidad aparente (kN/m3) 27,3 26,67 26,65 26,65 σci (MPa) 23,5 16,5 30 25 σcm (MPa) 2,7 2,2 3,5 1,2 σti (MPa) 7,5 5,4 0,07 0,006 E (MPa) 3.550 4.000 3.660 630

ν 0,28 0,30 0,27 0,27 c’ (kPa) 230 290 310 110

φ' (º) 44 38 42 29 GSI 46 50 43 14



Donde:

σci: Resistencia a compresión simple de la matriz rocosa sana, evaluada a partir del ajuste realizado por la aplicación informática ROCLAB del criterio de rotura de Hoek-Brown

σti: Resistencia a tracción de la matriz rocosa sana, evaluada a partir del ajuste realizado por la aplicación informática ROCLAB del criterio de rotura de Hoek-Brown

Como se detalla en dicho Anejo 4, Geología y geotecnia, para tener una visión general de las características que presentan estos macizos rocosos, se han utilizado fundamentalmente las clasificaciones geomecánicas de Barton (Q) y Bieniawski (RMR).

Paralelamente, se ha definido el índice GSI de Hoek con el fin de intentar cuantificar el comportamiento del macizo rocoso.

De acuerdo con esto, en el cuadro siguiente se presentan los criterios adoptados en Proyecto para diferenciar las distintas clases de terreno afectadas por la excavación:

CLASE DE TERRENO RMR Q GSI

A ≥ 70 ≥ 16 ≥ 65 B 55 – 69 3,0 – 16 50 – 64 C 45 – 54 1,2 – 3,0 40 – 49 D 30 – 44 0,21 – 1,2 25 – 39 E < 30 (y falla) < 0,21 < 25

Para cada una de estas clases de terreno se ha previsto un sostenimiento distinto, del siguiente modo:

Clase A Sostenimiento Tipo S-I

Clase B Sostenimiento Tipo S-II

Clase C Sostenimiento Tipo S-III

Clase D Sostenimiento Tipo S-IV

Clase E Sostenimiento Tipo S-V

De cara a los diferentes cálculos que se han desarrollado a lo largo del proyecto, se han tomado los siguientes valores de cálculo para el índice GSI:

DESCRIPCIÓN CLASE DE TERRENO

Roca sana A Roca sana y poco fracturada. Corresponde a las zonas más sanas B

Roca sana y fracturada. C Roca alterada y fracturada. Corresponde con las zonas alteradas y

fracturadas D

Zona de falla. Corresponde con zona de limolita muy tectonizada y alterada, con comportamiento similar al de un suelo E



Únicamente se han realizado cálculos numéricos en las secciones más pesadas, que presentan un mayor riesgo geológico geotécnico. Se incluye la caracterización geotécnica de los materiales para las clases de terreno C, D y E.

En la siguiente tabla se resumen los parámetros recomendados para la realización de los cálculos justificados para las diferentes formaciones y litotipos diferenciados.

CLASE DE TERRENO GSI γap (kN/m3) c (kPa) Φ σt (kPa) n Em (MPa)

C 40 27,3 290 42 68 0,28 3.500

D 30 26,7 230 38 68 0,28 2.000

E < 30 26 110 29 6,4 0,27 630

2. SOSTENIMIENTO Y REVESTIMIENTO

2.1. INTRODUCCIÓN

En el diseño de los sostenimientos primarios de los túneles, se han diferenciado varias secciones, que abarcan desde los terrenos de mejor calidad, hasta los más débiles. El sostenimiento se ha proyectado siguiendo la filosofía del llamado Nuevo Método Austríaco (NATM, New Austrian Tunneling Method, según la terminología Internacional).

El sostenimiento tiene como misión principal evitar que el terreno pierda propiedades por efecto del proceso constructivo, dándole cierto confinamiento. Sólo en segundo lugar se sitúa la capacidad resistente del sostenimiento, que es muy pequeña comparada con las grandes tensiones que pueden existir en el interior de los macizos rocosos.

El Nuevo Método Austríaco prevé la instalación de un sostenimiento primario que sigue inmediatamente a la excavación y saneo del avance. La finalidad de este sostenimiento no es la de impedir la deformación de la cavidad, lo que conduciría, en general, a soportar grandes empujes, sino a preservar y aumentar en lo necesario las propias características resistentes del macizo. De esta forma, la cavidad puede alcanzar un nuevo estado de equilibrio aprovechando la totalidad de sus propios recursos.

En aquellos tramos donde la roca se presente intensamente fracturada y/o meteorizada o se excave en zonas poco cohesivas, será preciso plantear tratamientos especiales para favorecer la estabilidad del frente y del perímetro excavado (paraguas de micropilotes, pata de elefante, excavación a sección partida, gunitado del frente de excavación, etc)

Para reducir y controlar las subsidencias sobre el terreno natural en superficie y evitar las afecciones a las construcciones sobre el túnel, se ha previsto un sostenimiento rígido, reforzado con paraguas de micropilotes y cerchas, en los tramos donde se presenta roca meteorizada sobre la clave.

Un elemento inherente a la correcta aplicación del método es la auscultación de la excavación. La información proporcionada por los instrumentos, instalados inmediatamente al tiempo en el que se va ejecutando el sostenimiento, permite vigilar el comportamiento de la cavidad y corregir las deficiencias y excesos del sostenimiento empleado. Esta posibilidad hace del Nuevo Método Austríaco un sistema flexible y adaptable a cualquier circunstancia.



Consecuentemente con lo anterior, los sostenimientos propuestos en la fase del proyecto deben ser continuamente ajustados, durante la etapa de construcción, a las condiciones reales del macizo rocoso. Ello permite, por una parte, optimizar la aplicación de los sostenimientos colocados, adaptando así las previsiones del proyecto a la realidad encontrada al excavar el túnel, y por otra, realizar el refuerzo del sostenimiento inicialmente colocado en los casos donde éste ha podido resultar insuficiente, con el fin de garantizar completamente la estabilidad y seguridad de la sección excavada.

El sostenimiento se ha proyectado para que pueda soportar las cargas del terreno durante la ejecución del túnel. Asimismo, el Nuevo Método Austríaco permite reforzar el sostenimiento en los casos en que los resultados de los métodos de auscultación del túnel lo aconsejan. Por ello, en principio, no es necesario construir el revestimiento tras el sostenimiento con otro condicionante que reducir al mínimo el período de construcción del túnel. Sin embargo, deberá comprobarse durante todo el período de construcción del túnel que el comportamiento del sostenimiento es satisfactorio y que, en consecuencia, no es necesario adelantar la construcción del revestimiento.

En el Nuevo Método Austriaco de Construcción de Túneles, los elementos generalmente usados para el sostenimiento de las excavaciones subterráneas en roca son dos: hormigón proyectado y bulones. Además se utilizan otros elementos para atravesar zonas de mala calidad: cerchas metálicas, paraguas, enfilajes, chapas Bernold, inyecciones, drenajes, etc.

2.1.1. Hormigón proyectado:

Tiene dos efectos principales:

• Sellar la superficie de la roca, cerrando las juntas, evitando la decompresión y la alteración de

la roca.

• El anillo de hormigón proyectado desarrolla una resistencia inicial que trabaja como lámina,

resistiendo las cargas que le transmite la roca al deformarse.

Una vez terminadas las labores de desescombro y saneo, es conveniente aplicar, en el menor tiempo posible, una primera capa de sellado. Esta capa de sellado tiene como misión garantizar a corto plazo la estabilidad de la sección, evitando con ello los fenómenos de venteo y alteración que pudieran originar desprendimientos de fragmentos en la zona de trabajo.

Una vez concluidos los trabajos de colocación del resto de elementos de sostenimiento, se procederá a proyectar por capas el resto del hormigón proyectado, hasta conseguir el espesor mínimo propuesto para cada tipo de sostenimiento. Se tendrá en cuenta que el espesor máximo de una capa de hormigón ejecutada en una sola fase no podrá exceder de 10 cm.

La puesta en obra se realizará con un robot de gunitado por vía húmeda y flujo denso de alto rendimiento, ya que la longitud del perímetro de la sección obliga a utilizar una máquina de gran capacidad, para no alargar en exceso los ciclos de trabajo. El abastecimiento de hormigón se realizará con cubas de hormigón convencionales. La calidad del hormigón proyectado es H/MP/30.

Para alcanzar una mayor capacidad resistente a flexo-tracción, se reforzará el hormigón proyectado con fibras. Éstas tienen el efecto adicional de permitir gunitar mayores espesores en una sola operación, lo que agiliza la colocación del sostenimiento y de disminuir el rechazo.

En principio, el tipo de fibra propuesta es fibra de acero de tipo DRAMIX ZP 30/0.60 con una dosificación de fibras de 50 kg/m3. Alternativamente, se podría utilizar fibras de tipo plástico, siempre que el tipo y la dosificación utilizada otorguen al hormigón proyectado características similares a las prescritas para la fibra de acero.



Las ventajas de las fibras plásticas sobre las de acero son principalmente:

• Mayores resistencias para dosificaciones similares.

• Confiere una mayor velocidad de maduración al hormigón proyectado.

• Reduce drásticamente el desgaste de la maquinaria de gunitado.

Como alternativa al hormigón proyectado reforzado con fibras, se puede plantear la utilización de mallazo convencional. En este caso, la distancia entre la malla de acero y la pared (terreno o capa de hormigón proyectado) deberá estar comprendida entre 2 y 7 cm. La última capa de mallazo del sostenimiento deberá estar recubierta con un espesor mínimo de 3 cm de hormigón proyectado.

Para la colocación de mallazo electrosoldado, se empleará una capa de mallazo para espesores de hormigón proyectado inferiores a 15 cm, y doble capa en sostenimientos con mayores espesores de hormigón proyectado. El tipo de mallazo a utilizar será 150x150x6 mm.

2.1.2. Bulones:

Son elementos lineales de refuerzo que se colocan dentro de un taladro efectuado en el seno de la roca. Cosen las juntas de la roca, impidiendo que cuñas y bloques puedan deslizar a favor de las fracturas. Por otra parte, los bulones tienen un efecto de confinamiento de la roca, consiguiendo absorber las tracciones que aparecen en el terreno e impidiendo la aparición de zonas decomprimidas.

El bulonado se colocará inmediatamente después de la proyección de la primera capa de gunita, a la menor distancia del frente de excavación posible. No se continuará con la excavación del túnel hasta que se haya completado el bulonado de la sección excavada en el pase anterior.

Dado el tipo de bulones a utilizar, la placa de carga del bulón se colocará simultáneamente a su instalación. Si por cualquier circunstancia, una vez instalado el sostenimiento, aparecieran evidencias de fallos en el sistema de sostenimiento (como por ejemplo fisuras en el hormigón proyectado), se instalarán bulones adicionales en la zona de forma que abarquen la totalidad del anillo de sostenimiento. De esta forma se consigue una mejora en el comportamiento de todo el conjunto de elementos que constituyen el sistema de sostenimiento.

Para la perforación de los barrenos donde se colocarán los bulones, se puede emplear una máquina bulonadora o un jumbo. La cuadrícula de bulonado se realizará al tresbolillo, con objeto de cubrir mejor toda la superficie.

De entre los distintos tipos de bulones, se ha previsto la utilización de bulones de expansión, en las secciones tipo más ligeras (S-I, S-II, S-III y S-IV) y bulones autoperforantes en las secciones tipo más pesadas (S-V y S-E, emboquille).

Las ventajas de los bulones de expansión son las siguientes:

• Rapidez de colocación, que permite al personal estar menos tiempo debajo de la zona de

anclaje y situarse algo más alejados de la zona de desprendimientos, al utilizar para el inflado

del bulón una lanza de 1,5 m de longitud.

• Rapidez de actuación del bulón de expansión frente a otros sistemas de fraguado más lento

que asegura que el bulón está actuando desde el mismo momento de su colocación.

• Capacidad de actuación en terrenos de mala calidad, frente a los cartuchos de resina o

cemento, evitando la necesidad de utilizar inyección.



• Capacidad de absorber deformaciones hasta del 15% de elongación

Toda esta serie de ventajas se traduce en una mayor seguridad de colocación y un mayor rendimiento.

Los bulones de expansión deberán tener una carga de rotura mínima de 110 kN.

Los bulones de expansión se inflarán a una presión de agua de 30 MPa, dando como resultado un inmediato anclaje mecánico radial, y por fricción axial, en toda la longitud del perno, adaptando su forma a las irregularidades de las paredes de los taladros y convirtiendo su entorno en una parte integral del arco de roca portante del sostenimiento.

En los terrenos de peor calidad geotécnica (tramos de falla y roca meteorizada), se deberán emplear bulones autoperforantes de medidas 30/16, e inyectados con lechada de cemento. Estos bulones autoperforantes deberán tener una carga mínima de 100 kN.

La longitud mínima de los bulones a emplear será de 4 metros en las secciones de túnel general, 2 m en el mango de maniobras y 6 m en la sección de entronque con el mango de maniobras (S-ESP), debido a la gran luz libre de la sección.

