ANEJO Nº 7.
TÚNELES Y CAVERNA
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. OBJETOEn 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
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
Terciario Paleoceno - Eoceno 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
CRETÁCICO SUPERIOR
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 Æ Sostenimiento Tipo S-I Clase B Æ Sostenimiento Tipo S-II Clase C Æ Sostenimiento Tipo S-III Clase D Æ Sostenimiento Tipo S-IV Clase E Æ 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. INTRODUCCIÓNEn 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
2.2.2
2.2.3
2. Gráfico d
3. Recome
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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.
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
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
SECCIÓN COMPLETA
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
AVANCE Y DESTROZA
Ligero a
medio 3/4 0,25 2x2 Ocasional Sí
60 IIIa Medio 4 0,44 1,5x1,5 Ocasional Sí
50 IIIb
GALERÍA CENTRAL
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
GALERÍAS MULTIPLES CONTRABÓVEDA 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:
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
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 (5 + 7) 12 -
Tipo expansión (110 kN) L=4 m
1,5 X 1,5 3,0 / 6,0 Avance y Destroza
D / S-IV (5 + 10 + 5) 20
TH-21 / 1,5 m
Tipo expansión (110 kN) L=4 m
1,0 X 1,5 1,5 / 3,0 Avance y Destroza
E / S-V (5 + 10 + 10) 25
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 (5 + 10 + 10) 25
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
Tipo expansión (110 kN) L=6 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
Tipo expansión (110 kN) L=3 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 38ν
0,27 0,28En 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.
Ábaco 2. c = 100 kPa, φ = 30º, sobrecarga 0 kPa.
Ábaco 3. c = 25 kPa, φ = 40º, sobrecarga 0 kPa.
Ábaco 4. c = 25 kPa, φ = 30º, 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:
4 4 + 1
= D
N C
Cota inferior:
⎟ ⎠
⎜ ⎞
⎝ ⎛ + +
= 2 2 ln 1 D N C
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 T S
c C D N
⎟ ⎠
⎜ ⎞
⎝ ⎛ + +
−
= σ σ γ 2
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:
c
uN = γ ⋅ D
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 - 1,08
4+216 – 4+350 134 40 – 52 G (II-III) III Media 0,70 - 2,32
4+350 – 4+406 56 24 G (tramo de falla) IV Mala 0,11
4+406 – 4+428 22 40 – 52 G (II-III) III Media 0,70 - 2,32
4+428 – 4+538 110 46 – 56 E, F (G-II) III Media 1,22 - 3,71
4+538 – 4+570 32 47 – 57 D1 (G-II) III Media 1,44 - 4,37
4+570 – 4+732 162 50 – 60 D (G-II) III Media 2,02 - 6,05
4+732 – 4+802 70 55 – 59 C (G-I) III Media 3,45 - 5,21
4+802 – 4+877 75 58 – 63 B1 (G-II) III-II Media-Buena 4,62 - 8,67
4+877 – 4+923 46 48 – 55 B (G-II) III Media 1,63 - 3,26
4+923 – 4+952 29 58 – 63 B1 (G-II) III-II Media-Buena 4,62 - 8,67
4+952 – 5+060 108 48 – 55 B (G-II) III Media 1,63 - 3,26
5+060 – 5+066 6 37 A (tramo de falla) IV Mala 0,47
5+066 – 5+080 14 37 A (tramo de falla) IV Mala 0,47
5+080 – 5+096 16 44 – 58 A (G-II) III Media 1,88 - 4,81
5+096 – 5+165 69 44 – 58 A (G-II) III Media 1,88 - 4,81
5+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 P
4+216 – 4+350 134 40 – 52 D S-IV
4+350 – 4+406 56 24 E S-V P
4+406 – 4+428 22 40 – 52 D S-IV
4+428 – 4+538 110 46 – 56 C S-III
4+538 – 4+570 32 47 – 57 C S-III
4+570 – 4+732 162 50 – 60 C S-III
4+732 – 4+802 70 55 – 59 B S-II
65 B S-II
10 A S-I
4+877 – 4+923 46 48 – 55 C S-III
4+923 – 4+952 29 58 – 63 B S-II
4+952 – 5+060 108 48 – 55 D S-IV
5+060 – 5+066 6 37 E S-V E
5+066 – 5+080 14 37 E S-ESP P, PE, R
5+080 – 5+096 16 44 – 58 D S-ESP PE, R
5+096 – 5+165 69 44 – 58 D S-IV
5+165 – 5+186 21 45 D S-E P
P: Paraguas
PE: 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 4.2.1. Introducción
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:
