Tuneles

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UIVERSIDAD NACIONAL DE TRUJILLO

SOSTENIMIENTO EN TUNELES

CAPITULO 1: TENSIONES EN TORNO A EXCAVACIONES

Introducción:

A la hora de plantear la construcción de un túnel, necesitamos conocer el estado de

tensiones al que se encuentra sometido el terreno objeto de la excavación. Hemos de tener

en cuenta que la construcción de un túnel, modifica el estado de tensiones, de manera que

se genera un desequilibrio en el momento de abrir la excavación y que dicho desequilibrio

puede provocar que el terreno colapse entorno al túnel.

Necesitamos, por tanto, algún método o técnica que nos permita determinar a qué

tensiones se encuentra sometido el terreno.

Estudiaremos las maneras de obtener dicho estado de tensiones para, posteriormente,

poder calcular-proyectar un tipo de sostenimiento acorde con las características de la

litología que encontremos a lo largo de la traza del túnel.

Estado de tensiones in situ

Para empezar, podemos plantear dos maneras de obtener el estado de tensiones de forma

sencilla:

I. Una primera hipótesis sería asumir que la deformación lateral es nula. Si asumimos que

no existe deformación en el plano perpendicular al eje de gravedad se tiene que:

Esto nos conduce a que las tensiones σx, σy las podamos hallar a partir de σz:

Siendo:

Donde Lamentablemente, esta hipótesis no da muy buen resultado.

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II. Por otro lado, podemos establecer una segunda hipótesis: podemos asumir

recubrimientos muy fuertes (debido al confinamiento) que conducen a estados de tensiones

hidrostáticos en los que no se admiten tensiones tangenciales:

Esta hipótesis se afianza a medida que aumenta la profundidad. Pero, la mayoría de los

túneles que se proyectan y llevan a cabo se sitúan en profundidades inferiores a 500 m.

Luego, ninguna de las dos hipótesis expuestas se ajusta a la realidad. En consecuencia, la manera que

tendremos de obtener el estado de tensiones será a partir de medidas realizadas “in situ” con las

diferentes técnicas conocidas.

Dicho razonamiento se refuerza a partir de distintos estudios de entre los que cabe destacar la

aportación realizada por el Dr. Evert Hoek. Hoek reunió información correspondiente a estados de

tensiones obtenidos para túneles en roca de proyectos de distinta índole realizados a escala global,

e intentó hallar una relación entre dichos estados y la profundidad a la que se encontraba la

excavación. Los resultados que obtuvo fueron los siguientes (ver Fig. 01 y 02):

Figura 01. Variación de K con la profundidad (Hoek & Brown)

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Figura 02. Tensión vertical frente a profundidad (Hoek & Brown)

De la observación de la Fig. 43 podemos deducir que el grado de incertidumbre que existe a

la hora de determinar el coeficiente K (que nos permite hallar σH a partir de σZ) es

notablemente mayor en zonas someras (< 500 m) que en zonas profundas. En las primeras,

K puede oscilar desde algo menos de la unidad hasta 3 o 3.5 veces (hecho que sorprende

para rocas). No se puede decir, por tanto, que siga un criterio definido. Consecuentemente,

los valores de las tensiones pueden ser significativamente diferentes.

Por otro lado, dicha figura ratifica el hecho de que al incrementarse la profundidad el rango

de valores que puede adquirir K se estrecha reduciéndose a valores que se mueven entre 0.5

y 1. (estado de tensiones hidrostático).

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De la Fig. 02 se desprende la idea de que existe una cierta correlación entre profundidad y tensión

vertical:

Siendo γ=20‐30kN. Pero, a profundidades bajas se observa una gran dispersión que puede deberse a

distintos factores, como la precisión de los aparatos de medida o el grado de tectonización padecido

por los materiales.

En definitiva, no hay una teoría fiable a la que recurrir para determinar los estados de tensiones: para

obras importantes hay que medirlas.

Estado de tensiones y resistencia de macizos rocosos

El problema de hallar el estado de tensiones entorno a una cavidad abierta de forma artificial

como es un túnel, ha hecho que sean numerosos los autores interesados en encontrar

soluciones ha dicho problema. De todas las posibilidades que presenta este reto, la más

sencilla de todas, y que simplifica enormemente los cálculos es la de resolver este problema

analíticamente suponiendo medio elástico e isótropo, túnel profundo, de sección circular y

en deformación plana. Así, asumiendo dichas condiciones se obtiene la siguiente solución

para el problema propuesto:

Figura 03. Solución para al problema descrito (Hoek & Brown)

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Como se puede apreciar, la solución obtenida es independiente de las constantes elásticas y

del tamaño de la excavación. En otras palabras, es indiferente excavar el túnel en una

litología o en otra y no importa si el diámetro de la cavidad es de pequeño o de gran

diámetro.

Evidentemente, este resultado es del todo inaceptable desde un punto de vista ingenieril,

pues la experiencia nos ha demostrado que en realidad esto no es así.

Pero, lo interesante de todo este razonamiento no es la solución en sí, sino lo que se

desprende de ella.

En primera aproximación, da una idea de que las tensiones no están controladas por las

características del material sino por la geometría del túnel. Este hecho, que aparentemente

es irrelevante, resulta de vital importancia y nos será muy útil a la hora de proyectar un

sostenimiento.

En los ejemplos que se exponen a continuación, se puede apreciar para el caso elástico cómo

mejoran o empeoran los estados de tensiones al adaptar la geometría del túnel sin modificar

las características descritas anteriormente.

Como se puede apreciar, la solución obtenida es independiente de las constantes elásticas y

del tamaño de la excavación. En otras palabras, es indiferente excavar el túnel en una

litología o en otra y no importa si el diámetro de la cavidad es de pequeño o de gran

diámetro.

Evidentemente, este resultado es del todo inaceptable desde un punto de vista ingenieril,

pues la experiencia nos ha demostrado que en realidad esto no es así.

Pero, lo interesante de todo este razonamiento no es la solución en sí, sino lo que se

desprende de ella.

En primera aproximación, da una idea de que las tensiones no están controladas por las

características del material sino por la geometría del túnel. Este hecho, que aparentemente

es irrelevante, resulta de vital importancia y nos será muy útil a la hora de proyectar un

sostenimiento.

En los ejemplos que se exponen a continuación, se puede apreciar para el caso elástico cómo

mejoran o empeoran los estados de tensiones al adaptar la geometría del túnel sin modificar

las características descritas anteriormente.

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Figura 04. Estado de tensiones principales y líneas de corriente entorno a una cavidad circular excavada en medio elástico para K = 0.5. Las líneas de trazo continuo representan las tensiones principales mayores y las de trazo discontinuo las menores (Hoek & Brown).

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Figura 05. Influencia de la geometría sobre el estado de tensiones. Comparación entre el circular y los restantes para K = 0 (Hoek & Brown)

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En la Fig. 04 se constata lo que habíamos visto con anterioridad. La zona que soporta

mayores tensiones son los hastiales del túnel. En esta imagen se puede apreciar muy bien

como el túnel actúa como un concentrador de tensiones (ver líneas de corriente).

En la Fig. 05 se aprecia como en función de la disposición entre los semiejes mayores de la

elipse y la tensión principal mayor, los estados de tensiones son unos u otros. Así, para el

primer caso se observa una mejora del estado de tensiones en clave, respecto del estado

que soportaría en el caso de geometría circular. Por el contrario, para el último caso (elipse

con semieje mayor dispuesto horizontalmente) los estados de tensiones inducidos son

pésimos ya que en clave se incrementa la tensión en dos unidades con referencia al caso

circular, generando un importante gradiente entre clave y hastiales.

Figura 06. Geometría típica para túneles de alcantarillado y túneles de carretera o ferrocarril respectivamente (Hoek & Brown)

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La Fig. 06 nos muestra dos tipos de secciones de excavación bastante usuales. La primera

corresponde a secciones de tipo alcantarillado. En ella se aprecia como las zonas donde

existe mayor concentración de tensiones es en los vértices inferiores y la bóveda; sobretodo

los primeros.

La otra sección, en forma de herradura, es más común y actual. Suele utilizarse en obras

lineales sobretodo carreteras y ferrocarril. También en este caso, las tensiones mayores se

concentran en la confluencia de los hastiales con la contrabóveda.

De esta manera tenemos una idea de cómo confluyen las líneas de corriente y podemos

reforzar dichas zonas a la hora de diseñar el sostenimiento.