Como alternativa a los bulones anteriormente descritos, cuando el taladro se mantenga durante el tiempo necesario para la colocación del bulón sin que se produzcan sobreanchos apreciables, se podrán emplear bulones de acero corrugado. Estos bulones, cuando sustituyan a los bulones autoperforantes en el cosido de los pies de cercha al terreno, podrán ser pasivos. Cuando sustituyan a los bulones de expansión deberán ser activos. Se utilizarán bulones de las mismas longitudes y resistencia equivalente que los previstos en la tipología de bulones de expansión. Las barras serán corrugadas de acero de alta adherencia y alto límite elástico B-500S. Para la instalación de estos bulones se deberán emplear resinas encartuchadas.

La posible sustitución de los bulones de expansión por bulones de acero corrugado deberá garantizar una resistencia a tracción no inferior a los bulones inicialmente previstos, en el siguiente cuadro se indican las resistencias mínimas que deberán exigirse a los bulones de acero corrugado:

Secciones tipo Bulonado previsto Resistencia mínima Diámetro de la barra equivalente

S-I, S-II, S-III, S-IV, S-ESP, S-R Expansión 110 kN φ 25 mm

S-V, S-E Autoperforante 30/16 100 kN φ 25 mm

2.1.3. Cerchas:

Las cerchas aportan rigidez al sostenimiento, colaborando con el hormigón proyectado. Tienen la ventaja de que su resistencia inicial es ya definitiva; siempre que se asegure el contacto entre el terreno y la cercha.

Dependiendo de las necesidades portantes que se necesiten se utilizarán dos tipos de cerchas en los túneles: ligeras TH-21 y medias TH-29.

En las secciones de sostenimiento en las que se ha previsto la instalación de cerchas, éstas deberán quedar arriostradas longitudinalmente mediante tresillones constituidos por redondos de acero de 20 mm, soldados a las cerchas, o mediante perfiles laminados de pequeña sección. Los huecos existentes entre las cerchas y el terreno se deberán rellenar con hormigón proyectado. Asimismo, cuando no se



emplee chapa Bernold, las cerchas deberán quedar recubiertas por un espesor mínimo de 3 cm de gunita.

En la caverna, se ha previsto como medidas especiales, el apoyo de las cerchas en avance en “pata de elefante” con el fin de proporcionar un mejor apoyo y evitar fenómenos de hincamiento.

2.1.4. Tratamientos especiales:

Cuando se atraviesen zonas donde el terreno en clave es de peor calidad (fallas, zonas fracturadas y/o meteorizadas), es preciso complementar los sostenimientos mediante métodos complementarios:

• Estabilización de la clave: enfilaje de bulones y paraguas pesados (tubos) de micropilotes.

• Reducción de las tensiones transmitidas por el sostenimiento sobre el terreno en la fase de

avance (pata de elefante).

• Estabilización del frente: machón central, sellado del frente.

Los tratamientos se colocarán según Planos o bien, donde las condiciones de estabilidad del terreno hagan necesario la necesidad de refuerzos.

2.2. PREDIMENSIONAMIENTO MEDIANTE MÉTODOS EMPÍRICOS

Para realizar una primera estimación de las necesidades de sostenimiento que presentará la excavación, se ha recurrido a métodos empíricos de diseño, como son las recomendaciones de Bieniawski y Barton, esta última, actualizada en el año 2000. También se ha utilizado la clasificación de Romana (2000), que supone una actualización y particularización de las anteriores a las costumbres y usos de los túneles realizados en nuestro país. Se incluyen también las recomendaciones de ETS para el predimensionamiento de los sostenimientos a aplicar en los Proyectos del Metro de Bilbao. Las recomendaciones citadas se incluyen a continuación.



2.2.1. Clasificación de Bieniawski y recomendaciones de sostenimiento


3076-AX-EK-PC-07-ED1.DOC ANEJO Nº 7. TÚNELES Y CAVERNA


3076-A

PROY

2.2.2

2.2.3

AX-EK-PC-07-E

YECTO CONSTR

2. Gráfico d

3. Recome

ED2.DOCX

RUCTIVO DEL

de recome

endaciones

TRAMO DE ER

endaciones

s de sosten

RMUA DE LA L

s de sosten

nimiento se

LINEA DE FERR

nimiento se

egún Roma

ANEJO

ROCARRIL BIL

egún Barto

ana (2000)

O Nº 7. TÚNELE

LBAO – DONOS

on (2000)

ES Y CAVERNA

STIA 1

A

12

3076-A

PROY

2.2.4Bilba

Se isoste

Estasfunció

En elzona

AX-EK-PC-07-E

YECTO CONSTR

4. Recomeao por ETS

ncluyen a enimientos pa

s recomendaón de los sig

l caso que nde conexión

ED2.DOCX

RUCTIVO DEL

endacionesS

continuacióara la constr

aciones tieneguientes gráf

os ocupa, eln con el rama

TRAMO DE ER

s de soste

n las recorucción del M

en en cuentaficos:

l túnel de línal de maniob

RMUA DE LA L

enimiento

omendacioneMetro de Bilba

a la dimens

ea, de unos bras se englo

LINEA DE FERR

aplicadas

es emitidas ao.

ión de la exc

8 m de luz obaría en el G

ANEJO

ROCARRIL BIL

a la Amp

por ETS

cavación, cla

libre, se engGrupo 4.

O Nº 7. TÚNELE

LBAO – DONOS

pliación de

para la as

asificándola

globaría en e

ES Y CAVERNA

STIA 1

el Metro d

signación d

en grupos e

el Grupo 3. L

A

13

e

de

en

La


2.2.5. Propuesta de sostenimientos de ETS

En el siguiente cuadro se incluyen las recomendaciones de ETS para la asignación de sostenimientos tipo en túnel de línea.

2.2.6. Asignación de clases de terreno

Según la tramificación incluida en el apartado 3. se han establecido cinco clases de terreno, A, B, C, D y E, (que se han descrito con anterioridad), a las que se han asignado secciones de sostenimiento, S-I, S-II, S-III, S-IV y S-V. En el cuadro siguiente se resumen los terrenos tipo reconocidos y sus intervalos de variación de Q, RMR y GSI, para una montera tipo entre 20-70 m.



Adicionalmente a estas clases de terreno se han definido dos secciones tipo complementarias, una para su aplicación en los tramos de emboquille y otra para la sección en la que se encuentra el entronque con la vía de maniobras.


A ≥ 70 ≥ 16 ≥ 65 B 55 – 69 3,0 – 16 50 – 64 C 45 – 54 1,2 – 3,0 40 – 49 D 30 – 44 0,21 – 1,2 25 – 39 E < 30 (y falla) < 0,21 < 25

2.2.7. Asignación de sostenimientos a cada clase de terreno

A partir de estas clases de terreno, se han predimensionado los sostenimientos tipo que mayor presencia tienen en el túnel, para el rango de RMR inferior a 45. Para ello se han empleado los métodos empíricos propuestos por Barton, Bieniawski y Romana. Para los sostenimientos más ligeros, únicamente se han seguido las recomendaciones de sostenimientos de ETS.

En los siguientes cuadros se presentan las recomendaciones de cada autor para cada clase de terreno considerado.

Para el terreno clase E (con un RMR < 30), se tiene en cuenta un dimensionamiento pesado del sostenimiento, puesto que se trata de un material intensamente fracturado y/o meteorizado, con comportamiento tipo suelo. Por tanto, se establece un predimensionamiento teniendo en cuenta un valor RMR = 20, y se realizarán cálculos numéricos específicos para confirmar la validez de los sostenimientos previstos. Además se plantearán tratamientos especiales ejecutados desde el propio túnel.

CLASE TERRENO

Q SOSTENIMIENTO BARTON (2000)

Bóveda y hastiales

C 1,2 – 3,0 B: L = 3 m, malla 3 x 3 m S = 5 cm

D 0,21 – 1,2 B: L = 3 m, malla 2 x 2 m Sfr = 12 cm

E < 0,21 B: L = 3 m, malla 1,7 x 1,7 m Sfr = 15 cm Cerchas



CLASE

TERRENO RMR SOSTENIMIENTO BIENIAWSKI (1989)

C 45 – 54 B: malla 1,5 x 3 m Gunitado: 10 cm bóveda, Mallazo electrosoldado Longitud de pase: 3 m

D 30 – 44

B: malla 1,5 x 1,0 m Gunitado: 15 cm bóveda, Mallazo electrosoldado Cerchas: Ligeras, espaciadas 1,5 m Longitud de pase: 1,5 m

E <30 (y falla) Gunitado: 20 cm, Mallazo electrosoldado Cerchas: Pesadas, espaciadas 1 m Contrabóveda, Paraguas de micropilotes

CLASE

TERRENO RMR SOSTENIMIENTO ROMANA (2000)

C 45 – 54 B: L = 4 m, malla 1,0 x 1,5 m. Gunitado: 12 a 20 cm, con capa de sellado. Con fibras. Longitud de pase: 3 m

D 30 – 44

B: L = 4 m, malla 1,0 x 1,0 m. Gunitado: 20 cm a 30 cm, con capa de sellado. Con fibras. Cerchas ligeras: TH-29, espaciadas 1,0 m Longitud de pase: 1 m

E <30 (y falla)

Gunitado: 30 cm a 40 cm, capa de sellado + 3 capas. Dos capas de mallazo electrosoldado. Cerchas: HEB, espaciadas 0,75 m Longitud de pase: 0,75 m Medidas especiales: Chapa Bernold, Paraguas de tubos en clave.

CLASE

TERRENO RMR PROPUESTA ETS

A ≥ 70 B: L = 3 m, malla 2 x 2 m Gunitado: 5 cm Longitud de pase: 4,5 m

B 55 – 69 B: L = 3 m, malla 2 x 2 m Gunitado: 8 cm Longitud de pase: 3,0 m

C 45 – 54

B: L = 3 m, malla 1,5 x 1,5 m Gunitado: 12 cm Mallazo: #6x150x150 mm Longitud de pase: 2,5 m




CLASE TERRENO

RMR PROPUESTA ETS

D 30 – 44

B: L = 3 m, malla 1,5 x 1,0 m Gunitado: 18 cm Mallazo: 2# 6x150x150 mm Cerchas ligeras: TH-21, espaciadas 1,0 m Longitud de pase: 1,8 m

E <30 (y falla)

B: L = 4 m, malla 1,0 x 1,0 m Gunitado: 18 cm Mallazo: 2# 6x150x150 mm Cerchas: HEB-180, espaciadas 1,0 m Longitud de pase: 1,5 m Medidas especiales: Enfilaje de bulones ocasional de hormigón corrugado (32 mm, L = 6 m, 10 ud)

Grupo 4 (intersección

con vía de maniobra)

37 B: L = 6 m, malla 1,0 x 1,0 m Gunitado: 25 cm Mallazo: 2# 6x150x150 mm

Donde:

B : Bulonado sistemático

L : Longitud de bulones

S: Hormigón proyectado

Sfr: Hormigón proyectado con fibra de acero

Es preciso tener en cuenta que estas recomendaciones corresponden a monteras moderadas, en el entorno de 50 - 100 m. Como en nuestro caso, las monteras son inferiores, las recomendaciones serán de aplicación, si bien se deberá cuidar la excavación para evitar inestabilidades del frente y subsidencias en superficie.

2.2.8. Sostenimiento de los tramos de emboquille

Las boquillas del túnel presentan dificultades superiores a las del resto del túnel debido, por una parte, al carácter tridimensional del problema y, por otra parte, a que su excavación se realiza en materiales decomprimidos y con un mayor grado de meteorización que en el resto del túnel. La orientación relativa de la estructura del macizo tiene, además, una importancia determinante.

Para la ejecución de las boquillas se han proyectado las siguientes medidas:

• Ejecución de paraguas de micropilotes. Este paraguas constará de los siguientes elementos:

o Viga de atado.

o Micropilotes inyectados con lechada de cemento.

• Ejecución de un sostenimiento reforzado respecto al empleado en el resto del túnel, con

materiales de las mismas características (S-E).


Para estimar la composición de este sostenimiento se ha recurrido a las clasificaciones de Barton (1974, 1992 y 2000) que, en principio, permiten tener en cuenta el efecto tridimensional del emboquille doblando el parámetro Jn.

No existe, en ninguna de las versiones de la clasificación RMR de Bieniawski, una recomendación específica para boquillas. Si se traslada la corrección de Q de la clasificación de Barton mediante la conocida fórmula:

RMR = 9 Ln Q + 44

Se obtiene:

RMRb = 9 Ln Qb + 44 = RMR – 9 Ln 5 ~ RMR – 15

No obstante, en la práctica española, el incremento en el sostenimiento en las boquillas de los túneles es mayor que la que resultaría de la aplicación de esta reducción en el índice Q y RMR. El elevado número de incidentes en las boquillas motiva una actitud mucho más conservadora a la hora de diseñar este sostenimiento, normalmente más rígido, para los primeros 10 a 20 m de túnel, y el paraguas de protección se ha convertido en una práctica habitual.

Romana presentó unas recomendaciones de emboquilles de túneles, resumiendo la buena práctica de las obras en este campo. Esta buena práctica se considera conservadora, dado el riesgo que para la obra supone un accidente en la boquilla y el pequeño incremento de coste que supone. Son las siguientes:



RECOMENDACIONES DE EMBOQUILLE DE TÚNELES (ROMANA, 2000)

CLASIFICA-CIÓN EXCAVACIÓN TRATAMIENTO TALUD FRONTAL

RMR Clase Secciones de excavación Paraguas

Bulones Hormigón proyectado

(cm)

Red/ malla L (m) B/m2 S (m)

100 Ia

SE

CC

IÓN

CO

MP

LETA

Opcional No No No No Opcional

90 Ib Opcional 3/4 <0,10 Oca-sional No Sí

80 IIa Ligero 3/4 0,11 3x3 No Sí

70 IIb A

VAN

CE

Y D

ESTR

OZA

Ligero a medio 3/4 0,25 2x2 Ocasional Sí

60 IIIa Medio 4 0,44 1,5x1,5 Ocasional Sí

50 IIIb

GA

LER

ÍA C

ENTR

AL

Medio 4/5 0,70 1,2x1,2 Ocasional Sí

40 IVa Medio 5/6 1,00 1x1 0,10-0,5 No

30 IVb

GA

LER

ÍAS

MU

LTIP

LES

CO

NTR

AB

ÓVE

DA

Pesado 6 1,50 0,8x0,8 0,15-0,20 Malla opc.

20 Va Pesado No No No 0,20-0,25 Malla simple o doble

10 Vb Pesado No No No 0,25-0,30 Malla doble

Los valores de RMR existentes en las zonas de emboquille de los túneles son los siguientes:



TÚNEL EMBOQUILLE RMR RMRb

ERMUA ENTRADA (SUR) 30 – 45 < 30

SALIDA (NORTE) 45 30

Esto corresponde a la clase de terreno B. A estas clases de terreno le corresponden los sostenimientos que llamaremos S-E. Con respecto a los sostenimientos generales se han hecho las siguientes salvedades: 1) Se han dispuesto sistemáticamente paraguas de micropilotes de 12 m de longitud, de 120 mm de

diámetro armados con tubos de acero φ 101,5 x 88,9 mm. Los paraguas se han dispuesto

sensiblemente paralelos al eje del túnel, con una inclinación del 3%, separación entre tubos de 35

cm en S-E y aplicado en un arco de 120º. Estos paraguas se ejecutarán desde el exterior del túnel

con una viga de atado que los recoja en cabeza. Se ejecutará un segundo paraguas con un solape

de 3 m entre ambos, hasta completar una longitud total de túnel al abrigo de paraguas de 21 m en

ambas bocas.

2) Se aplicará una capa de mayor espesor de hormigón proyectado, con un total de 25 cm.

3) Se emplearán cerchas TH-29 en el tramo de emboquille.

4) Se colocarán bulones autoperforantes (30/16) en pie de cerchas. En clave no se colocarán

bulones, al estar protegido por los paraguas de micropilotes.

5) El pase de excavación será de 1 m en avance y 2 m en destroza.

6) Se ejecutará contrabóveda.

2.2.9. Propuesta de sostenimientos

A partir de estas recomendaciones, y para unas condiciones medias, se ha elaborado una propuesta unificada de sostenimientos para cada clase de terreno que se recoge a continuación:


A ≥ 70 ≥ 16 ≥ 65 B 55 – 69 3,0 – 16 50 – 64 C 45 – 54 1,2 – 3,0 40 – 49 D 30 – 44 0,21 – 1,2 25 – 39 E < 30 (y falla) < 0,21 < 25



TIPO

TERRENO / SECCIÓN

TIPO

HORMIGÓN PROYECTADO H/MP/30 CON FIBRAS (cm)

CERCHAS (tipo /

espaciado)

BULONES TIPO /

(T x L (m))

PASE MEDIO EN AVANCE /

DESTROZA (m)

FASES DE EXCAVACIÓN

A / S-I 5 - Tipo expansión (110 kN) L=4 m

2,0 X 2,0 4,0 / - Sección

completa

B / S-II 8 - Tipo expansión (110 kN) L=4 m

2,0 X 1,5 3,0 / - Sección

completa

C / S-III 12 (5 + 7) -

Tipo expansión (110 kN) L=4 m

1,5 X 1,5 3,0 / 6,0 Avance y

Destroza

D / S-IV 20 (5 + 10 + 5)

TH-21 / 1,5 m


1,0 X 1,5 1,5 / 3,0 Avance y

Destroza

E / S-V 25 (5 + 10 + 10)

TH-29 / 1,0 m

Autoperforante 30/16 L=4 m 1,5 x 1,0 m (en zona no protegida por

paraguas de micropilotes)

1,0 / 2,0 Avance y Destroza

Emboquilles / S-E

25 (5 + 10 + 10)

TH-29 / 1,0 m

Autoperforante 30/16 L=4 m (en pie de

cerchas) 1,0 / 2,0 Avance y

Destroza

Entronque con vía de

maniobras / S-ESP

25 (5 + 10 + 10)

TH-29 / 1,0 m


1,5 X 1,0 (en zona no protegida por paraguas

de micropilotes)

1,0 / 2,0 Avance y Destroza partida

Vía de maniobras

/ S-R

20 (5 + 10 + 5) TH-21 / 2 m


1,0 X 2,0 2,0 / - Sección

completa

En el siguiente cuadro se incluyen los tratamientos especiales en cada sección tipo:

SECCIÓN

TIPO COMENTARIOS MEDIDAS ESPECIALES

S-III Tramos de falla • Paraguas de micropilotes en avance (L = 12 m)

S-E Zonas de emboquille

• Paraguas de micropilotes en avance, ejecutados desde el frontal de emboquille (L = 12 m)

S-ESP Túnel de sección variable

• Paraguas de micropilotes en avance (L = 18 m) • Revestimiento de 0,6 m de espesor • Pata de elefante en pie de cerchas en avance

Todas las secciones contemplan el empleo de un revestimiento definitivo ejecutado con hormigón

bombeado (HM-30) de 0,3 m de espesor. En el caso singular de la zona de entronque con la vía de



maniobras se ha propuesto el empleo de hormigón de mayor espesor (HM-30 de 0,6 m de

espesor), para garantizar la estabilidad a largo plazo del túnel.

Se ha previsto la ejecución de paraguas de micropilotes de 12 m de longitud en S-III y S-E y 18 m de

longitud en S-ESP. Las perforaciones serán de 120 mm de diámetro y estarán armados con tubos

de acero φ 101,5 x 88,9 mm. En el caso de las secciones S-E y S-III, los paraguas se han

dispuesto sensiblemente paralelos al eje del túnel, con una inclinación de 2º, con separación entre

tubos de 35 cm en S-E y de 50 cm en S-III. Para la sección S-ESP, los paraguas serán divergentes

con un ángulo de 9º. Se ejecutarán desde la sección situada a mayor PK (5+081,5), con una

longitud de 18 m para englobar a la totalidad de la caverna. La colocación del paraguas se

realizará a lo largo de un arco de 120º en la fase de excavación en avance en las secciones S-E y

S-ESP. En la sección S-III se colocarán a lo largo de un arco de 80º. Donde sea necesario ejecutar

un solape, este será de 3 m entre ambos paraguas.

2.3. CÁLCULO DE ESTABILIDAD DEL FRENTE DE EXCAVACIÓN

2.3.1. Introducción

Para el ajuste y tramificación de sostenimientos y tratamientos a lo largo del túnel se ha realizado un cálculo de la estabilidad del frente de excavación mediante métodos analíticos.

Los cálculos se han realizado siguiendo diferentes metodologías, en los siguientes puntos singulares del trazado del túnel:

• PK 4+193 – 4+216: Tramo de emboquille de entrada. En este punto, el túnel se excava en

calizas y margas (formación G). El RMR está comprendido entre 30 y 45. La montera máxima

es de unos 27 m.

• PK 4+384 – 4+406: Tramo de falla de la formación G. El RMR se ha valorado en 24. La

montera máxima es de unos 24 m.

• PK 5+060 – 5+066: Tramo de falla en la formación A. RMR = 37, montera máxima de unos 54

m.

• PK 5+066 – 5+080: Tramo de falla en la formación A. RMR = 37, montera máxima de unos 50

m. Excavación de tramo de entronque con vía de maniobras.

2.3.2. Método de los conos de colapso a 180º. Espiral logarítmica

Para realizar esta comprobación se emplea el procedimiento de los ábacos que representan el factor de seguridad del cono de colapso de 180º en un material con comportamiento en rotura de Mohr-Coulomb.



Los parámetros resistentes empleados para el cálculo, se resumen en el siguiente cuadro:

Zona de falla Terreno clase B

Densidad (kN/m3) 26 26,7

c' (kPa) 110 230

φ (º) 29 38

ν 0,27 0,28

En el siguiente gráfico se representa la espiral logarítmica que define el factor de seguridad del colapso del frente en un túnel de diámetro 2R que tiene la clave a profundidad H, en un terreno de cohesión c y ángulo de rozamiento interno φ.

Esquema de la espiral logarítmica



Esquema de colapso del frente

Para los cálculos se ha empleado un diámetro equivalente del túnel, obtenido como sección circular que tiene la misma área excavada que la sección de avance realmente excavada. El diámetro equivalente tomado para la excavación de túnel general (R = 200 m) es de 7 m para la sección de avance y de 8,4 m para la sección completa. En el caso del tramo de entronque con la vía de maniobras, el diámetro equivalente para la sección de avance es de 11 m y de 13,4 m para la sección completa.

En el siguiente cuadro se resumen los parámetros de cálculo empleados para obtener la estimación del factor de seguridad según los ábacos.

Como comprobación adicional se ha realizado el cálculo suponiendo una cohesión menor, en concreto un valor de 25 kPa, puesto que la estabilidad del frente es muy sensible a la cohesión del macizo y los tramos de falla podrían presentar menor cohesión.

Tramo de

cálculo c (kPa) φ (º) H (m) Sobrecarga (kPa) Ábaco

PK 4+193 – 4+216 230 (100 / 25) 38 (40) 27 (30) 0 1 / 3

PK 4+384 – 4+406 110 (100 / 25) 29 (30) 24 (30) 0 2 / 4

PK 5+060 – 5+066 110 (100 / 25) 29 (30) 54 (40) 0 2 / 4

PK 5+066 – 5+080 (S-ESP) 110 (100 / 25) 29 (30) 50 (40) 0 2 / 4

*Nota: Entre paréntesis se representa el valor empleado en los cálculos con los ábacos.



Ábaco 1. c = 100 kPa, φ = 40º, sobrecarga 0 kPa.




En el siguiente cuadro se representan los valores del coeficiente de seguridad del frente obtenido en cada caso de cálculo:

Ábaco Coeficiente de seguridad, avance

(c = 100 kPa / 25 kPa) Coeficiente de seguridad, sección completa (c = 100 kPa / 25 kPa)

PK 4+193 – 4+216 1 / 3 3,0 / 1,2 2,2 / 0,9

PK 4+384 – 4+406 2 / 4 2,5 / 1,2 2,0 / 0,9

PK 5+060 – 5+066 2 / 4 2,7 / 1,4 2,2 / 1,1

PK 5+066 – 5+080 (S-ESP) 2 / 4 1,6 / 0,9 1,3 / 0,7

Como se puede observar, siguiendo esta primera metodología para la comprobación de la estabilidad del frente, a excepción de la zona de entronque con la vía de maniobras (S-ESP), el frente se presenta estable para la excavación en avance. El coeficiente de seguridad es superior a 2, suponiendo una cohesión de 100 kPa y superior a 1,2 para una cohesión de 25 kPa. Los valores tan ajustados para el caso de reducción de la cohesión hacen recomendable adoptar medidas de tratamiento para estabilizar el frente de excavación.

En cuanto a la sección en la zona de entronque con la vía de maniobras, el frente presenta un riesgo de inestabilidad, por lo que se justifica emplear tratamientos especiales en esta zona.

2.3.3. Teoremas del colapso plástico

Otro procedimiento que se ha empleado para realizar cálculos analíticos de estabilidad del frente han sido los teoremas del colapso plástico, que permiten calcular la estabilidad del frente en túneles excavados en suelos cohesivos.

Según Broms y Bennermark (1967), se obtiene el valor del número de estabilidad N en dos casos: en la cota superior, a partir del mecanismo de rotura cinemáticamente admisible y en la cota inferior, a partir del campo de tensiones en equilibrio, que no sobrepase la rotura del terreno. El cálculo se realiza en deformación plana para arcillas con resistencia al corte sin drenaje (cu).

Los valores de cota superior y cota inferior se obtienen mediante las fórmulas:

Cota superior:

414 +=

DCN

Cota inferior:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ ++= 1ln22

DCN

Una vez obtenidos los valores del número de estabilidad para la cota superior y para la cota inferior, se comprueba que el valor de N se encuentre entre los dos valores, según la fórmula siguiente:



u

TS

c

DCN

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ ++−

= 2γσσ

Donde: σS: Sobrecarga sobre la superficie del terreno σT: Presión aplicada en el frente γ: Densidad del material C: Montera sobre la clave del túnel D: Diámetro de excavación (túnel circular) cu: Resistencia al corte sin drenaje



En la siguiente figura se presenta un esquema de cálculo:

Esquema de cálculo. Deformación plana

Se han realizado los cálculos en los puntos definidos en la introducción del presente apartado. En el siguiente cuadro se incluyen los cálculos efectuados:

Sección C (m) D (m) γ (kN/m3)

σS (kPa)

σT (kPa)

c’ (kPa)

Cota inferior N

Cota superior N

PK 4+193 – 4+216 27 8,4 26,7 0 0 230 4,9 7,5

PK 4+384 – 4+406 24 8,4 26,0 0 0 110 4,7 7,1

PK 5+060 – 5+066 54 8,4 26,0 0 0 110 6,0 10,3

PK 5+066 – 5+080 (S-ESP)

50 13,4 26,0 0 0 110 5,1 8,0

En el siguiente cuadro se incluye el valor mínimo de resistencia al corte cU que debería tener el material excavado para cumplir el criterio de estabilidad general del frente en N de acuerdo a la cota superior y cota inferior:

Sección / c’ (kPa) cU mínimo (kPa)

Cota inferior Cota superior

PK 4+193 – 4+216 / 230 170 115

PK 4+384 – 4+406 / 110 155 100

PK 5+060 – 5+066 / 110 250 145

PK 5+066 – 5+080 / 110 (S-ESP) 290 185



En la zona de falla situada en torno al PK 5+060 – 5+080, el valor de resistencia al corte necesaria, para cumplir el criterio de estabilidad del frente de Broms y Bennermark, es muy superior a la cohesión efectiva de los materiales (110 kPa).

