Reducción De Las Variaciones De Rigidez Vertical De La Vía: Establecimiento De Criterios De Diseño, Recepción Y Mantenimiento De Las Infraestructuras Ferroviarias

Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía: Establecimiento de criterios de diseño, recepción y mantenimiento de las infraestructuras ferroviarias

Referencia: PT – 2006 – 046 – 17IAPM

Actividad 1: Estado del arte.

Enero 2008

CENIT

Centro de Innovación del Transporte

Preparado para:

CEDEX (Centro de Experimentación de las Obras Públicas)

Preparado por:

CENIT, Centro de Innovación del Transporte TRANSyT, Centro de Investigación del Transporte

Contacto:

CENIT – Centro de Innovación del Transporte Jordi Girona, 29, 2º A, Edifici Nexus II 08034 – Barcelona, España

+34 93 413 76 67 [email protected]

Actividad 1: Estado del Arte

ÍNDICE DE CONTENIDOS

ÍNDICE DE CONTENIDOS ...... 1 ÍNDICE DE TABLAS...... 3 ÍNDICE DE FIGURAS ...... 5 INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO...... 7 1 DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE LÍNEAS FERROVIARIAS DE ALTAS PRESTACIONES...... 8 1.1 INTRODUCCIÓN ...... 8 1.2 CARACTERÍSTICAS DEL EMPARRILLADO DE LA VÍA ...... 9 1.3 CARACTERÍSTICAS DE LA SECCIÓN TRANSVERSAL DE LA VÍA. SISTEMA BALASTO-PLATAFORMA...... 12 1.3.1 Configuración estructural de la sección transversal...... 12 1.4 CUÑAS DE TRANSICIÓN EN LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ...... 24 2 CONTROL DE CALIDAD, RECEPCIÓN Y HOMOLOGACIÓN DE LÍNEAS DE ALTAS PRESTACIONES...... 37 2.1 EL CONTROL DE CALIDAD DE LAS CAPAS DEL SISTEMA BALASTO-PLATAFORMA ...... 37 2.2 CARACTERIZACIÓN DE LA HOMOGENEIDAD RESISTENTE DEL SISTEMA BALASTO-PLATAFORMA: FRECUENCIA DE LOS ENSAYOS ...... 42 2.3 EL CONTROL DE CALIDAD DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN ...... 44 3 INCIDENCIA DEL MANTENIMIENTO Y DE LA RENOVACIÓN DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EN LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ VERTICAL...... 46 3.1 AUSCULTACIÓN...... 46 3.2 ACTIVIDADES DE MANTENIMIENTO ...... 48 3.3 RENOVACIÓN ...... 49 4 LA PROBLEMÁTICA DE LA RIGIDEZ VERTICAL Y SU VARIACIÓN EN EL SENTIDO LONGITUDINAL ...... 50 4.1 PREÁMBULO...... 50 4.2 INTRODUCCIÓN ...... 50 4.3 LAS VARIACIONES DE LA RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA Y SUS EFECTOS EN EL DETERIORO DE LA MISMA ...... 51 4.3.1 Concepto de rigidez vertical de la vía...... 51 4.3.2 Las variaciones de la rigidez vertical de la vía y su incidencia en el deterioro de la misma. Un análisis de los distintos factores...... 54 4.3.2.1 Las variaciones aleatorias de la rigidez vertical de la vía...... 54 4.3.2.2 Los estribos de puentes...... 55 4.3.2.3 Las juntas de los carriles...... 55 4.3.2.4 Los desvíos y aparatos de vía ...... 55 4.3.3 Técnicas para la reducción de las irregularidades de la rigidez vertical de la vía...... 55 4.4 OPTIMIZACIÓN DEL DISEÑO DE LA VÍA...... 56 4.5 UNA APROXIMACIÓN RACIONAL AL DISEÑO DE LA VÍA...... 58 4.5.1 Caracterización del tráfico...... 58 4.5.2 Modelización de la vía...... 61 4.5.2.1 Propiedades de las capas de asiento necesarias para el análisis estructural...... 61 4.5.3 Evaluación de las tensiones y deformaciones admisibles...... 65 4.5.3.1 Criterios de diseño de los métodos analíticos...... 65 4.5.3.2 Comportamiento de los materiales ante repetidos ciclos de carga...... 66 4.6 INFLUENCIA DE LAS MEDICIONES DE LA RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA EN SU MANTENIMIENTO .68 4.7 LA MEDICIÓN DE LA RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA ...... 70 REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...... 73

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ANEJOS ...... 80

ANEJO 1: CUESTIONARIO “PARÁMETROS DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN, CONTROL DE CALIDAD Y RECEPCIÓN DE LÍNEAS FERROVIARIAS” ...... 81 ANEJO 2: CLASIFICACIÓN DE LOS SUELOS PARA DETERMINAR LA SECCIÓN TIPO DE UNA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD ...... 94 ANEJO 3: CONTROL DE CALIDAD EN ESPAÑA...... 97 A3.1 CONTROL DE CALIDAD DE LAS PROPIEDADES DE LAS DISTINTAS CAPAS DEL SISTEMA BALASTO- PLATAFORMA EN ESPAÑA...... 97 A3.1 CONTROL DE CALIDAD DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ESPAÑA ...... 101 ANEJO 4: CRITERIOS DE RECEPCIÓN DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ...... 102 ANEJO 5: PROCESO DE HOMOLOGACIÓN DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD...... 104 ANEJO 6: CRITERIOS DE INTERVENCIÓN PARA EL MANTENIMIENTO DE LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ...109 ANEJO 7: CONTRIBUCIÓN DE TORE DAHLBERG ...... 110 ANEJO 8: CONTRIBUCIONES DE MICHAEL BURROW...... 126 ANEJO 9: CONTRIBUCIÓN DE ERIC BERGGREN...... 162

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ÍNDICE DE TABLAS

TABLA 1 TIPOLOGÍAS Y CARACTERÍSTICAS DE LOS CARRILES DE ALGUNAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA CON DATOS DE [3], [5], [34], [43], [45]...... 9 TABLA 2 CARACTERÍSTICAS DE LAS TRAVIESAS DE ALGUNAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA CON DATOS DE DIVERSAS FUENTES. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA CON DATOS DE [3], [26], [34], [35], [45], [48], [72], [85] [91], [104]...... 10 TABLA 3 CARACTERÍSTICAS DE LAS SUJECIONES Y PLACAS DE ASIENTO DE ALGUNAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA CON DATOS DE DIVERSAS FUENTES. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA EN BASE A DATOS DE [3], [5], [26], [35], [45], [71], [72], [74], [91], [104]...... 11 TABLA 4 RIGIDEZ VERTICAL DE LAS PLACAS DE ASIENTO. FUENTE: [98]...... 12 TABLA 5 CLASIFICACIÓN GEOTÉCNICA DE LOS SUELOS. FUENTE: [108]...... 14 TABLA 6 DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD RESISTENTE DE LA PLATAFORMA. FUENTE: [108]...... 15 TABLA 7 SECCIONES ESTRUCTURALES Y EXIGENCIAS RESPECTO A LA CAPACIDAD PORTANTE DE DISTINTAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA CON DATOS DE [5], [9], [34], [35], [47], [51], [70], [85], [109]...... 17 TABLA 8 CARACTERÍSTICAS DE LAS SECCIONES ESTRUCTURALES DE LAS LÍNEAS DE ALTAS PRESTACIONES EN EUROPA. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA...... 23 TABLA 9 OBRAS DE FÁBRICA EN ALGUNAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS. FUENTE: CENIT CON DATOS DE DIVERSAS FUENTES...... 26 TABLA 10 ESQUEMA DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ESPAÑA CONSTRUIDAS ANTES QUE EL TERRAPLÉN ADYACENTE. FUENTE: A PARTIR DE [41]...... 27 TABLA 11 ESQUEMA DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ESPAÑA CONSTRUIDAS DESPUÉS QUE EL TERRAPLÉN ADYACENTE (CASO EXCEPCIONAL). FUENTE: A PARTIR DE [41]...... 28 TABLA 12 ESQUEMA DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ITALIA CONSTRUIDAS DESPUÉS QUE LA OBRA DE FÁBRICA. FUENTE: A PARTIR DEL CUESTIONARIO...... 30 TABLA 13 ESQUEMA DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ITALIA CONSTRUIDAS ANTES QUE LA OBRA DE FÁBRICA. FUENTE: A PARTIR DEL CUESTIONARIO...... 31 TABLA 14 DISEÑO DE TRANSICIONES DE LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EUROPEAS PARA PUENTES Y VIADUCTOS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA EN BASE A DATOS LOS CUESTIONARIOS Y DE [30], [41], [69], [102], [89] Y [108]...... 36 TABLA 15 ESQUEMA DE REFERENCIA PARA EL ESTABLECIMIENTOD DE LAS FUNCIONES Y CARACTERÍSTICAS DEL BALASTO. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA A PARTIR DE [59]...... 37 TABLA 16 ESPECIFICACIONES PARA LA CAPA DE BALASTO. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA EN BASE A DATOS DE LOS CUESTIONARIOS, ASÍ COMO [12] Y [14]...... 38 TABLA 17 ESPECIFICACIONES PARA LA CAPA DE SUB-BALASTO. FUENTE: A PARTIR DE LOS CUESTIONARIOS Y DE [105], [12], [14], [59] Y [83]...... 40 TABLA 18 ESPECIFICACIONES PARA LA CAPA DE FORMA. FUENTE: A PARTIR DE LOS CUESTIONARIOS, [14], [59] Y [83]...... 41 TABLA 19 ESPECIFICACIONES PARA LOS TERRAPLENES. FUENTE: A PARTIR DE LOS CUESTIONARIOS Y DE [59] Y [83]...... 42 TABLA 20 CAPA DE SUB-BALASTO: PARÁMETROS CARACTERIZADOS POR EL CONTROL DE CALIDAD Y FRECUENCIA DE LOS ENSAYOS. FUENTE: A PARTIR DE LOS CUESTIONARIOS Y [105], [12], [14], [59] Y [83]...... 43 TABLA 21 CAPA DE FORMA: PARÁMETROS CARACTERIZADOS POR EL CONTROL DE CALIDAD Y FRECUENCIA DE LOS ENSAYOS. FUENTE: A PARTIR DE LOS CUESTIONARIOS Y [14] Y [59]...... 43 TABLA 22 ESPECIFICACIONES RESPECTO A LA CAPACIDAD RESISTENTE DE LAS TRANSICIONES DE LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EN EUROPA. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA EN BASE A DATOS LOS CUESTIONARIOS Y DE [30], [41], [102], [89] Y [108]...... 44

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TABLA 23 ANÁLISIS COMPARATIVO DE LA AUSCULTACIÓN DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD...... 47 TABLA 24 ANÁLISIS COMPARATIVO DE LAS TAREAS DE MANTENIMIENTO DE LA LÍNEA MADRID-SEVILLA Y ROMA-FLORENCIA...... 48 TABLA 25 PARÁMETROS ÓPTIMOS DE LA VÍA (A PARTIR DE EUROBALT II, VER REFERENCIAS ANEJO 8)...... 54 TABLA 26 VARIABLES DEL ESTUDIO PARAMÉTRICO FUENTE: SELIG Y LI, 1994, VER REFERENCIAS ANEJO 9...... 68 TABLA 27 RELACIÓN ENTRE RIGIDEZ, PROBLEMAS EN LA VÍA Y LAS ACTIVIDADES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: SUSSMANN ET AL. 2001, VER REFERENCIAS ANEJO 9. ...69 TABLA 28 SECCIONES ESTRUCTURALES Y EXIGENCIAS RESPECTO A LOS SUELOS QUE COMPONEN LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ESPAÑOLAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA EN BASE A DISTINTAS FUENTES...... 94 TABLA 29 SECCIONES ESTRUCTURALES Y EXIGENCIAS RESPECTO A LOS SUELOS QUE COMPONEN LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ITALIANAS. FUENTE: ELABORACIÓN PROPIA A PARTIR DE DATOS DE RFI S.P.A...... 96 TABLA 30 CONTROL DE CALIDAD DE LAS DISTINTAS CAPAS DE LA INFRAESTRUCTURA EN ESPAÑA. FUENTE: CENIT CON DATOS DE [31]...... 100 TABLA 31 CONTROL DE CALIDAD DE LAS CUÑAS DE TRANSICIÓN EN ESPAÑA. FUENTE: CENIT CON DATOS DE [31]...... 101 TABLA 32 ANÁLISIS COMPARATIVO DE LOS CRITERIOS DE INTERVENCIÓN PARA EL MANTENIMIENTO DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD. FUENTE: CENIT (2005).....109

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ÍNDICE DE FIGURAS

FIGURA 1 SECCIÓN DEL CARRIL UIC 60 Y CARACTERÍSTICAS MÁS RELEVANTES. FUENTE: [3]...... 9 FIGURA 2 ESQUEMA DE LA VÍA EN LÍNEAS CONVENCIONALES Y LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD, Y VALORES TÍPICOS DE LA RIGIDEZ VERTICAL DEL CONJUNTO DE LAS CAPAS DE ASIENTO Y LA PLATAFORMA (KBP). FUENTE: [57]...... 13 FIGURA 3 CÁLCULO DEL ESPESOR MÍNIMO DE LAS CAPAS DE ASIENTO E. FUENTE: [108]...... 15 FIGURA 4 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO. FUENTE: ADAPTADO DE [108]...... 16 FIGURA 5 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO DE LA LÍNEA PARÍS-LYON. FUENTE: [109]...... 17 FIGURA 6 ESTRUCTURA TIPO DE LA FUTURA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD TGV ESTE. FUENTE: TOMADO DE LE LIANT (2005)...... 18 FIGURA 7 ESTRUCTURA TIPO DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD ALEMANAS, VIGENTE HASTA EL AÑO 1993. FUENTE: [47]...... 18 FIGURA 8 ESTRUCTURA TIPO DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD HANNOVER- WÜRZBURG. FUENTE: TOMADO DE [98]...... 19 FIGURA 9 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO PARA LÍNEAS ALEMANAS CON VELOCIDADES DE 300 KM/H. FUENTE: [26]...... 19 FIGURA 10 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID- SEVILLA. FUENTE: [85]...... 20 FIGURA 11 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD LLEIDA- BARCELONA. FUENTE: JORDI PRAT (2007)...... 20 FIGURA 12 SECCIÓN TRANSVERSAL ITALIANA TIPO. FUENTE: RFI S.P.A...... 21 FIGURA 13 SECCIÓN TRANSVERSAL TIPO DE LAS LÍNEAS SUECAS DE NUEVA CONSTRUCCIÓN. FUENTE: BANVERKET...... 22 FIGURA 14 ESTRUCTURA TIPO DEL TRAMO DE ENSAYO CON MATERIAL BITUMINOSO DE LA LGV ESTE. FUENTE: RÉVUE GÉNÉRALE DES CHEMINS DE FER (2005)...... 24 FIGURA 15 SECCIÓN EN TÚNEL DE LA LÍNEA DEL AVE MADRID-SEVILLA. FUENTE: [67]...... 24 FIGURA 16 SECCIÓN TIPO DE VIADUCTO DE HORMIGÓN HIPERESTÁTICO EN LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID-SEVILLA. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991)...... 25 FIGURA 17: DISEÑO DE TRANSICIONES EN ESTRUCTURAS SUPERFICIALES, PUENTES Y VIADUCTOS EMPLEADAS POR RENFE EN LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID- SEVILLA. FUENTE: [1]...... 29 FIGURA 18: ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL EN LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD FRANCESAS. FUENTE: [88]...... 32 FIGURA 19: ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL EN LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD FRANCESAS. FUENTE: [108] (2006)...... 33 FIGURA 20: ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL CUANDO EL PUENTE SE CONSTRUYE ANTES QUE LA CUÑA EN FRANCIA. FUENTE: [102] (1994)...... 33 FIGURA 21: ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL EN ALEMANIA PARA LÍNEAS CON VELOCIDADES DE PROYECTO SUPERIORES A 160 KM/H. VÍA EN TERRAPLÉN. FUENTE:[108]...... 34 FIGURA 22: ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL EN ALEMANIA PARA LÍNEAS CON VELOCIDADES DE PROYECTO SUPERIORES A 160 KM/H. VÍA EN TRINCHERA. FUENTE:[108]...... 34 FIGURA 23: EJEMPLO DE ZONA DE TRANSICIÓN PARA EL CASO DE ESTRUCTURAS A NIVEL EN ALEMANIA. FUENTE: [102] (1994)...... 35 FIGURA 24: FIGURA SUPERIOR: RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA A LO LARGO DE LA VÍA MEDIDA POR BANVERKET. FIGURA INFERIOR: CUATRO MEDIDAS DE LOS ASIENTOS DE LA VÍA. FUENTE: A PARTIR DEL INFORME DE T. DAHLBERG (PROPORCIONADA POR E. BERGGREN)...... 51

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FIGURA 25: DIAGRAMA CARGA-DEFORMACIÓN QUE ILUSTRA LA EXISTENCIA DE HUECOS BAJO TRAVIESAS Y NO LINEALIDADES EN EL COMPORTAMIENTO DE LA VÍA...... 52 FIGURA 26: RIGIDEZ ÓPTIMA EN LA ZONA DE TRANSICIÓN PARA DOS CASOS: A) PASANDO DE VÍA RÍGIDA A BLANDA (FIGURA IZQUIERDA, EL MÓDULO DE YOUNG PASA DE 100 HASTA 30 MPA, Y B) PASANDO DE VÍA BLANDA A RÍGIDA (FIGURA DERECHA). FUENTE: ANEJO 7...... 57 FIGURA 27: FUEZA DE CONTACTO RUEDA CARRIL ANTES Y DESPUÉS DE LA OPTIMIZACIÓN DE LA RIGIDEZ DE LA VÍA. EL TREN CIRCULA DESDE LA ZONA RÍGIDA DE LA VÍA HASTA LA BLANDA. FUENTE: ANEJO 7...... 57 FIGURA 28: VALORES OPTIMIZADOS DEL MÓDULO CORTANTE DE LAS ALFOMBRILLAS BAJO TRAVIESA. FUENTE: ANEJO 7...... 58 FIGURA 29: FUEZA DE CONTACTO RUEDA CARRIL SIN ALFOMBRAS BAJO TRAVIESAS Y CON 5 ALFOMBRAS BAJO TRAVIESA CON LA RIGIDEZ OPTIMIZADA. LA TRANSICIÓN ENTRE LA ZONA BLANDA Y LA RÍGIDA SE PRODUCE EN UN TIEMPO DE 0,12 S. FUENTE: ANEJO 7...... 58 FIGURA 30: ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA INFLUENCIA DE LOS DISTINTOS COMPONENTES DE LA VÍA EN EL MÓDULO DE LA VÍA. FUENTE: SELIG Y LI, 1994, VER REFERENCIAS ANEJO 9...... 68 FIGURA 31: APARATO SUECO TLV. FUENTE: ANEJO 9...... 70 FIGURA 32: PRINCIPIO DE MEDIDA (UN LADO ÚNICAMENTE) DEL RSMV. FUENTE: E. BERGGREN ET AL. (VER REFERENCIAS ANEJO 9)...... 71

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INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO

§ I.1 El presente informe constituye la primera parte del trabajo correspondiente a la Actividad 1 (Estado del Arte) del proyecto REVA – Reducción de las variaciones de la rigidez vertical de la vía. En él se presentan las características actuales, en el marco europeo, respecto a:

• Los parámetros de diseño y construcción de líneas ferroviarias de altas prestaciones en Europa.

• Los procesos de control de calidad, recepción y homologación de líneas de altas prestaciones.

• La incidencia de las tareas de mantenimiento y de renovación de las líneas de alta velocidad en las variaciones de rigidez vertical.

§ I.2 En el marco del proyecto, el interés de recoger dicha información estriba, principalmente, en colaborar en el establecimiento y la determinación de las causas de las variaciones de la rigidez vertical de la vía. Asimismo, la necesidad de conocer cómo se diseñan y construyen las líneas de alta velocidad y como se verifica la calidad de las mismas reside, principalmente, en el interés del proyecto REVA de establecer nuevos criterios de diseño y nuevas recomendaciones para la construcción de nuevas líneas cuyos costes de mantenimiento, asociados a las variaciones de rigidez vertical de la vía, resulten menores.