Figura 07. Geometría “ideal” en función de los estados de tensiones en clave y hastiales

respectivamente.

En la Fig. 07 se ha representado el comportamiento de la tensión circunferencial en función

de la geometría y los esfuerzos. Si superpusiéramos ambos gráficos encontraríamos la

sección óptima (estado de tensiones en el contorno uniforme) para los valores de K.

Dado que la geometría va a ser importante nos interesará conocer, para un caso concreto

(por ejemplo: sección circular), cómo es el estado de tensiones entorno al túnel, si son

tensiones de compresión o de tracción, de qué magnitud, etc. Para ello, utilizaremos las

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soluciones del problema inicial propuesto y particularizaremos para los puntos situados en

clave, contrabóveda y hastiales.

Figura 08. Problema propuesto

El motivo por el cual tomamos dichos puntos y no otros se justifica porque facilitan los

cálculos y por otro lado, como veremos más adelante, es justamente en el contorno del túnel

donde se adquieren los estados de tensiones más desfavorables (ver Fig. 09 caso genérico

para K = 0). En esta figura se ponen de manifiesto dos factores:

• El primero es que en clave se generan tensiones circunferenciales de tracción, mientras

que en el hastial dichos esfuerzos son de compresión. Este hecho debe preocuparnos, pues

nos interesa, como veremos más adelante, que los estados de tensiones sean “homogéneos”

y de compresión en todo el contorno.

• El segundo y no menos importante es que el estado de tensiones justo en el contorno de

la

excavación es el más desfavorable (τ’s máximas), es decir, es la parte del terreno más

susceptible de que rompa. Además hay que añadir que a medida que nos adentramos en el

macizo rocoso los esfuerzos de corte decrecen, mejorándose la estabilidad.

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Figura 09. Representación del estado de tensiones en clave y hastial derecho para el túnel descrito utilizando la solución de la Fig. 3 y siendo K = 0.

Llegados a este punto, la pregunta que cabe hacerse es de qué manera se puede determinar

la frontera entre esfuerzos de compresión y de tracción. Ésta se puede obtener de forma

sencilla particularizando las ecuaciones de la Fig. 03 para r = a. Al imponer esta condición, la

única tensión distinta de cero será:

La tensión radial y de corte serán iguales a cero. Si damos valores al ángulo que

corresponde a la clave y contrabóveda (θ = 0º y 180º respectivamente) del túnel y a los dos

hastiales (90º y 270º) se tiene que:

A partir de la primera ecuación e igualándola a cero, se deduce el valor de K que hace que

la tensión circunferencial sea nula y por tanto, que marca el límite entre las tensiones de

tracción y compresión. Ese valor no es otro que K = 1/3.

De esta manera se deduce que:

• Si K > 0.33 entonces: σθ siempre será de compresión en todo el contorno (añadiendo que

el valor de K< 3, que vendría deducido de igualar a cero la última ecuación.

• Si K < 0.33 aparecen tracciones.

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Otras soluciones elásticas conocidas son:

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En definitiva, podemos adaptar la forma de la sección de excavación al estado de tensiones

pero a la práctica nadie diseña así los túneles. Quizá para un caso muy concreto podría

llevarse a cabo, pero carece de sentido el ir modificando la sección en función de las

características de las litologías que vamos atravesando.

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I- Introducción:

Se acepta que fue Terzaghi (1946) quien propuso la primera clasificación del terreno

orientada a la construcción de túneles. Sus datos provenían de túneles sostenidos

fundamentalmente por cerchas metálicas. A partir de los años 50 fue generalizándose la

utilización del bulonado y el hormigón proyectado en la construcción de túneles para usos

civiles. La clasificación de Lauffer de 1958 refleja perfectamente el uso combinado de

cerchas, bulonado y hormigón proyectado en la construcción de túneles en roca. Esta

clasificación está, por otra parte, muy vinculada al surgimiento del Nuevo Método Austriaco

(NATM) en Centroeuropa. Su utilización requiere, sin embargo, la experiencia directa en obra

y es poco práctica en las fases de proyecto y anteproyecto.

Las que podemos denominar clasificaciones modernas (Sistema RMR (Bieniawski) y Q

(Barton) intentan un mayor grado de objetividad. Se trata en los dos casos de combinar

atributos del macizo rocoso (de tipo geológico, geométrico y tensional) en un número único

relacionado con la calidad global de la roca. A su vez, este número permite, a través de la

experiencia recogida en su utilización en casos reales, la definición de un sostenimiento del

túnel y la estimación de otros parámetros o datos de interés (resistencia del macizo rocoso,

tiempo de estabilidad de una excavación no sostenida, etc.)

Las clasificaciones geomecánicas están adaptadas a los macizos rocosos (como

contraposición a los suelos). La transición suelo-roca es siempre difusa. El término "roca

blanda", bastante generalizado, define esta transición. La resistencia a compresión simple, o

de la roca intacta, proporciona un criterio utilizado por muchos autores, para clasificar la

roca (Fig.1). Los criterios son dispares pero en general se acepta que resistencias inferiores

a 1 MPa son ya típicas de los suelos.

En este capítulo se describen las clasificaciones "antiguas", las que podemos denominar

"modernas", se exponen las recomendaciones de todas ellas para el sostenimiento de

túneles y se mencionan las críticas que han recibido. A lo largo del tiempo, alguna de estas

clasificaciones ha recibido pequeños cambios en algún aspecto.

CAPITULO 2: SOSTENIMIENTO DE TÚNELES BASADO EN LAS CLASIFICACIONES

GEOMECÁNICAS

pág. 15



Las descripciones y tablas que aquí se recogen corresponden aproximadamente a las

versiones en uso a finales de los 80. Las clasificaciones de Bieniawski (RMR) y Barton (Q) son

de los años 1973 y 1974 respectivamente y el resto fueron propuestas en fechas anteriores

1. CLASIFICACIONES ANTIGUAS

1.1. Terzaghi (1946)

Terzaghi clasifica el terreno en diez categorías y proporciona la "carga de roca" o tensión

vertical que soportarían las cerchas de sostenimiento de un túnel construido por

procedimientos tradicionales. Refleja la práctica habitual de los años 1930-1970 en

Norteamérica. Los conceptos de Terzaghi en relación con el comportamiento del terreno

están sintetizados en la Fig. 10. La clasificación original fue modificada por Deere et al (1970)

y se recoge en la Fig. 12.

Crítica: Inadecuada cuando se utilizan las técnicas modernas de construcción de

túneles en roca que hacen uso intensivo de hormigón proyectado y bulonado. La

clasificación de la roca es poco objetivable.

Fig.10. Esquema de Terzaghi

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Fig. 11. Clasificación modificada por Deere et al (1970) sobre la de Terzaghi

pág. 17



.

1.2. Lauffer

Basó su clasificación en los trabajos de la "Escuela Austriaca" que condujeron a la

introducción del NATM. Introdujo el concepto de tiempo de estabilidad de la excavación

para una luz o dimensión libre sin sostener. Es la relación entre ambas variables (luz

libre y tiempo de estabilidad) la que permite establecer siete categorías de roca (Fig.3).

Fig. 12. Tiempo de estabilidad de la excavación VS longitud libre

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La roca no se clasifica a partir de datos geológicos o geotécnicos sino a partir de su

respuesta frente a la construcción de una excavación subterránea. Requiere, pues,

experiencia previa o datos de la propia excavación. A partir de esta clasificación,

Rabcewicz y Müller sintetizaron los métodos de excavación y sostenimiento de acuerdo

con su experiencia en la aplicación del NATM. (Fig. 13).

Crítica: La clasificación no responde a datos objetivos de los macizos rocosos.

Difícilmente utilizable en la fase de proyecto. Parece excesivamente conservadora

(Barton, 1988).

pág. 19



Fig. 13. Clasificación Rabcewic, Müller

pág. 20



2.3. Deere et al (1967)

A partir de la definición del índice de calidad de roca RQD propuesto por Deere en 1964, se

propone una simple clasificación de la calidad de la roca en 5 categorías. La definición de

RQD, la clasificación de la roca, la relación entre el "Factor de Carga" de Terzaghi y RQD

(propuesta por Cording et al, 1972) y la propuesta de Merrit (1972) para decidir el tipo de

sostenimiento en función del RQD aparecen en la Fig. 14.