Siendo cierto que la resistencia al corte a corto plazo tiene una componente cohesiva mayor y una componente friccional menor que la resistencia al corte a largo plazo indicada en la caracterización geotécnica de materiales del Proyecto, la obtención de estos valores nos indica de manera clara el riesgo de inestabilidades en el frente que podrían producirse en el caso de que se presenten zonas con peores propiedades geotécnicas, afluencia de agua, paradas no previstas en la excavación, etc.

Por tanto, es recomendable ejecutar medidas específicas para la estabilización del frente en el tramo donde se sitúa la conexión con la vía de maniobras.

2.3.4. Rotura parcial del frente

Siguiendo con la metodología propuesta en el subapartado anterior, se ha realizado una comprobación a la rotura parcial del frente, suponiendo un túnel circular y deformación plana. La rotura en esta hipótesis se producirá si la resistencia al corte disponible es inferior a la obtenida mediante la fórmula:

ucDN ⋅

=γ

Siendo N el número de estabilidad para la cota inferior y superior obtenidos anteriormente. En el siguiente cuadro se incluyen los resultados obtenidos:

Sección cU mínimo (kPa)

FS obtenido Cota inferior Cota superior

PK 4+193 – 4+216 45 30 5

PK 4+384 – 4+406 45 30 2

PK 5+060 – 5+066 35 20 3

PK 5+066 – 5+080 (S-ESP)

70 45 1,5

El factor de seguridad a roturas parciales del frente de excavación en avance son elevados. Según esta teoría no es previsible que se produzcan inestabilidades locales del frente a corto plazo, por lo que no se justifica el empleo de elementos de contención específico del frente (gunitados del frente de ataque y bulones de fibra de vidrio).

2.3.5. Conclusiones

De este estudio analítico de la estabilidad del frente, puede concluirse que se considera muy recomendable ejecutar un paraguas de protección del frente de excavación en avance en los siguientes tramos:

Sección Sección Paraguas

PK 4+193 – 4+216 S-E Micropilotes




Sección Sección Paraguas

PK 4+384 – 4+406 S-V Micropilotes

PK 5+060 – 5+066 S-V Enfilaje

PK 5+066 – 5+080 S-ESP Micropilotes

PK 5+165 – 5+186 S-E Micropilotes

No se prevé el empleo de bulones de fibra de vidrio ni gunitados en el frontal de excavación, a excepción de aquellos casos en los que se detenga el avance de la excavación durante períodos prolongados, como por ejemplo, el transcurso de un fin de semana sin labores de excavación y sostenimiento en el túnel.

En caso de paradas prolongadas de la excavación si se considera recomendable realizar un gunitado de la superficie del frente de excavación, para evitar fenómenos de alteración del macizo rocoso, así como dejar un machón central.

3. TRAMIFICACIÓN DEL TÚNEL

3.1. TRAMIFICACIÓN GEOLÓGICO-GEOTÉCNICA

En el siguiente cuadro se incluye la tramificación del túnel desde el punto de vista geológico-geotécnico.

3.2. ASIGNACIÓN DE SOSTENIMIENTOS

De acuerdo a la tramificación anterior y a la clase de terreno excavado, a continuación se realiza una asignación de sostenimientos y tratamientos especiales para cada tramo.

Tramo (P.k inicio – P.k final)

Longitud (m) RMR Litología Calidad del terreno

según RMR Q

4+193 – 4+216 23 30 - 45 G (tramo de falla) IV Mala 0,24 - 1,084+216 – 4+350 134 40 – 52 G (II-III) III Media 0,70 - 2,324+350 – 4+406 56 24 G (tramo de falla) IV Mala 0,114+406 – 4+428 22 40 – 52 G (II-III) III Media 0,70 - 2,324+428 – 4+538 110 46 – 56 E, F (G-II) III Media 1,22 - 3,714+538 – 4+570 32 47 – 57 D1 (G-II) III Media 1,44 - 4,374+570 – 4+732 162 50 – 60 D (G-II) III Media 2,02 - 6,054+732 – 4+802 70 55 – 59 C (G-I) III Media 3,45 - 5,214+802 – 4+877 75 58 – 63 B1 (G-II) III-II Media-Buena 4,62 - 8,674+877 – 4+923 46 48 – 55 B (G-II) III Media 1,63 - 3,264+923 – 4+952 29 58 – 63 B1 (G-II) III-II Media-Buena 4,62 - 8,674+952 – 5+060 108 48 – 55 B (G-II) III Media 1,63 - 3,265+060 – 5+066 6 37 A (tramo de falla) IV Mala 0,475+066 – 5+080 14 37 A (tramo de falla) IV Mala 0,475+080 – 5+096 16 44 – 58 A (G-II) III Media 1,88 - 4,815+096 – 5+165 69 44 – 58 A (G-II) III Media 1,88 - 4,815+165 – 5+186 21 45 A (G-III) III Media 1,09


Tramo (P.k inicio – P.k final)

Longitud (m) RMR Clase de

terreno Sección tipo Tratamientos especiales

4+193 – 4+216 23 30 - 45 D S- E P4+216 – 4+350 134 40 – 52 D S-IV4+350 – 4+406 56 24 E S-V P4+406 – 4+428 22 40 – 52 D S-IV4+428 – 4+538 110 46 – 56 C S-III4+538 – 4+570 32 47 – 57 C S-III4+570 – 4+732 162 50 – 60 C S-III4+732 – 4+802 70 55 – 59 B S-II

65 B S-II10 A S-I

4+877 – 4+923 46 48 – 55 C S-III4+923 – 4+952 29 58 – 63 B S-II4+952 – 5+060 108 48 – 55 D S-IV5+060 – 5+066 6 37 E S-V E5+066 – 5+080 14 37 E S-ESP P, PE, R5+080 – 5+096 16 44 – 58 D S-ESP PE, R5+096 – 5+165 69 44 – 58 D S-IV5+165 – 5+186 21 45 D S-E P

P: ParaguasPE: Pata de elefante

E: Enfilaje de bulones

4+802 – 4+877 58 – 63

R: Revestimiento de 0,6 m de espesor

4. CÁLCULOS DEL SOSTENIMIENTO Y REVESTIMIENTO MEDIANTE MÉTODOS NUMÉRICOS

4.1. INTRODUCCIÓN

Con objeto de ajustar el dimensionamiento de los sostenimientos tipo propuestos para la ejecución del túnel y el tramo de conexión con el ramal de maniobra, así como comprobar su compatibilidad con las deformaciones que experimenta la cavidad y su integridad estructural, se han realizado una serie de cálculos numéricos.

Como se indica en apartados posteriores, todos los sostenimientos analizados son válidos estructuralmente, consiguiendo estabilizar las deformaciones de las cavidades excavadas en los materiales modelizados.

Para la realización de todos los cálculos se ha utilizado el programa PHASE 2 de la firma ROCSCIENCE. En el Apéndice “Cálculos Numéricos” se incluyen los resultados detallados de los modelos numéricos efectuados.

Los sostenimientos definidos en los apartados anteriores se han comprobado numéricamente, en función de las características de los materiales en los que se ha previsto su colocación.

Para la comprobación de las secciones de sostenimiento, se han modelizado las fases de excavación de acuerdo al plan de obra. Se ha aplicado un criterio de relajación del macizo excavado para tener en cuenta el efecto de confinamiento del frente de excavación.



Adicionalmente se ha realizado un cálculo de estabilidad del frente de excavación con el fin de alertar sobre el peligro de posibles inestabilidades que pudieran aparecer en el frente de ataque durante la excavación de los túneles.

En las fases estudiadas se han analizado, fundamentalmente, las tensiones y deformaciones inducidas en el terreno y en los elementos estructurales, comprobando los desplazamientos producidos en el contorno de la excavación.

En los párrafos siguientes se hace referencia a los parámetros tenso-deformacionales utilizados en las distintas secciones de cálculo. También se describe el criterio de rotura adoptado para los distintos materiales, así como el procedimiento constructivo seguido a la hora de realizar el cálculo, indicándose las fases de excavación y sostenimiento que se han adoptado. También se tratarán las condiciones iniciales y de contorno impuestas en los modelos para conseguir la correcta modelización de los distintos sostenimientos tipo.

Seguidamente, se analizan los resultados obtenidos en cada modelización numérica realizada.

Por último, se presentan las conclusiones de todos los análisis realizados y un cuadro de aplicabilidad de secciones de sostenimiento.

4.2. MODELO GEOLÓGICO Y GEOTÉCNICO


Para la generación del modelo numérico de cálculo, así como para realizar un análisis adecuado de la situación tenso-deformacional del túnel, resulta fundamental disponer de un modelo geológico del terreno lo más exacto posible, así como conocer las características geotécnicas de los materiales a atravesar por la excavación.

El modelo geológico se ha realizado a partir del reconocimiento y de las investigaciones de campo, cuyos resultados se han representado en el perfil geológico presentado que se ha interpretado por el eje del túnel. Este modelo geológico ha de irse verificando y adecuando durante todo el proceso de perforación del túnel, a través de la toma de datos del levantamiento del frente en cada pase de excavación. El modelo debe ir comprobándose mediante los datos de convergencias medidos en la auscultación del túnel, de manera que puedan definirse tratamientos de acuerdo a cada problemática concreta que se presente.

Como se ha indicado en el Anejo 4, Geología y geotecnia, el túnel atraviesa, de modo general, materiales calizos, margas y lutitas de origen cretácico y terciario.

Los materiales más sanos corresponden a las calizas estratificadas (formación B1, grado de meteorización G-II). En esta formación se han realizado tres ensayos presiométricos, con un valor medio de 8.500 MPa y un mínimo de 4.945 MPa. Los ensayos de resistencia a compresión simple efectuados en las muestras tomadas en este sondeo han dado un valor medio de 21 MPa, con un mínimo de 7,3 MPa. Se ha estimado un RMR máximo de 63 a lo largo del túnel.

La mayor parte del túnel se excava en roca relativamente sana (G-II-III) con RMR superior a 50 (calidad media según la clasificación de Bieniawski).

Como tramos singulares, se atraviesan tres zonas falladas (en el entorno del emboquille de entrada, del PK 4+400 y del PK 5+070). En estas zonas el macizo se presenta intensamente fracturado.

La estructura del macizo presenta buzamientos fuertes, con dirección sur.



A partir de estos datos se han diferenciado, como se ha indicado anteriormente, varias secciones tipo, cuyas características se han indicado en los apartados anteriores. Estas secciones se han comprobado mediante cálculos tenso-deformacionales, tomando para la sección tipo S-I (en terreno clase A), la montera máxima de 67 m, para la sección tipo S-II, montera de 69 m y para S-III, la máxima de 54 m.

Desde el modelo geológico se ha procedido a la obtención del modelo geotécnico para lo cual se han calculado los parámetros geotécnicos, resistentes y deformacionales de los materiales, a partir de la investigación de campo, de correlaciones empíricas y de la experiencia existente.

Dentro de los parámetros y variables más importantes a definir para el posterior cálculo, se encuentran:

• Densidad del material.

• Recubrimiento sobre el túnel: Estado de tensiones iniciales o naturales.

• Resistencia a compresión simple.

• Parámetros deformacionales: módulo de deformación y coeficiente de Poisson (que permitan

definir el módulo de rigidez transversal y el módulo de deformación volumétrica).

• Parámetros resistentes: cohesión y fricción usando el criterio de rotura de Mohr-Coulomb, o los

parámetros m y s si se utiliza el criterio de Hoek-Brown.

• Tensiones naturales.

El estudio tenso-deformacional se ha realizado suponiendo un material continuo, homogéneo e isótropo, sin considerar la existencia de discontinuidades preferentes por lo cual no se ha considerado necesario deducir las propiedades resistentes del macizo rocoso de acuerdo a la presencia de dichas discontinuidades, suponiendo que la influencia de esta simplificación sería mínima en los resultados del cálculo. Esta suposición se ajusta a la realidad en el caso de rocas masivas sanas o con escasas juntas (S-I y S-II) que por su orientación o naturaleza no afectan al comportamiento general del macizo en el entorno del túnel; o en el caso opuesto en que el macizo esté intensamente fracturado y/o alterado (S-III), de forma que su comportamiento se asimila al de un suelo. En consecuencia no se ha considerado un modelo con juntas ubicuas en los cálculos realizados.

4.2.2. Parámetros geotécnicos de los materiales

Los parámetros geotécnicos de los diferentes materiales atravesados por el túnel se han calculado a partir de los resultados presentados en el apartado correspondiente a “caracterización geotécnica de los materiales” del Anejo 4.

Parámetros resistentes

Entre los diferentes criterios de rotura más utilizados se encuentran el de Mohr-Coulomb y el de Hoek-Brown. El primero de ellos define una relación lineal entre la resistencia al corte y la tensión normal aplicada en la superficie de rotura, relación definida mediante los parámetros cohesión y fricción. Este criterio ampliamente utilizado tiene la ventaja de su sencillez para determinar los parámetros indicados anteriormente, pero presenta el inconveniente de que dichos parámetros los supone constantes sea cual sea la tensión normal aplicada, lo cual no es representativo del comportamiento real del terreno, salvo en casos determinados.

Los parámetros resistentes que definen el criterio de rotura de Mohr-Coulomb son la cohesión y la fricción, siendo la expresión de este criterio la siguiente:



φστ tg⋅+= c

El criterio de rotura empírico de Hoek-Brown define una relación no lineal, suponiendo que la relación sigue una parábola en los ejes de tensiones principales (σ1 y σ3), siendo de mayor aplicación en el caso de macizos rocosos. Dicha relación viene definida, en su forma más generalizada, por la ecuación:

a

c

3bc31 sm ⎥

⎦

⎤⎢⎣

⎡+⋅+=

σσ

σσσ

Siendo:

σc - Resistencia a compresión simple

mb - Parámetro adimensional relacionado con la naturaleza friccional del terreno

s - Parámetro adimensional relacionado con la naturaleza del terreno

a - Parámetro adimensional

La envolvente de Hoek-Brown se puede aproximar, para un intervalo dado de la presión de confinamiento, mediante una recta de Mohr-Coulomb utilizando el criterio tangente o secante de Hoek, o con mayor exactitud mediante una recta de regresión lineal obtenida con ocho puntos.

En las fórmulas anteriores, los parámetros mb y s corresponden a los distintos macizos rocosos en los que se excava el túnel. La obtención de estos parámetros de macizo (también llamados parámetros de roca alterada) se realiza a partir de los resultados obtenidos en laboratorio (parámetros de macizo sano, mi) y del índice GSI (Geological Strenght Index) que cuantifica factores extrínsecos al material (presencia de juntas, agua, etc.) que de forma genérica se denomina efecto escala.

Orientativamente, el GSI se puede calcular a partir del índice RMR, coincidiendo el valor del GSI con el del RMR obtenido por la clasificación de Bieniawski de 1976 si el RMR'76>18 y, si se utiliza la clasificación de Bieniawski de 1989 el GSI es igual al valor del RMR’89 menos 5 puntos, si el RMR’89>23. Los valores RMR’ se calculan según las indicaciones de Hoek, es decir, sumando los cuatro primero parámetros y considerando el macizo seco y sin corrección por la orientación de las discontinuidades.

A pesar de la gran ventaja que tiene el criterio de rotura de Hoek y Brown sobre el criterio de rotura de Mohr-Coulomb, para predecir el comportamiento tenso-deformacional de un macizo rocoso, su implementación numérica no es posible. Esto es debido a que si bien existe para el criterio de Hoek y Brown una ley de rotura, no se ha podido implementar numéricamente una ley de flujo que relacione la deformación volumétrica plástica después de la rotura. Es por ello que para la modelización numérica sea necesario introducir los valores tenso-deformacionales de Mohr-Coulomb.

Para no perder las ventajas, en cuanto a descripción de comportamiento del macizo rocoso del criterio de Hoek y Brown, se ha seguido la metodología propuesta por ellos mismos. En primer lugar se ha aplicado el criterio de rotura de Hoek y Brown para deducir la expresión de la curva de rotura del macizo rocoso para cada uno de los litotipos definidos, en función del índice GSI de cada uno. A continuación se ha obtenido una recta secante utilizando el ajuste propuesto por Hoek. Por último se han calculado los valores de cohesión c y fricción φ, tales que se obtiene una recta paralela a la recta de ajuste de Brown en el entorno de la presión de confinamiento a cota del túnel. Por tanto, se obtienen cohesiones y fricciones distintas para cada clase de terreno y profundidad, como se incluye en el Anejo 4.



Parámetros deformacionales

En la modelización mediante el programa PHASE2, se introduce el módulo de elasticidad del medio y el coeficiente de Poisson.

Los valores asignados en el cálculo para las diferentes clases de terreno son:

CLASE DE TERRENO A B C

E (MPa) 3.500 2.000 630 ν 0,28 0,28 0,27

Tensiones naturales

Las tensiones naturales constituyen un estado propio de los materiales del macizo rocoso como consecuencia de su historia geológica, y el cálculo de las mismas es fundamental para el diseño de excavaciones subterráneas, ya que las cargas actuantes sobre el sostenimiento o revestimiento son precisamente la relajación de estas tensiones naturales en el contorno del túnel.

Este aspecto es fundamental a la hora de realizar cálculos tenso-deformacionales ya que el estado tensional inicial tiene poca importancia si el terreno, una vez efectuada la excavación, se va a comportar elásticamente pero si el terreno plastifica los esfuerzos inducidos sobre los elementos estructurales del sostenimiento y/o revestimiento dependen de forma muy importante del estado tensional inicial.

Estas tensiones obedecen a distintas causas, siendo las principales las de origen tectónico, las gravitacionales y las de origen no renovable.

Las tensiones gravitacionales se generan por efecto de una diferencia de elevación topográfica, o por variaciones laterales en la densidad de los materiales. La tensión vertical es debida a la carga de materiales y puede originar a su vez grandes esfuerzos laterales al tender las rocas a expandirse en direcciones perpendiculares o transversales con respecto a las cargas verticales, y estar confinadas en dichas direcciones.

En la génesis de los macizos rocosos y en la posterior actividad tectónica que sufren, generalmente la roca acumula tensiones en todas direcciones debido a que los plegamientos intercambian a menudo los ejes horizontales con el vertical, llegándose a un resultado en que el coeficiente K es aproximadamente la unidad.

Son las erosiones posteriores las que reducen significativamente la presión vertical, manteniéndose la horizontal, motivo por el que son frecuentes en macizos rocosos sanos valores de K superiores a 1. Por el contrario, cerca de la superficie y en terrenos poco competentes o en rocas muy meteorizadas y/o fracturadas, las tensiones horizontales se han relajado obteniéndose valores de K del orden de 0,5.

Dado su origen geológico, el valor de K es una función de escala regional, es decir, la función de variación de K con la profundidad es la misma dentro de una región geológica.

Terzaghi y Richart, sugirieron que un macizo rocoso sometido a cargas gravitacionales y no deformado lateralmente durante la formación de las capas suprayacentes, el valor de k0 es independiente de la profundidad, viniendo dado por la expresión:



νν−

=10k

donde ν es el coeficiente de Poisson del macizo rocoso. Esta expresión ha venido empleándose desde hace muchos años, pero la experiencia ha demostrado que es inexacta. En el caso que nos ocupa, daría lugar a valores del orden de 0,43, excesivamente bajos.

Para los cálculos efectuados, se ha utilizado un valor de k0 = 1, que se considera razonable debido a la moderada montera (del orden de unos 60 m).

4.3. HIPÓTESIS DE PARTIDA Y CONDICIONES DE CONTORNO

Para los cálculos se ha empleado un modelo de elementos finitos bidimensional, modelizando la excavación y sostenimiento secuencial de la excavación por fases (avance, destroza y revestimiento).

El sistema de coordenadas utilizado es el siguiente:

• Eje X: Horizontal y transversal al eje del túnel.

• Eje Y: Vertical, positivo hacia abajo.

Durante la realización del cálculo, dado que no se utiliza un tamaño de malla infinito, se debe realizar una cuidadosa elección de las condiciones que se imponen a los elementos que forman la frontera del modelo. Estas condiciones influyen en gran medida en los resultados obtenidos en el entorno de la excavación.

En PHASE2, se pueden imponer dos tipos de condiciones de contorno:

• Restringir el movimiento de los nodos que forman los límites, en una dirección.

• Restringir el movimiento en las dos direcciones.

En los modelos de cálculo, se ha restringido el movimiento vertical y horizontal en la frontera inferior

del modelo y los movimientos horizontales en las fronteras laterales. Se han alejado las fronteras

laterales unos 100 m del eje del túnel y la frontera inferior unos 20 m bajo la cota de carril.

Respecto a la frontera superior del modelo, se ha tomado como tal la superficie del terreno natural,

según la montera en cada uno de los casos calculados.

En estas condiciones no se producen interacciones con las fronteras, por lo que pueden considerarse

válidas las hipótesis de partida.



Malla de cálculo

4.4. ESTIMACIÓN DEL EFECTO DE CONFINAMIENTO DEL FRENTE

La simplificación del problema al aplicar un modelo de cálculo en dos dimensiones cuenta con la ventaja de una mayor velocidad de cálculo. Sin embargo, para que los cálculos en dos dimensiones tengan sentido físico, es necesario que las condiciones de contorno se definan correctamente de acuerdo al estado tensional de la excavación. Particularmente, se debe estudiar el efecto del confinamiento del frente.

Cuando se coloca la sección del sostenimiento en las proximidades del frente de excavación, dicha estructura no soporta la totalidad de las cargas ya que una parte de las mismas se redistribuye alrededor de la excavación (son soportadas por el material remanente y el propio frente), y esta distribución de cargas es función de la longitud del pase de excavación.

A medida que se avanza en la excavación del túnel, el efecto del frente de avance disminuye y el sostenimiento debe soportar una mayor parte de las cargas, soportadas anteriormente por el frente. Cuando el frente de avance se ha separado suficientemente del sostenimiento es cuando éste soporta la totalidad de la carga.

Las cargas remanentes, que son soportadas por el frente para una longitud de pase fijada, pueden estimarse como un porcentaje de relajación de las tensiones iniciales del macizo, que es necesario definir para realizar el cálculo numérico en bidimensional. Esta relajación de las tensiones iniciales proporciona el campo de tensiones y deformaciones iniciales antes de la colocación del sostenimiento en la malla de cálculo.

Este procedimiento permite calcular la carga que afecta al sostenimiento instalado detrás del frente de avance del túnel, aplicando el concepto de relajación de tensiones.




Para realizar los cálculos se ha tenido en cuenta el efecto de confinamiento del frente de excavación, según la longitud de pase definida, mediante la metodología de Panet para túneles circulares en medios elásticos.

Rf eP ⋅

−⋅⋅= 7,0

032 σ

x

Donde:

• Pf = Presión radial ficticia proporcionada por el frente del túnel en una sección transversal situada a cierta distancia del frente.

• σ0 = Estado de tensiones inicial.

• x = Distancia al frente.

• R = Radio de la excavación.

SECCIÓN DE CÁLCULO

S-III S-IV S-V S-ESP

σ0 (MPa) 1,809 1,863 1,458 1,458

x (m) 3,0 1,5 1,0 1,0 R (m) 4,2 4,2 4,2 5,5

Pf 0,24 σ0 0,40 σ0 0,47 σ0 0,51 σ0

4.5. PROCESO DE CÁLCULO

Se ha considerado suficientemente representativo realizar un cálculo de comprobación mediante elementos finitos para la sección en curva de 200m y la sección máxima de caverna (S-ESP), para las diferentes clases de terreno (A, B y C) y la máxima montera en cada caso.

Se han estudiado las secciones de sostenimiento más pesadas S-III, S-IV, S-V y S-ESP. En el apartado 2.2.9. se describen los sostenimientos recomendados en función de cada clase de terreno.

En el Apéndice I. Cálculos Numéricos del presente Anejo se incluyen las salidas obtenidas de los cálculos realizados en PHASE2 junto con los parámetros de modelización de los sostenimientos considerados y los factores de seguridad correspondientes.

Las etapas seguidas para cada cálculo se indican a continuación:

1. Generación de la geometría de cálculo.

2. Asignación de las propiedades del macizo rocoso, elementos estructurales y condiciones de contorno, para cada clase de terreno y tipología de sostenimiento aplicado.

3. Generación de la malla, adaptando las dimensiones de los elementos finitos resultantes para conseguir un resultado adecuado.

4. Cálculo de las condiciones iniciales del modelo hasta alcanzar el equilibrio, lo que algunos autores denominan pasada de gravedad.


5. Ejecución de la excavación de la sección de avance. Se ha considerado la tasa de relajación según la metodología propuestas por Panet y descrita en el apartado 4.4. Cálculo hasta equilibrio de acuerdo a la tasa de relajación en cada caso.

6. Colocación del sostenimiento correspondiente para cada una de las secciones tipo estudiadas, eliminación de las fuerzas ficticias de confinamiento del frente y cálculo hasta equilibrio de la sección de avance.

7. Repetición del proceso para la fase de destroza.

8. Colocación del revestimiento. En este paso, todos los elementos estructurales que conforman el sostenimiento se consideran que no aportan nada a la estabilidad de la excavación, quedando ésta confiada únicamente al revestimiento propuesto.