§ I.3 La información del presente documento procede de diversas fuentes, concretamente:

• Referencias bibliográficas (cf. referencias bibliográficas para más información). • Respuestas a los cuestionarios específicamente preparados para la realización del proyecto (cf. anexo 1 para consultar el cuestionario, en su versión en español; su traducción al inglés y al francés se puede descargar de la página del proyecto: www.reva.org.es). Concretamente han colaborado en el proyecto ADIF, RFI, SNCF y Banverket. • Reuniones con expertos. • Las aportaciones del Comité de Expertos. Particularmente de Michael Burrow, Tore Dahlberg y Eric Berggren.

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1 DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE LÍNEAS FERROVIARIAS DE ALTAS PRESTACIONES

1.1 Introducción

§ 1.1 Los criterios de diseño de vías férreas sobre balasto han ido evolucionando a medida que las velocidades de circulación iban aumentando, con la finalidad principal de contener, en la medida de lo posible, las necesidades de mantenimiento y, por consiguiente, los costes asociados.

§ 1.2 Así, los criterios basados en suponer un cierto ángulo de distribución de presiones por el balasto, dieron paso a la aplicación de las teorías y resultados de los sistemas elásticos multicapa, que a su vez llevaron al establecimiento de catálogos de secciones estructurales de vía.

§ 1.3 Esta evolución supuso un aumento de las capas situadas bajo la traviesa, puesto que de la disposición de una única capa de balasto, apoyada sobre la plataforma de la vía, se pasó a la construcción de un conjunto de capas intermedias, cuya finalidad es mejorar la distribución de las presiones sobre la infraestructura.

§ 1.4 En el caso particular de las líneas de alta velocidad, debido por un lado al incremento de las cargas dinámicas que actúan sobre la vía y por el otro a la necesidad de una mayor fiabilidad de la infraestructura ferroviaria, el diseño del sistema balasto- plataforma-capas de asiento condujo a proporcionar a dicho sistema una mayor resistencia vertical respecto a la de las líneas convencionales. Dicha resistencia vertical se basa, por un lado, en el incremento de prestaciones del emparrillado de vía y por el otro del diseño de las capas sobre las que asienta. De forma global, el incremento de la capacidad resistente indujo, a su vez, a un aumento de la rigidez vertical del conjunto de la vía, incremento que se ha mitigado con la disposición de placas de asiento elásticas entre los carriles y las traviesas.

§ 1.5 Así, en las líneas de alta velocidad, se precisa el diseño y construcción de vías con buenas características resistentes pero, a su vez, el conjunto debe estar dotado de la elasticidad suficiente para mitigar las cargas del tráfico.

§ 1.6 Concretamente, la rigidez vertical de la vía viene definida o influenciada por dos grupos de parámetros:

• Concepción básica del emparrillado de la vía: - Sección del carril (concretamente, su momento de inercia) - Sección y longitud de la traviesa - Distancia entre traviesas - Rigidez vertical de la placa de asiento

• Capacidad portante de la estructura de apoyo balasto-capas de asiento- plataforma, que a su vez depende de los factores siguientes: - Características de los materiales de las capas de asiento (balasto, subbalasto, arena) - Espesores de las capas de asiento - Características de la plataforma

§ 1.7 En los siguientes apartados se presentan las características de los parámetros anteriormente citados, así como de las cuñas de transición terreno natural-obra de fábrica, puesto que en ellas se producen importantes variaciones de rigidez vertical de la vía.

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1.2 Características del emparrillado de la vía

§ 1.8 En lo que al emparrillado de vía se refiere (constituido por los carriles, las sujeciones, las placas de asiento y las traviesas), las líneas de alta velocidad están usualmente dotadas de carriles de mayor rigidez a la flexión y de traviesas más pesadas y de mayor superficie de apoyo que las líneas ferroviarias convencionales.

§ 1.9 En Europa, se ha generalizado el empleo del carril UIC 60 para las líneas de altas prestaciones (ver Figura 1), tal y como se puede observar en la Tabla 1. Esta homogeneización del tipo de carril responde a las ventajas que dicho modelo ofrece respecto al comportamiento a fatiga. Este tipo de carril se caracteriza por tener un 4 momento de inercia Ix de 3.055,00 cm .

§ 1.10 Además de su sección, los carriles quedan caracterizados por su composición metalúrgica, que a su vez conduce a un cierto nivel de resistencia. La resistencia del acero que debe utilizarse es función del tráfico y del radio de las curvas. En las líneas convencionales suelen utilizarse carriles cuya resistencia característica es del orden de 700 N/mm2. Sin embargo, para la fabricación de los carriles de las líneas de alta velocidad se ha generalizado, asimismo, el empleo de aceros denominados naturalmente duros (con un límite de rotura del orden de 90 daN/mm2).

Tipo de Tipo de Dureza del Otras País Línea Tipo de acero tráfico carril acero características

700 A Media París-Lyon [5] viajeros UIC 60 900 A* Alta* Francia Naturalmente Atlantique [3] viajeros UIC 60 90 A duro Hannover-Würzburg mixto UIC 60 90A Peso: 60,34Kg/m [45] Alemania Mannheim-Stuttgart mixto UIC 60 90A Peso: 60,34Kg/m [45] Köln-Frankfurt viajeros UIC 60 viajeros Peso: 60,34kg/m España Madrid-Sevilla [34] (diseñada UIC 60 90 (Dureza 90) Resistente al para mixto) desgaste Roma-Firenze mixto UIC 60 Italia [43] Roma-Napoli [43] mixto UIC 60 900 A

Observaciones: * Después de renovar la línea

Tabla 1 Tipologías y características de los carriles de algunas líneas de alta velocidad europeas. Fuente: Elaboración propia con datos de [3], [5], [34], [43], [45].

Carril UIC 60

Sección: 7686 mm2 Peso: 60,34 kg/m Equilibrio térmico: 1,56 Momentos de inercia Vertical: 3055 cm4 Horizontal: 512,90 cm4 Módulos resistentes Vertical: 335,50 cm3 Horizontal: 68,40 cm3

Figura 1 Sección del carril UIC 60 y características más relevantes. Fuente: [3].

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§ 1.11 Respecto a las traviesas, la tendencia europea se caracteriza por la adopción de traviesas de hormigón monobloc pre o postensadas. La adopción de dichas traviesas se justifica, entre otros aspectos, por su mejor comportamiento frente a esfuerzos transversales y a fenómenos como la onda de levante, su mejor reparto de cargas verticales y su mayor duración. Cabe citar, sin embargo, la excepción a dicha tendencia, protagonizada por las primeras líneas de alta velocidad francesas, en las que se encuentran traviesas de hormigón armado tipo bi-bloc (U41) con un peso de 240 kg/unidad (ver Tabla 2).

§ 1.12 Si bien se observa cierta homogeneidad a nivel de tipo de traviesas, las características en cuanto a longitud y sección efectiva por carril difieren entre administraciones ferroviarias, tal y como se observa en la Tabla 2. El valor de la superficie efectiva está directamente relacionado con la capacidad de la traviesa de reducir las presiones que transmite a la capa de balasto. Así, los incrementos en la superficie de apoyo de las traviesas conducen a reducciones en el estado tensional de la capa balasto que contribuyen a reducir el deterioro de la misma. Se ha pasado de valores del área de apoyo en el entorno de los 2.500 cm2, hasta valores próximos a los 3.800 cm2.

Número de Superficie Longitud Anchura Línea Tipo de traviesa traviesas por km de Masa (kg) Altura (mm) efectiva por

País (mm) (mm) vía carril (cm2)

Hormigón armado París-Lyon [72] 1.666 240 840-735-840 290 261 2436 bibloque U41 Hormigón armado Atlantique [3] 1.666 240 840-735-840 290 261 2436 bibloque U41 Nord 1.666 Rhône-Alpes Bibloque 1.666 Francia Jonction 1.666 Méditerranée 1.666 Hormigón bibloque Est 1.666 260 tipo VAX U41 B 70W 1666 Hannover-Würzburg Hormigón pretensado (Distancia mín. Entre 300 2600 300 214 2851 [91], [26], [45] monobloc traviesas: 630 mm) B 70W 1666 Mannheim-Stuttgart Hormigón pretensado (Distancia mín. Entre 300 2600 300 2851 [91], [26], [45] monobloc traviesas: 630 mm) Alemania Hannover-Berlín 1666 (Distancia entre 200 (medio) (Contorno de Stendal) B75 380 2800 330 3780 traviesas: 630 mm) 240 (extremo) [26], [35], [104] BW Diwidag Madrid-Sevilla [34], Hormigón pretensado 1666 304 2600 300 225 3125 [85] o postesado monobloc BW Diwidag

España Madrid-Lleida 1.666 315 2600 300 220 Hormigón monobloc BW Diwidag Lleida-Barcelona 315 Hormigón monobloc Hormigón monobloc 190 a 1666 265 2300 150 a 190 2430 FS V35 P 240 Hormigón monobloc 190 a Roma-Firenze 1666 265 2300 150 a 190 2430 FS V35 NP 240

Italia Hormigón monobloc 1666 310 2600 236,5 Máx. 300 M 62 Roma-Napoli [104], Hormigón pretensado 1666 400 2600 300 220 3900 [48] monobloc Tabla 2 Características de las traviesas de algunas líneas de alta velocidad europeas. Fuente: Elaboración propia con datos de diversas fuentes. Fuente: Elaboración propia con datos de [3], [26], [34], [35], [45], [48], [72], [85] [91], [104].

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§ 1.13 La evaluación aproximada del efecto del incremento de la superficie de apoyo de las traviesas (a igualdad del resto de parámetros) en la reducción de las tensiones en la capa de balasto puede obtenerse mediante la expresión:

3 σ ⎛ F ⎞ 4 i ⎜ j ⎟ § 1.14 = ⎜ ⎟ σ j ⎝ Fi ⎠

§ 1.15 siendo σi y σ j el nivel de tensiones sobre el balasto para vías con traviesas de áreas

de apoyo Fi y Fj , respectivamente.

§ 1.16 En referencia al peso de las traviesas, este ha ido aumentando paulatinamente, a medida que se incrementaban las velocidades de los trenes, para dotar a la vía de mayor estabilidad longitudinal y transversal.

§ 1.17 A nivel de colocación de las traviesas, también se puede hablar de uniformidad de criterio, puesto que en todas las líneas de alta velocidad, el número de traviesas por kilómetro de vía es de 1.666 (ver Tabla 2), es decir, se coloca una traviesa cada 60 cm (esta disposición permite realizar las operaciones de bateo con la maquinaria habitual).

§ 1.18 El sistema sujeción-placa de asiento es el elemento del emparrillado que más disparidad presenta entre las distintas administraciones o incluso líneas (ver Tabla 3 y Tabla 4), en particular en lo que respecta a la rigidez de las placas de asiento adoptadas.

Tipo de placa de Rigidez Vertical Línea Sujeción Espesor (mm)

País asiento Estática (KN/mm)

París-Lyon [5], [74], [72] Nabla Zw900 9 mm 90 LGV Atlantique [3] Nabla Zw900 LGV Nord Zw900 Rhône-Alpes Nabla* Zw900 60-70 Jonction Zw900 Francia Méditerranée Zw900 Est [71] Pandrol Fastclip Hannover-Würzburg Vossloh HM elástica ZW 687a 6 mm 400 a 500 [91], [26], [45] Clip Skl-1 Mannheim-Stuttgart Vossloh HM elástica ZW 687a 6 mm 400 a 500 [91], [26], [45] Clip Skl-1

Alemania Hannover-Berlin (Contorno Vossloh Ioarv300-1 10 mm 27 de Stendal) [35], Vossloh HM elástica Madrid-Sevilla ZW 687a 6 mm 400 a 500 Clip Skl-1 Vossloh HM elástica Madrid-Lleida 7 mm 100 Clip Skl-1 España Vossloh HM elástica Lleida-Barcelona 7 mm 100 Clip Skl-1 Pandrol e-CLIP Roma-Firenze 250 a 350 Tipo K Italia Roma-Napoli [104] Pandrol 10 mm 100

Bruselas-Francia Pandrol

Bélgica Leuven-Bierset Pandrol

Observaciones: * Salvo 2 tramos de 5km en que se colocaron clips Vossloh y el fastclip de Pandrol. Tabla 3 Características de las sujeciones y placas de asiento de algunas líneas de alta velocidad europeas. Fuente: Elaboración propia con datos de diversas fuentes. Fuente: Elaboración propia en base a datos de [3], [5], [26], [35], [45], [71], [72], [74], [91], [104].

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Rigidez vertical de la País Línea placa de asiento Kpa (KN/mm) - Líneas convencionales 150 Francia - Líneas de alta velocidad 90 - Líneas convencionales 500 - Líneas de alta velocidad - Hanover-Würzburg 500 Alemania - Mannheim-Stuttgart 500 - Hanover-Berlín 60 - Contorno de Stendal (l. Hannover-Berlin) 27 - Líneas de alta velocidad España - Madrid-Sevilla 500 - Madrid-Barcelona 100 Italia - Líneas de alta velocidad 100 Bélgica - Líneas de alta velocidad y líneas convencionales 60-100 Tabla 4 Rigidez vertical de las placas de asiento. Fuente: [98].

§ 1.19 A pesar de ello, sí se puede hablar de una tendencia a la reducción de la rigidez de las placas de asiento, por parte de las distintas administraciones ferroviarias con objeto de reducir la rigidez vertical de la vía y, consecuentemente, las cargas dinámicas a las que se encuentra sometida. Esta tendencia se hace más notoria al observar los valores adoptados en las líneas de reciente construcción (ver Tabla 3). Cabe señalar sin embargo que en el caso del contorno de Stendal se adoptó una placa extremadamente flexible para minimizar las vibraciones transmitidas, y no por motivos mecánicos.

§ 1.20 Respecto a la tipología de sujeciones, cabe destacar que en la actualidad se ha generalizado el empleo de sujeciones elásticas tipo clip.

1.3 Características de la sección transversal de la vía. Sistema balasto- plataforma

§ 1.21 Tal y como se avanzó en el apartado 1.1, las características de la sección transversal de una vía (materiales, espesores de las capas de asiento, características de la plataforma) determinan su rigidez vertical.

§ 1.22 A continuación se presentan las principales características de la sección transversal de las vías de altas prestaciones, esencialmente las que hacen referencia a la configuración estructural de la sección transversal de la vía.

1.3.1 Configuración estructural de la sección transversal

§ 1.23 Tradicionalmente, la configuración de la sección transversal de las líneas convencionales se ha basado en la disposición de una capa de balasto sobre la coronación de la plataforma. Además de repartir las cargas del tráfico, la capa de balasto contribuía a la evacuación de aguas de lluvia, a la protección de la plataforma de las variaciones de humedad, a la estabilización longitudinal, transversal y lateral de la vía y a la amortiguación de las acciones de los vehículos sobre la vía.

§ 1.24 Sin embargo, para las líneas de alta velocidad, son varias las capas de material granular las que asientan sobre la capa de coronación de la plataforma, tal y como se muestra en la Figura 2.

§ 1.25 La complejidad de las capas de asiento que componen las líneas de alta velocidad en comparación con las líneas convencionales, se explica básicamente por dos razones: por un lado, las citadas capas deben contribuir a la reducción de presiones sobre la infraestructura y, por el otro, la adecuada graduación de los materiales en dichas capas permite evitar la contaminación tanto de la capa de balasto como de la plataforma.

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LÍNEAS CONVENCIONALES

Valor medio más frecuente de la rigidez BALASTO 25 cm

kN PLATAFORMA Kbp = 35 /mm Kbp = 35 kN/mm

LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD

CONFIGURACIÓN TÍPICA BALASTO 35 cm

kN SUBBALASTO 25 cm Kbgsp = 70 /mm Kbp = 70 a 110a kN/mm GRAVA 20 cm kN 110 /mm ARENA 15 cm PLATAFORMA

Figura 2 Esquema de la vía en líneas convencionales y líneas de alta velocidad, y valores típicos de la rigidez vertical del conjunto de las capas de asiento y la plataforma (Kbp). Fuente: [57].

§ 1.26 Así, la construcción de nuevas infraestructuras aptas para la circulación a alta velocidad supuso un cambio sustancial en el diseño del sistema balasto-plataforma. Se pasó de los criterios basados en suponer un cierto ángulo de distribución de presiones a la aplicación de las teorías de los sistemas elásticos multi-capa y finalmente al desarrollo de catálogos de secciones estructurales de vía.

§ 1.27 Con la finalidad de definir las exigencias para cada capa de asiento (a nivel de espesores), en 1982 el Grupo UIC 7H/14 publicó la ficha 719R, que recogía, entre otros aspectos, un catálogo de secciones estructurales tipo, desarrollado de forma teórico- práctica por la SNCF. Se definían para ello cuatro tipos de calidades de suelos soporte (Qsi), a partir de los cuales se fijaban tres tipos de plataforma (Pi), en función del conjunto de espesores de materiales que se colocasen sobre el suelo soporte. Cabe señalar, sin embargo, que en dicha ficha no quedaban explícitamente indicados los espesores de la capa de balasto y sub-balasto, los cuales debían fijarse según fuese el tráfico total soportado por cada línea y su distribución entre tráfico pesado (vagones) y ligero (coches de viajeros). Un año más tarde, en 1983, el Comité D-117 del ORE proporcionó órdenes de magnitud del espesor total de balasto y subbalasto.

§ 1.28 La Tabla 5, Tabla 6 y Figura 3 muestran la metodología para la obtención del espesor de la capa de balasto y sub-balasto propuesta por la ficha 719R en su versión más actual (2006).

§ 1.29 La calidad de la plataforma dependerá de la naturaleza geotécnica del suelo y de las condiciones hidrogeológicas e hidrológicas locales. La ficha 719R, y en particular la Tabla 5, divide el suelo en cuatro tipos:

QS0 : suelos impropios para la realización de una plataforma adecuada (se procede a la sustitución de un determinado espesor del material –saneamiento); QS1 : suelos de mala calidad, aunque aceptables; QS2 : suelos de mediana calidad; QS3: suelos de buena calidad;

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Clasificación de los suelos Clase de calidad de (identificación geotécnica) los suelos

0.1 Suelos orgánicos 0.2 Suelos finos que contienen más de 15% de finosa húmedos y no compactables) 0.3 Suelos tixotrópicosb (quick-clay por ejemplo) 0.4 Suelos que contienen materiales solubles (por ejemplo suelo QS0 conteniendo sal gema) 0.5 Tierra contaminada (desechos industriales por ej.) 0.6 Materiales mixtos/suelos orgánicosb 0.7 Suelos de alta plasticidad con más del 15% de finos, suelos colapsablesc o suelos expansivosd 1.1 Suelos conteniendo más de 40% de finos (excepto suelos clasificados en 0.2 ó 0.7) 1.2 Rocas muy evolutivas, por ejemplo: QS1 Yesos de γ < 1,7 t/m y de alta friabilidad Margas Esquistos alterados 1.3 Suelos que contienen entre el 15% y el 40% de finos (excepto suelos clasificados en 0.2 ó 0.7) 1.4 Rocas evolutivas, por ejemplo: Yesos de γ < 1,7 t/m y de baja friabilidad 3 QS1 Esquistos no alterados 10.2 Rocas Blandas Por ejemplo, si el microdeval en presencia de agua (MDA) > 40 y Los Angeles (LA) > 40 2.1 Suelos con un porcentaje de finos entre el 5 y el 15% excepto suelos colapsablesc 2.2 Suelos uniformes con menos de 5% de finos (C ≤ 6) excepto 4 u QS2 suelos colapsablesd 2.3 Roca moderadamente dura Por ejemplo, si el 25 < MDA < 40 y 30 < LA < 40 3.1 Suelos con menos de 5% de finosa 3.2 Rocas duras QS3 Por ejemplo, si MDA ≤ 25 y LA ≤ 30 a Los análisis granulométricos se efectuan sobre los pasados a 60mm. Los porcentages estipulados son un orden de magnitud, pudiendo ser redondeados (las prácticas son muy distintas entre un ferrocarril y otro); pueden ser mayorados de hasta 5% con la reserva de que incidan sobre un nº de muestras suficientemente representativo. b Algunas administraciones sitúan estos suelos en la clase QS1 c Asiento por hundimiento superior al 1% para muestras no manipuladas o para muestras remoldeadas con la densidad Proctor estándar y a una presión normal de 0,2 MPa. d Hinchazón libre superior al 3% para muestras no manipuladas o para muestras remoldeadas con la densidad Proctor estándar. e Pueden ser de calidad QS2 si se sabe con toda certeza que las condiciones hidrogeológicas y hidrológicas son buenas. rf Pueden ser de calidad QS3 si se sabe con toda certeza que las condiciones hidrogeológicas y hidrológicas son buenas. Tabla 5 Clasificación geotécnica de los suelos. Fuente: [108].

§ 1.30 En cuanto a la capacidad portante de las plataformas, se distinguen las tres categorías siguientes (ficha U.I.C 719R, 2006):

P1 : plataforma mediocre P2 : plataforma mediana P3 : plataforma buena

§ 1.31 La clasificación de este tipo de plataforma según la clase del suelo de fundación varia según las diferentes administraciones ferroviarias; en la Tabla 6 se recoge las indicaciones al respecto de la U.I.C.

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Clase de Terraplén o superficie capacidad Requerimientos de la capa de forma de la excavación portante de la Clasificación CBRa plataforma Espesor mínimo: Calidad CBRb (min) del suelo (min) requerida “ef” (m) P1 QS1 2c-3 - P2 QS2 5 0,50 QS1 2c-3 P2 QS3 10-17c 0,35 P3 QS3 10-17c 0,50 P2 QS2 5 - QS2 5 P3 QS3 10-17c 0,35 QS3 10-17c P3 QS3 10-17c . a CBR correspondiente a las condiciones “in situ” del material (las muestras deben estar saturadas durante el ensayo. b CBR correspondiente a una muestra remoldeada compactada en las condiciones de diseño del material (las muestras deben estar saturadas durante las pruebas). c Valores propuestos de acuerdo con ERRI Report D117, RP 28 (1983). Tabla 6 Determinación de la capacidad resistente de la plataforma. Fuente: [108].

§ 1.32 A partir de las dos tablas precedentes la UIC propone el diseño de los espesores de las capas de balasto y sub-balasto (conjuntas) en base al tipo de plataforma, su capacidad portante, las características del emparrillado de vía (especialmente las traviesas) y las características del tráfico (ver Figura 3).

balasto e = E + a + b + c + d +f e Sub-balasto (e en metros) Geotextil eventual Plataforma ef

a E = 0,70m para plataformas P1 d = 0, cuando la carga máxima por eje a E = 0,55m para plataformas P2 de los vehículos remolcados no supera a E = 0,45m para plataformas P3 los 200 kN d = +0,05m, cuando la carga máxima por b a = 0 para líneas grupo UIC 1 a 4 eje de los vehículos remolcados no b a = -0,10 para líneas grupo UIC 5 y 6 supera los 225 kN d= +0,12m, cuando la carga máxima por b = 0 para traviesas de madera de longitud eje de los vehículos remolcados no 2,60m supera los 250 kN b= (2,5 – L) / 2 para traviesas hormigón de longitud L (b en m, L en m; b puede ser f = +, debe incluirse un geotextil cuando negativo si L>2,5 m) la capa de forma es de un suelo tipo QS1 o QS2 c = 0, para dimensiones habituales f = 0, (no se requiere geotextil) cuando la c = -0,10m, caso especial de condiciones de capa de forma es de un suelo tipo trabajo difíciles en líneas existentes QS3

a Las clases de resistencia de la plataforma están definidas en la Tabla 6. b Los grupos UIC están definidos en la ficha UIC 714 (edición del 1.1.89). c Ver NB en la página 33. d La clasificación geotécnica de los suelos está definida en la Tabla 5.

Figura 3 Cálculo del espesor mínimo de las capas de asiento e. Fuente: [108].

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§ 1.33 Las líneas de alta velocidad sobre balasto que se encuentran actualmente en explotación comercial tienen una sección estructural formada, como mínimo, por una capa de balasto, una sub-base y la plataforma, además de la posibilidad de disponer de filtros entre algunas de ellas (ver Figura 4). En referencia a la plataforma resulta usual tratar la parte superior de la misma con objeto de mejorar su capacidad resistente configurando lo que se conoce como la capa de forma.

superestructura

infraestructura

plataforma Balasto Capa de forma Sub-base Terraplén Capas de asiento Drenes longitudinales

Figura 4 Sección transversal tipo. Fuente: Adaptado de [108].

§ 1.34 La experiencia pone de manifiesto que la mayor parte de líneas de alta velocidad disponen de capas de balasto con un espesor bajo traviesa entre 30 y 35 cm (ver Tabla 7). En el ámbito de la sub-base existe una mayor dispersión puesto que, por un lado, los espesores de sub-balasto no resultan tan homogéneos y, por otro, las líneas italianas disponen de sub-base bituminosa.

Tipo de V Línea máx Sección estructural tráfico (km/h) • 30 cm mínimo de balasto. París-Lyon [109] [5] V 270 • 20 cm de capa de sub-balasto 0/31 • 70 cm de capa de forma en material rocoso 0/250. • Espesor mínimo de la capa de balasto de 30 cm 25/50 LGV Atlantique [70] V 300 • 20 a 35 cm de capa de sub-balasto 0/31,5

Francia • 50 a 70 cm de capa de forma (sin capa impermeable) • 30 cm de balasto LGV Est V 320 • 20 cm de subcapa con gravas no tratadas (GNT) 0/31,5 • 50 cm de capa de forma • Capa de balasto: 30cm Hannover-Würzburg M 250 • Capa de sub-balasto 30 cm [47] ≥ • Capa de forma ≥ 30 cm Mannheim-Stuttgart M 250 • Capa de balasto ≥ 30cm

Alemania Hannover-Berlin [9] 250 M • Capa de balasto: 35 cm (Contorno de Stendal) (160**) • Capa de balasto: 30 cm Madrid-Sevilla [51], V (Diseñado • Capa de sub-balasto: 25 cm 270 [34] , [85] para M) • Capa de forma: 60 cm para un suelo QS1, 40 cm para un suelo QS2 y 0 para un suelo QS3. • 30 cm de balasto Madrid-Lleida V 350 • 25 cm de sub-balasto (emín)

España • Capa de forma: • Capa de balasto: espesor mínimo de 35 cm bajo traviesa y 40 cm en viaductos y túneles Lleida-Barcelona V 350 • Espesor mínimo de sub-balasto: 30cm • Capa de forma:

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Tipo de V Línea máx tráfico (km/h) Sección estructural • balasto: 35cm de espesor bajo traviesa • sub-balasto: “misto cementato”: 20 cm o bituminoso: 12 Roma-Florencia M cm Italia • capa de base: tierra granular fuertemente compactada con un espesor de 30 cm (“supercompattato”)

Gothenburg-Malmö • Capa de balasto: 50 cm (West Coast Line) M 200 • Capa de sub-balasto: 90 cm

Suecia [35]

• Capa de balasto: no no Channel Tunnel Rail i 300 e • Capa de sub-balasto: Link R Unido • Capa de forma: 35-50 cm Tabla 7 Secciones estructurales y exigencias respecto a la capacidad portante de distintas líneas de alta velocidad europeas. Fuente: Elaboración propia con datos de [5], [9], [34], [35], [47], [51], [70], [85], [109].

§ 1.35 En la Tabla 7 se han recogido las secciones estructurales de algunas de las líneas de alta velocidad actualmente en servicio o en proceso de construcción. Concretamente se observa que:

• En las líneas de alta velocidad francesas, las secciones estructurales adoptadas en las primeras líneas de alta velocidad, construidas en los años 80, poco difieren de las más actuales, tal como puede deducirse de la comparación de los espesores de las secciones estructurales de las líneas TGV París-Sud- Este y TGV Atlantique, con la sección estructural que se está colocando en la nueva línea de alta velocidad TGV Este, que unirá París con Estrasburgo (ver Tabla 7, Figura 5 y Figura 6).

Figura 5 Sección transversal tipo de la línea París-Lyon. Fuente: [109].

En líneas generales, las capas que componen las secciones transversales tipo de las líneas de alta velocidad francesas corresponden con una capa de balasto de 30 cm de espesor, una capa de sub-balasto de 20 cm de espesor construida con material granular de 0/31,5 y con una pendiente transversal del 4%, y la capa de forma, de entre 0-35-55 cm constituida por material granular no tratado GNT (Graves No Traitées) 0/D (D<150mm) y con una pendiente transversal del 4%. En la superficie de la capa de forma se exige una capacidad portante mínima (medida mediante el módulo elástico obtenido en el segundo escalón de carga en el ensayo de placa de carga) EV2 es de 80 MPa. Además, a la capa de sub-balasto se le exige una cierta densidad.

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Capa de balasto 30 cm Capa de sub-balasto 20 cm

Capa de forma 50 cm de granulados calcáreos

PST “Parties supérieurs de terrassement” 35 cm en terraplén 70 cm en desmonte

Figura 6 Estructura tipo de la futura línea de alta velocidad TGV Este. Fuente: Tomado de Le Liant (2005).

La PST (Parties supérieurs de terrassement), que se corresponde en la nomenclatura habitual con la capa de forma, está constituida por roca caliza tratada con cemento en un espesor de 35 cm en desmonte y 70 cm en terraplén. En ambos casos la capacidad portante mínima

Debe mencionarse que para el diseño de las líneas de alta velocidad los ferrocarriles franceses se basan en la clasificación de suelos de la ficha UIC 719R.

• La construcción de las primeras líneas de alta velocidad en Alemania (1991) implicó un incremento en las necesidades de fiabilidad de la infraestructura ferroviaria de altas prestaciones (debido a su explotación en tráfico mixto). En la Figura 7 y Figura 8 se observa como las recomendaciones establecidas por la DB eran bastante exigentes, tanto en términos de espesores mínimos (70 cm), como en términos de capacidad portante requerida (de 45 a 120 MN/m2).

Balasto Capa de protección de la plataforma Capa de protección contra la helada Terreno natural

Figura 7 Estructura tipo de las líneas de alta velocidad alemanas, vigente hasta el año 1993. Fuente: [47].

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Figura 8 Estructura tipo de la línea de alta velocidad Hannover-Würzburg. Fuente: Tomado de [98].

Sin embargo, los resultados de los 5 primeros años de explotación en tráfico mixto de las primeras líneas de alta velocidad en Alemania: Hannover- Würzburg y Mannheim-Stuttgart, resultaron bastante negativos desde el punto de vista de los elevados costes de mantenimiento.

§ I.4 Consecuentemente, para la construcción de la línea Hannover-Berlín se planteó un nuevo diseño de la superestructura (con una mayor área de apoyo de las traviesas y una mayor flexibilidad de la placa de asiento). Además, Eisenmann propuso [26] aumentar el espesor de la capa de balasto bajo traviesa hasta los 40 cm (ver Figura 9). Sin embargo, en la construcción de la línea Hannover-Berlín dicho espesor se incrementó de los 30 cm de las primeras líneas a los 35 cm.

Sujeción del carril Ioarv 300 C = 23 hasta 30 kN/mm

Cable

Tubería de infiltración Capa de protección de Tubería de transporte la plataforma Balasto Capa de protección contra la helada Traviesas de hormigón pretensado B75 (l=2,80m) (Distancia 0,63 m)

Figura 9 Sección transversal tipo para líneas alemanas con velocidades de 300 km/h. Fuente: [26].

• En las líneas de alta velocidad españolas, al igual que en las nuevas líneas de altas prestaciones francesas y alemanas, el espesor de la capa de balasto bajo la traviesa se sitúa entre los 30 y los 35 cm, tal y como se puede constatar en la Figura 10, donde se presenta la sección transversal tipo de la línea de alta velocidad Madrid-Sevilla, y en la Figura 11, correspondiente a la sección transversal tipo de la línea de altas prestaciones Lleida-Barcelona. En cuanto a los espesores mínimos de la capa de sub-balasto granular, éstos han experimentado cambios con el tiempo: la primera línea de alta velocidad española, construida entre Madrid y Sevilla, está formada por una capa de grava bien graduada bajo balasto, con un espesor mínimo de 25 cm, mientras que, actualmente, en el caso de los nuevos trazados diseñados para permitir velocidades máximas de hasta 350 km/h, como la línea Madrid-Barcelona, se construye con un espesor mínimo de 30 cm. Los incrementos de espesores detectados, tanto en la capa de balasto como de sub-balasto, pueden atribuirse

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a la variación de la velocidad máxima de diseño existente entre las líneas Madrid-Sevilla y Madrid-Barcelona.

Figura 10 Sección transversal tipo de la línea de alta velocidad Madrid-Sevilla. Fuente: [85].

Sección transversal tipo de la línea Madrid - Lleida

Figura 11 Sección transversal tipo de la línea de alta velocidad Lleida- Barcelona. Fuente: Jordi Prat (2007).

• En Italia, ya desde la primera línea de alta velocidad entre Roma y Florencia, los ferrocarriles italianos decidieron colocar bajo el balasto (y en sustitución del sub-balasto granular tradicional) una capa de “misto-cementato” en algunos tramos y una capa de 12 cm de material bituminoso en otros (ver Figura 12). El sub-balasto en misto-cementato (sbubalasto con grava-cemento), constituido en general por material proveniente de roca calcárea (CaCO3) machacada con un porcentaje bajo de cemento (cerca de 3% a 4%) y un contenido en agua de aproximadamente del 6%, surgió gracias a la investigación que llevaron a cabo los Ferrocarriles Italianos (FS – Ferrovie dello Stato) sobre los materiales más

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aptos para la formación de la capa de sub-balasto). Sin embargo, esta administración optó finalmente por inclinarse hacia el uso de material bituminoso como sub-balasto. El espesor del sub-balasto bituminoso estipulado en la normativa italiana inicial (VOCE 325, Voce di Tarrifa, RFI) está comprendido entre 8 cm y 12 cm. La normativa de ITALFERR (2000), que sirve de base al proyecto de las líneas de alta velocidad actualmente en construcción, sólo hace referencia al espesor de 12 cm.

La sección transversal italiana tipo queda definida por una capa de balasto de 25 cm bajo traviesa con una pendiente del 3% (con material cumpliendo las siguientes características: Los Angeles < 25%; dmin = 22,5 mm; dmáx = 62 mm), una capa de sub-balasto bituminoso de 12 cm de espesor y una pendiente del 3%, y una capa de asiento de 30 cm de espesor y una pendiente del 3% (con material A1-A2-4-A3 según la CNR – UNI 10006/63 –ver Anexo 2 para la definición de los materiales–). Además se dispone de una capa de forma o “super-compatato” de 30 cm de espesor en la superficie de la cual se exige una capacidad portante mínima de 80 MPa (medida mediante el módulo elástico obtenido en el primer escalón de carga en el ensayo de placa de carga), así como un índice CBR mínimo de 50.

Los terraplenes tienen una pendiente del 3%, se disponen en tongadas de un espesor comprendido entre los 30 y los 50 cm y están compuestos por los siguientes materiales: A1-A2-4-A3-A4-A2-5-A2-6-A2-7 según la CNR – UNI 10006/63 (ver Anexo 2 para la definición de los materiales). En los terraplenes se exige una capacidad portante, en supeficie, de 40 Mpa, así como cada 30 cm de espesor de los mismos.

ballast (> 35 cm) sub-ballast layer (12 cm) (bitumenous conglomerate) 4 3 Prepared subgrade (30 cm) p=3% soil (30 cm)

embankment 3 2

sobstitution soil (50 cm)

Figura 12 Sección transversal italiana tipo. Fuente: RFI S.p.A.

• En Suecia, la sección transversal tipo está caracterizada por unos espesores de capas granulares muy destacados (Figura 13), debidos, tanto a las características de los suelos como a la difícil climatología de la zona. Así, en

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las líneas de nueva construcción el espesor de la capa de balasto es de 50 cm y se disponen dos capas de sub-balasto. Una primera capa con vistas a incrementar la capacidad portante del conjunto llamada “Förstärkningslager” con un espesor mínimo de 80 cm (excepto si la plataforma es de roca) y una capa de sub-balasto con objeto de proteger a la plataforma del hielo llamada “Frostisoleringslager” que puede oscilar entre su ausencia hasta espesores de 140 cm (dependiendo de la posición geográfica de la línea en Suecia).

Figura 13 Sección transversal tipo de las líneas suecas de nueva construcción. Fuente: Banverket.

§ 1.36 De los comentarios anteriores se puede afirmar que existe cierta homogeneidad, entre los distintos países europeos, en cuanto a las secciones estructurales de las líneas de alta velocidad, a excepción de Italia que, como se ha visto, optó por una variante consistente en sustituir la capa de sub-balasto granular por una capa de sub-balasto bituminoso, así como de Suecia, por su climatología y la calidad de sus suelos.

§ 1.37 En este sentido, las divergencias y cambios de diseño, así como las mayores exigencias a los materiales que forman las distintas capas de asiento y, en particular, la capa de sub-balasto, se engloban en la búsqueda de materiales que permitan mejorar el comportamiento de la infraestructura ferroviaria frente a los nuevos requerimientos, tanto desde el punto de vista mecánico (soportar circulaciones a alta velocidad, aumentar la durabilidad,…) como económico (costes de construcción y mantenimiento, principalmente).

§ 1.38 El caso Sueco también resulta singular por la importancia del espesor de las distintas capas con vistas a la protección de la plataforma frente al hielo (de hecho una de las principales exigencias consiste en que en la base de la capa de sub-balasto no haya hielo).

§ 1.39 La Tabla 8 sintetiza las principales características de las capas de asiento de las líneas de alta velocidad en Europa. En la citada tabla se detectan paralelismos importantes en las distintas administraciones ferroviarias, con la excepción del caso sueco. Las exigencias en cuanto a espesores son similares (obviando la capa de sub-balasto italiana). En valor, las exigencias respecto a la capacidad portante también son similares cuando existen. Así, la capacidad resistente de la plataforma se sitúa en torno a los 40 ó 45 MPa, en la superficie de la capa de forma se exigen 80 MPa y en el caso alemán se exigen 120 MPa en la superficie del sub-balasto.

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Capa Característica Francia España Alemania Italia Suecia Espesor mímimo Balasto 30 30 a 35* 35 35 50 bajo traviesa (cm) ≥ 80 12 Espesor 20 cm 20 a 25* 50 si la ≥ 30 (biuminoso) Sub- plataforma balasto es en roca Capacidad resistente en su ** E V2 = 120 E V2 = 120 - - superficie (MPa) Espesor 0-35-55 0-40-60 ≥ 30 30 0-140*** Capa de Capacidad E V1 = 80 forma resistente en su E V2 = 80**** E V2 = 80 E V2 = 80 - supeficie (MPa) CBR > 50 Capacidad E V2 = 60 Plataforma resistente en su E V2 = 45 E V1 = 40 - superficie (MPa) (coronación) *Dependiendo de la velocidad máxima de proyecto. **Se controla la densidad de la capa de sub-balasto. ***Se trata de una capa de protección contra el hielo y su espesor depende de la situación geográfica de la línea en Suecia. ****En el caso de la LGV Est, cuya velocidad máxima de diseño es de 320 km/h, se exige una capacidad portante mínima de 100 MPa. Tabla 8 Características de las secciones estructurales de las líneas de altas prestaciones en Europa. Fuente: Elaboración propia.

§ 1.40 Por otro lado, las nuevas y mayores exigencias derivadas de la alta velocidad han fomentado la aparición de nuevas alternativas de sub-balasto, con la finalidad de mejorar la vía y la capa de sub-balasto, que tradicionalmente siempre había sido granular, aunque con pequeñas variaciones en los espesores mínimos en función de las administraciones ferroviarias y de la calidad de la plataforma (espesores de 20 a 50 cm, 70 cm excepcionalmente). Entre las distintas alternativas ensayadas destacan:

• Refuerzo de la capa de sub-balasto con geotextiles o similares. • Sub-balasto en misto-cementato (suelos estabilizados con cemento) • Sub-balasto bituminoso

§ 1.41 El uso de algunas de estas soluciones se inició con el objetivo de cumplir las funciones requeridas por el sub-balasto en zonas particularmente sensibles, como serían, por ejemplo, las plataformas de débil capacidad portante y las zonas de transiciones entre la plataforma natural y obras de fábrica. En particular, los refuerzos con capas geotextiles suelen emplearse en casos en que el sub-balasto ha demostrado no cumplir los requisitos exigidos. Se trata pues de una medida de carácter más cercano al corrector o paliativo que, por ahora, de una alternativa a la sección tipo. Sin embargo, la posibilidad de incluir el uso de estos materiales en las secciones tipo de las líneas de alta velocidad sigue abierta dadas sus excelentes capacidades portantes, aislantes y drenantes.

§ 1.42 En cuanto al empleo de materiales alternativos al sub-balasto granular en las vías de alta velocidad, cabe señalar que, aunque solamente en Italia se ha generalizado su empleo, actualmente otros países están estudiando la posibilidad de utilizar el sub- balasto bituminoso en líneas de altas prestaciones. Un ejemplo de ello es el tramo de ensayo con material bituminoso realizado en la LGV Este, en Francia, con la sección presentada en la Figura 14.

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Balasto 30 cm Balasto 30 cm

Sub-balasto 20 cm Grava betún 14 cm GNT 0/31,5 Capa de nivelación 20 cm Capa de forma sobre 50 cm GNT 0/31,5 granulados calcáreos PST tratado sobre 35 cm en terraplén PST tratado sobre 70 cm en desmonte sobre 35 cm en terraplén sobre 70 cm en desmonte

Estructura de 64 cm sobre PST Reducción 36 cm Estructura de 100 cm sobre PST del espesor

Figura 14 Estructura tipo del tramo de ensayo con material bituminoso de la LGV Este. Fuente: Révue Générale des Chemins de fer (2005).

1.4 Cuñas de transición en las líneas de alta velocidad

§ 1.43 Las zonas de transición entre vía construída sobre terreno natural y obras de fábrica están caracterizadas por unos costes de mantenimiento importantes asociados a problemas en la nivelación y la alineación, rotura del balasto, rotura de traviesas, y otros fenómenos de deterioro. Li y Davis (2005) [50], sugieren que el deterioro de la superestructura y la infraestructura en las zonas de transición está motivado por una triple causa:

Importantes variaciones de rigidez que bajo las cargas del tráfico provocan deflexiones irregulares en la vía que tienen un efecto negativo en la interacción vía-vehículo. El incremento de tensiones que se produce en la vía conduce, a su vez, al desarrollo acelerado de asientos irregulares que conducen, asimismo, a mayores incrementos en las tensiones. La zona de la cuña de transición de forma inherente asienta más que la sección de la obra de fábrica debido a los suelos que forman el terraplén. Este efecto conduce a la aparición de un asiento diferencial irregular que tiene efectos adversos en la interacción vía-vehículo. Aspectos geotécnicos, tales como materiales de baja calidad, inadecuada compactación y consolidación del relleno del terraplén, o un drenaje ineficiente.

§ 1.44 De todas las causas expuestas precedentemente, la más significativa es la variación de rigidez existente entre una vía en terreno natural y en túnel o obra de fábrica (puentes, viaductos, pasos inferiores, drenajes,…), especialmente si la cuña se construye con materiales de buena calidad, adecuadamente compactados y con un drenaje eficiente.

Figura 15 Sección en túnel de la línea del AVE Madrid-Sevilla. Fuente: [67].

§ 1.45 De forma clásica, en túneles, la sección estructural tipo dependía de la calidad de la roca del subsuelo. En caso de presencia de roca de buena calidad, se acostumbraba a colocar únicamente una capa de balasto bajo las traviesas. Por el contrario, en caso de

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roca de mala calidad, la capa de balasto asentaba sobre una capa de hormigón tal y como se muestra en la Figura 17.

§ 1.46 En muchos casos, sin embargo, se ha construido directamente vía en placa en los túneles de líneas de alta velocidad. En efecto, en la línea Hannover-Würzburg los túneles de Einmalberg (2392m), Mülberg (6994m) y Sengeberg (5554) así como el túnel de Markstein (4796m) de la línea Manheim-Stuttgart se construyeron ya en vía sobre placa, de hecho se utilizó el sistema Rheda clásico en los tres primeros y el Zublin en el último. También la SNCF ha dispuesto vía en placa en diversos túneles entre los que cabe destacar 8,5 km en la línea Jonction [29]. En España, dicha tendencia también se ha concretado en diversas realizaciones como el Túnel de Guadarrama de la línea de alta velocidad Madrid-Valladolid, en construcción.

§ 1.47 Respecto a los viaductos, sus secciones estructurales suelen estar comprendidas por una capa de balasto bajo traviesas, en algunos casos complementadas por una manta elástica (ver Figura 16).

Figura 16 Sección tipo de viaducto de hormigón hiperestático en la línea de alta velocidad Madrid-Sevilla. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991).

§ 1.48 En el marco del presente estudio es de especial interés la correcta caracterización de las siguientes características de las cuñas de transición tanto por lo que respecta a su presencia a lo largo de la línea como a su diseño y estructura.

§ 1.49 Ello se justifica por el hecho de que, por un lado, la rigidez vertical de la vía viene determinada tanto por el diseño del sistema balasto-plataforma como por los elementos del emparrillado de vía. Por otro lado, si bien se ha comprobado que la rigidez vertical de la vía sufre importantes variaciones a lo largo de las líneas ferroviarias, incluso en tramos de poca longitud [98] las variaciones más relevantes las encontramos en las zonas de transición entre la plataforma natural y las obras de fábrica. Por consiguiente, es en estos puntos donde se presentan los mayores problemas, sobre todo ligados al mantenimiento y a la conservación de la geometría de la vía.

§ 1.50 El número de transiciones en una línea está directamente relacionado con el número de obras de fábrica (puentes, viaductos y túneles) presentes en ella. La Tabla 9 pone de relieve la presencia de estos elementos en distintas líneas de alta velocidad en Europa y, por lo tanto, de la frecuencia con que se presenta la problemática de las variaciones de rigidez vertical.

§ 1.51 Si bien el número de obras de fábrica pone de relieve la frecuencia con la que se produce una variación importante de la rigidez vertical, son el diseño y la estructura de las zonas de transición y del terreno natural los factores que determinan la magnitud de esta variación.

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Longitud de Long. Número de puentes y Longitud de Línea puentes y Número de túneles (km) viaductos túneles (m) viaductos (m) París-Lyon 410 5.000 8 - 9 LGV Atlantique 286 2.316 8 12.397 9 grandes 8 túneles o falsos Méditerranée 251 Francia 16 corrientes túneles 241 Est + 57 cruces de vías de agua < 1.000 5 túneles cortos + 24 pasos de fauna

Hannover-Würzburg 327 35.000 384 121.600 60 Alemania Mannheim-Stuttgart 100 5.000 30.000 Madrid-Sevilla 471 9.076 52 (viaductos y puentes) 16.138 17 España Madrid-Lleida 481 27.912 97 25.869 28 Roma-Firenze 236 30.000 71.000 33 túneles Italia Roma-Nápoles 206* 39.000 88 38.000 77 túneles artificiales

* Inaugurados los primeros 186 km de línea; el tramo final situado en el norte de Nápoles está previsto que se concluya en el año 2008.

Tabla 9 Obras de fábrica en algunas líneas de alta velocidad europeas. Fuente: CENIT con datos de diversas fuentes.

§ 1.52 En España las cuñas de transición se clasifican en función de la precedencia o no de construcción de la cuña respecto al terraplén.

• Caso I: Cuña adosada a la estructura, construida antes del terraplén existente (recomendable). • Caso II: Cuña construida con posterioridad al terraplén adyacente (solamente está prevista su utilización en suelos blandos cuando deba consolidarse el terreno natural).

§ 1.53 Dentro de cada caso el diseño de las cuñas depende de la profundidad a la que se encuentren las obras de fábrica. Siendo H la distancia entre la obra de fábrica y la capa de subbalasto las cuñas construidas antes del terraplén existente (ver Tabla 10 de la página 27) se clasifican en:

• Estructura enterrada, con H > 2 m. La cuña se construye con material granular a ambos lados de la estructura así como sobre su losa superior con un espesor de 80 cm. • Estructura enterrada, con 0,50 < H < 2,0 m. La cuña está constituida, como en el caso anterior, por material granular a ambos lados de la estructura, pero se rellena con el mismo material hasta la cota de apoyo de la capa de forma, según la figura. • Estructura enterrada, con H < 0,50 m. La cuña está constituida por material granular (talud 3/2) más material tratado con cemento (talud 1/1) a ambos lados de la estructura y sobre la losa superior hasta el apoyo de la capa de forma, según la figura. • Estructura a rasante (cota sobre el tablero insuficiente para capa de forma+subbalasto+balasto). En este caso, el proyectista debe ajustar la cota de la estructura a fin de que sobre el tablero se coloque sólo balasto, en espesor mínimo de 40 cm y máximo de 50 cm. La cuña está constituida por material granular (talud 3/2) más material tratado con cemento (talud 1/1) a ambos lados de la estructura.

§ 1.54 Por otro lado, las cuñas construidas después del terraplén existente también se distinguen en función de la profundidad a la que se encuentra la misma (ver Tabla 11 en la pág. 28) existiendo, en dicho caso, las mismas tipologías.

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B SB CF

1 H > 2 m H 3 m

0.80 m H > 2 3 2 MG TERRENO ORIGINAL a

IMP. + NAPA DRENANTE

DREN

20 m B SB CF

H 3 2 1 MG

Estructuras enterradas enterradas Estructuras < 2,0 m 0,50 < H 0.50 < H < 2 m

20 m

3 m

B SB CF

H 3 1 1 MG 2 1 MT

a H < 0,50 m H < 0,50

0 < H < 0.50 m

ESTRIBOS

20 m

3 m

B SB CF

1 3 1 1 MG 2 MT

1 1 1 Estructuras a nivel Estructuras 1 PERFIL ORIGINAL DEL TERRENO IMP. + NAPA DRENANTE

Las líneas de trazos no indican un talud real a ejecutar, sino que definen, a la altura de cada tongada del relleno general el límite aproximado de los distintos tipos de material: 1. Material para núcleo y coronación MG Material granular MT Material MG mezclado con cemento

Tabla 10 Esquema de las cuñas de transición en España construidas antes que el terraplén adyacente. Fuente: A partir de [41].

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B SB CF

ESCALONAMIENTO EN TERRAPLÉN EJECUTADO

1 1 H > 2 m 2 3 m TERRAPLÉN

0.80 m H > 2 3 2 MG TERRENO ORIGINAL

min. 5 m

IMP. + NAPA DRENANTE DREN

min. 20 m

B SB CF

H 1 2 MG TERRAPLÉN

ESCALONAMIENTO EN a TERRAPLÉN EJECUTADO TERRENO ORIGINAL

Estructuras enterradas enterradas Estructuras < 2,0 m 0,50 < H IMP. + NAPA DRENANTE DREN 0.50 < H < 2 m

min. 20 m

3 m

B SB CF

1 H 2 1 MG 1 TERRAPLÉN MT ESCALONAMIENTO EN a TERRAPLÉN EJECUTADO TERRENO ORIGINAL H < 0,50 m H < 0,50 min. 5 m IMP. + NAPA DRENANTE DREN 0 < H < 0.50 m

ESTRIBOS

mín. 20 m

3 m B SB CF

1 1 MG 1 TERRAPLÉN 2 MT

1 ESCALONAMIENTO EN 1 TERRAPLÉN EJECUTADO Estructuras a nivel Estructuras mín. 5 m 1 1 IMP. + NAPA DRENANTE

Tabla 11 Esquema de las cuñas de transición en España construidas después que el terraplén adyacente (caso excepcional). Fuente: A partir de [41].

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§ 1.55 Debe mencionarse que el diseño de las cuñas de transición ha variado en los últimos años. Así, las cuñas construídas para la línea de alta velocidad Madrid-Sevilla también se diseñaban en función de su profundidad, particularmente de la relación entre la profundidad a la que estaba enterrada la infraestructura y el gálibo de la misma. Distinguían entre:

• Estructura enterrada, con H > 2a (donde a es el gálibo de la estructura). La cuña se construye con material granular a ambos lados de la estructura (tipo QS3) así como sobre su losa superior. • Estructura enterrada, con a < H < 2a. La cuña se construye con material granular a ambos lados de la estructura (una grava arenosa bien graduada) así como sobre su losa superior (en este caso tipo QS3). • Estructura enterrada, con 1,5 m < H < a. La cuña está constituida por material granular tratado con cemento a ambos lados de la estructura y pr material granular sobre la losa superior hasta el apoyo de la capa de forma. • Estructura superficial H < 1,5 m. En el caso de marcos superificiales la solución adoptada (ver Figura 17) incluye el tratamiento con cemento de las capas de sub-balasto y de forma así como del relleno del trasdós (así como sobre la losa superior). • Estructura a rasante (cota sobre el tablero insuficiente para capa de forma+subbalasto+balasto). En este caso, el tratamiento con cemento de las capas de sub-balasto y de forma solamente se realiza en la zona adyacente a los estribos (hasta 20 m). Asimismo, en las zonas próximas al paramento del estribo, el material granular se trata con cemento.

Figura 17: Diseño de transiciones en estructuras superficiales, puentes y viaductos empleadas por RENFE en la línea de Alta Velocidad Madrid-Sevilla. Fuente: [1].

§ 1.56 En el caso de Italia el diseño de las cuñas de transición también depende del orden constructivo. Así, un primer tipo son aquellas cuñas que se construyen una vez ejecutada la obra de fábrica (ver Tabla 12). En dicho caso, para obras enterradas, el diseño varía también en función de la profundidad a la que se encuentra la estructura. (o sea de la distancia entre el intradós de la traviesa y el trasdós de la estructura). Si esta profundidad resulta suficiente (a partir de 1,40 m) entonces se rellena el trasdós de la estructura con material granular adecuadamente compactado, sin embargo, si esta profundidad es inferior, se disponen diversas capas tratadas con cemento bajo la capa de forma así como en el trasdós de la estructura.

§ 1.57 Para las estructuras a nivel se dispone material tratado con cemento en el trasdós del estribo del puente o viaducto y se disponen, asimismo, unas capas de material tratado bajo la capa de sub-balasto bituminoso. Cabe destacar, asimismo, que se dispone de material granular sobre la cimentación del estribo.

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Material granular preparado (emáx =30cm) Subbalasto bituminoso Terraplén ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. (e = 12 cm) 2 ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. Ev1 ≥ 800 kg/cm 2 Capa de forma Ev1 ≥ 400 kg/cm CBR ≥ 50 ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

H > 1,40 m H > 1,40

⎧3 m si H > 4 m Hr = ⎨ H si H ≤ 4 m ⎩

Terraplén Material granular preparado (emáx =30cm) ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. Subbalasto ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. 2 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm Ev1 ≥ 400 kg/cm bituminoso CBR ≥ 50 (e = 12 cm) Capa de forma ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2

Estructuras enterradas enterradas Estructuras Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

0,77 < H < 1,40 m 0,77 < H

Capas tratadas con cemento ⎧3 m si H > 4 m Hr = ⎨ ⎩H si H ≤ 4 m Material granular preparado (emáx =30cm)

ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm Subbalasto CBR ≥ 50 bituminoso (e = 12 cm) Capa de forma ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

Drenaje Material tratado con cemento Estructuras a nivel Estructuras

Material granular Terraplén 3 m si H > 4 m (suelo A y A ) ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. ⎧ 1 2 2 H = Ev 400 kg/cm r ⎨ 1 ≥ ⎩H si H ≤ 4 m

Tabla 12 Esquema de las cuñas de transición en Italia construidas después que la obra de fábrica. Fuente: A partir del cuestionario.

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Subbalasto bituminoso Material granular preparado (emáx =30cm) (e = 12 cm) Terraplén ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Capa de forma ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. Ev1 ≥ 800 kg/cm 2 ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. Ev1 ≥ 400 kg/cm CBR ≥ 50 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

h > 1,40 m

⎧3 m si H > 4 m Hr = ⎨ ⎩H si H ≤ 4 m

Terraplén Material granular preparado (emáx =30cm) ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. Subbalasto ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. 2 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm Ev1 ≥ 400 kg/cm bituminoso CBR ≥ 50 (e = 12 cm) Estructuras enterradas enterradas Estructuras Capa de forma ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

0,77 < h < 1,40 m 0,77 < h 1,40

Capas tratadas con ⎧3 m si H > 4 m Material tratado H = cemento r ⎨ con cemento ⎩H si H ≤ 4 m

Material granular preparado (emáx =30cm)

ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 Ev1 ≥ 800 kg/cm Subbalasto Capa de forma CBR ≥ 50 bituminoso ρs ≥ 98% ASSSHTO mod. 2 (e = 12 cm) Ev1 ≥ 800 kg/cm CBR ≥ 50

Drenaje Material tratado con Estructuras a nivel Estructuras cemento

Material granular Terraplén ⎧3 m si H > 4 m (suelo A1 y A2) H = ρs ≥ 95% ASSSHTO mod. r ⎨ Ev ≥ 400 kg/cm2 ⎩H si H ≤ 4 m 1 Tabla 13 Esquema de las cuñas de transición en Italia construidas antes que la obra de fábrica. Fuente: A partir del cuestionario.

§ 1.58 En Francia, la tipología de las cuñas de transición varía en función de si se trata de una estructura enterrada o a nivel. En ambos casos, sin embargo, la longitud mínima de la transición es de 20 metros. Para el caso de pasos inferiores y drenajes (estructuras enterradas) la principal característica de las cuñas es que el relleno de la

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zona de transición se realiza con material granular no tratado (GNT 0/D con D de 20 a 63 mm).

§ 1.59 Para el caso de estructuras a nivel (puentes, viaductos, etc.), el diseño de las cuñas de transición depende, también, de si la estructura y el terraplén de acceso se construyen antes de la transición propiamente dicha o posteriormente (Figura 18).

lén p

terra

El puente y la cuña se construyen antes del antes El puente y la cuña se construyen

Estructuras a nivel Estructuras lén p ués del terra ués p en des y constru El puente (y su terrpaplén de acceso) y la cuña se de acceso) su terrpaplén El puente (y

Figura 18: Zona de transición para el caso de estructuras a nivel en líneas de alta velocidad francesas. Fuente: [88].

§ 1.60 En las proximidades del estribo de ambas tipologías de cuñas de transición se distinguen principalmente tres zonas (ver Figura 19):

Macizo de apoyo Macizo intermedio

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Material seleccionado (MS)

§ 1.61 En el macizo de apoyo el material de relleno está tratado con ligantes hidráulicos, en cambio, el macizo intermedio se encuentra constituido por gravas no tratadas. En la zona del pie del estribo se dispone de material granular (D < 150 mm) que puede ser tratado con ligantes hidráulicos o no, pero que en cualquier caso en la superficie debe tener una capacidad portante mínima de 50 MPa. Además, tanto la capa de sub- balasto como la capa de forma deben estar tratadas con cemento.

Figura 19: Zona de transición para el caso de estructuras a nivel en líneas de alta velocidad francesas. Fuente: [108] (2006).

§ 1.62 Cabe reseñar que el diseño de las cuñas de transición también se ha modificado en Francia. La Figura 20 nos muestra la solución que se utilizaba para el caso de que la estructura se construyera con anterioridad a la cuña.

1. Plano de rodadura 2. Zona de transición en grava cemento 3. Sub-balasto 4. Capa de forma 5. Pared drenante 6. Grava cemento o grava bien graduada según la importancia de la línea 7. Grava compactada (95% del Proctor Modificado) 8. Terraplén 9. Material impermeable compactado.

Figura 20: Zona de transición para el caso de estructuras a nivel cuando el puente se construye antes que la cuña en Francia. Fuente: [102] (1994).

§ 1.63 Respecto a los diseños actuales algunas de las principales diferencias son:

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La longitud mínima de la cuña de transición que ha pasado de ser el gálibo del puente (y siempre superior a 5 m) a ser de 20 m. Las capas de sub-balasto y de forma no se trataban con ligante en el diseño anterior.