Fig. 14. Obtención del RQD. Relación factor de carga de Terzaghi-RQD. Relación RQD-Luz y Túnel-Tipo de sostenimiento

Deere et al (1970) hicieron una serie de recomendaciones para el sostenimiento de túneles

en función del RQD (Fig. 15). La novedad de esta propuesta es que introducen como método

alternativo al tradicional (explosivos) la utilización de máquinas tuneladoras o topos (TBM).

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Fig. 15. Tabla que relaciona el RQD-Método de excavación-Sistemas de soporte alternativos

pág. 22



Crítica: El índice RQD forma parte de otros sistemas más elaborados de clasificación

(RMR, Q) pero en sí mismo es insuficiente para describir el macizo rocoso. No tiene en

cuenta, por ejemplo, la influencia del relleno de juntas, ni su orientación, ni la presencia

de agua o su presión. Por otra parte, en "rocas blandas" masivas el RQD puede

aproximarse a 100, aunque la calidad de la roca sea mediocre de cara a la construcción

de túneles.

2.4. RSR (Rock Structure Ratio) (Wickham, Tiedemann and Skinner, 1972)

La propuesta del índice RSR en 1972 fue un avance importante en la clasificación de

macizos rocosos. Por primera vez se construía un índice a partir de datos cuantitativos

de la roca. Era pues, un sistema completo con menos influencia de aspectos subjetivos.

Se calculaba sumando tres contribuciones (A, B y C) relacionados con aspectos

geológicos generales (A), fracturación y dirección del avance (B) y condiciones de agua

y de las juntas (C). Se resume en las tablas de la Fig. 16. Estas tablas no corresponden a

la clasificación original (1972) sino a la versión actualizada de 1974 tal y como la recoge

Bieniawski (1984).

Este índice y las recomendaciones para el sostenimiento se basaron fundamentalmente

en túneles sostenidos mediante cerchas. Los autores resumieron en gráficos

correspondientes a diferentes diámetros de túnel el sostenimiento necesario para cada

valor de RSR (ver Fig. 17 para un túnel de 4.27 m (14') de luz (Skinner, 1988).

pág. 23



Fig. 16. RSR

pág. 24



Fig. 17. Sostenimiento necesario para cada valor de RSR

Crítica: Sesgado hacia el sostenimiento mediante cerchas. Pero fue un trabajo

pionero similar al desarrollo posteriormente en relación con los sistemas RMR y 0-

3. CLASIFICACIONES MODERNAS

3.1.Sistema RMR (Bieniawski 1973, 1989)

En este sistema el índice RMR se obtiene como suma de cinco números que son a su vez

función de:

• la resistencia a compresión simple de la roca matriz

• RQD

• espaciamiento de las discontinuidades

• condición de las discontinuidades

• condición del agua

• orientación de las discontinuidades

El sistema RMR está sintetizado en la Fig. 18 (sistema básico). Una vez que se obtiene el

RMR básico (un número entre 0 y 100), Bieniawski propone ajustarlo en función de la

relación entre la orientación del túnel y de las discontinuidades (cuadro B

pág. 25



De la Fig.18). La definición de las condiciones "muy favorables" a "muy desfavorables"

aparece en la última Tabla de esta Figura según unas recomendaciones inicialmente

propuestas en el sistema RSR. La clasificación RMR proporciona también la calidad global

de la roca, que se agrupa en cinco categorías (cuadro C de la Fig. 18) y una indicación del

tiempo de estabilidad de una excavación libre (concepto original de Lauffer) de la

cohesión de la roca y de su ángulo de fricción (cuadro D de la Fig. 10).

A partir del índice RMR es posible obtener:

1. Una idea del tiempo de estabilidad de excavaciones sin soporte (Fig.09).

2. Unas recomendaciones para el sostenimiento en túneles de forma de arco de

herradura 10 m de ancho, construidos por el sistema convencional (voladura)

siempre que la presión vertical sea inferior a 25 MPa (250 kg/cm2) equivalente a

un recubrimiento de 100 m y asumiendo una y = 2.7 T/m3 ; aV = 27 kg/cm2

(Fig.13)

pág. 26



A. clasificación y rangos de valores

Parametro Rango de valores.

1

Resistencia

de la roca

inalterada

Indices de carga

puntual

>10 MPa 4-10>MPa 2-4 MPa 1-2 MPa Para esta escala tan

baja se prefiere la

prueba de la

Resistencia a la

compresión uniaxial.

Resist. a la

compresión

uniaxial

>250MPa 100-250

MPa

50-100 MPa 25-50 MPa 5-25

MPa

1-5

MPa

<1

MPa

Valores 15 12 7 4 2 1 0

2 Calidad de la base del taladro

RQD

90%-100% 75%-90% 50%-75% 25%-50% <25%

Rating 20 17 13 8 3

3 Espaciamiento de juntas >2m 0.6-2 m 200-600mm 60-200mm <60mm

Valores 20 15 10 8 5

4 Condición de

discontinuidades (see E)

Superficie

muy rugosa,

sin

continuidad,

sin

separación.

Paredes de

roca dura

Superficie

algo

rugosa,

separadas

menos de

1mm.

paredes de

roca dura.

Superficie

algo rugosa,

separadas

mayor a

1mm.

Paredes de

roca dura.

Superficie

lisas o

relleno

menor a

5mm.

Espaciamie

nto fisuras

abiertas

entre 1 y

5mm.

fisuras

continuas.

Relleno blando

<5mm o fisuras

abiertas <5mm.

fisuras continuas.

Valores 30 25 20 10 0

5 Agua

sobterrane

a

Afluencia por

10m de longitud

del túnel (l/m)

Ninguno <10 10-25 25-125 >125

(presión del

agua en la

junta)/(principal

importancia σ)

0 <0.1 0.1-0.2 0.2-0.5 >0.5

Condiciones

generales

Completame

nte seco

Humedo Mojado Goteo Fluido

Valores 15 10 7 4 0

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B. AJUSTE EN AL VALUACION POR ORIENTACION DE FISURAS (See F)

Orientacion del rumbo y

hechado de las fisuras.

Muy

favorable

Favorable Regular desfavorable Muy

desfavorable

Valores Tunel & minas 0 -2 -5 -10 -12

simentaciones 0 -2 -7 -15 -25

Taludes 0 -5 -25 -50 -

C. CLASIFICACION DE ROCAS SEGUN EL TOTAL DE VALUACION.

Valores 100←81 81←61 60←41 40←21 <21

Numero de clase. I II III IV V

Descripcion Muy Buena

roca

Buena roca Roca

regular

Roca pobre Roca miy

pobre

D. SIGNIFICADO DE LAS CLASICACION DEL MACIZO ROCOSO

Numero de clase I II III IV v

Tiempo medio de sostén 20 años

para claros

de 5m

1año para

claro de

10m

1 semana

para claros

de 5m

10 horas para

claros de

2.5m

30min para

claros de 1m

Cohesion de laroca (KPa) >400 300-400 200-300 100-200 <100

Angulo de friccion de la roca

(dec)

>45 35-45 25-35 15-25 <25

E. PAUTAS PARA LA CLASIFICACIÓN DE LAS CONDICIONES DE LA DISCONTINUIDAD

Grado de la longitud

de la discontinuidad

(persistencia)

<1m

6

1-3m

4

3-10m

2

10-20m

1

>20m

0

Grado de separación

(apertura)

Ninguno

6

<0.1mm

5

0.1-1mm

4

1-5mm

1

>5mm

0

Grado de rugosidad Muy rugoso

6

Rugoso

5

Moderadamente

rugoso

3

Liso

1

pulido

0

Grado del relleno

(formón)

Ninguno

6

Relleno duro

<5mm

4

Relleno duro >5mm

2

Relleno suave

<5mm

2

Relleno suave

>5mm

0

Grado de erosión Sin erosion

6

Erosion suave

5

Erosion moderada

3

Erosion alta

1

Descompuesto

0

pág. 28



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

De forma natural, el sistema de cálculo (suma de contribuciones de rango

limitado) tiende a favorecer los índices medios de calidad.

Cambios radicales en un sólo parámetro (que pueden afectar de forma

significativa a la respuesta del macizo rocoso, como sería el caso de la resistencia

de las discontinuidades) afecta poco al índice global, debido, de nuevo, a la

estructura del índice como suma de contribuciones.

El espaciamiento entre juntas parece sobrevalorado (aparece dos veces: de forma

explícita e indirectamente en el RQD).

El sostenimiento que se propone es el definitivo. Bajo la filosofía del NATM es

necesario, en ocasiones, considerar sostenimientos primarios y secundarios que

no están definidos.