9. Obtención de los esfuerzos en los elementos del sostenimiento y comprobación de los factores de seguridad.

10. Obtención de las tensiones en los elementos del revestimiento y comprobación de los factores de seguridad.

4.6. RESULTADOS DE LOS CÁLCULOS NUMÉRICOS

4.6.1. Fase de avance Fase de avance S-III S-IV S-V S-ESP

Movimiento vertical en clave (cm) 0,51 0,85 1,95 3,33

Movimiento horizontal en hastiales (cm) 0,23 0,26 0,54 2,60

Tracción máxima en bulones (kN) 59 84 92 116

Axil en sostenimiento (MN) 1,19 1,81 2,13 4,77

Momento en sostenimiento (kN/m) 9 / -2,8 33 / -9,6 54 / -50 183 / -150

Cortante en sostenimiento (MN) 0,029 0,082 0,079 2,8

4.6.2. Fase de destroza Fase de destroza S-III S-IV S-V S-ESP

Movimiento vertical en clave (cm) 0,63 1,12 2,80 5,00

Movimiento horizontal en hastiales (cm) 0,54 1,05 2,85 5,20

Tracción máxima en bulones (kN) 90 113 92 111

Axil en sostenimiento (MN) 1,13 1,29 1,94 4,37

Momento en sostenimiento (kN/m) 8,7 / -9 31,8 / -38 61 / -96 195 / -185

Cortante en sostenimiento (MN) 0,058 0,066 0,101 2,8

4.6.3. Revestimiento Revestimiento S-III S-IV S-V S-ESP

Clave Compresión máxima (MPa) 0,6 3,4 5,4 5,4

Momento máximo (kN.m) 0 1,5 0 54

Hombros Compresión máxima (MPa) 2,4 3,6 3,9 4,8




Revestimiento S-III S-IV S-V S-ESP

Momento máximo (kN.m) 0 1,5 2,25 0

Hastiales Compresión máxima (MPa) 1,8 3,0 2,1 10,8

Momento máximo (kN.m) 3 7,5 2,25 288

Contrabóveda Compresión máxima (MPa) 1,0 0,8 0,6 1,2

Momento máximo (kN.m) 4,5 7,5 2,25 18

4.6.4. Calidad mínima del hormigón de revestimiento

Se ha realizado una comprobación de la calidad mínima del hormigón de revestimiento necesaria, en función de la tensión máxima de compresión y del momento máximo.

En el primer cuadro se indica el valor de la calidad del hormigón de revestimiento, para los esfuerzos máximos de compresión en cada zona de la sección.

Calidad mínima hormigón revestimiento (MPa) S-III S-IV S-V S-ESP

Clave 1 6 9 9

Hombros 4 6 7 8

Hastiales 3 5 4 18

Contrabóveda 2 2 1 2

En el siguiente cuadro se indica el valor de la calidad del hormigón de revestimiento, para los momentos flectores en cada zona de la sección.

Calidad mínima hormigón revestimiento S-III S-IV S-V S-ESP

Clave 4 18 29 15

Hombros 13 19 21 13

Hastiales 10 16 12 25

Contrabóveda 6 5 4 4

Como resumen de las comprobaciones realizadas y empleando hormigones de la misma calidad para cualquier zona de la sección, en el siguiente cuadro se indica la mínima calidad exigible para el hormigón de revestimiento y la zona de la sección donde se producen mayores esfuerzos.

Hormigón de revestimiento S-III S-IV S-V S-ESP

Calidad mínima hormigón revestimiento 15 20 30 25

Zona con mayores esfuerzos Hombros Hombros Clave Hastiales

Por tanto, se empleará hormigón HM-30 como revestimiento en todas las secciones de túnel, con un espesor de 30 cm en las secciones S-I, S-II, S-III, S-IV, S-V, S-E y S-R y un espesor de 60 cm en la sección de entronque S-ESP.


4.7. Comprobación del sostenimiento con cálculos cinemáticos


En el Anejo 4, Geología y Geotecnia, se ha estudiado la tectónica y la estructura de las formaciones afectadas por el Túnel de Ermua. En función de esta disposición estructural, se realizará una división del trazado del túnel en dominios con orientaciones diferentes.

A partir de los datos medidos en afloramientos y sondeos, se ha realizado una estimación de las posibles cuñas o bloques que se podrían formar al ir realizando la excavación del túnel, y se ha comprobado su estabilidad.

Para estudiar la estabilidad de bloques y cuñas en el túnel, se ha utilizado el programa UNWEDGE. A partir de los planos principales o polos medios determinados para cada tramo del túnel o dominio estructural, el programa analiza las posibles combinaciones de planos que pueden tener lugar. Esto no significa que en cada tramo se vayan a producir las combinaciones estudiadas, más bien hay que considerar el comportamiento conjunto de todas, teniendo en cuenta que se parte, en general, de datos estructurales de superficie y no se puede asegurar que a la profundidad del túnel se mantenga la misma estructura.

El objetivo general es estudiar la estabilidad de los posibles bloques y cuñas que podrían llegar a producirse en todo el túnel y la capacidad del sostenimiento proyectado en caso necesario.

Salida gráfica del programa UNWEDGE

La versión v3.0 de UNWEDGE, empleada para estos cálculos, permite estudiar mediante un sencillo análisis estadístico la totalidad de las cuñas formadas a partir de las discontinuidades consideradas para el tramo en estudio. De esta manera, el propio programa facilita las cuñas pésimas en función de aspectos como el volumen de la cuña generada, su peso, su altura o el factor de seguridad, entre otros conceptos.

El programa realiza las combinaciones de discontinuidades de tres en tres, de forma que se obtiene directamente la combinación pésima (la de mayor sostenimiento o inferior coeficiente de seguridad).




El programa UNWEDGE permite realizar el truncado del tamaño de las cuñas en función de la continuidad de los planos que la forman. Para los cálculos, se ha limitado a 4 m la longitud de túnel a analizar, para considerar la longitud mayor de pase de excavación prevista, y se ha considerado una altura máxima de cuña de dos veces el diámetro del túnel, 20 m.

En todos los casos analizados se ha considerado, en el caso de resultar necesario, el sostenimiento de cálculo más ligero (sección S-I). De esta forma se considera que si las cuñas obtenidas resultan estables para este sostenimiento, también serán estables para los sostenimientos más pesados considerados en el dominio. Es de esperar que las cuñas formadas en tramos en los que el terreno esté más alterado sean de menor entidad.

El túnel de Ermua se ha dividido en 4 dominios homogéneos para el estudio cinemático de sostenimiento de cuñas y bloques. Estos dominios van asociados a las formaciones diferenciadas: G, C, B-B1 y A.

En el apartado correspondiente a cada combinación de dominio y formación, se presenta un cuadro en el que se resumen las combinaciones de planos más desfavorables que podrían dar origen a inestabilidades, sus tamaños y los factores de seguridad resultantes.

Se han considerado los siguientes parámetros para los planos de discontinuidad (ángulo de rozamiento y cohesión), definidos de acuerdo con las conclusiones recogidas en el Anejo 4, Geología y geotecnia, considerando un valor razonable para la resistencia al corte en juntas en calizas y rocas margosas.

• Rozamiento: 25º.

• Cohesión: Nula.

Para cada combinación de formación y dominio se han realizado dos comprobaciones de estabilidad por métodos cinemáticos, considerando las direcciones de máxima y mínima dirección de buzamiento del tramo en estudio.

Para los cálculos, la sección S-I considera la utilización de bulones de expansión con una fuerza de bulonaje de 110 kN por bulón. Para el hormigón proyectado se ha tomado una resistencia a cortante de 1,35 MPa.



4.7.2. Dominio Formación G. PK 4+200 – 4+438

Las principales características de las discontinuidades presentes en la Formación G se indican en el siguiente cuadro:

DISCONTINUIDAD ORIENTACIÓN

TIPO NÚMERO DIRECCIÓN DE BUZAMIENTO (º)

BUZAMIENTO (º)

Estratificación E 206 70

Junta J1 296 46

Junta J2 289 85

Junta J3 73 83

Junta J4 96 72

Junta J5 112 71

Junta JS1 113 20

Junta JS2 113 15

Junta JS3 70 35

Junta JS4 25 30

Junta JS5 25 47

Junta JS6 25 19

Para las dos comprobaciones realizadas para esta formación y dominio, se han considerado las siguientes cuñas:

DOMINIO FORMACION PK

CÁLCULOS CUÑA CARACTERÍSTICAS

Nº Dirección buzamiento PLANOS Nº Peso

(kN) Volumen

(m3)

G 4+200

- 4+438

1 58° E, J3 y J5 3 560 20,519

2 74° E, J3 y J4 1 35,24 1,291

Los coeficientes de seguridad obtenidos para estas dos comprobaciones son los siguientes:



CÁLCULO FS

FS (sostenimiento) Nº

1 0,445 1,752

2 1,069 6,991

Factores de seguridad del Domino Formación G

En los cálculos realizados en este dominio se puede apreciar que los factores de seguridad obtenidos para las cuñas son inferiores a 1,5, aunque una vez introducido el sostenimiento mediante bulones y hormigón con fibras proyectado, los factores de seguridad alcanzan valores superiores al 1,5 buscado.

4.7.3. Dominio Formación C. PK 4+765 – 4+846

Las principales características de las discontinuidades presentes en la formación C se indican en el siguiente cuadro:



BUZAMIENTO (º)

Estratificación E1 199 65-75

Junta J1 145 83

Junta J2 62 33

Junta J3 272 80


DOMINIO FORMACIÓN PK


Nº Dirección buzamiento PLANOS Nº Peso

(kN) Volumen

(m3)

C 4+765

- 4+846

3 320° E1, J1 y J3 1 46,40 1,700

4 336° E1, J1 y J3 1 47,96 1,757


Los coeficientes de seguridad obtenidos para las dos comprobaciones son los siguientes:

CÁLCULO FS


3 0,336 3,884

4 0,336 3,709

Factores de seguridad del Domino Formación C

En los cálculos realizados en este dominio se puede apreciar que los factores de seguridad obtenidos, considerando el sostenimiento definido, son muy superiores a 1,5.

Por tanto, con el sostenimiento mínimo previsto para el tramo (S-I), no se producen cuñas ni bloques inestables.

4.7.4. Dominio Formación B - B1. PK 4+850 – 5+087

Las principales características de las discontinuidades presentes en la formación B – B1 se indican en el siguiente cuadro:



BUZAMIENTO (º)


Junta J1 85 76

Junta J2 74 53

Junta J3 70 12-16

Junta J4 302 71




Dirección buzamiento Nº PLANOS Nº Peso

(kN) Volumen

(m3)

B - B1 4+850

- 5+087

317° 5 E, J1 y J4 1 199,4 7,304

357° 6 E, J1 y J4 1 142,2 5,209




CÁLCULO

FS FS

(sostenimiento) Nº

5 0 5,086

6 0 5,942

Factores de seguridad del Domino Formación B – B1

En los cálculos realizados en este dominio se puede apreciar que los factores de seguridad obtenidos, considerando el sostenimiento definido, son muy superiores a 1,5.

Por tanto, con el sostenimiento mínimo previsto para el tramo (S-I), no se producen cuñas ni bloques inestables.

4.7.5. Dominio Formación A. PK 5+087 – 5+210

Las principales características de las discontinuidades presentes en la formación A se indican en el siguiente cuadro:



BUZAMIENTO (º)


Junta J1 87 70

Junta J2 68 47

Junta J3 32 39

Junta J4 356 42

Junta J5 18 23

Junta J6 65 12

Junta JS1 19 23

Junta JS2 60 28

Junta JS3 104 68

Junta JS4 105 11

Junta JS5 284 50

Junta J1 87 85






BUZAMIENTO (º)

Junta J2 97 84

Junta J3 16 25

Junta J4 55 25

Para las dos comprobaciones realizadas en esta formación y dominio, se han considerado las siguientes cuñas:



Dirección buzamiento Nº PLANOS Nº Peso (kN) Volumen

(m3)

A 5+087

- 5+210

6° 7 E, J1 y J2 6 283,74 10,393

23° 8 E, J1 y JS3 8 222,41 8,147


CÁLCULO FS


7 0,538 2,430

8 0,425 2,678

Factores de seguridad del Domino Formación A

En los cálculos realizados en este dominio se puede apreciar que los factores de seguridad obtenidos para las cuñas son inferiores a 1,5, aunque una vez introducido el sostenimiento mediante bulones y hormigón con fibras proyectado, los factores de seguridad alcanzan valores superiores al 1,5 buscado.

Con el sostenimiento mínimo previsto para el tramo (S-I) no se producen cuñas ni bloques inestables.

4.7.6. Conclusión de los cálculos cinemáticos

En el análisis realizado para cada formación y dominio, el factor de seguridad mínimo obtenido en todos los casos, aplicando el sostenimiento mínimo previsto S-I, es superior a 1,5.

Por tanto no es previsible la caída de cuñas y bloques que podrían ir formándose durante la excavación del túnel.

Las presentaciones de los cálculos realizados están recogidas en el Apéndice 2. Cálculos Cinemáticos.


4.8. ESTIMACIÓN DE LAS FILTRACIONES

Se ha realizado una estimación de los caudales máximos infiltrados, tanto durante la fase de obra, como durante la vida útil del túnel.

En la fase de obra, se supone que el nivel freático se encuentra la posición inicial y que el contorno del túnel es permeable. Se ha obtenido el caudal infiltrado por metro lineal en función de la tramificación.