Figura 21: Zona de transición para el caso de estructuras a nivel en Alemania para líneas con velocidades de proyecto superiores a 160 km/h. Vía en terraplén. Fuente:[108].

Figura 22: Zona de transición para el caso de estructuras a nivel en Alemania para líneas con velocidades de proyecto superiores a 160 km/h. Vía en trinchera. Fuente:[108].

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§ 1.64 En Alemania, las cuñas de transición de líneas de alta velocidad (entendiendo que las líneas de alta velocidad tienen velocidades de proyecto superiores o iguales a 250 km/h) tienen una longitud mínima de 20 m. Existen dos tipologías distintas en función de si la vía va en terraplén (que es lo habitual cuando se construye un puente o viaducto) o bien en trinchera (Figura 20 y Figura 21). Las principales características que presentan se pueden sintetizar en:

Estabilización de la capa de sub-balasto con ligante hidráulico (en 10 m) Disposición de una pared drenante en el trasdós del estribo. Disposición de gravas tratadas con cemento (2,5 a 3% de cemento).

§ 1.65 De forma análoga a los casos francés y español, en el diseño de las cuñas de transición en Alemania se ha producido una evolución importante en los últimos años. Especialmente se ha modificado el relleno de hormigón que se disponía al lado de la cimentación del estribo.

1. Plano de rodadura 2. Grava con Cu ≥ 5 y con una densidad proctor del 103% 3. Módulo de deformación 2 Eν2 ≥ 120 MN / m 4. Sub-balasto 5. Dimensión máxima correspondiente a un terraplén de materiales cohesivos 6. Terraplén o suelo natural 7. Dispositivos de drenaje 8. Relleno de hormigón

Figura 23: Ejemplo de zona de transición para el caso de estructuras a nivel en Alemania. Fuente: [102] (1994).

§ 1.66 En Suecia no existe, según ha sido indicado por la Banverket en el cuestionario, ningún requerimiento para el diseño de las transiciones.

§ 1.67 En síntesis, el análisis conjunto de la experiencia, pone de manifiesto que se ha producido una evolución importante en el diseño de cuñas de transición de líneas de alta velocidad. De hecho, dicha evolución ha supuesto una importante homogeneización del diseño de las cuñas de transición. Se ha producido una implementación de prácticas de máximos. Así, todas aquellas características del diseño de cuñas que pueden considerarse prudentes han ido implementándose en las principales administraciones ferroviarias (tratar con cemento el material de relleno del trasdós, tratar con cemento las capas de sub-balasto y forma,…). En conclusión, puede establecerse que hay ciertas características del diseño actual de las cuñas de transición de líneas de alta velocidad que se verifican en todas (o casi todas) las principales administraciones ferroviarias (ver Tabla 14). En particular:

Longitud mínima de la transición de 20 m. Relleno del trasdós del estribo con materiales granulares tratados con cemento. Disposición de capas o membranas drenantes en el trasdós de los muros y estribos. Tratamiento con cemento de la capa de sub-balasto. Tratamiento con cemento de la capa de forma.

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Países Alemania (DB) España (ADIF) [69] Francia (SNCF) Italia (RFI)

Tipología Cuña Cuña Primero se construída Primero se Primero se Primero se En En construida construye la después del construye el construye el construye la terraplén trinchera antes que el cuña y la terraplén terraplén terraplén estructura terraplén estructura (excepcional) Longitud de la transición 20 m 20 m 20 m 20 m Características Relleno del trasdós del estribo con materiales a los que X X se exige un alto grado de compactación Relleno del trasdós del estribo con materiales X X X X X X X X granulares tratados con cemento Pendiente del relleno del trasdós de estribo ≤ 1/1 ≤ 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 1/1 Relleno con materiales granulares a los que se exige un alto grado de compactación de la zona no próxima X X X X X X X X al trasdós del estribo Pendiente de la zona no próxima al trasdós del estribo ≤ 2/1 ≤ 2/1 3/2 2/1 2/1 2/1 2/1 2/1 Disposición de capas o membranas drenantes en el X X X X X X X trasdós de los muros y estribos Empleo de una losa de transición de hormigón armado Introducción de capas horizontales, sobre la X X plataforma, de diferentes materiales Empleo de geotextiles y/o sintéticos para conseguir un

material de relleno del trasdós reforzado Tratamiento con cemento de la capa de subbalasto X X X X X X Tratamiento con cemento de la capa de forma X X X X Tabla 14 Diseño de transiciones de líneas de alta velocidad europeas para puentes y viaductos. Fuente: Elaboración propia en base a datos los cuestionarios y de [30], [41], [69], [102], [89] y [108].

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2 CONTROL DE CALIDAD, RECEPCIÓN Y HOMOLOGACIÓN DE LÍNEAS DE ALTAS PRESTACIONES

§ 2.1 Para que una línea ferroviaria de nueva construcción pueda entrar en servicio, debe haber pasado por las etapas siguientes:

• Controles de calidad para comprobar el cumplimiento de las exigencias en los parámetros relativos al diseño y a la construcción de la línea • Proceso de recepción de la línea • Proceso de homologación de la línea

§ 2.2 Una vez superados los controles de calidad, no se vuelven a efectuar ensayos o verificaciones vinculados a la rigidez vertical o a la capacidad portante más allá de las mediciones de variación de la calidad geométrica (ver Anexos 3 y 4 para más precisiones sobre las actividades que incluyen los procesos de recepción y de homologación de una nueva línea de alta velocidad).

§ 2.3 El objetivo de los siguientes apartados es la descripción de las prescripciones técnicas que se exigen a las capas del sistema balasto-plataforma, así como para el caso particular de las cuñas de transición y el control y seguimiento que se hace de las citadas prescripciones.

§ 2.4 Este apartado pondrá de manifiesto que los ensayos que se realizan en la mayor parte de las redes ferroviarias no permiten caracterizar la rigidez vertical de la vía con la adecuada continuidad.

2.1 El control de calidad de las capas del sistema balasto-plataforma

§ 2.5 Las características exigidas a las capas de asiento dependen principalmente de sus funciones. La capa de balasto tiene como función principal el amortiguamiento y el reparto de los esfuerzos que ejercen los vehículos sobre la vía. Además, el balasto debe contribuir a dar elasticidad a la vía, con objeto de acotar las cargas dinámicas transmitidas por los vehículos a la vía, y debe resistir la abrasión que supone el contacto del balasto con infraestructuras rígidas (caso típico de los puentes de hormigón). Asimismo, la capa de balasto tiene otras funciones como por ejemplo facilitar el drenaje de las aguas de la lluvia.

Acciones Funciones Propiedad Evaluación de la propiedad Módulo elástico Ensayo de placa de carga Proporcionar elasticidad y amortiguamiento Espesor de balasto Espesor mínimo Verticales Resistir la abrasión Resistencia a la abrasión MicroDeval húmedo Disminuir las presiones sobre la plataforma Espesor de balasto Espesor mínimo Resistir los impactos de los carriles Resistencia al choque Coeficiente Los Angeles Análisis granulométrico Proporcionar resistencia longitudinal a la vía Tamaños % de finos Horizontales Granulometría Índice de forma Longitud máxima de partículas Proporcionar resistencia transversal a la vía Análisis granulométrico Facilitar el drenaje Granulometría % de finos Resistencia a la helada Climáticas Densidad de partículas Resistencia al hielo Resistencia a la helada Análisis petrográfico Absorción de agua Resistencia al sulfato magnésico Tabla 15 Esquema de referencia para el establecimientod de las funciones y características del balasto. Fuente: Elaboración propia a partir de [59].

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§ 2.6 Con objeto de garantizar la funcionalidad del balasto será necesario que el mismo tenga unas ciertas características. Así, por ejemplo, la resistencia a la abrasión del balasto se consigue gracias a un cierto coeficiente Deval. La Tabla 15 (página 37) nos sintetiza las principales funciones del balasto, así como las propiedades que debe verificar para dar la respuesta adecuada a las solicitaciones a las que se ve sometido.

CHOQUE ABRASIÓN LAS ACCIONES RESISTENCIA A Y COMPOSICIÓN RESISTENCIA AL GRANULOMETRÍA CLIMATOLÓGICAS RESISTENCIA A LA RESISTENCIA A Organización (País) LA MD agua helada sulfato Análisis Índice de Finos (%) partículas Dmín (mm) mágnesico elongación Dmax (mm) petrográfico Sonnebrand Densidad de de partículas Absorción de Resistencia la Resistencia al Índice de lajas Índice de Índice de formaÍndice de crushing value) ACV (Aggregate (Aggregate ACV Longitud máxima

(Alemania) ≤ 4% de <0,5% piedras que pasa SNCF* de 31,5 50 el tamiz ≤ 15 < 14 < 5 (Francia) longitud 0,063 ≥ 100 mm mm UNI 62, UNI EN RFI (Italia) 22,5 EN < 25 - 5 933-1 933-4 Norm a SS ≤ 0,5 Banverket D ≤ 120 Declarad No se Declarad 31,5 63 ≤ 20 EN % en < 20 (Suecia) mm o evalúa o 1367- peso 1 80 Network ≤ 40 ≤ 4 28 63 kN/ < 20 <7 Rail % % mm ≤ 4% de ≤ 0,5% Según Norma piedras UNE- ADIF que pasa experi ≤ 0,5% de ≤ 10% EN ≤ 5% (España)* 22,4 63 el tamiz encia en ≤ 4%*** < 14 longitud (IF ) 932- **** [12] 0,063 10 previa peso*** ≥ 100 3:1997* mm** *** mm ** *Líneas de alta velocidad **En el centro de producción (en obra o acopio intermedio se exigirá ≤ 0,7% que pasa el tamiz 0,063 mm). ***Para la evaluación de la resistencia a la helada: Cuando se disponga de un registro de datos que avale el comportamiento satisfactorio de un árido de balasto bajo condiciones metereológicas similares a las de uso se considerará que ese árido es aceptable. En caso contrario se realizará uno de los siguientes ensayos: Análisis petrográfico Ensayo de densidad y absorción de agua. Resistencia a la acción del sulfato magnésico ****Solamente se realiza si una explotación presenta signos de la alteración Sonnebrand Tabla 16 Especificaciones para la capa de balasto. Fuente: Elaboración propia en base a datos de los cuestionarios, así como [12] y [14].

§ 2.7 Los distintos parámetros que se determinan para evaluar la calidad e idoneidad del balasto para líneas de alta velocidad pueden dividirse en cuatro grupos:

• Parámetros relacionados con la granulometría y la forma de las partículas.

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• Parámetros relacionados con la capacidad resistente a los fenómenos climatológicos. • El coeficiente Los Ángeles que caracteriza la resistencia al choque. • El coeficiente MicroDeval que caracteriza la resistencia a la abrasión.

§ 2.8 Obviando los parámetros relacionados con la capacidad resistente de la capa de balasto a las acciones climatológicas, y, en particular, a la helada, la mayor parte de países analizados presentan unas exigencias similares (ver Tabla 16).

§ 2.9 Desde el punto de vista de la granulometría las distintas administraciones ferroviarias utilizan usos granulométricos similares con un rango máximo de tamaños de entre 22,4 mm hasta 63 mm (caso de España e Italia). Las exigencias respecto a finos y a longitud máxima de partículas, cuando existen, son similares.

§ 2.10 Por lo que respecta a la resistencia al choque, el coeficiente Los Ángeles exigido para las líneas de alta velocidad francesas, españolas y de Reino Unido es idéntico. El caso italiano resulta singular, por la disposición de una capa de sub-balasto bituminoso. Además, en Suecia, la velocidad máxima de las nuevas líneas construidas no supera los 200 km/h, aspecto que conduce a valores menos limitantes del coeficiente. En referencia al coeficiente Deval, cabe destacar que su obtención solamente resulta limitante en Francia y Reino Unido.

§ 2.11 La capa de sub-balasto tiene como principales funciones, contribuir a la disminución de presiones sobre la plataforma, proteger a la capa de balasto de la contaminación por finos de la plataforma y proteger a la plataforma tanto de su contaminación como del agua y el hielo. El material escogido como sub-balasto consiste en una grava bien graduada con una resistencia razonable a la trituración de los granos y a la meteorización.

§ 2.12 Las principales administraciones ferroviarias exigen unas características similares, tanto desde el punto de vista de la granulometría como de la resistencia al desgaste y a la abrasión, pero con distintas especificidades (ver Tabla 17 en la página 40).

§ 2.13 En los países con una mayor problemática asociada al hielo existen (o pueden existir, dependiendo del caso) dos capas de sub-balasto distintas. Una de ellas asociada a la capacidad resistente de la infraestructura y otra cuya principal función es la protección de la plataforma frente al hielo. En el caso particular de Suecia, la granulometría del sub-balasto alcanza diámetros mucho mayores que en otros países y de hecho se corresponde con un tamaño de pedraplén.

§ 2.14 En referencia a los coeficientes para evaluar la resistencia al choque y a la abrasión, cuando se exigen, son parejos. En el caso francés se exige un coeficiente global de hasta 40 que también verificarían las capas de sub-balasto del ADIF y de la Banverket.

§ 2.15 Por lo que respecta a la capacidad portante de la capa de sub-balasto (y, en general de las distintas capas granulares), ésta puede evaluarse con distintos parámetros. Típicamente:

EV1: Módulo de deformación correspondiente al primer ciclo de carga, obtenido con el ensayo de placa de carga, relacionado con la componente plástica de la deformación. EV2: Módulo de deformación correspondiente al segundo ciclo de carga, obtenido con el ensayo de placa de carga, relacionado con la componente elástica de la deformación. EV2 / EV1: Ratio auxiliar que indica el comportamiento elástico de la capa compactada. Densidad “in situ”: Indica el grado de compacidad de un suelo (densidad relativa respecto al Proctor Modificado)

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§ 2.16 Tal y como refiere M. Burrow [14] a partir de Brandl (2004), se recomienda una cierta capacidad portante de la capa de sub-balasto. Particularmente, para el caso de líneas 2 de alta velocidad de nueva construcción, se debería verificar 120 MN/mm ≤ EV2 ≤ 200 MN/mm2 (obtenido el módulo elástico en base al ensayo de placa de carga). Además, la Densidad Proctor Estándar debería ser Dpr ≥ 103% también para las líneas de alta velocidad.

A Y CHOQUE PORTANTE CAPACIDAD

LA ABRASIÓN COMPOSICIÓN COMPOSICIÓN RESISTENCIA A GRANULOMETRÍ PERMEABILIDAD RESISTENCIA AL

Frac- Índic Organización (País) (País) Organización Dmax Finos ture k EV2 EV2/ Densidad Cu e de LA MD Notas (mm) (%) faces (m/s) (MPa) EV1 “in situ” lajas (%)

≥103% densidad 56 < 5-7% - - - - < 10-6 >120 <2,2 máxima del DB proctor (Alemania) modificado ≥103% [59], [83] > 5- densidad Protección 63 < 5-7% - - - - -5 >120 <2,2 máxima del 10 proctor contra el hielo modificado < 40 (LA + MDE) para ≥100% SNCF v > 160 km/h densidad 31,5 4-8 - 100 máxima del (Francia) < 50 (LA + MDE) para proctor v < 160 km/h modificado EV2/ Conglomerado 25,4 6-10 - ≥67 ≤ 30 - - (EV1) b a EV1 asfáltico RFI (Italia) EV2/ Misto 40,0 2-7 - (EV1) b EV1 cementato <7% que Proporcionar pasa el 150 tamiz >6 100 <25 <12 - - - capacidad Banverket 0,063 mm resistente (Suecia) <7% que pasa el Protección 150 >6 100 - - - - - tamiz contra el hielo 0,063 mm Network Rail ≥100% Exigencias de la 40 (LA + MDE) densidad (Reino 37,5 ≤ línea Channel c seca Unido) [14] máxima Tunnel Rail Link ≥100% ADIF densidad (España) 40 3-10 ≥ 14 >50 <28 <24 <16 <10-6 >120 <2,2 máxima del [12] proctor modificadod a Además, en Italia también se evalúa la capacidad portante mediante la determinación del índice CBR y se realizan ensayos de compresión. b La determinación de EV2/ EV1 no es obligatoria. c Se exige, además un valor máximo 1 del ensayo Methylene Blue Value. d Se exige en promedio (en todo caso cada muestra debe verificar más del 98% de densidad máxima del proctor modificado) Tabla 17 Especificaciones para la capa de sub-balasto. Fuente: A partir de los cuestionarios y de [105], [12], [14], [59] y [83].

§ 2.17 Sin embargo, la capacidad portante máxima de la capa de sub-balasto no se encuentra limitada en ninguna de las principales administraciones ferroviarias europeas.

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§ 2.18 En la práctica, la capacidad resistente de la capa de sub-balasto se evalúa principalmente con los parámetros descritos precedentemente, según la administración ferroviaria. Así:

• EV1: Para el caso de RFI • EV2: Para el caso de ADIF y DB se exigen 120 MPa en la superficie de la capa. EV2 / EV1: Para el caso de ADIF y DB se exige que sea inferior a 2,2. Densidad “in situ”: Se exigen en el caso de SNCF y ADIF.

§ 2.19 Desde el punto de vista de la superestructura y la infraestructura de vía, el elemento que condiciona de forma más relevante la rigidez vertical de la vía es la plataforma. Por ello, aunque la superestructura de una línea se construya de forma homogénea se producen, igualmente, significativas variaciones de rigidez, dependiendo de las características y comportamiento de la plataforma.

§ 2.20 Dependiendo de la calidad del suelo sobre el que se asienta la estructura, se dispone de una capa de forma de un cierto espesor, cuyo principal objetivo es mejorar las propiedades de la plataforma, así como protegerla. La capa de forma puede estar tratada con ligantes. De forma análoga a la capa de sub-balasto precedente, la rigidez de la capa de forma debería ser inferior a la de la capa de sub-balasto pero superior a la de la plataforma.

Organización CHOQUE ABRASIÓN PORTANTE (País) CAPACIDAD Y COMPOSICIÓN Y COMPOSICIÓN RESISTENCIA AL GRANULOMETRÍA RESISTENCIA A LA

Densidad Dmax EV2 Finos (%) LA MD EV2/ EV1 “in situ” Notas (mm) (MPa) seca

≥100% DB (Alemania) densidad >80 máxima del [59], [83] proctor modificado SNCF Además se hace el >80 - - ensayo de paso del (Francia) eje de 13t en continuo

a Además se exige que Se mide RFI (Italia) EV1>80 el CBR>50 Banverket ------No hay requerimientos (Suecia)* - ≥95% Network Rail Exigencias de la línea densidad 37,5 - - - Channel Tunnel Rail (Reino Unido) ≤ 60 (LA + MDE) seca b Link [14] máxima <5% pasa por el tamiz ≥95% 0,080 si finos baja densidad ADIF (España) plasticidad <30 <25 >80 <2,2 máxima del <5% pasa por el tamiz proctor 0,080 si finos no plásticos modificado

a La determinación de EV2/ EV1 no es obligatoria. b Se exige, además un valor máximo 2 del ensayo Methylene Blue Value.

Tabla 18 Especificaciones para la capa de forma. Fuente: A partir de los cuestionarios, [14], [59] y [83].

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§ 2.21 La Tabla 18 pone de manifesto, por un lado la equivalencia de las exigencias, respecto a la capacidad portante, de las distintas administraciones ferroviarias (en general, 80 MPa mínimo para el módulo elástico del segundo ciclo de carga del ensayo con placa de carga). Sin embargo, y de forma análoga al resto de capas de asiento, no existe, ninguna limitación respecto a la capacidad portante máxima.

§ 2.22 Para los terraplenes de líneas de alta velocidad las exigencias respecto a la capacidad portante de los mismos resultan, por lo menos, del mismo orden de magnitud (ver Tabla 19), distinguiéndose los valores, en el caso de España, entre el cimiento y núcleo del terraplén y su coronación.