Más adelante se comparan entre sí los sistemas RMR y Q.

pág. 29



Fig. 19. Tiempo de estabilidad de excavaciones sin soporte

Fig. 20. Recomendaciones para el sostenimiento en forma de arco de herradura (10 m de φ, σv< 25 MPa)

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3.2. Sistema Q (Barton, Lien y Lunde, 1974)

El índice Q se obtiene mediante la siguiente expresión:

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

• Jn parámetro para describir el número de familias de discontinuidad • Jr parámetro para describir la rugosidad de las juntas • Ja parámetro para describir la alteración de las juntas • Jw factor asociado al agua en juntas • SRF factor asociado al estado tensional (zonas de corte, fluencia, expansividad, tensiones “in situ”)

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

Aunque en el índice Q no se menciona explícitamente la orientación de las juntas,

señalan sus autores que los valores de Jr y Ja se han de referir a la familia de juntas que

con más probabilidad puedan permitir el inicio de la rotura.

La descripción detallada de Q aparece en la Fig. 21.

pág. 31



Fig. 13. Índices de Q

pág. 32




pág. 33




pág. 34



En la práctica Q puede variar entre 103 y 10"3, lo que representa un rango

considerablemente mayor que el correspondiente a los índices del resto de

clasificaciones. Cabe señalar que el método trata con cierto detalle los factores de

rugosidad de juntas, alteración y rellenos de las mismas. Los parámetros Jr y Ja se deben

establecer para la familia de discontinuidades con características más desfavorables

(incluyendo en este concepto no únicamente las juntas de peor calidad- resistencia-

intrínseca, sino también las peor orientadas).

La determinación de Q permite la estimación del sostenimiento del túnel. Para ello se

procede en tres etapas:

1. Se selecciona el grado de importancia de la excavación definido mediante un

índice ESR (Excavation Support Ratio) que viene a ser un factor de seguridad.

En efecto, Barton homogeneiza los diámetros de las excavaciones a un

diámetro “equivalente”, que se define De = D/ESR.

Los valores de ESR aparecen en la Fig. 22. La referencia (ESR=1) corresponde

típicamente a los túneles que encontramos en obras de transportes

(carreteras y ferrocarriles). Un cambio en ESR conduce implícitamente a una

percepción diferente de la seguridad que aceptamos para una determinada

obra.

2. Se elige el tipo de sostenimiento combinando el índice Q y el diámetro o luz

libre de la excavación (afectado por el coeficiente ESR) (Fig. 23). En esta figura

se aprecian también los casos que no necesitan sostenimiento (por debajo

del límite inferior de la figura). En general, los casos de excavaciones no sostenidas de

forma permanente se dan cuando:

Jn < 9; Jr > 1; Ja < 1; Jw = 1; SRF < 2.55

pág. 35



Fig. 22. Q vs SPAN/ESR

3. Cada una de las categorías de sostenimiento indicadas en la Fig. 23 corresponde a

una descripción que aparece en la figura 24. El sistema especifica bulonado (con

diferentes características), hormigón proyectado reforzado o no y arco de

hormigón con encofrado, reforzado o no.

Crítica: La casuística que reflejan algunos índices (como Ja o SRF) tiende a ser

algo compleja y de interpretación complicada. Kirsten (1988) sugiere, por

ejemplo, una tabla alternativa para el cálculo de Ja (Fig. 18). El sistema parece,

por otra parte, bien adaptado para definir rocas de baja calidad.

Figura 23. Valores orientativos de ESR en función del tipo de excavación

pág. 36



Figura 24. CATEGORÍAS DEL REFUERZO

1) sin apoyo 5)cimbra reforzado con shotcrete, 50-90 milímetros, y empernado

2) empernado de punto 6) cimbra reforzado con shotcrete, 90-120 milímetros, y empernado

3) empernado sistemático 7) cimbra reforzado con shotcrete, 120-150 milímetros, y empernado

4) empernado sistemático shotcrete de 40-50mm.

8) cimbra reforzado con shotcrete > 150 mm, reforzada con anillos de shotcrete y pernos.

9) Concreto lanzado.

3.3. Comentarios finales

Los sistemas RMR y Q se han aplicado, desde su publicación, a centenares de proyectos

bajo condiciones variadas de litologías, calidad de roca, tamaño de excavación,

profundidad, etc., y sus autores han defendido su bondad y universalidad en numerosos

artículos.

En la tabla de la Fig. 19 se comparan los factores que aparecen en ambas clasificaciones. El

sistema Q parece algo más completo aunque no se dan criterios claros sobre la importancia

de la orientación y buzamiento de las discontinuidades (como se hace en los sistemas RSR

y RMR).

La aplicación de diversos sistemas a un mismo caso permite, por otra parte, calificar el

grado de conservadurismo relativo de cada método. Parece que el sistema RMR es algo

más conservador que el Q.

Por otra parte, es lógico intentar una correlación entre los índices Q y RMR. Se han

encontrado relaciones del tipo:

• RMR = 9 • ln (Q) + 44 = 20.7 • log (Q) + 44 (Bieniawski, 1976)

• RMR = 13.5 • log (Q) + 43 (Rutledge, 1978)

• RMR = 12.5 • log (Q) + 55.2 (Moreno Tallón, 1981)

pág. 37



CAPITULO 3: DEFINICIÓN DEL METODO AUSTRIACO

NATAM

El Nuevo Método Austríaco para Abertura de Túneles, NATM (New Austrian Tunneling

Method) es una manera segura y muy eficiente para construir túneles. Básicamente,

inmediatamente después de la excavación parcial del macizo, se instala la estructura de

soporte. Esta estructura es hecha con hormigón proyectado y complementada, cuando sea

necesario, por tirantes y cerchas. En esta metodología, que a primera vista parece simple,

están embutidos conceptos fundamentales.

El NATM, desenvuelto por Ladislau Rabcewicz, tuvo una evolución significativa en Europa

entre el Anal de la década del 1950 y la primera mitad de la década del 1960. Este desarrollo

es resultado de la experiencia con trabajos de ejecución de túneles en minas de carbón.

En la época se observó que las escoraciones de madera colocadas en las galerías de las

minas, después de la rotura de los primeros soportes provisionales, causadas por los

esfuerzos del macizo, podían ser más leves que los instalados inicialmente, en

consecuencia del alivio de tensiones ocurridas.

El suceso en la utilización del NATM depende de la comprensión y aplicación de algunos

conceptos, bien como de la experiencia de los profesionales envueltos en la construcción.

Aquí, son presentados los conceptos principales que definen la tecnología para el uso del

NATM

.

Figura 1 - Método NATM.

pág. 38



1 CONCEPTOS DEL NATM

1.1 Movilización de las tensiones de resistencia del macizo

El macizo circundante al túnel, que inicialmente actúa como elemento de cargamento,

debe pasar a ser constituir en elemento de escoración. Esto se debe a la movilización de

sus tensiones de resistencia. Es el principio de la estabilización por el alivio de tensiones

por deformaciones controladas (Figura 2).

1.2 Mantenimiento de la calidad del macizo por la limitación del avance y aplicación

inmediata del revestimiento

La acomodación excesiva del suelo hace que el macizo pierda su capacidad de auto-soporte

y pase a ejercer un esfuerzo sobre la estructura. La aplicación inmediata del revestimiento

de hormigón proyectado impide esta acomodación, tanto así como la formación de vacíos

en la juntura estructura-macizo, manteniendo su calidad. Esta aplicación de hormigón

pág. 39



posibilita que el soporte actúe en toda la superficie excavada, mejorando la interacción con

el macizo.

Métodos antiguos, como el maderamiento, tienen actuación puntual. Por más cuidadoso

que fuera el acuñamiento de fijación, estos procesos causaban vacíos en la juntura,

ofreciendo condiciones para el inicio de la disgregación del material y contribuyendo para

la pérdida de la capacidad de auto-soporte del macizo.

1.3 Avance y parcialización de sección de excavación, cierre provisional y utilización del

soporte adecuado en el momento adecuado

El avance y la parcialización adecuada del frente de excavación se dan en función del

comportamiento del macizo, que se traduce en el tiempo de auto-sustentación y

deformación del material.

Cuanto mayor sea el número de etapas, menor será el área unitaria de excavación, mayor

el tiempo de auto- soporte de la abertura no escorada y menores serán las repeticiones.

También influyen en la forma de parcialización los equipamientos disponibles, plazo para

ejecución de la obra y costos. En general, es procurada una solución que resulte en una

mayor velocidad de ejecución.