En el caso de infiltración durante la vida útil se ha supuesto que el efecto del sostenimiento, revestimiento y lámina de PVC con geotextil y tubo de drenaje al pie del revestimiento, podría suponerse como un material de permeabilidad de pequeño espesor y relativamente menos permeable que el macizo rocoso excavado.

4.8.1. Infiltraciones durante la obra

Se ha realizado una estimación de los caudales máximos infiltrados por metro lineal de túnel, durante la obra, suponiendo la excavación de la zona próxima al frente sin ejecución del sostenimiento (contorno permeable) y a corto plazo (nivel freático constante).

Se ha empleado la metodología de El Tani (1999) y Goodman (1963), suponiendo como altura piezométrica, la mitad de la montera del túnel en cada zona. Se ha usado el valor de permeabilidad máxima obtenida de los ensayos Lugeon efectuados durante la campaña de investigación.

En el siguiente cuadro se incluyen los cálculos efectuados:



El caudal máximo de filtración se estima en torno a 1 l/s por metro de túnel, por lo que durante la fase de obra deberán preverse medidas de agotamiento que permitan evacuar el agua de unos 20 m de túnel excavado con estas filtraciones máximas, es decir, unos 20 l/s, unos 72 m3/hora.

La zona de mayor riesgo de infiltración se sitúa en el tramo de falla en el entorno del PK 5+060.

4.8.2. Infiltraciones durante la vida útil

Durante la fase de campaña de investigación geotécnica, se han realizado tres ensayos de permeabilidad de tipo Lugeon. Los resultados se incluyen en el siguiente cuadro:

Ensayo Lugeon Permeabilidad (m/s)

SP-2 (L1) 2,14 10-6

SP-2 (L2) 8,10 10-6

SP-1 (L1) 6,24 10-6

Se ha realizado una estimación del caudal infiltrado en el túnel en servicio, empleando la metodología de Albert y Gustafson (1983). Los autores proponen la siguiente formulación para estimar el caudal (en m3/s) de agua infiltrada en el túnel, suponiendo que cuenta con una corona tratada en su perímetro.



⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

+⋅

⋅+⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ +

⋅⋅⋅=

IRH

KK

RIR

HKq

g

g

2lnln

2 π

Donde: q = caudal en m3/s

H = altura del nivel piezométrico. Se ha supuesto un valor de 20 m

R = Radio del túnel (4,5 m)

I = Espesor de la zona tratada (0,5 m)

Kg = Permeabilidad de la zona tratada

K = permeabilidad del macizo (8,1 10-6 m/s)

Se ha asimilado el efecto del sostenimiento y la lámina de impermeabilización como una corona de terreno con una permeabilidad de 10-9 m/s y un espesor de 50 cm.

Se obtiene un valor de 9,8 10-7 m3/s por metro de túnel. Suponiendo la infiltración constante a lo largo del túnel (993 m), el valor de infiltración total en el túnel es de 9,8 10-4 m3/s, aproximadamente 1 l/s.

Este valor puede definirse para el diseño de la infiltración del túnel durante su vida útil.

5. AUSCULTACIÓN

5.1. INTRODUCCIÓN

La excavación de cualquier obra subterránea provoca una alteración en el estado tensional inicial del terreno, lo que se traduce en un campo de desplazamientos hacia la zona excavada cuya magnitud depende de diversos factores, asociados tanto a la naturaleza de los materiales como al procedimiento de excavación, el método constructivo elegido y la rigidez del sistema sostenimiento-terreno. En consecuencia, el diseño de los sistemas y procesos de excavación debe contemplar el fenómeno de la subsidencia para limitarlo dentro de parámetros admisibles por las propias obras y el entorno.

Durante la ejecución de las obras, el único procedimiento disponible para comprobar que los movimientos y esfuerzos realmente inducidos se encuentran por debajo de los umbrales admisibles, tanto para la propia obra como el entorno, es el seguimiento y lectura de estas variables. En puntos particularmente sensibles, es necesario disponer sensores de medida que permitan, mediante lecturas programadas, controlar estos aspectos a medida que se ejecuta la obra.

El presente documento tiene la finalidad de servir de base o punto de partida para que el Contratista desarrolle el correspondiente Plan específico de Instrumentación y Auscultación, adaptado a las condiciones constructivas de la obra y cuyo alcance y contenido deberán ser aprobados por la Dirección de Obra. En este sentido, todos los dispositivos de medida considerados en este Anejo, así como su ubicación, conforman una propuesta de lo que deberá contemplar el Plan específico de Auscultación.

En definitiva, en el presente apartado se describen las características de los dispositivos de auscultación considerados, así como la definición de los criterios para el control y seguimiento. Todos estos aspectos se estudiarán y desarrollarán con detalle en el correspondiente Plan específico de Auscultación.



5.2. MOVIMIENTOS INDUCIDOS POR LA EXCAVACIÓN

En los túneles excavados por métodos manuales los movimientos inducidos por la excavación también están provocados por una redistribución tensional dentro de la masa de suelo. En estos métodos, la contención perimetral se consigue mediante sostenimientos más o menos flexibles colocados con un cierto desfase respecto a la excavación, pero la estabilidad del frente no puede asegurarse, en el caso de no ejecutar tratamientos en el frente.

Hasta que no se introduce el sostenimiento capaz de absorber las deformaciones del terreno en el que se excava el túnel, éste se deformará provocando movimientos hacia el interior del mismo.

La forma de controlar los movimientos es una ejecución cuidadosa, con pases limitados según se indica en Proyecto y ajustados a los levantamientos geológicos del frente.

Como criterio de diseño para preservar las edificaciones e infraestructuras próximas a la traza, se ha considerado necesario limitar la deformada del túnel a valores que no superen los valores indicados en los cálculos del Anejo de túneles, en cada fase de excavación.

Tabla 5.1. Umbrales de desplazamiento admisible en el interior del túnel. Excavación en avance

Zonas Sección tipo VERDE ÁMBAR ROJO

Movimiento vertical en

clave (mm)

S-III < 5 5 - 10 > 10

S-IV < 10 10 – 15 > 15

S-V < 20 20 – 30 > 30

S-ESP < 30 30 - 40 > 40

Movimiento horizontal en

hastial (mm)

S-III < 3 3 - 10 > 10

S-IV < 3 3 - 10 > 10

S-V < 6 6 – 12 > 12

S-ESP < 25 25 - 40 > 40



Tabla 5.2. Umbrales de desplazamiento admisible en el interior del túnel. Excavación en destroza y contrabóveda

Zonas Sección tipo VERDE ÁMBAR ROJO

Movimiento vertical en

clave (mm)

S-III < 6 6 – 15 > 15

S-IV < 15 15 – 20 > 20

S-V < 25 25 – 35 > 35

S-ESP < 40 40 - 60 > 60

Movimiento horizontal en

hastial (mm)

S-III < 5 5 - 10 > 10

S-IV < 10 10 - 20 > 20

S-V < 30 30 – 40 > 40

S-ESP < 40 40 - 60 > 60

Se espera no superar el umbral de control VERDE. Para cumplir este objetivo durante la ejecución de la excavación, se ha establecido una propuesta de auscultación.

5.3. CARACTERÍSTICAS BÁSICAS DE LA AUSCULTACIÓN

El sistema de auscultación y control planteado se proyecta sobre la premisa de que debe tratarse de un sistema sencillo y eficaz para la precisión requerida.

La finalidad de los sistemas de auscultación será controlar el comportamiento tanto de las propias obras en ejecución como del grado de influencia sobre el entorno. Este control, que afecta esencialmente a la medida de deformaciones, debe establecerse durante las distintas fases de construcción, de forma que del seguimiento se pueda asegurar su adecuación a las hipótesis y modelos de cálculo adoptados durante la fase de diseño.

Para cumplir tales objetivos, se deben instalar los dispositivos y sistemas de auscultación que, en cada momento, informen de las reacciones con las que el terreno, estructuras e instalaciones responden a las distintas fases constructivas a medida que se van ejecutando.

La comparación de los valores previstos en la fase de proyecto con los obtenidos por la auscultación permitirá contrastar las hipótesis de diseño y modificarlo, si procediera, para adaptar las previsiones del proyecto a la realidad.

Si durante la marcha de las obras apareciesen anomalías ó se diesen desviaciones sobre el comportamiento previsto que requieran una interpretación, será necesario que, previamente a la implantación de la instrumentación y a la obtención de resultados propios de la auscultación, se redacte el procedimiento de corrección correspondiente que deberá someterse a la aprobación de la Dirección Técnica.

La organización del proceso de auscultación debe permitir la interpretación clara y rápida de las lecturas obtenidas y su comparación con valores de referencia, además de tener establecida una cadena de transmisión de la información a los centros de decisión, con atribución clara de las



responsabilidades de cada uno, de forma que no haya duda ni dilaciones a la hora de adoptar, en caso necesario, las oportunas medidas correctoras.

Las secciones tipo de instrumentación previstas en el presente documento y su emplazamiento se han distribuido sobre el trazado con arreglo a las características de los elementos del entorno.

En obra se deberán instalar las secciones previstas y, en su caso complementariamente, si de la evaluación del seguimiento resulta conveniente, dispositivos de auscultación en determinadas zonas que lo requieran.

Respecto a los equipos a utilizar, el Contratista presentará en su Plan de Instrumentación y Auscultación las marcas de los equipos a instalar, el tipo y las características completas, fundamentalmente las específicas de rangos, precisión, limitaciones, accesorios, etc.

Estos equipos deberán cumplir los métodos de control de la conformidad y los sistemas de certificación de conformidad contemplados en el Anexo III del Real Decreto 1.630/1992 de 29 de diciembre (B.O.E. de 9 de febrero de 1993), en donde se dictan las disposiciones para libre circulación de productos de construcción, en aplicación de la Directiva 89/106/CEE. Igualmente se considerará el Real Decreto 1.328/1995 de 28 de Julio, por el que se modifican, en aplicación de la Directiva 93/68/CEE, las disposiciones para la libre circulación de productos de construcción aprobadas por el Real Decreto 1.630/1992.

En los apartados siguientes se desarrollan los aspectos más importantes para lograr la máxima operatividad de la instrumentación en el control de las obras, y que se refieren a:

• Elementos a controlar.

• Metodología de las medidas.

• Plan de Auscultación.

• Interpretación de medidas.

5.4. ELEMENTOS A CONTROLAR


Los elementos que requieren seguimiento y control mediante auscultación se encuentran en la propia obra y el entorno.

En obras subterráneas, las magnitudes que se controlan son muy variadas siendo, en esencia, la variable que se mide directamente el desplazamiento.

Para controlar la resistencia, ya sea en elementos estructurales o en el propio terreno, se tiene que recurrir a medir ésta indirectamente a través de sus manifestaciones en desplazamientos originados por las fuerzas aplicadas.

La medida de la convergencia solo informa del movimiento relativo entre dos elementos, por lo que es necesario disponer de referencias topográficas fijas, lo suficientemente alejadas de la zona de influencia, como para medir movimientos absolutos.

5.4.2. Comportamiento de la propia obra. Excavaciones en mina

En el tramo de túnel se requiere comprobar que las deformaciones medidas en los elementos de auscultación se encuentren dentro de los rangos establecidos en la fase de diseño y comprobados mediante modelización numérica.



5.4.3. Influencia del entorno

La influencia de las obras en el entorno afecta a un conjunto de elementos que están relacionados entre sí:

• Terreno.

• Agua freática.

• Edificaciones y estructuras existentes.

Todos ellos interactúan y, en consecuencia, se hace precisa la auscultación de los parámetros que permitan controlar el proceso dentro de niveles admisibles.

5.4.3.1. Desplazamiento del terreno

El objetivo es controlar los movimientos del terreno, horizontales y verticales, en determinados puntos, tanto en superficie como en profundidad.

El control de estos desplazamientos pondrá de manifiesto el comportamiento real del terreno. La medida de esfuerzos y tensiones sobre elementos estructurales se basa invariablemente en la cuantificación previa de un movimiento y su transformación posterior a tensiones mediante relaciones matemáticas o físicas, o bien, por la reacción que dicho movimiento supone en el fenómeno físico en el que se basa el dispositivo de medida.

La resistencia del terreno es limitada y el reajuste tensional inducido por la excavación puede originar la formación de una zona plástica de terreno alrededor de la excavación acompañada de deformaciones apreciables.

El sostenimiento absorberá parte de estas deformaciones, mientras que el resto se transferirá a la superficie y a los elementos del entorno en forma de subsidencia.

5.4.3.2. Afecciones a niveles freáticos

El principal aspecto a controlar, relativo a la posición del nivel freático en el entorno de la excavación, corresponde al abatimiento de la ley de presiones intersticiales por efecto del drenaje generado por la excavación.

Será preciso controlar las posibles oscilaciones del nivel freático.

5.4.3.3. Afecciones a edificaciones o estructuras existentes

Durante las excavaciones del túnel, se considera esencial el control de eventuales movimientos inducidos que puedan acusar los elementos existentes en la zona de influencia de las excavaciones, fundamentalmente edificaciones y servicios existentes en la zona.

Debe comprobarse que el diseño efectivamente evita la aparición de patologías inducidas que, aun sin implicar necesariamente daños estructurales en los mismos, pudieran afectar, en mayor o menor medida, a su funcionalidad.