Organización CAPACIDAD PORTANTE (País) EV2 (MPa) EV2/ EV1 Densidad “in situ” Notas ≥97% densidad DB (Alemania) >45 (referencia 55) máxima del proctor [59], [83] >60b modificado Las exigencias son SNCF similares a las de la (Francia) capa de forma

a RFI (Italia) EV1>40 en superficie y cada 30 cm Se mide

Banverket - - - No hay requerimientos (Suecia)* ≥95% densidad ADIF >30 (cimiento y núcleo) <2,2 máxima del proctor (España)c >60 (coronación) modificado a La determinación de EV2/ EV1 no es obligatoria. b Línea Mannheim-Stuttgart c En el anejo 3 se explicitan todos los ensayos a realizar en el terraplén en el caso español. Tabla 19 Especificaciones para los terraplenes. Fuente: A partir de los cuestionarios y de [59] y [83].

2.2 Caracterización de la homogeneidad resistente del sistema balasto- plataforma: Frecuencia de los ensayos

§ 2.23 Un aspecto determinante del control de calidad del sistema balasto-plataforma, especialmente desde el punto de vista de las variaciones de rigidez vertical de la vía, es la frecuencia de los ensayos que contribuyen a la caracterización de la capacidad portante y la rigidez de cada una de las capas de la infraestructura ferroviaria.

§ 2.24 La evaluación y el control de la capacidad portante de las capas de asiento se restringe a la infraestructura de vía. Así, a medida que profundizamos se reducen las exigencias respecto a la misma, como ya se ha visto en el apartado anterior.

§ 2.25 En referencia a la capa de sub-balasto, debe mencionarse que se dispone de una información al respecto muy acotada que no permite extraer conclusiones (ver Tabla 20). Pueden hacerse, sin embargo, algunas observaciones interesantes. Particularmente, en España se evalúan diversos indicadores de la capacidad portante, sin embargo, la frecuencia de los ensayos constituye una caracterización de la homogeneidad de la vía, cuanto menos, somera. En el caso francés, sin embargo, se determina únicamente la densidad “in situ”, pero cada 20 metros lineales lo que supone disponer de un razonable conocimiento de la homogeneidad resistente de la capa.

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Ensayo de placa de carga Densidad “in situ” Organización Valor límite Valor límite Notas (País) Frecuencia Valor límite Frecuencia EV2 (MPa) EV2/ EV1 (MPa)

>120 <2,2 s.d. s.d. s.d. DB (Alemania) [59], [83] Protección contra el >120 <2,2 s.d. s.d. s.d. hielo ≥100% densidad Cada 20 máxima del - - - metros SNCF (Francia) proctor lineales modificado b a (EV1) EV2/ EV1 Conglomerado asfáltico RFI (Italia) b (EV1) EV2/ EV1 Misto cementato Proporcionar capacidad - - - - - Banverket resistente (Suecia) Protección contra el - - - - - hielo Network Rail Exigencias de la línea ≥100% densidad (Reino Unido) - - - s.d. Channel Tunnel Rail seca máxima [14] Link Cada 500 m2 ≥100% densidad de fracción de ADIF (España) Cada 500 m máxima del capa >120 <2,2 [12] lineales proctor colocada o modificadoc por cada día de trabajo a Además, en Italia también se evalúa la capacidad portante mediante la determinación del índice CBR y se realizan ensayos de compresión. b La determinación de EV2/ EV1 no es obligatoria. c Se exige en promedio (en todo caso cada muestra debe verificar más del 98% de densidad máxima del proctor modificado) Tabla 20 Capa de sub-balasto: Parámetros caracterizados por el control de calidad y frecuencia de los ensayos. Fuente: A partir de los cuestionarios y [105], [12], [14], [59] y [83].

Ensayo de placa de carga Densidad “in situ” CBR

Organización Valor Notas (País) Valor límite Valor Frecue límite Frecuencia Frecuencia Valor límite EV2 (MPa) límite ncia EV2/ EV1

DB (Alemania) >80 s.d. s.d. s.d. s.d. s.d. s.d. [59] Además se hace SNCF el ensayo de >80 s.d. - - - - (Francia) - paso del eje de 13t en continuo

a RFI (Italia) EV1>80 Se mide s.d. Se mide s.d. >50 s.d.

Banverket No hay ------(Suecia)* requerimientos ≥95% Network Rail Exigencias de la densidad línea Channel (Reino Unido) - - - seca s.d. - - b Tunnel Rail Link [14] máxima ≥95% Cada Cada km (o densidad >10 3 2 1000 m ADIF (España) >80 <2,2 fracción) de máxima del Cada 1000 m Hinchamiento o plataforma proctor <0,2% fracción modificado Tabla 21 Capa de forma: Parámetros caracterizados por el control de calidad y frecuencia de los ensayos. Fuente: A partir de los cuestionarios y [14] y [59].

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§ 2.26 Por lo que respecta a la caracterización de la rigidez de la capa de forma y de los terraplenes únicamente en Francia, mediante el ensayo continuo de paso del eje de 13 toneladas se consigue evaluar la homogeneidad resistente de las mismas (ver Tabla 21). De hecho permite realizar la medida directa del módulo dinámico de ambas capas. Según la escasa información disponible, el resto de ensayos presentan carácter puntual y con unas frecuencias poco adecuadas para la caracterización de la homogeneidad de la línea.

2.3 El control de calidad de las cuñas de transición

§ 2.27 El control de calidad de las cuñas de transición se basa, principalmente, en la caracterización tanto de los materiales empleados como de la propia ejecución de la cuña.

§ 2.28 Por lo que respecta a los materiales empleados es habitual la realización de ensayos de la granulometría del material utilizado, ensayos del contenido de cemento y agua en la mezcla, etc.

§ 2.29 Desde el punto de la ejecución y de la capacidad resistente, el control de calidad se basa esencialmente en la realización de ensayos de densidad y de ensayos de placa de carga (eventualmente se mide también el CBR, ensayos de compresibilidad,…).

§ 2.30 Los factores mediante los que se realiza el control de calidad de la capacidad portante de la cuña de transición son: La densidad (o el grado de compactación), el módulo de deformación del primer ciclo de carga, el módulo de deformación del segundo ciclo de carga y el ratio entre ambos, que son factores que permiten verificar la capacidad portante. Además, otros indicadores como el CBR que evalúa la capacidad de soporte de las capas.

Países Alemania (DB) España (ADIF) [69] Francia (SNCF) Italia (RFI)

Cuña Cuña Primero Primero Primero se Primero se construida construída se se Capas de la cuña de En En construye la construye antes que después del construye construye transición terraplén trinchera cuña y la el el terraplén el la estructura terraplén terraplén (excepcional) terraplén estructura Relleno del trasdós del Material seleccionado estribo con materiales a ------D ≥ 95% PM -- -- los que se exige un alto s EV2>50 MPa grado de compactación Relleno del trasdós del estribo con materiales Ds ≥ 98% PM a Macizo de apoyo Ds ≥ 95% PM Sin datos Sin datos granulares tratados con Faltan datos Ds ≥ 100% PM cemento Relleno con materiales granulares a los que se Macizo intermedio Ds ≥ 98% PM exige un alto grado de Ds ≥ 100% PM a D ≥ 95% PM D ≥ 95% PM EV1>80 MPa compactación de la Faltan datos s s EV2>80 MPa CBR ≥ 50 zona no próxima al trasdós del estribo Capa de sub-balasto -- tratada con cemento Capa de forma tratada -- con cemento a. El ensayo de densidad se realiza para cada tongada b. El ensayo de placa de carga se realiza en dos o tres niveles, repartidos en la altura total de la cuña, incluido el nivel de coronación de la misma. Tabla 22 Especificaciones respecto a la capacidad resistente de las transiciones de líneas de alta velocidad en Europa. Fuente: Elaboración propia en base a datos los cuestionarios y de [30], [41], [102], [89] y [108].

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§ 2.31 En la zona intermedia, que se rellena con materiales granulares a los que se exige un alto grado de compactación (material que no está situado en el trasdós del estribo) suele exigirse un módulo en el segundo ciclo de carga (indicativo del comportamiento elástico del material) de 80 MPa y una densidad superior al 95% del Proctor Modificado (caso SNCF).

§ 2.32 En la zona más próxima al trasdós del estribo, que habitualmente (para estribos de puentes), se rellenan con materiales granulares tratados con cemento. Existe una cierta heterogeneidad en las características exigidas:

• Grado de compacidad o densidad: Se exige superior al 95%, al 98% y al 100% de la densidad del Proctor Modificado según el país. • En Francia y España solamente se controla la densidad y en otros países se realizan ensayos de placa de carga.

§ 2.33 No pueden extraerse conclusiones respecto a la frecuencia de los ensayos puesto que dicha frecuencia solamente es conocida en el caso de España.

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3 INCIDENCIA DEL MANTENIMIENTO Y DE LA RENOVACIÓN DE LAS LÍNEAS DE ALTA VELOCIDAD EN LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ VERTICAL

§ 3.1 La circulación de trenes a alta y muy alta velocidad por las líneas diseñadas para este fin requiere mantener unos criterios de calidad geométrica muy exigentes. Esto implica la necesidad de un mantenimiento exhaustivo tanto de la infraestructura como de la superestructura.

§ 3.2 Las necesidades de mantenimiento se determinan mediante criterios de intervención (ver Anexo 5) que se basan, principalmente, en los resultados de las auscultaciones que cada administración lleva a cabo. Cuando el estado de la vía está tan deteriorado que la frecuencia de las operaciones de mantenimiento resulta excesiva la única solución posible consiste en la renovación, total o parcial, de las líneas.

§ 3.3 Ambas acciones (mantenimiento y renovación) suponen una alteración del estado de la vía. Sin embargo, el hecho de que la mayor parte de atuaciones de mantenimiento se centre en la superestructura hace que sus efectos en la rigidez vertical de la vía sean mínimos. En efecto, la bibliografía existente pone de manifiesto que es el estado de la plataforma el que más incide en la heterogeneidad de la rigidez vertical de la vía.

§ 3.4 En este sentido, en los últimos 20 años, investigaciones llevadas a cabo por Riessberger (1978), Esveld (1980), Steward (1985) o Read et al. (1994) han ido constatando la poca influencia que tienen las operaciones de mantenimiento en las variaciones de la rigidez vertical de la vía.

§ 3.5 Análogamente, las operaciones de renovación suelen encaminarse a la superestructura de la vía (sustitución del balasto, de las traviesas, de los carriles, etc.). Sin embargo, suponen una oportunidad para emprender mejoras en la infraestructura cuando el rápido deterioro de la vía manifieste la existencia de problemas en ella.

§ 3.6 En este contexto, en el presente apartado se analizan las operaciones de auscultación y las actividades que se llevan a cabo para el mantenimiento y renovación de las líneas de alta velocidad de distintos países, tratando de analizar su incidencia desde el punto de vista de la rigidez vertical de la vía.

3.1 Auscultación

§ 3.7 Para la planificación de las tareas de mantenimiento de las líneas de alta velocidad habitualmente se realizan dos tipos de auscultaciones que permiten detectar los defectos de la vía: la auscultación geométrica y la auscultación dinámica, además de otras mediciones como el estado del carril y la catenaria, etc.

§ 3.8 La caracterización del estado de la vía se realiza en base a 5 parámetros de su geometría: nivelación longitudinal, nivelación transversal, alineación, alabeo, ancho de vía. La auscultación dinámica, por su parte, permite la detección de los defectos a partir de parámetros indirectos, como son las aceleraciones medidas en la caja de grasa, en el bogie o en la caja del vehículo.

§ 3.9 Estas operaciones de detección de problemas y defectos a lo largo de las líneas se realizan de forma periódica con el fin de detectar los defectos que aparecen a lo largo del tiempo. La frecuencia de realización de esta medición es distinta según la línea de alta velocidad que se analice.

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Bruselas – Frontera Líneas Madrid -Sevilla Roma-Florencia Alemania Francia francesa

Parámetros auscultados y tipo NL, NT y AL NL, NT y AL En la DB Netz AG no existe una organización de filtrado (3 a 25m, 25 a 70m, 70 (3 a 25m, 25 a 70m - en especial para el mantenimiento de las líneas (auscult. Geométrica) a 120m) implementación) de alta velocidad. ALABEO (base 3m, ALABEO (base 3m y 9m) 5m y 9m) ANCHO (ancho y ancho medio - Geometría de la vía: ANCHO (Variación 3- en 100m) - Registro de los defectos de larga longitud 25m; Ancho medio 0 a de onda de los parámetros de la 70m) superestructura - ancho de vía, cota recíproca, curvatura, flecha de la curva.

- Defectos internos del carril: diagnóstico del estado del carril mediante ultrasonidos para detectar fisuras internas e irregularidades del material.

(auscultación dinámica) Aceleraciones en caja Aceleraciones en caja de grasa, de grasa, en bogie y en bogie y en caja del vehículo en caja del vehículo - Auscultación geométrica de la vía: - cada 3 MESES si 160230 km/h MESES - Comportamiento dinámico: - Desgaste del carril: Cada 6 - cada 6 MESES si 160230 km/h (excepto - Auscult. dinámica: Cada 2 Auscult. geométrica: MENSUAL Colonia-Frankfurt: cada 4 MESES) Parámetros geométricos: SEMANAS* ANUAL Desgaste del carril: - Inspecciones a pie: hasta 01/2004 - cada 2 MESES - Auscultación ultrasonora de Desgaste del carril: Depende de la edad Frecuencia de auscultación En adelante, cada 3 SEMANAS - cada 3 MESES si 160230 km/h (también auscult. dinámica) - Cada año durante los Auscult. dinámica: clase UIC de la línea. Inspecciones en coche: cada 3 MESES Desgaste del carril: ANUAL - primeros años de Cada 3 SEMANAS Auscult. dinámica: - Inspecciones de agujas: cada 3 MESES explotación (en LGV Sur- Cada 2 SEMANAS Auscultación por ultrasonidos: cada 4 - Este); MESES - Cada 6 meses actualmente - Auscultación del perfil de la cabeza del (debido al gran aumento carril: de tráfico) - cada 18 MESES si 160230 km/h *Fuente: Le Bihan (Track monitoring on the TGV network). Tabla 23 Análisis comparativo de la auscultación de las líneas de alta velocidad.

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§ 3.10 De los datos de la Tabla 23 se pueden constatar las diferencias existentes en la frecuencia de realización de las auscultaciones en distintas líneas de alta velocidad en Europa. Por un lado, la auscultación geométrica se realiza de forma anual en la línea española Madrid-Sevilla, cada 3 semanas en la línea Roma-Florencia y de forma mensual en la línea Bruselas-frontera francesa. Por otro lado, la auscultación dinámica también se realiza con frecuencias distintas según la línea, llevándose a cabo cada 3 semanas en las líneas Madrid-Sevilla y Roma-Florencia y cada 2 semanas en la Bruselas-frontera francesa y en las líneas francesas de alta velocidad. Dichas diferencias también pueden estar relacionadas con el volumen de tráfico de cada línea y con el material disponible para la realización de las auscultaciones.

§ 3.11 La medida de las irregularidades de la geometría de la vía puede considerarse como unos de los parámetros más importantes que permitne asegurar el adecuado estado de la línea. La aparición de amplias irregularidades tiene importantes implicaciones en el confort de los trenes pero también en los incrementos de cargas dinámicas entre las ruedas y los carriles que suponen una degradación acelerada de la vía. Tradicionalmente, la rigidez vertical de la vía no se ha medido, de forma continua, en las distintas administraciones ferroviarias. Berggren [11] menciona que el conocimiento de la rigidez vertical de la vía presenta múltiples aplicaciones. En particular:

Investigación del orígen del deterioro de la vía en puntos problemáticos. Identificación y quantificación de las partes de la vía que deben mejorarse para incrementar las velocidades de circulación o las cargas por eje. Mejora de los sistemas de planificación de las actividades de mantenimiento. Identificación de las zonas donde se pueden producir problemas por las vibraciones del terreno. Verificación de la calidad de las líneas de nueva construcción.

§ 3.12 A pesar del interés que presenta el conocimiento continuo de la rigidez vertical de la vía, ninguna administración ferroviaria lleva a cabo mediciones y valoraciones continuas de las variaciones de rigidez en el sentido longitudinal de la línea.

3.2 Actividades de mantenimiento

§ 3.13 Las actividades de mantenimiento que se realizan en la mayor parte de las líneas ferroviarias de alta velocidad son similares (bateo y estabilización de la vía, amolado del carril, …), aunque pueden variar los criterios para la toma de decisión de la realización de las operaciones, así como la frencuencia de las mismas.

§ 3.14 Resulta habitual que las operaciones de mantenimiento de las líneas se programen en función de su estado (en base a los resultados de la auscultación geométrica en el caso italiano o dinámica en el caso de España) aunque es cierto que en Italia hasta el año 2004 se realizaba un mantenimiento cíclico (ver Tabla 24).

Líneas Madrid -Sevilla Roma-Florencia SEGÚN ESTADO Hasta 1998: CICLICA Programación de las (en base a la auscultación dinámica, De 1998 a 2004: Transición hacia actividades de bateo comprobaciones con la auscultación mantenimiento SEGÚN ESTADO (en base a geométrica) la auscultación geométrica, a partir del 2004) SI (en base a la auscultación SI (en base a la auscultación geométrica dinámica, comprobado con la Mantenimiento correctivo exclusivamente) auscultación geométrica) SI (en sintonía con las operaciones SI (en sintonía con las operaciones de Estabilización dinámica de bateo) bateo) Amolado del carril SI (reducida frecuencia) SI (reducida frecuencia) Renovaciones de carril NO SI (fecha variable según el tramo de la línea) SI (tramo en misto-cementato, entre los Renovaciones de balasto NO años 2001-2002) Tabla 24 Análisis comparativo de las tareas de mantenimiento de la línea Madrid-Sevilla y Roma-Florencia.

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§ 3.15 En los últimos 20 años, diversos autores han realizado estudios relacionados tanto con el bateo del balasto como con otras operaciones, analizando la influencia de todas ellas en la variación de la rigidez vertical de la vía.

§ 3.16 A finales de la década de los 70, Riessberger comprobó que no se conseguía una minimización de las variaciones longitudinales de rigidez mediante las operaciones de bateo del balasto. De hecho, Esveld (1980) puso de manifiesto que estas operaciones atenúan en ocasiones algunos puntos máximos de rigidez vertical, pero también aumentan otras variaciones, originando incluso nuevas heterogeneidades.

§ 3.17 Esveld también puso de manifiesto que la estabilización dinámica llevada a cabo después del bateo, aún suprimiendo de forma puntual algún valor máximo, se comporta de la misma forma que el bateo, no eliminando la mayoría de las heterogeneidades longitudinales de rigidez vertical e incrementando, en algunos casos, otras.

§ 3.18 Posteriormente, Steward (1985) verificó el insignificante, y a veces desfavorable, efecto de las operaciones habituales de mantenimiento en la heterogeneidad de la rigidez vertical. De hecho, Read et al. (1994) puso de relieve el incremento de heterogeneidades longitudinales que se produce justo después de las operaciones de bateo.

3.3 Renovación

§ 3.19 La experiencia en la renovación de líneas de alta velocidad en Europa es muy acotada debido a la relativamente reciente puesta en servicio de las mismas. De hecho, la única línea en la que se ha llevado a cabo una renovación intensiva de la infraestructura es la línea Sur-Este francesa, la LGV Paris-Lyon, inaugurada en 1981. El deterioro de la línea, provocado por una circulación intensa de trenes de alta velocidad durante 25 años de servicio, evidenció la necesidad de una renovación de sus elementos debido al deterioro general que habían experimentado.

§ 3.20 La renovación que se presentó como indispensable en primer lugar fue la del balasto: la naturaleza del mismo, que databa del 1980 (dureza insuficiente), explicaba su capacidad limitada bajo el efecto de las solicitaciones dinámicas y las operaciones de bateo mecánico. El programa de renovación que se estableció concernía, en una primera etapa (1996-2001), la parte más antigua: los 200 km de línea entre Pasilly y Mâcon. La programación de renovación se alargó hasta 2006.

§ 3.21 Los carriles también deberán renovarse a corto plazo (2008): para ellos parece razonable una esperanza de vida de 500 millones de toneladas.

§ 3.22 En las líneas de alta velocidad, pero también en las convencionales, la mayor parte de actuaciones de renovación de vía están restringidas a la superestructura (balasto, traviesas, sujeciones, carriles), la catenaria, la señalización o a puntos singulares de la línea (aparatos de vía, obras de fábrica, etc.), pero salvo reparaciones en vías con problemas excepcionales difícilmente tratan de renovar capas o elementos de la infraestructura. Consecuentemente, la incidencia de las actuaciones de renovación de vía en la reducción de las variaciones de rigidez vertical de la misma puede decirse que tiene un efecto poco relevante ya que son debidas, en gran medida, a las características del terreno en el que se inserta la traza.

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4 LA PROBLEMÁTICA DE LA RIGIDEZ VERTICAL Y SU VARIACIÓN EN EL SENTIDO LONGITUDINAL

4.1 Preámbulo

§ 4.1 El presente apartado se basa en las contribuciones al proyecto realizadas por el Comité de Expertos que se encuentran incorporadas al documento en los Anejos 7, 8 y 9 del mismo.

§ 4.2 Un primer apartado nos introduce a la problemática asociada a las variacones en sentido longitudinal de la rigidez vertical de la vía y su incidencia en el deterioro de la misma., principalmente a partir de las aportaciones de T. Dahlberg (Anejo 7).

§ 4.3 Un segundo apartado profundiza en el concepto de rigidez vertical de la vía y en el análisis de los distintos factores que conducen a la aparición de variaciones de rigidez significativas y sus principales efectos. Este apartado cuenta con las contribuciones de T. Dahlberg, M. Burrow y E. Berggren.

§ 4.4 El tercer apartado, sintetiza algunos de los resultados obtenidos mediante la modelización de la vía y en particular mediante la modelización de las variaciones de rigidez de la misma llevada a cabo por T. Dahlberg. Dicho capítulo nos muestra el proceso de optimización del diseño de la vía en base a la modelización dinámica de la misma.

§ 4.5 El cuarto apartado, basado en los trabajos de M. Burrow describe la metodología de diseño racional de la vía, desarrollando los métodos para evaluar las cargas de tráfico, la modelización de la vía, las propiedades de las capas de asiento, la evaluación de las tensiones y deformaciones máximas admisibles, los criterios de diseño y el comportamiento de los materiales ante repetidos ciclos de carga.

§ 4.6 Finalmente, los últimos apartados muestran una síntesis de los estudios de E. Berggren, por lo que se refiere a la influencia de las mediciones de la rigidez vertical de la vía en la planificación del mantenimiento así como una sumaria descripción de los principales métodos desarrollados hasta el momento para la medición de la rigidez vertical de la vía.

4.2 Introducción

§ 4.7 La superestructura de la vía se construye de forma habitual sobre un conjunto de capas de asiento que presentan un comportamiento heterogéneo. La rigidez vertical de la vía presenta variaciones importantes en el sentido longitudinal de la vía (aunque no solamente en él), inclusive en cortas distancias. Existen ciertos puntos donde las discontinuidades en la rigidez de la vía son más importantes: terraplenes, puentes, zonas de transición entre vía con balasto y vía en placa, cruces de vías, aparatos de vías, juntas aislantes, tranviesas no apoyadas (fenómeno de la danza de traviesas).

§ 4.8 Las bruscas variaciones de rigidez producen importantes variaciones en las fuerzas de interacción entre la vía y los vehículos ferroviarios. Las citadas variaciones conducen a un incremento significativo en la degradación de la nivelación de la vía, pero también se produce la degradación de la superestructura de la vía.

§ 4.9 En el ámbito del deterioro de la nivelación, la magnitud del asiento de la vía, asociada a fenómenos de repetición de cargas, depende de la calidad y el comportamiento de las distintas capas de asiento y de la plataforma. En referencia al deterioro de los elementos del emparrillado de la vía se produce, habitualmente, por fenómenos de fatiga de los carriles y/o traviesas, así como del desgaste por fatiga de los carriles por los fenómenos del contacto rueda-carril.

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§ 4.10 La magnitud de la variación de la rigidez vertical de la vía incide de forma significativa en el asiento de la vía. A medida que éste se produce, las fuerzas de interacción entre vía y vehículo se incrementan, aumentando a su vez, la velocidad a la que asienta la vía.

Figura 24: Figura superior: Rigidez vertical de la vía a lo largo de la vía medida por Banverket. Figura inferior: Cuatro medidas de los asientos de la vía. Fuente: A partir del informe de T. Dahlberg (proporcionada por E. Berggren).

§ 4.11 Así, la Figura 24 pone de manifiesto la influencia en el asiento de la vía de las variaciones de rigidez de la misma. Así, las mayores variaciones de rigidez se producen en el kilómetro 9,4 por la existencia de un puente y en los puntos kilómetros 11,4 y 11,7 debido a la existencia de terraplenes con un relleno poco compactado en los extremos de un puente de pilas. Dichos puntos coinciden con los que sufren asientos de mayor magnitud, tal y como puede verse en la parte inferior de la figura.

§ 4.12 Además, las irregularidades de rigidez de la vía conducen a la aparición de vibraciones entre el vehículo ferroviario y la vía. Cuando la vía no presenta puntos singulares, es razonable suponer que dichas variaciones de rigidez son aproximadamente aleatorias, y de gran longitud de onda. En ese caso, pueden originar oscilaciones aleatorias de baja frecuencia del tren, lo que puede suponer un inconfort para los viajeros y la transmisión de vibraciones en los edificios cercanos a la infraestructura ferroviaria. Sin embargo, los cambios bruscos de la rigidez vertical de la vía originan vibraciones de alta frecuencia surgiendo problemas locales de deterioro como problemas de fatiga, desgastes o roturas de carril, deformaciones plásticas, danza de traviesas, etc.

4.3 Las variaciones de la rigidez vertical de la vía y sus efectos en el deterioro de la misma

4.3.1 Concepto de rigidez vertical de la vía

§ 4.13 La rigidez vertical de la vía puede definirse como la relación entre la fuerza aplicada sobre la vía y el desplazamiento del carril. Esta definición genérica admite múltiples concreciones, aunque la más habitual se muestra en la expresión:

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F(t) § 4.14 k()t = z()t

§ 4.15 Sin embargo, de acuerdo con E. Berggren (Anejo 9) la existencia de ciertos componentes de la vía cuyo comportamiento es claramente no lineal, como la placa de asiento, ciertos terrenos sobre los que se puede asentar la misma, y por ejemplo, la existencia del fenómeno de danza de traviesas (ver Figura 25), conducen al establecimiento de otro tipo de aproximaciones para la definición de la rigidez vertical de la vía.

§ 4.16 Una de las definiciones propuestas, desarrollada en el ámbito del proyecto Eurobalt II, es la aproximación de la función de rigidez por la secante entre dos puntos (en dicho estudio correspondían a la rigidez bajo una carga de 10 kN por rueda y 70 kN por rueda). En cuyo caso la rigidez se obtiene como:

Fy − Fx § 4.17 k ()x−y kN = z y − z x

Figura 25: Diagrama carga-deformación que ilustra la existencia de huecos bajo traviesas y no linealidades en el comportamiento de la vía.

§ 4.18 También puede definirse como la tangente de la función de rigidez:

dF(t) § 4.19 k tan g y = dz()t y

§ 4.20 Además de la rigidez vertical de la vía, existe otro parámetro de importancia que es el módulo de la vía. El módulo de vía da una medida de la rigidez vertical del conjunto capas de asiento-plataforma. En la hipótesis de que cada carril actúa independendientemente y de que el carril puede considerarse como una viga infinita apoyada sobre un lecho elástico se puede obtener la relación entre la rigidez vertical de la vía y el módulo de la vía:

4 ()k 3 § 4.21 u = 1 ()64EI 3

§ 4.22 donde,

u: módulo de vía k: rigidez vertical de la vía

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E: módulo elástico del carril I: inercia del carril

§ 4.23 La diferencia fundamental entre la rigidez vertical de la vía y el módulo de vía es que mientras el primer concepto está referido al conjunto de la vía con todos sus componentes, el módulo de vía excluye la rigidez a flexión del carril y solamente representa la capacidad resistente del conjunto de capas de asiento y plataforma.

§ 4.24 M. Burrow, pone de relieve, que la magnitud de la rigidez vertical de la vía está influenciada, principalmente, por la infraestructura de la vía. Así, el conjunto de capas de asiento, especialmente el balasto, tienen un papel relevante en su valor. Sin embargo, es la plataforma, la que comparativamente presenta una influencia más determinante. Ello puede entenderse ante la constatación que en líneas de nueva construcción de las mismas características en cuanto a superestructura y capas de asiento, la rigidez puede ser sustancialmente distinta.

§ 4.25 Tal y como desarrolla M. Burrow (Anejo 8), existe un cierto consenso en que hay una rigidez óptima de la vía (al menos desde un punto de vista teórico). En vías con rigideces menores se producen excesivas deformaciones, la existencia de una rigidez mayor conduce al deterioro de la vía.

§ 4.26 En el caso de tener una vía con una rigidez muy baja se producen excesivos asientos y otros tipos de fallo de la plataforma. En las vías demasiado rígidas se produce la concentración de tensiones lo cual puede suponer la atricción del balasto y conducir a que se produzcan variaciones en la rigidez de la vía que conducen a la aparición de asientos diferencias bajo las cargas del tráfico que conducen a incrementos en los esfuerzos rueda/carril los cuales conducen a un deterioro de la geometría de la vía, acelerándose el deterioro del conjunto de la estructura (Brandl, 2001; Selig and Waters, 1994; ver referencias Anejo 8).

§ 4.27 La vía debe diseñarse de forma apropiada para mantener, en un determinado periodo de tiempo, una rigidez uniforme, siendo capaz de resistir los efectos del tráfico y la climatología (protegiendo a la plataforma) y manteniendo dentro de unos límites aceptables los costes de operación de los vehículos, la seguridad y el confort de los pasajeros (adaptado de McElvaney and Snaith, 2003; ver referencias Anejo 8).

§ 4.28 En esta misma línea, T. Dahlberg menciona los estudios llevados a cabo por A. López Pita et al (2004) [58] y P. Teixeira (2003) [98] que ponen de manifiesto que la magnitud de la rigidez vertical de la vía incide de forma significativa en los costes de mantenimiento de la misma. Asimismo, dicha magnitud tiene una incidencia significativa en los costes de explotación de las líneas por cuanto incide en el valor de la energía necesaria para la tracción de los trenes. Dichos autores evaluaron la rigidez de la vía para la optimización de los costes de explotación y mantenimiento de la misma. Se basaron en la relación existente entre los costes de mantenimiento y la rigidez vertical de la línea París-Lyon, así como los costes de la energía disipada en función de la rigidez vertical para el tráfico de la línea Madrid-Sevilla. Con las citadas hipótesis concluyeron que la rigidez vertical óptima de la vía se encontraba entre 70 y 80 kN/mm.

§ 4.29 En el ámbito de la reducción de los costes por ciclo de vida de las vías sobre balasto debe destacarse el proyecto EUROBALT II, en el que debe mencionarse la relevante participación de T. Dahlberg. Dicho proyecto permitió determinar que los parámetros con una mayor influencia en el comportamiento de la vía eran su rigidez, la existencia o no del fenómeno de danza de traviesas y el asiento de las distintas capas de la infraestructura.

§ 4.30 Particularmente, el proyecto EUROBALT II trató de identificar la rigidez óptima mediante un modelo analítico que permitía predecir el deterioro de la vía. En base al modelo se pudo obtener la rigidez vertical que maximiza los intervalos entre las operaciones de bateo, cuyo valor estimado para las líneas de alta velocidad era de 200

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kN/mm (con las condiciones de la Tabla 25). En el caso de líneas convencionales de tráfico mixto se estimó que la rigidez vertical óptima era de 160 kN/mm).

§ 4.31 Tal y como menciona M. Burrow, las variaciones de rigidez vertical de la vía también debían ser minimizadas. En el proyecto EUROBALT II se sugirió que debían limitarse a un máximo del 10% respecto a la rigidez media. Sin embargo, la investigación en este ámbito no está ni mucho menos concluida.

Atributo Valor Comentarios 1 en 10.000 ruedas da una Geometría de la rueda fuerza de impacto de 250 kN o mejor Carril UIC 60 Rigidez de la placa de asiento 80 kN/mm Espacio entre traviesas 60 cm Espesor de balasto 30 cm 0,5 mm de deformación Rigidez de las traviesas 200 kN/mm vertical del carril ante una carga por eje de 20 toneladas Variación de la rigidez de la 10% o mejor respecto al valor

plataforma medio Tabla 25 Parámetros óptimos de la vía (a partir de EUROBALT II, ver referencias Anejo 8).

§ 4.32 De acuerdo con T. Dahlberg, otros autores como Fröling et al (1996) (ver referencias Anejo 7) estudiaron la influencia de la variación espacial de la rigidez vertical de la vía en el asiento de la misma. La realización de ensayos puso de manifiesto que los asientos diferenciales estaban controlados principalmente por la variación espacial de la rigidez de la vía.

4.3.2 Las variaciones de la rigidez vertical de la vía y su incidencia en el deterioro de la misma. Un análisis de los distintos factores

4.3.2.1 Las variaciones aleatorias de la rigidez vertical de la vía

§ 4.33 De acuerdo con T. Dahlberg, la rigidez vertical de la vía presenta variaciones aleatorias a lo largo de la vía. La modelización de la vía como una viga sobre apoyos elásticos discretos, realizada por Mahmoud y Eltawil (1992) permite establecer que la respuesta de la viga depende enormemente de la capacidad resistente del conjunto formado por las capas de asiento y la plataforma. Otros autores como Naprstek y Fryba (1995), han llevado a cabo la modelización de la vía como una viga sobre lecho elástico, cuya rigidez vertical varía de forma aleatoria en el sentido longitudinal de la vía.

§ 4.34 En base a una serie de ensayos y medidas de campo, Oscarsson (2001, 2002, 2003) planteó el estudio de la influencia de la variación de distintas variables (rigidez de las placas de asiento, rigidez del balasto, la masa dinámica balasto-plataforma, el espacio entre traviesas) y de sus propiedades estocásticas en las máximas fuerzas de contacto entre rueda y carril, las máximas aceleraciones verticales en caja de grasa y el máximo desplazamiento de las traviesas.

§ 4.35 Otros autores, han estudiado el comportamiento de la vía ante variaciones aleatorias de su rigidez vertical: por ejemplo, Andersen y Nielsen (2003) han investigado el caso de una vía con una estructura bastante simple cuyos soportes presentan variaciones aleatorias de la rigidez (pequeñas variaciones aleatorias alrededor de un valor medio). Dichos autores han obtenidoel espectro y lo han comparado con el obtenido mediante simulaciones numéricas por elementos finitos.

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4.3.2.2 Los estribos de puentes

§ 4.36 La circulación de trenes sobre los estribos de puentes, en los que las variaciones de rigidez son significativas produce asientos importantes. Hunt (1997) propone que la reducción de dichos asientos pasa por el diseño cuidadoso de las transiciones, para que la variación de rigidez resulte más suave. De hecho, Li y Davis (2005) afirman que el refuerzo de la plataforma en la zona de los estribos no es la solución sino viene acompañado de un diseño de la transición que conduzca a una variación de la rigidez aceptable.

4.3.2.3 Las juntas de los carriles

§ 4.37 La resistencia a flexión de las juntas de los carriles es, en general, mucho menor que la de los carriles.Consecuentemente, el paso de una rueda de un vehículo por una junta del carril produce unas deflexiones mayores que conducen a incrementar los esfuerzos rueda-carril y a acelerar el proceso de deterioro de la vía. Diversos autores han llevado a cabo estudios en este ámbito:

Kerr y Cox (1999) analizaron y ensayaron juntas aislantes Koro et al. (2004) mediante la hipótesis del comportamiento del carril como una viga de Timoshenko realizó una serie de simulaciones de distintos trenes y juntas y mediante la modelización por elementos finitos pudo establecer que las juntas tienen una inflluencia capital en el deterior de la vía, en el asiento del balasto y en la rotura de los componentes de la vía. Suzuki et al. (2005) continuó los estudios precedentes mediante la obtención de medidas reales contrastadas con los resultados analíticos permitieron evaluar distintas contramedidas para reducir el asiento del balasto: particularmente el uso de placas de asiento elásticas. Kabo et al. (2006) también se dedicó al estudio de las juntas aislantes centrándose en la fatiga del contacto rueda-carril y las deformaciones plásticas.

4.3.2.4 Los desvíos y aparatos de vía

§ 4.38 Los aparatos de vía, por su propio diseño, presentan importantes variaciones tanto en la rigidez vertical de la vía como en la incercia de los carriles. Así, la resistencia a flexión del carril de un aparato de vía va variando (y es distinta a la del carril estándar), además, las traviesas presentan distintas longitudes y la distancia entre ellas también varía, la sección del corazón del aparato de vía es mucho más rígida (a flexión) y tiene una mayor masa que los carriles de las zonas colindantes, etc.

§ 4.39 Los principales estudios realizados en este ámbito son:

Andersson y Dahlberg (1998, 2000): Mediante un modelo numérico investigaron el impacto de una carga cuando una rueda circula desde las patas de liebre hasta corazón del desvío (atravesando la laguna). La principal conclusión que se derivaban del estudio es que la magnitud del impacto depende, sobretodo, de tres factores: las variaciones de rigidez de la vía, las variaciones de distribución de la masa y la existencia de irregularidades en la geometría del cruzamiento. Zarembski et al (2001) y Zarembski y Palse (2003), en base a formulaciones teóricas

4.3.3 Técnicas para la reducción de las irregularidades de la rigidez vertical de la vía

§ 4.40 Existen diversas posibilidades para diseñar una zona de transición de la rigidez vertical de la vía y la geometría: placas de asiento elásticas, almohadillas bajo traviesa (USP, under-sleeper pads) y mantas elásticas bajo balasto (SBM, sub-ballast mats), además de geotextiles.

§ 4.41 El asiento en las zonas de transición ha sido estudiado numéricamente por Guiyu et al (2004) (ver referencias Anejo 7), concluyendo la necesidad de reforzar las zonas de

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transición con objeto de minimizar los asientos. Monley y Wu (1993) (ver referencias Anejo 7) analizaron la influencia de los refuerzos en el asiento de la vía. Brown et al. (2007) [13] realizaron simulaciones del comportamiento del balasto con un refuerzo tipo malla (geogrid) verificando el potencial de este tipo de refuerzos para disminuir el asiento de la vía, especialmente en líneas construidas sobre plataformas de baja calidad.

§ 4.42 La influencia de la disposición de almohadillas bajo traviesa ha sido estudiada por Johansson et al. (2006) (ver referencias Anejo 7) en base a dos modelos numéricos (válidos para distintos rangos de frecuencias) pudieron evaluar las fuerzas de contacto rueda/carril, los momentos flectores en los carriles, las vibraciones de los carriles y las traviesas y las cargas en las traviesas. El uso de modelos viscoelásticos permitió tener en cuenta las distintas propiedades de las placas de asiento y las almohadillas elásticas (y su dependencia con la frecuencia) así como de las capas de asiento y dichos modelos fueron calibrados con mediciones reales. Los resultados permitieron concluir que las almohadillas bajo traviesa influyen en la dinámica vía/vehículo especialmente en el rango de frecuencias entre 0 y 250 Hz.

§ 4.43 Loy et al (2006) plantea el interés de utilizar almohadillas bajo traviesa con objeto de optimizar la deformación del carril en los desvíos. Así, el uso de ciertas almohadillas bajo traviesa en distintas secciones del desvío permite ajustar la rigidez de la vía y, como resultado, suavizar la deflexión de la vía.

§ 4.44 Read y Li (2006) [76], analizan diversos diseños de transiciones y en base, principalmente, a un estudio de la literatura existente y a ensayos financiados por la Federal Railroad Administration proponen una serie de medidas para suavizar las variaciones de rigidez en distintos tipos de vías: Incremento de la rigidez mediante el uso de traviesas largas, disposición de capas de subbalasto bituminoso (o bien tratadas con cemento), carriles adicionales, placas de hormigón en las transiciones de puentes, técnicas para la reducción de la rigidez vertical en puentes (placas de asiento elásticas, alfombras bajo traviesa elásticas, disposición de traviesas de composite…).