Figura 3 - Ejemplos de parcialización de sección.

pág. 40



El soporte del túnel trabaja como un anillo continuo, que debe ser concluido lo más breve

posible. Por cuestiones organizativas en la construcción, cuando es previsto el avance

pronunciado de la bóveda del túnel, muchas veces es colocado cierre provisional del anillo,

para estabilizar aquella área del macizo en cuanto las demás áreas van siendo excavadas.

Cuando la excavación es Analizada, ese piso es retirado, para la construcción del piso

definitivo.

Dos cuestiones son importantes para la colocación del soporte: la deformidad del mismo y

el momento de aplicación. Cuando el soporte es aplicado muy temprano, o para aquellos

con poca deformación, su capacidad de resistencia debe ser superior a aquella realmente

necesaria para el caso óptimo, pues el precisará trabajar con niveles de tensiones más

elevados, ya que el macizo aún puede sufrir un alivio e, por tanto, la aplicación de menor

carga.

El comportamiento de la interacción macizo-estructura, recibe fuertes influencias de los

siguientes factores: deformaciones del macizo y del soporte; tamaño de la abertura de la

excavación; defasaje entre la excavación y la aplicación del soporte; espesor del soporte;

método de avance de la excavación.

1.4 Utilización de enfilajes, tirantes y cerchas

Cuando es necesario, y para mejorar las condiciones de sustentación, son aplicados

elementos estructurales adicionales al hormigón proyectado, como cerchas o vigas

metálicas embutidas en el concreto y anclaje en el macizo del tipo tirante o perno, y

enfilajes.

La colocación sistemática del anclaje permite la movilización de la capacidad portante del

macizo, imponiendo que las tensiones confinantes alrededor de la abertura se mantengan

en niveles compatibles, limitando las deformaciones. Para la estabilización previa de

trechos a ser excavados o en los adaptadores, son utilizados los enfilajes clavados o

inyectados.

pág. 41



Figura 5 - Enfilajes y cerchas.

1.5 Geometría de la sección excavada mínima y preferencialmente arredondada

En el método NATM, el volumen de suelo excavado es solamente aquel necesario para la

aplicación del revestimiento de concreto proyectado, sin la necesidad de ninguna

sobreexcavación.

En la construcción del túnel, se debe evitar geometrías con cantos vivos, eliminado locales

con concentración de tensiones, que pueden llevar el material a la rotura.

1.6 Drenaje del macizo

Siempre que haya ocurrencia de agua, la colocación de drenaje entre la estructura y el suelo

permite el alivio de estas presiones sobre la superficie del soporte del túnel, mejorando las

condiciones de seguridad de la obra y facilitando la excavación. También con este objetivo,

la aplicación de rebajamiento inducido del manto freático es muy eficiente.

1.7 Caracterización geológico-geotécnica del macizo, instrumentación e

interpretación de lecturas de campo

La realización de ensayos de campo y de laboratorio, sumadas a las investigaciones de

prospección geológica y análisis de deformaciones del túnel, permite la caracterización y

determinación de parámetros de resistencia, deformación y permeabilidad del macizo.

pág. 42



De acuerdo con el proyecto, se aplican los siguientes tipos de instrumentación:

• Marcos de superficie para control de recalques.

• Gasómetro para control de recalques inmediatamente encima de la calota del túnel.

• Pinos para control de recalques de las edificaciones vecinas.

• Nivelación interna del túnel.

• Secciones de convergencia para control de dislocamientos internos del revestimiento

del túnel.

• Piezómetro para control de la presión hidráulica en el macizo.

• Indicadores de nivel d

• el agua para control del nivel freático.

• Inclinó metros.

En el NTAM, los datos oriundos de las instrumentaciones de campo tienen un papel muy

importante, pues permiten medir el desarrollo de las deformaciones, el alivio de las

tensiones y, consecuentemente, la interacción del soporte con el macizo circundante,

además de:

Alertan para situaciones no previstas, para que sea posible la rápida tomada de

decisiones.

Suministran subsidios para la comprobación de las hipótesis iniciales del proyecto, lo que

permite adaptaciones y correcciones del método constructivo, ajustando los espacios de

cerchas y los tratamientos previstos.

Promover condiciones para mejorar el desempeño de la obra en cuanto a

productividad, seguridad, economía y calidad, a través de la interpretación de las lecturas

de los instrumentos asociada a los eventos observados en la obra.

2 PROCEDIMIENTO EJECUTIVO BÁSICO

2.1 Consideraciones iniciales

El gabarito externo de la sección transversal del túnel será Ajado antes del inicio de los

pág. 43



trabajos, y sirve como directriz para la excavación del túnel. Previamente será definido si

el túnel será ejecutado en una o en dos frentes, dependiendo de la urgencia de conclusión

de la obra. En el caso de dos frentes de ataque, se deben utilizar los servicios topográficos,

para que ocurra la perfecta concordancia en el momento del encuentro de los dos frentes

de excavación.

2.2 Excavación y ejecución del revestimiento

La abertura del túnel debe ser efectuada en las etapas indicadas a seguir:

a) Según el área de la sección transversal del túnel y de las características geotécnicas del

macizo, la excavación del frente puede ser parcializada o plena, conforme las indicaciones

contenidas en el proyecto. En el caso de excavación parcializada, será dejada enfrente de

la excavación, y en su principal, un contrafuerte de tierra para auxiliar en la estabilidad. El

largo del avance, o paso de la excavación, será definido en el proyecto. Todavía lo que

determina los pasos del avance es el comportamiento del macizo revelado en el quehacer

diario de la obra.

b) Después de realizado el paso de excavación, será aplicado el hormigón proyectado. En el

caso de túnel con armazón de fibras sintéticas, el hormigón proyectado será aplicado en su

espesor de proyecto. En el caso de armazón con mallazo, se aplica una camada de

hormigón proyectado de 3 centímetros de espesor y así se evita posibles desplazamientos

del suelo.

A continuación, es fijada por medio de grampos la camada externa de malla electro

soldada, obedeciéndose la transferencia estipulada en el proyecto, con el posterior

cubrimiento de la misma con hormigón proyectado hasta la posición de instalación de la

camada interna de la malla. Después de la colocación de la malla, se efectúa su cubrimiento

con 3 centímetros de hormigón proyectado, Analizándose así el revestimiento de ese paso

de avance.

En el caso que el proyecto especifique un acabamiento liso de la superficie del

revestimiento, esta última camada será hecha de argamasa con superficie enderezada a la

regla flexible.

pág. 44



c) Se repite nuevamente todo el proceso de abertura y ejecución del revestimiento

conforme los ítems anteriores hasta la finalización de la obra. La gran ventaja de la

aplicación de fibra en sustitución de la malla, es la reducción del tiempo de trabajo y

aumento de la seguridad de la obra, pues se evita la necesidad del pase de la tela a cada

avance.

2.3 Rebajamiento temporal del manto freático

El proyecto determinará la necesidad, o no, de promoverse el rebajamiento temporal del

manto freático durante la ejecución del túnel. Dependiendo de la profundidad del túnel, el

rebajamiento será por las punteras al vacío o por pozos con inyectores. Los diámetros y

profundidades de los componentes del rebajamiento serán definidos por el proyecto. En

cualquier sistema deben estar disponibles en la obra, bombas sobresalientes para

inmediata sustitución de aquellas averiadas. La operación de los sistemas debe tener una

asistencia permanente de 24 horas por día. Se debe analizar la necesidad de mantener un

generador, para operar en eventuales faltas de energía en la red pública.

2.4 Cerchas y enfilajes

Ante la eventualidad de sospechas de inestabilidades en el frente de excavación, en

cualquier trecho del túnel, u ocurrencia de repeticiones en la superficie, superiores a los

esperados, debe utilizarse sistemáticamente, cerchas. Las cerchas pueden ser de perfiles

metálicos o de vigas de barra de acero. Su geometría ejerce una función de guía para la

ejecución de los enfilajes. Los enfilajes podrán ser de chapas de acero onduladas o barras

de hierro cuadradas, clavados con un martillo neumático pequeño. El espesor de la chapa

de acero usualmente es de 3 mm. Las barras de hierro tienen entre 20 y 25 mm de diámetro

y el largo de los mismos debe estar determinado en el proyecto. El proceso de ejecución es

descrito a continuación:

pág. 45



a) Instalación de la cercha metálica de dimensiones ya definidas. El espacio entre cerchas

será definido diariamente en el campo, dependiendo del comportamiento del macizo.

b) Ejecución de los enfilajes.

c) Excavación de la sección hasta la posición de instalación de otra cercha, respetado el

paso de avance del proyecto o aquel definido en la obra.

d) Aplicación del revestimiento de hormigón proyectado y mallas electro soldadas.

e) Excavación de la sección y repetición de todo el proceso hasta que se haya ultrapasado

la región de inestabilidad.

f) Se retorna, o no, a las condiciones normales de excavación, dependiendo de las

condiciones locales del macizo. Las cerchas, en este caso, tienen función de soporte

temporal, sin efecto estructural permanente. Todos los esfuerzos serán absorbidos por el

revestimiento de hormigón armado.