Los parámetros fundamentales a controlar son los siguientes:

• Movimientos horizontales y verticales.

• Giros.

Evolución de las aperturas de fisuras, ya sean pre-existentes o de nueva aparición.



5.5. AUSCULTACIÓN DE LA PROPIA OBRA. CONTROL DE LOS ELEMENTOS DEL TÚNEL


El control del comportamiento del túnel debe dirigirse al seguimiento de los siguientes aspectos:

• Convergencias en el interior del túnel

• Cargas sobre elementos estructurales.

• Deformaciones en el entorno del túnel

La distribución de los distintos elementos de auscultación se indica en los planos de auscultación.

Cabe recordar que los dispositivos de control indicados en este apartado y en los siguientes son sólo orientativos. En el desarrollo del Plan específico de Auscultación, deberán definirse los elementos de auscultación necesarios en función de los condicionantes constructivos, las particularidades de los elementos exteriores a la obra que se deben proteger, etc.

5.5.2. Convergencias en el interior del túnel

La medida de las deformaciones del revestimiento en el interior del túnel se realizará con cinta extensométrica.

El procedimiento consiste en la colocación de pernos en el revestimiento de forma que se puedan medir una serie de cuerdas con las que restituir la sección real del túnel.

En cada sección se colocarán 5 pernos, según se indica en los Planos de auscultación.

Estas lecturas se recogerán en un archivo de convergencias, en donde además se registrarán los siguientes datos: • Número de la sección instrumentada

• Punto kilométrico de la sección instrumentada

• Altura de recubrimiento de tierras

• Tipo de terreno

• Croquis esquemático de la sección con indicación de las lecturas a realizar

• Fecha de la lectura realizada

• Temperatura dentro del túnel, en el momento de realizar la lectura.

El instrumento de lectura, que es portátil, está formado por una cinta extensométrica de acero INVAR, que se utiliza a tensión constante, consiguiéndose con ella una repetitividad de la medida de ± 0,05 mm. En la siguiente figura se muestra un dispositivo de este tipo:



Figura 5.1. Cinta extensométrica de acero INVAR

Dadas las distancias en altura entre pernos (iguales o inferiores a 5 m) definidas en los planos de auscultación, la lectura podría realizarse también con una estación total automática de medida de convergencias. En este caso, los pernos permitirían la colocación de prismas de puntería si el acceso a los mismos fuera sencillo, o bien se colocarían pernos dotados de dianas fijas reflectantes, si el acceso fuera complicado.

5.5.3. Cargas sobre elementos estructurales

En el proceso de auscultación, se pueden controlar, entre otras, las siguientes variables:

• Presiones del terreno sobre el túnel.

• Tensiones de trabajo del hormigón o las cerchas.

5.5.3.1. Presiones del terreno sobre el túnel

Las presiones trasmitidas por el terreno a la pantalla se controlarán mediante células de presión total.

Se instalarán, en general, en el trasdós del túnel, y en orden a conseguir:

• Un mejor conocimiento del comportamiento tenso-deformacional de los terrenos en el trasdós de la excavación.

• Una mayor seguridad en los trabajos de excavación.

• Detección de las posibles tendencias de expansividad de determinados materiales.

• Determinación más exacta de la presión sobre el túnel.

La instalación se realizará mediante un gato hidráulico. Una vez introducida la célula, y antes del hormigonado módulo, se accionará el gato para que la célula se sitúe contra el terreno. La disposición final se muestra en la Figura 5.2:


3076-A

PROY

El catubos

A con

5.5.3

Para unido

AX-EK-PC-07-E

YECTO CONSTR

ableado de ls de PVC co

ntinuación, e

.2. Tensión

conocer la tos a estas y e

ED2.DOCX

RUCTIVO DEL

Figu

as células dorrugados h

en la siguient

n de trabaj

tensión de trenglobados d

TRAMO DE ER

ura 5.2. Det

e presión tohasta la caja

te figura se m

Figura 5.

jo en cerch

rabajo de lasdentro de la

RMUA DE LA L

talle de la c

tal, imprescicentralizad

muestran dos

3. Células

has

s cerchas, smasa de ho

LINEA DE FERR

célula de p

ndible para ora de term

s células de

de presión

e instalarán rmigón.

ANEJO

ROCARRIL BIL

resión tota

la toma de lminales.

presión total

n total

extensóme

O Nº 7. TÚNELE

LBAO – DONOS

al

ecturas, se c

:

etros de cue

ES Y CAVERNA

STIA 5

conducirá po

erda vibrant

A

58

or

te

D2.DOCX 3076-AAX-EK-PC-07-EE ANEJOO Nº 7. TÚNELEES Y CAVERNAA

PROY

Este módu

El catotal term

Para lecturdetecinstru

Las lhasta

YECTO CONSTR

dispositivo pulo de deform

ableado de loy de cargainales.

garantizar era previa a ctarse algunaumentada, en

ecturas de la que las lect

RUCTIVO DEL

Figu

permite conomación del m

os extensóma, se conduc

el correcto fula proyeccióa deficiencian cualquier c

os extensómturas se esta

TRAMO DE ER

ura 5.4. Exttensómetroos de cuerdda vibrantee

ocer las defomaterial, se p

ormaciones dueden conoc

del elemento cer las tensio

al que se fijones que las

ja por lo ques provocan.

e, a través deel

metros de cuecirá por tub

erda vibrantebos de PVC

e, análogameC corrugado

ente al caso os hasta la

uncionamientón del hormig, se colocará

caso.

metros de cuabilicen. Esta

RMUA DE LA L

to de los extgón y otra iá otro instala

uerda vibranta secuencia d

LINEA DE FERR

tensómetrosnmediatameado en la sig

te se realizade lectura se

ROCARRIL BIL

s de cuerda vente despuésguiente cerch

arán diariamee repetirá cad

LBAO – DONOS

de las célulcaja centr

as de presióralizadora d

ón de

vibrante, se s del mismoha, o próximo

realizará uno. En caso do a la secció

na de ón

ente desde sda dos sema

su instalacióanas.

ón

STIA 559


APÉNDICE 1. CÁLCULOS NUMÉRICOS


3076-AX-EK-PC-07-APENDICE1.DOC ANEJO Nº 7. TÚNELES Y CAVERNA. APÉNDICE 1. CÁLCULOS NUMÉRICOS

1. SECCIÓN S-III

1.1. FASE DE AVANCE

1.1.1. Movimientos

5.10e-003

TotalDisplacementm

0.00e+0003.00e-0046.00e-0049.00e-0041.20e-0031.50e-0031.80e-0032.10e-0032.40e-0032.70e-0033.00e-0033.30e-0033.60e-0033.90e-0034.20e-0034.50e-0034.80e-0035.10e-0035.40e-0035.70e-0036.00e-003

1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10




1.1.2. Movimientos horizontales

2.10e-003 2.10e-003

Absolute HorizontalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10

1.1.3. Máximo esfuerzo de corte movilizado

MaximumShear Strain


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10



1.1.4. Tracción en bulones

0.05

9159

2MN

Axi

al F

orce

0MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10

1.1.5. Compresión en hormigón proyectado

0.40

82 [M

N] A

xial

For

ce

1.1881 [MN] Axial Force

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10



1.1.6. Momento en hormigón proyectado

-0.0028483 [MNm] Moment

0.0089916 [MNm] Moment

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10

1.1.7. Cortante en hormigón proyectado

-0.028588 [MN] Shear Force

0.027155 [MN] Shear Force

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10



1.2. DESTROZA

1.2.1. Movimientos

6.30e-003

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10


5.40e-003 5.40e-003



1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10




MaximumShear Strain


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10

1.2.4. Tracción en bulones 0.

0899

284M

N A

xial

For

ce

0MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10






TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10


-0.00898 [MNm] Moment


TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10




-0.057745 [MN] Shear Force0.052339 [MN] Shear Force

TotalDisplacementm


1210

86

42

0-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10

1.3. ENVOLVENTE DE ESFUERZOS EN ELEMENTOS DE SOSTENIMIENTO



1.4. REVESTIMIENTO

1.4.1. Compresión en revestimiento

2.402.40

1.801.20

Sigma 1MPa

0.000.200.400.600.801.001.201.401.601.802.002.202.402.602.803.003.203.403.603.804.00

65

43

21

0-1

-7 -6 -5 -4 -3 -2 -1 0 1 2 3 4 5 6


2. SECCIÓN S-IV

2.1. FASE DE AVANCE

2.1.1. Movimientos

8.50e-003

TotalDisplacementm


108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10




2.60e-003 2.60e-003



108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


MaximumShear Strain


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8





0MN

Axi

al F

orce

0.08

4477

7MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




-0.0096961 [MNm] Moment


TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


-0.074563 [MN] Shear Force 0.082058 [MN] Shear Force

TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8



2.2. DESTROZA

2.2.1. Movimientos

1.12e-002

TotalDisplacementm


108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10


1.05e-002 1.05e-002



108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




MaximumShear Strain


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8

2.2.4. Tracción en bulones 0.

1129

41M

N A

xial

For

ce

0MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8






TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8





TotalDisplacementm


108

64

20

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8



2.4. REVESTIMIENTO


3.60

3.20

3.00

Sigma 1MPa

0.000.200.400.600.801.001.201.401.601.802.002.202.402.602.803.003.203.403.603.804.00

76

54

32

10

-1-2

-8 -7 -6 -5 -4 -3 -2 -1 0 1 2 3 4 5 6 7 8



3. SECCIÓN S-V

3.1. FASE DE AVANCE

3.1.1. Movimientos

1.95e-002

TotalDisplacementm


108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




5.40e-0035.40e-003



86

42

0-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


MaximumShear Strain


86

42

0-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8





0.09

2097

8MN

Axi

al F

orce

-0.0

0769

816M

N A

xial

For

ce

Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8



2.13

42 [M

N] A

xial

For

ce

Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8






Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


-0.078968 [MN] Shear Force 0.075806 [MN] Shear Force

Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8



3.2. DESTROZA

3.2.1. Movimientos

2.80e-002

TotalDisplacementm


108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


2.85e-002 2.85e-002



108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




MaximumShear Strain


86

42

0-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


0.00

3226

12M

N A

xial

For

ce

0.09

1806

7MN

Axi

al F

orce

Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8





1.93

91 [M

N] A

xial

For

ce

Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8






Sigma 1MPa

0.000.150.300.450.600.750.901.051.201.351.501.651.801.952.102.252.402.552.702.853.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8




3.4. REVESTIMIENTO


5.40

1.801.80

Sigma 1MPa

0.000.300.600.901.201.501.802.102.402.703.003.303.603.904.204.504.805.105.405.706.00

108

64

20

-2

-10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8



4. SECCIÓN S-ESP

4.1. FASE DE AVANCE

4.1.1. Movimientos

3.33e-002

TotalDisplacementm


17.5

1512

.510

7.5

52.

50

-2.5

-17.5 -15 -12.5 -10 -7.5 -5 -2.5 0 2.5 5 7.5 10 12.5 15 17.5


2.60e-002

2.00e-002 2.20e-002

2.60e-002



12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14




MaximumShear Strain


1210

86

42

0-2

-4

-14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


0.11

5715

MN

Axi

al F

orce

0MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14






TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14




TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14





TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14

4.2. DESTROZA IZQUIERDA

4.2.1. Movimientos

4.00e-002

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14



4.20e-002

5.40e-002 3.60e-002

3.60e-002



12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


MaximumShear Strain


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14





0.11

0949

MN

Axi

al F

orce

-2.3

026e

-005

MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


-0.08496 [MN] Axial Force


TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14





0.1948 [MNm] Moment

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14



TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


4.3. DESTROZA DERECHA

4.3.1. Movimientos

5.00e-002

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


4.80e-002

6.00e-002 6.80e-002

5.20e-002



12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14





MaximumShear Strain


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14


0.11

8589

MN

Axi

al F

orce

0MN

Axi

al F

orce

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14




-0.094688 [MN] Axial Force

3.57

23 [M

N] A

xial

For

ce

TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14




TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14






TotalDisplacementm


12.5

107.

55

2.5

0-2

.5-5

-18 -16 -14 -12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8 10 12 14



4.5. REVESTIMIENTO


5.40

4.80

5.40

4.80

4.80

Sigma 1MPa

0.00 0.60 1.20 1.80 2.40 3.00 3.60 4.20 4.80 5.40 6.00 6.60 7.20 7.80 8.40 9.00 9.6010.2010.8011.4012.00

108

64

20

-2

-12 -10 -8 -6 -4 -2 0 2 4 6 8


3076-AX-EK-PC-07-ED1.DOC ANEJO Nº 7. TÚNELES Y CAVERNA


APÉNDICE 2. CÁLCULOS CINEMÁTICOS

3076-AX-EK-PC-07-APENDICE2.DOC ANEJO Nº 7. TÚNELES Y CAVERNA. APÉNDICE 2. CÁLCULOS CINEMÁTICOS

1. SECCIÓN S-I

1.1. DOMINIO FORMACIÓN G



1.2. DOMINIO FORMACIÓN C



1.3. DOMINIO FORMACIÓN B – B1



1.4. DOMINIO FORMACIÓN A


Informe Tunel Bueno

Documents

Transcript of Informe Tunel Bueno