2.5 Enfilajes especiales

Cuando el túnel pase debajo de estructuras, galerías, canales o ferrovías, deben ser

minimizadas las repeticiones o recalques de la superficie y obtenerse una mayor estabilidad

del frente de excavación con la ejecución previa de enfilajes especiales (paraguas o coronas

de jet grouting) cuyo largo es de cerca de 12 m. Los enfilajes podrán ser formados por tubos

de acero con válvulas-manchete o no, o barras acopladas a tubo con válvulas-manchete o

no. Sus características y espacios son definidos en el proyecto. En el caso de aquellos con

válvulas tipo manchete, tendrá la inyección de lechada de cemento en diversas etapas con

cantidades y presiones a ser definidas en el proyecto.

2.6 Precaución

Para todas las interrupciones de turnos de trabajo, debe ser evaluada la estabilidad

provisional del frente. En caso necesario, debe ser aplicada una camada provisional de

hormigón proyectado.

pág. 46



3 MANTENIMIENTO DE TÚNEL NATM

3.1 Superficie de concreto

El revestimiento de concreto no exige mantenimiento especial, además de las usuales para

concreto común. Las juntas deben ser limpias con aplicación de mastique (resina), siempre

que sea necesario. El surgimiento de eventuales manchas de humedad en el concreto,

pueden evidenciar una posible ineficiencia del drenaje de superficie o profunda, donde

deberá ser efectuado, inicialmente, el mantenimiento preventivo. En caso que ocurran

manchas de humedad en la superficie del concreto, éste deberá ser perforado para que

sea verificado el motivo de la ocurrencia, pudiendo ser instalado un dren profundo

adicional, para la eliminación de la humedad local.

3.2 Drenaje de superficie

Deberá ser ejecutada la limpieza constante en la salida de estos drenes, de forma tal, que

no interrumpa el camino abierto para el flujo de agua.

3.3 Drenaje profundo (DHP)

Deberá ser ejecutado el desarrollo de los drenes profundos, anualmente, consistiendo en:

Construye un émbolo que penetre en el DHP (espacio entre el émbolo y el PVC del dren

deberá ser aproximadamente 1mm).

• Inyecta agua por el émbolo, al mismo tiempo que el mismo es introducido hasta el final del

dren.

pág. 47



CAPITULO 4: ABACOS Y RECOMENDACIONES UTILIZADAS PARA

EL SOSTENIMIENTO DE TUNELES

1. RECOMENDACIONES DE BIENIAWSKI (1989)

La tabla 2.1. Recoge las recomendaciones de Bieniawski (versión 1989, que no ha sido modificada

después) que incluyen los siguientes puntos:

a) Excavación:

Partición de la sección, longitud de pase y tiempo y distancia de construcción del

sostenimiento

b) Bulonado:

Situación, longitud, espaciamiento y uso de mallazo.

c) Hormigón proyectado:

Situación y espesores

d) Cerchas metálicas:

Requerimiento, tipo y espaciamiento. Necesidad de forros, paraguas y contra bóvedas.

pág. 48



2. DIVISIÓN DE LA CLASIFICACIÓN DE BIENIAWSKI EN SUBCLASES

La clasificación de BIENIAWSKI ha dividido siempre el índice RMR dentro de 5clases (I, II, III, IV y V)

con las denominaciones desde “Muy buena” a “Muy mala”. Cada clase cubre un intervalo de 20

puntos.

En la práctica las clases no son equiparables entre sí. La clase I (Muy buena) es muy poco frecuente

porque no abundan los macizos muy poco diaclasados y de gran calidad. La clase III (Media o

Regular) es normalmente la más frecuente pero cubre un rango demasiado amplio. Las

necesidades de sostenimiento de un túnel de RMR = 40 son muy diferentes de las de un túnel de

RMR = 60. El primero probablemente incluirá cerchas mientras que el segundo casi nunca se

construirá con cerchas. Y los espesores de hormigón proyectado o la longitud de pase serán

también diferentes.

La clase IV (Mala) es demasiado amplia. Un túnel de RMR = 20 se excavará mecánicamente, y en

condiciones precarias de estabilidad, mientras que en un túnel con RMR= 40 podrán utilizarse las

voladuras y las necesidades de sostenimiento, aunque importantes, permitirán unos ciclos de

trabajo con rendimientos sistemáticos y tolerables.

Por ello proponemos la sustitución del sistema de 5 Clases por el de 10 Subclases. Cada subclase

tiene un rango de 10 puntos y, para mantener un cierto grado de correlación con la división

anterior, se denomina con el numeral romano de BIENIAWSKI (I, II, III, IV, V) seguido de una letra:

a para la mitad superior y b para la mitad inferior de cada clase. Estas modificaciones están ya en

uso en el sistema SMR para taludes.

La tabla 3.1. recoge la comparación entre las clases de BIENIASKI y las subclases propuestas con la

denominación de cada una.

pág. 49



Debe hacerse notar que la Subclase (90 < RMR < 100) es casi imposible de alcanzar, dado que en

España son muy escasas las rocas con resistencias a compresión simple superiores a 100 Mpa, y

en las de resistencia inferior el RMR básico máximo teórico es 92. En el caso de orientación

favorable el factor de ajuste para túneles es – 2 con lo que RMR< 90.

La subclase IV (0 < RMR < 10) es también muy poco frecuente. De la lectura de la tabla de

BIENIAWSKI (1989) parece deducirse que el valor mínimo del RMR básico es 8.Sin embargo en

condiciones desfavorables o muy desfavorables el factor de ajuste vale –10y –12 respectivamente,

lo que puede conducir a valores negativos del RMR. En cualquier caso no se puede afirmar que un

RMR < 10 corresponda a un terreno que pueda asimilarse a una masa rocosa. Se trataría siempre

de terrenos muy tectonizados con juntas muy abiertas y/o rellenos gruesos blandos con los bordes

muy lisos, con estrías de foliación (“slickensides”), y su comportamiento sería equivalente al de

suelos plásticos con resistencia al corte muy reducido, por lo que se salen fuera del ámbito normal

de la clasificación.

3. RECOMENDACIONES DE EXCAVACIÓN Y SOSTENIMIENTO

En las tablas 4.1. y 4.2. se presentan unas recomendaciones, para la excavación y para el

sostenimiento de túneles. Se utiliza el RMR, y las subclases definidas en el apartado anterior.

Como notas generales habría que puntualizar los siguientes aspectos:

pág. 50



a) Se trata de túneles y obras subterráneas con ancho de excavación entre 10 y 14 m, que es el

más corriente para obras de comunicación. Muchos túneles hidráulicos y de servicios son de

ancho menor, por lo que pueden reducirse las necesidades de sostenimiento y simplificarse las de

excavación. Por otra parte las cavernas de ancho mayor plantean problemas específicos, y los

métodos de excavación más idóneos no se correlacionan bien con la propuesta de la tabla 4.1.

b) La mayoría de estos túneles (de más de 10 m de anchura) se excava por voladuras pero en el

futuro se utilizarán más las tuneladoras. Puede recomendarse un factor de ajuste complementario

para los diversos métodos de excavación:

Excavación con TBM 'RMR = 10

Excavación mecánica 'RMR = 5

Excavación por voladuras cuidadosas 'RMR = 0

Excavación por voladuras deficientes 'RMR = -5 a –10

c) En España el nivel de tensiones tectónicas suele ser bajo y la mayoría de los túneles atraviesan

sierras cerca de la cumbrera, a profundidades inferiores a 250m. En estas condiciones predomina

la tensión vertical, debida al peso. Pero para tensiones tectónicas horizontales, en situaciones

complejas, estas recomendaciones pueden no ser adecuadas.

En cualquier caso no está de más recalcar que unas recomendaciones son solamente unas

orientaciones, que permiten conocer al proyectista las órdenes de magnitud más habituales, pero

que no le eximen de su obligación de estudiar y justificar en cada caso las disposiciones de

proyecto, ni le permiten evadir sus responsabilidades.

En general no es posible, ni deseable, recomendar un valor único de sostenimiento para cada

subclase. Por eso se proponen intervalos. Deberá elegirse el valor más pesimista cuando los

anchos de túnel sean mayores, el valor del RMR sea más bajo dentro de la subclase y/o las

condiciones de la obra aconsejen mayor seguridad durante la construcción. Los valores más

optimistas estarán indicados, por el contrario, para los anchos de túnel más reducidos, y/o los

valores del RMR más altos dentro de la subclase.

Hay alternativas casi complementarias. Por ejemplo la sección partida más la galería de avance

está indicadas cuando hay problemas de sostenimiento. Por el contrario, la sección partida con

machón central están indicadas cuando hay problemas de estabilidad del frente (lo que en muchos

casos se combina con el uso de cerchas).Otras alternativas son casi contradictorias. Por ejemplo,

pág. 51



el uso de mallazo o el de fibras como armadura del hormigón proyectado. O la excavación por

galerías múltiples frente a la excavación a sección partida.

No es posible tampoco, ni deseable, incluir todos los métodos de construcción de túneles en unas

recomendaciones generales. Eso no significa que cualquier método no citado no sea apropiado

en condiciones específicas. Por ejemplo, el bulonado del frente es un método o muy útil de pre

sostenimiento y garantiza la estabilidad del frente mismo. Ni este (ni otro método también útil en

ocasiones) se ha citado por una sola razón: ese uso es menos frecuente.

Finalmente los túneles en condiciones pésimas (RMR < 10) requieren un estudio específico, caso

por caso, que se sale del ámbito de cualquier clasificación. Normalmente se construirán utilizando

métodos especiales muy mecanizados, o bien el terreno se mejorará contratamientos previos a la

construcción del túnel.

4. ASPECTOS GENERALES DEL Q DE BARTON.

Barton (2000).

El Índice Q varía entre 0.001 y1.000, asociado a la clasificación del macizo como se presenta a

continuación.

0,001 y 0,01: excepcionalmente mala

0,01 y 0,1: extremadamente mala

0,1 y 1: muy mala

1 y 4: mala

4 y 10: media

10 y 40: buena

40 y 100: muy buena

100 y 400: extremadamente buena

400 y 1.000: excepcionalmente buena

La evaluación del Índice Q es realizada a partir de la Tabla 1A, en donde se obtienen los parámetros

base para el cálculo de las relaciones que describen el tamaño de los bloques, la resistencia al

corte de los mismos y la influencia del estado tensional, posteriormente es aplicada la ecuación 1

presentada en la tabla, obteniéndose el índice Q.

pág. 52



La determinación del tipo de soporte a partir del índice Q, se realiza desde la Figura 1A, ingresando

la relación de diámetro equivalente: Altura/ESR (Excavación Support Radio) y el índice Q,

encontrando un punto que pertenece a una región caracterizada por una calidad del macizo que

sugiere a la vez un tipo de soporte. El ESR depende del uso final de la excavación y es abstraído de

la Tabla 2A, este puede ser entendido como el factor de seguridad según el tipo de obra

subterránea.

pág. 53



5. COMPARACION DE AMBOS METODOS.

La clasificación del macizo rocoso según Bieniawski y Barton, son de un interés muy especial, ya

que incluyen un número suficiente de datos para poder evaluar correctamente todos los factores

que tienen influencia en la estabilidad de una excavación tanto en túnel como en corte de taludes

en roca. Bieniaswki da más importancia a la orientación y a la inclinación de los accidentes

estructurales de la roca y no da ninguna a los esfuerzos en la roca. Barton no incluye en factor de

la orientación de las fisuras pero si considera las propiedades de los sistemas de fisuras más

desfavorables al evaluar la rugosidad de las fisuras y su grado de alteración, ambos representan

la resistencia al esfuerzo cortante del macizo rocoso. Estos dos sistemas señalan que la orientación

e inclinación de las estructuras son de menos importancia y que la diferencia entre favorable y

desfavorable es adecuado para los casos prácticos, esto se puede aceptar para la mayoría de los

casos que se encuentran en el campo. Existen algunos materiales como la pizarra que tiene

características estructurales tan importantes que tienden a dominar el comportamiento de los

macizos. En otros casos, grandes bloques quedan aislados por discontinuidades y causan

problemas de inestabilidad durante la excavación, para estos casos los sistemas de clasificación

descritos serán quizás no adecuados y se necesitaran consideraciones especiales para la relación

entre la geometría del macizo y la excavación. Cuando se trata de rocas de muy mala calidad que

implican rocas comprimidas, expansivas ó grandes flujos de agua, se comprobó que la clasificación

de Bieniaswki es poco aplicable, esto se entiende ya que se ideó originalmente para túneles de

poca profundidad y taludes en roca dura fracturada. Por tanto, en este tipo de rocas

extremadamente malas se recurre al sistema de Barton. La relación que existe entre ambos

métodos, está expresado como: RMR = 9 ln Q + 44 SOSTENIMIENTO DEL TUNEL SEGUN ¨ BARTON.

En función al tipo de roca, y la dimensión del túnel, Barton presenta un método “empírico” para

estimar los soportes en un túnel, que varía desde anclajes ocasionales, hormigón proyectado con

y sin malla metálica hasta hormigón moldeado con acero de refuerzo.


pág. 54

UNIVERSIDAD NACIONAL DE TRUJILLO

CAPITULO 5: MÉTODOS EN LA CONSTRUCCION DE

TUNELES

1. MÉTODO BELGA:

Es un método para la construcción de túneles. Se basa en los principios que permitieron

la construcción, en 1828, del túnel del Charleroi en el canal que enlaza Bruselas y

Charleroi

Se caracteriza por la progresiva excavación de los elementos que componen el túnel, de

tal forma que se van retirando los elementos más estables del túnel evitando el

hundimiento o la falta de estabilidad del frente. El método se denomina método clásico

de Madrid por ser el método más empleado en la construcción de los túneles del metro

de Madrid. Se suele aplicar a túneles con un ancho máximo de unos 8 m libres más 3 m

de ambos hastiales, es decir, de un máximo de 11 m.

Este método consiste en realizar la excavación abriendo una pequeña galería en clave

del túnel para ir ensanchándola poco a poco, protegiendo y entibando el frente, hasta

permitir hormigonar toda la bóveda. El primer elemento excavado es la bóveda del

túnel (se suele denominar avance en bóveda o calota). La bóveda se sostiene en el

terreno mediante un entramado progresivo de madera. La bóveda se asegura con

un encofrado y cuando está asegurada, la parte inferior se va excavando a medida que

se va asegurando el avance. De esta forma la galería se va construyendo a medida que

se avanza sin poner en riesgo a los trabajadores debido al hundimiento del túnel. Al abrir

pequeñas secciones es posible solucionar cualquier problema que pudiera surgir de

inestabilidad, puesto que la seguridad del método se basa en que se trabaja con un

frente muy pequeño, normalmente inferior a 3 m2. Este método tiene la ventaja de

estar muy comprobado en la práctica de la ingeniería civil, aunque su rendimiento es

pequeño

http://es.wikipedia.org/wiki/B%C3%B3veda

http://es.wikipedia.org/wiki/Encofrado


pág. 55


En terreno firme se excava a la mitad superior del túnel, comenzando con una galería

central desde el coronamiento hasta el arranque del arco. Esto se amplía en ambos

lados, y el terreno se mantiene en su lugar con estacas transversales. Es posible avanzar

con la excavación a una distancia considerable antes de continuar con el revestimiento

del túnel


pág. 56


Resumiendo, las fases serían las siguientes:

a) Excavación de la bóveda. Realmente se inicia con una galería de avance, entibada en

la zona de clave, que va unos metros por delante de la bóveda, y desde la que se

ensancha la excavación de esa zona. Esta excavación va unida a la debida entibación.

b) Hormigonado de la bóveda con inyección del trasdós para rellenar huecos y asegurar

el contacto terreno-hormigón.

c) Excavación y entibación de hastiales por bataches, previa excavación en destroza.

d) Hormigonado de hastiales por bataches.

e) Destroza y hormigonado de la contrabóveda.

Si la sección del túnel es grande, las fases c) y d) se cambian, se excavan los hastiales en

pozo y se hormigonan antes de excavar la destroza.


pág. 57


2. MÉTODO BERNOLD

El método bernolt integral (con cerchas de montaje, chapas continuas solapadas y

relleno de hormigón) sigue siendo una opción válida para macizos de calidad mala o muy

mala. Sin embargo su utilización ha decaído debido a la popularización del nuevo

método austriaco.

En todo caso la combinación de cerchas, con chapas bernolt, apoyado sobre las alas de

las cerchas y con relleno de hormigón bombeado o proyectado, constituye un

mecanismo de sostenimiento rígido.

3. MÉTODO ALEMÁN:

Se hacen avanzar dos galerias inferiores, una en cada muro lateral. En estas galerias se

construyen los muros hasta llegar al techo de las mismas. Sobre esto se excavan otras

dos galerías y se continúa la construcción de los muros. Se añade una galería central


pág. 58


superior que se ensancha hasta alcanzar las galerías laterales; el terreno sobre el arco

queda apuntalado por maderos longitudinales y estacas transversales. Después de

terminado el revestimiento del arco se remueve el resto del terreno.


pág. 59


METODOS DE SOSTENIMIENTO

1. PERNOS DE ANCLAJE:

- Principios de sostenimiento de los pernos:

a. Efecto cuña:

En roca masiva o levemente fracturada y en rocas fracturadas, el papel principal de los

pernos de roca es el control de la estabilidad de los bloques y cuñas rocosas


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b. Efecto viga:

En roca estratificada sub-horizontal y roca no estratificada con un sistema de

fracturas dominantes sub-horizontales, los pernos ayudan a minimizar la

deflexión

c. Efecto columna:

El concepto del efecto viga puede ser extendido al caso de paredes paralelas a

estratos o discontinuidades sub-verticales (fracturas sub paralelas a la labor),

generando el denominado EFECTO COLUMNA, para minimizar el pandeo de los

bloques tabulares


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d. Efecto arco:

En roca fracturada e intensamente fracturada, los pernos confieren nuevas

propiedades a la roca que rodea la excavación. Instalaos en forma radial, los

pernos en conjunto forman un arco rocoso que trabaja a comprensión

denominado efecto arco, el mismo que da la estabilidad a la excavación


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ACCION ACTIVA Y PASIVA DE LOS PERNOS:

- SOSTENIMIENTO ACTIVO DE LOS PERNOS

- SOSTENIMIENTO PASIVO DE LOS PERNOS


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TIPOS DE PERNOS

PERNOS DE ANCLAJE MECÁNICO

• Varilla de acero, dotado en su extremo de un anclaje mecánico de expansión que

va al fondo del taladro.


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• Su extremo opuesto puede ser de cabeza forjada o con rosca, en donde va una

placa de base que es plana o cóncava y una tuerca, para presionar la roca.

• Es relativamente barato.

• Su acción de reforzamiento de la roca es inmediata después de su instalación.


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BULON DE REDONDO INYECTADO

BULON DE CABLES


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CONSIDERACIONES IMPORTANTES

• Su uso es limitado a rocas moderadamente duras a duras, masivas, sin presencia

de agua.

• En rocas muy duras, fracturadas y débiles no son recomendables, debido a que

el anclaje podría deslizarse bajo la acción de las cargas.

• Pierden su capacidad de anclaje como resultado de las vibraciones de la

voladura, por lo que no es recomendable utilizarlos en terrenos cercanos a áreas

de voladura.

• Solo pueden ser usados para reforzamiento temporal. Si son utilizados para

reforzamiento permanente, éstos deben ser protegidos de la corrosión si hay

presencia de agua y deben ser post-cementados con pasta de cemento entre la

varilla y la pared del taladro.

SPLIT SET


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SOSTENIMIENO SON SWELLIX

• También es un perno de anclaje por fricción, pero en este caso la resistencia

friccional al deslizamiento se combina con el ajuste, es decir, el mecanismo de

anclaje es por fricción y por ajuste mecánico, el cual funciona como un anclaje

repartido.

• La varilla es activada por inyección de agua a alta presión (aproximadamente 30

MPa ó 300 bar) al interior del tubo plegado, el cual infla al mismo y lo pone en

contacto con las paredes del taladro, adaptándose a las irregularidades de la

superficie del taladro, así se consigue el anclaje.

• Una vez expandido el tubo, se genera una tensión de contacto entre el tubo y la

pared del taladro, produciendo dos tipos de fuerzas: una presión o fuerza radial

perpendicular a su eje y una fuerza de rozamiento estático, en toda su longitud,

cuya magnitud depende de la estructura de la roca y de la dimensión del taladro.


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CONSIDERACIONES IMPORTANTES

• Constituyen un sistema alternativo a los split sets, pero de mejor rendimiento en

terreno de menor calidad, para el refuerzo temporal.


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• Debido a la existencia de distintos tipos de swellex, cubren un amplio rango de

aplicación desde rocas duras a suaves y en terrenos muy fracturados.

• Es de instalación sencilla y rápida, el efecto de refuerzo es inmediato, y está

provisto de arandelas para colocar la malla en cualquier momento.

• Son más costosos que los split sets.

FALLAS DEL SISTEMA

SOSTENIMIENTO CON SHOTCRETE

El shotcrete posee ventajas enormes en su calidad de proceso de construcción y de

soporte de rocas; ello, sumando al avance logrado en materiales, equipos y

conocimiento de aplicación, ha hecho de esta técnica una herramienta muy importante

y necesaria para los trabajos de construcción subterránea en particular, la tecnología

moderna del shotcrete por vía húmeda y seco, ampliado el campo de trabajo de la

construcción subterránea. Proyectos que en el pasado eran imposibles de llevar a cabo,

son ahora viables independientemente del tipo de terreno, hoy en día es posible aplicar

esta tecnología en cualquier condición.


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HUSOS GRANULOMÉTRICOS:


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DATOS IMPORTANTES:


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SHOTCRETE POR VIA SECA

SHOTCRETE POR VIA HUMEDA


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DIFERENCIAS ENTRE VIA SECA Y VIA HUMEDA


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SOSTENIMIENTO CON MALLA:

DIFERENCIAS ENTRE EL SOSTENIMIENTO CON MALLA Y FIBRA


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SOSTENIMIENTO CON CERCHAS

USO DE SPILLING BARRS

• Este fierro de avanzada es colocado en el terreno antes del disparo, cuando se

observa que la estabilidad de la bóveda está en riesgo y así controlar este

inminente desplome.


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• Estructuralmente trabaja como una viga, en un extremo como simplemente

apoyado en la cimbra y en el otro extremo empotrado en el terreno y la fracción

que queda excavada (luz libre) soportara la carga de la roca con inminente caída.

La diferencia específica para el empleo de los Spilling Barrs y los Marchavantis es su

instalación:

• Para evitar que se produzcan derrumbes se usan los Spilling Barrs (se instalan

antes del disparo), pero si se requiriera mayor resistencia, se utilizarían

Marchavantis.

• Producido el derrumbe se usan Marchavantis.

PROCEDIMIENTOS DE INSTALACION:

1. Se realiza el sostenimiento del frente excavado con cimbras al tope. Este debe

estar completamente entibado con planchas metálicas, bolsacretos y

arriostrados con los distanciadores y cáncamos.

2. Sobre la última cimbra, se cortan las planchas metálicas entibadas, separadas

entre 20 a 30 cm, en el perímetro de la bóveda. Los hastiales están sujetos a

evaluación.

3. Luego a través de estos huecos de las planchas se realizan perforaciones

subhorizontales en la roca, los mismos que darán paso a los Spilling Barrs.

4. Se colocan los Spilling Barrs a golpes con las combas, por los taladros

realizados; normalmente los taladros tienen la tendencia a cerrarse por la calidad

de la roca.


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5. Los Spilling Barrs al final estarán colocados como un abanico, soportando un

arco de roca propenso a caer y los mismos que no caerán por el grado de flexión

y resistencia que tiene el acero.

PASOS GENERALES A SEGUIR EN EL PROYECTO DE CONSTRUCCIÓN DE UN

TUNEL


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BIBLIOGRAFIA

NAVARRO CARRASCO, Salvador. ORTIZ GOMEZ, RAUL; RUIZ MARIN, Juan

Antonio. “Geotecnia aplicada a la construcción de Túneles”. España.1991.

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http://www.solotrat.com.br/ws/manual/es_ManTunelNATM.pdf


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