4.4 Optimización del diseño de la vía

§ 4.45 T. Dahlberg nos muestra en su contribución (Anejo 7) el proceso de modelización dinámica de la interacción entre el vehículo ferroviario y la vía con objeto de optimizar el diseño de la vía desde el punto de vista de las variaciones de rigidez vertical.

§ 4.46 De hecho, estudia dos ejemplos concretos. En el primero de ellos el modelo numérico de la vía pretende representar el comportamiento de una transición, de forma que empieza en una sección de vía poco rígida y va adquiriendo rigidez de forma paulatina (en una sección de vía correspondiente a 15 traviesas) y el ejemplo contrario. El objetivo de esta modelización consistía en la optimización de la rigidez en la zona de transición, estableciendo 5 escalones de rigidez (uno cada tres traviesas).

§ 4.47 Los resultados alcanzados (ver Figura 26) pusieron de manifiesto que cuando se pasa de vía rígida a blanda la rigidez debe disminuir menos al principio y al final de la transición y de forma más brusca en el centro. En cambio, cuando la vía varía de ser blanda a rígida, entonces más o menos la rigidez óptima sigue una ley lineal.

§ 4.48 Además, desde el punto de vista de la fuerza de contacto rueda carril, esta varía de forma más acusada cuando se circula de la zona blanda a la rígida que en dirección contraria (por ejemplo en las entradas de los puentes).

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Figura 26: Rigidez óptima en la zona de transición para dos casos: a) pasando de vía rígida a blanda (figura izquierda, el módulo de Young pasa de 100 hasta 30 MPa, y b) pasando de vía blanda a rígida (figura derecha). Fuente: Anejo 7.

Figura 27: Fuerza de contacto rueda carril antes y después de la optimización de la rigidez de la vía. El tren circula desde la zona rígida de la vía hasta la blanda. Fuente: Anejo 7.

§ 4.49 T. Dahlberg concluye que a pesar de que el diseño óptimo es distinto en función del sentido de circulación de los trenes, los resultados que se obtienen, si se circula en sentido contrario son casi tan buenos como en el sentido de circulación en el que se habían optimizado.

§ 4.50 El segundo ejemplo que analiza T. Dahlberg se trata de la optimización de la rigidez de las alfombras elásticas bajo traviesa. En este caso estudia tramos de vía que incluyen 30 traviesas, de forma que las 10 primeras traviesas se apoyan sobre una capa de balasto blanda (E=30Mpa) y las siguientes 20 traviesas sobre un lecho de balasto más rígido (E=100 MPa). Las 10 traviesas centrales se equipan con alfombras elásticas bajo traviesa de unos 20 mm de espesor.Para que no existan demasiadas variables la rigidez de las alfombras elásticas variará cada 2 traviesas (por lo tanto hay que optimizar 5). El criterio de optimización es la minimización de la variación de la fuerza de contacto rueda/carril. Los resultados se muestran en las figuras 28 y 29.

§ 4.51 Sin embargo, se analizaron los resultados con otras distribuciones de rigidez, ambas empezando con una rigidez de 10 GPa y se pudo concluir que los resultados eran prácticamente iguales, de forma que parece que la única condición imprescindible para una transición adecuada era que las dos primeras alfombras bajo traviesa fueran

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blandas y que la rigidez de las otras 8 alfombras bajo traviesa no influía excesivamente.

§ 4.52

Figura 28: Valores optimizados del módulo cortante de las alfombrillas bajo traviesa. Fuente: Anejo 7.

Figura 29: Fueza de contacto rueda carril sin alfombras bajo traviesas y con 5 alfombras bajo traviesa con la rigidez optimizada. La transición entre la zona blanda y la rígida se produce en un tiempo de 0,12 s. Fuente: Anejo 7.

4.5 Una aproximación racional al diseño de la vía

4.5.1 Caracterización del tráfico

§ 4.53 El diseño de la vía debe ir relacionado con su vida útil, así, el periodo de diseño o vida útil puede definirse como el número de años durante los cuales la vía se encuentra en operación.

§ 4.54 A lo largo de su vida útil la vía debe verificar unas ciertas condiciones funcionales y estructurales. Las condiciones funcionales de la vía están relacionadas con la capacidad de la vía de servir al usuario mientras que las condiciones estructurales se relacionan con la capacidad de la vía de resistir los esfuerzos y proteger la plataforma.

§ 4.55 Bajo la acción de las cargas del tráfico, la vía sufre movimientos, principalmente verticales pero también laterales. Movimientos que terminan suponiendo la aparición de defectos en la geometría de la vía. Existen diversos parámetros (nivelación, alineación, alabeo,…). que permiten medir el estado de la geometría de la ví. Sin embargo, las causas de las variaciones de la geometría de la vía pueden ser muy variadas: balasto de baja calidad, problemas estructurales relacionados con la plataforma, etc. Consecuentemente, con objeto de identificar las causas del deterioro de la vía resultaría de gran interés la medición de otros parámetros como por ejemplo la rigidez vertical de la misma (Huille and Hunt, 2000; ver referencias Anejo 8).

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§ 4.56 La selección del periodo de diseño óptimo de la vía debe realizarse mediante un análisis de coste por ciclo de vida, mediante el estudio de diversas opciones de diseño y diversos periodos de análisis. Una estrategia sería el disñeo de la estructura para durar todo el periodo de análisis con un mantenimiento periódico para arreglar la nivelación de la línea, entre otros. Otra estrategia alternativa sería adoptar diversos periodos de diseño, en función de las vidas útiles de cada componente de la vía, de forma que se supone que cada componente se remplazaría al final de su vida útil. La solución más eficiente debería determinarse mediante un análisis de costes por ciclo de vida que incluyera los costes de uso, de mantenimiento y de renovación.

§ 4.57 La vía se encuentra sometida a una serie de reiterativos esfuerzos verticales, laterales y longitudinales que son resultado de las acciones del tráfico y las climáticas. Las fuerzas que actúan sobre la vía por la acción de los vehículos ferroviarios son significativamente mayores que las fuerzas nominales estáticas de los trenes, especialmente debido a las irregularidades de la vía y de las ruedas de los vehículos.

§ 4.58 Los esfuerzos dinámicos pueden determinarse mediante ensayos, modelos del sistema vía-vehículo o bien fórmulas empíricas, y suelen expresar la carga dinámica en base a la carga estática mayorada por un coeficiente:

§ 4.59 Pd = k d ⋅ Ps

donde, Pd: carga dinámica Kd: factor de impacto dinámico Ps: carga estática

§ 4.60 Tal y como menciona M. Burrow, Eisenmann, 1977 y Brandl, 2001 (ver referencias Anejo 8) proponen una aproximación, basada en un estudio empírico, que tiene en cuenta ambos aspectos: el vehículo y la vía. En este estudio, Eisenmann propone que las tensiones en el carril tienen una distribución normal y que el valor medio no depende de la velocidad de circulación del tren (V), pero sí que depende del estado de la vía ()ϕ .

⎧1 + t ⋅ ϕ cuando V < 60 km/h ⎪ § 4.61 k = ⎛ V − 60 ⎞ d ⎨1 + t ⋅ ϕ⎜1 + ⎟ cuando 60 ≤ V ≤ 200 km/h ⎩⎪ ⎝ 140 ⎠

donde, ⎪⎧0,1 vía en muy buen estado ϕ nos indica el estado de la vía. ϕ = ⎨0,2 vía en buen estado ⎩⎪0,3 vía en mal estado t nos indica la seguridad estadística (está asociado al riesgo) y nos indica el número de desviaciones típicas por encima del cual queremos que nuestra carga dinámica se encuentre. Eisenmann recomienda t=3 para la obtención de la carga para el diseño de carriles y sujeciones. En este caso la carga dinámica de diseño correspondería a la carga media más 3 desviaciones típicas y quedaría por encima del 99,7% de todas las posibles cargas. En el caso del diseño de la capa de balasto y para la determinación de la carga lateral Eisenmann propone t=2. Para el diseño de la plataforma propone t=1.

§ 4.62 Según Brandl, 2001 (ver referencias Anejo 8), las autoridades alemanas han modificado las ecuaciones § 4.61, tal y como se muestra:

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⎧ ⎛ 0,5 ⋅ (V − 60)⎞ 1 + t ⋅ ϕ ⋅ ⎜1 + ⎟ para viajeros 60 ≤ V < 300 km/h ⎪ 190 § 4.63 k = ⎨ ⎝ ⎠ d ⎛ 0,5()V − 60 ⎞ ⎪1 + t ⋅ ϕ ⋅ ⎜1 + ⎟ para mercancías 60 ≤ V ≤140 km/h ⎩⎪ ⎝ 80 ⎠

donde, ⎪⎧0,15 líneas de alta velocidad ϕ nos indica el tipo de vía. ϕ = ⎨0,20 líneas secundarias ⎩⎪0,25 otras líneas

§ 4.64 Para el diseño de la vía sería muy práctico el uso de una única carga de diseño. Sin embargo, en realidad, las cargas aplicadas por una línea varían en magnitud. Resulta entonces necesario encontrar una carga equivalente a todas ellas que cause el mismo daño que la aplicación de las mismas. Para ello es necesario utilizar ecuaciones de daños de vía. Típicamente presentan la expresión (McElvaney and Snaith, 2002; Esveld, 2001; Li and Selig, 1998; ver referencias Anejo 8):

c b § 4.65 D = C ⋅ Pd ⋅ N

donde,

D es el daño C es una constante para vehículos que circulan a una cierta velocidad Pd: es la carga dinámica N: número de repeticiones de la carga c, b: constantes para cada vía construida

§ 4.66 Entonces, el número de repeticiones equivalente de la carga de diseño que conduce al mismo daño que Ni repeticiones de la carga Pdi, puede evaluarse a partir de la expresión:

c b c b § 4.67 D = C ⋅ Pdd ⋅ Ne = C ⋅ Pdi ⋅ Ni

§ 4.68 La cual conduce a:

c ⎛ P ⎞ b ⎜ di ⎟ § 4.69 Ne = ⎜ ⎟ ⋅ Ni ⎝ Pdd ⎠

§ 4.70 Stewart and Rourke, 1988 (ver referencias Anejo 8), desarrollaron el método del factor de carga (a partir de una serie de medidas de campo) con objeto de caracterizar la distribución de las cargas. Los autores afirman que aunque una carga única puede ser apropiada para el diseño de ciertos componentes estructurales, para la estimación de las tensiones y deformaciones a cierta profundidad resulta necesario tener en cuenta los múltiples ejes de un vehículo ferroviario. De hecho, proponen (junto con Grabe and Clayton, 2003 y Li and Selig, 1989a y 1989 b, ver referencias Anejo 8) que los cuatro ejes correspondientes a los dos bogies de un vehículo deben considerarse como un único ciclo de carga cuando se evalúan sus efectos a nivel de tensiones y deformaciones a profundidades iguales o superiores a 0,6 metros.

§ 4.71 Sería desable disponer del espectro de las cargas aplicadas (puesto que varían en magnitud, frecuencia y configuración) con objeto de establecer el efecto acumulado del tráfico. Sin embargo, Eisenmann propone una aproximación probabilística que permite convertir el número de aplicaciones de carga de cada carga nominal estática esperadas en el periodo de la vida útil de la infraestructura en un cierto número de aplicaciones de la carga de diseño.

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4.5.2 Modelización de la vía

§ 4.72 Existen un cierto número de técnicas que permiten determinar el efecto de las cargas del tráfico a nivel de tensiones y deformaciones en la superestructura y la infraestructura de la vía. Una vez evaluadas, pueden compararse con las máximas admisibles con objeto de plantear un diseño.

§ 4.73 Dichas técnicas varían desde la modelización de la vía como una viga infinita apoyada sobre un lecho elástico, desarrollada antes de la aparición de los ordenadores, hasta los modelos basados en la teoría elástica de capas, particularmente los métodos de elementos finitos, diferencias finitas, elementos de contorno, etc.Éstos últimos, a diferencia del método analítico de la viga apoyada sobre lecho elástico, permiten la modelización de los distintos componentes de la superestructura y la infraestructura y son capaces de considerar la existencia de propiedades no-lineales como la plasticidad, la existencia de deformaciones viscosas y viscoelásticas, y relaciones tensión-deformación no lineales. Cada técnica tiene diversas ventajas para ciertas aplicaciones pero el método de los elementos finitos presenta unas posibilidades y robustez muy adecuadas.

4.5.2.1 Propiedades de las capas de asiento necesarias para el análisis estructural

§ 4.74 Para la adecuada modelización de la vía resulta imprescindible caracterizar las distintas capas de asiento, así como la plataforma. Usualmente, se utiliza el módulo resiliente y el coeficiente de Poisson. El módulo resiliente, definido como el cociente entre la tensión desviadora y la deformación en la dirección de la tensión principal, puede determinarse directamente mediante ensayos de laboratorio o mediante ensayos de campo. El coeficiente de Poisson usualmente se estima.

§ 4.75 Bajo la acción de cargas repetidas, el comportamiento de los materiales granulares es no lineal y tensionalmente dependiente (según Gomez Correia, 2004; Selig and Waters, 1994, ver referencias Anejo 8). Inicialmente, para cada ciclo de carga se produce una cierta deformación plástica. La magnitud de la deformación plástica disminuye a medida que aumenta el número de ciclos de carga (el material se rigidza). Finalmente, si el nivel de tensiones no es muy alto, después de un cierto número de ciclos de carga el material está tan rigidizado que acaba por tener un comportamiento prácticamente elástico.

§ 4.76 El módulo resiliente es muy dependiente de la tensión de confinamiento y algo dependiente de las tensiones desviadores (siempre que no se aproxime a la tensión de corte de rotura).

§ 4.77 Para la descripción del comportamiento no-lineal existen 4 tipos de modelos no- lineales: el modelo K - θ , el modelo K - θ modificado, el modelo de Boyle y el modelo ortotrópico de Boyle.

§ 4.78 El modelo más ampliamente utilizado es el modelo K - θ (debido a que modelizar la dependencia del módulo resiliente con la tensión de confinamiento es complicado) propuesto en 1960 para describir los resultados de los ensayos triaxiales cíclicos llevados a cabo con una tensión de confinamiento constante. En este modelo el módulo resiliente (Er) viene dado por:

K2 § 4.79 E r = K1 ⋅ θ1

donde,

K1 y K2: constantes de los materiales determinadas mediante ensayos θ1 = 3 ⋅ p′ , donde p’ es la tensión efectiva principal

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§ 4.80 En el uso de este modelo generalmente se toma el coeficiente de Poisson constante e igual a 0,3. Este modelo, sin embargo, es bastante inexacto por lo que se refiere a las condiciones tensionales de las capas granulares (de acuerdo con Gomes Correia, 2004, y Brown, 1996, ver referencias Anejo 8), aunque según Gomes Correia et al, 1999 (ver referencias Anejo 8) ello podría mejorarse si se utilizara un coeficiente de Poisson cuyo valor fuera función del estado de tensiones.

§ 4.81 La versión modificada del modelo K - θ fue propuesta por Uzan et al., 1992 (ver referencias Anejo 8). En dicho modelo el módulo resiliente depende de la tensión principal normal y de la tensión desviadora (p, q).

K2 K3 § 4.82 E r = K1 ⋅ θ1 ⋅ θ2

donde,

K1, K2 y K3: constantes de los materiales determinadas mediante ensayos θ1 = 3 ⋅ p′ , donde p’ es la tensión efectiva principal q θ1 = , donde q = σ1 − σ3 es la tensión desviadora y pa es una tensión de pa referencia (como la presión atmosférica)

§ 4.83 Aunque la introducción de la tensión desviadora es una mejora del modelo modificado, también es cierto que el hecho de que el coeficiente de Poisson suele tomarse constante provoca ciertas inexactitudes en el modelo.

§ 4.84 Por lo que respecta al modelo elástico no-lineal de Óbice (1980), éste fue desarrollado mediante el uso de aparatos triaxiales más sofisticados, capaces de variar la tensión de confinamiento. Consecuentemente, el modelo es capaz de tener en cuenta el efecto de la historia de tensiones en términos de módulo K y módulo cortante G:

1−n ⎛ p ⎞ ⎜ ⎟ ⎝ pa ⎠ § 4.85 K = 2 1 β ⎛ q ⎞ − ⎜ ⎟ k a k a ⎝ p ⎠

1−n ⎛ p ⎞ ⎜ ⎟ § 4.86 G = G a ⎜ ⎟ ⎝ pa ⎠

(1 − n)⋅ k a § 4.87 con β = G a 6 ⋅ G a

donde,

Ka, Ga y n son constantes.

§ 4.88 En base a la teoría elástica puede obtenerse el valor del módulo de Young (E) y del coeficiente de Poisson ( ν ):

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1−n ⎛ p ⎞ ⎜ ⎟ 9G a ⎜ ⎟ ⎝ pa ⎠ § 4.89 E = 2 ⎛ G ⎞⎡ ⎛ q ⎞ ⎤ 3 + ⎜ a ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ ⎜ K ⎟⎢ ⎜ p ⎟ ⎥ ⎝ a ⎠⎣ ⎝ ⎠ ⎦ 2 3 ⎛ G ⎞⎡ ⎛ q ⎞ ⎤ − ⎜ a ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ 2 ⎜ k ⎟⎢ ⎜ p ⎟ ⎥ ⎝ a ⎠⎣ ⎝ ⎠ ⎦ § 4.90 ν = 2 ⎛ G ⎞⎡ ⎛ q ⎞ ⎤ 3 + ⎜ a ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ ⎜ K ⎟⎢ ⎜ p ⎟ ⎥ ⎝ a ⎠⎣ ⎝ ⎠ ⎦

§ 4.91 El modelo de Boyle permite representar el comportamiento de los materiales con una razonable exactitud y permite evaluar y describir el efecto de la tensión principal normal p, así como del ratio q/p. De hecho este modelo ha sido ampliamente utilizado en pavimentos de carreteras de acuerdo con Gomez Correia, 2004 (ver referencias Anejo 8). Sin embargo, también presenta una serie de limitaciones, principalmente porque no predice adecuadamente la deformación a cortante (εq ) cuando los valores de q/p son

bajos, alcanzándose valores de ka, Ga y n, nada próximos a los reales.

§ 4.92 Por ello, Hornych et al., 1998 (ver referencias Anejo 8) propuso el modelo ortotrópico de Boyle, mediante la introducción del parámetro γ que permite escalar la tensión

principal σ1 . Dicho modelo, de acuerdo con Gomez Correia et al., 1999 (ver referencias Anejo 8) es el que mejor representa el comportamiento de los suelos granulares, de entre los cuatro descritos precedentemente. En base a este modelo la deformación volumétrica resiliente ε v y la deformación de corte εq se pueden obtener:

2 *n ⎡ ⎛ * ⎞ ⎛ * ⎞⎤ p ⎢γ + 2 n −1 ⎜ q ⎟ γ −1⎜ q ⎟⎥ § 4.93 εv = + (γ + 2) + p n−1 ⎢ 3K 18G ⎜ p* ⎟ 3G ⎜ p* ⎟⎥ a ⎣ a a ⎝ ⎠ a ⎝ ⎠⎦

2 *n ⎡ ⎛ * ⎞ ⎛ * ⎞⎤ 2p ⎢ γ −1 n −1 ⎜ q ⎟ 2γ +1⎜ q ⎟⎥ § 4.94 εq = + (γ −1) + 3p n−1 ⎢3K 18G ⎜ p* ⎟ 6G ⎜ p* ⎟⎥ a ⎣ a a ⎝ ⎠ a ⎝ ⎠⎦ y γσ + 2σ § 4.95 p* = 1 3 3

* § 4.96 q = γσ1 − σ3

§ 4.97 Aunque existen una serie de modelos para aplicar esta teoría a los materiales granulares saturados y paracialmente saturados, en base al principio de las tensiones efectivas, en la práctica no resulta nada sencilla la determinación de la tensión efectiva.

§ 4.98 Asimismo, es importante reseñar que muchos modelos como los descritos precedentemente se han basado en las condiciones de los ensayos triaxiales. Sin embargo, el paso de una carga movil sobre la vía está sujeto a un régimen complejo de tensiones verticales, horizontales y de corte. Dicho régimen está mejor representado en las condiciones de laboratorio con el Hollow Cylinder Apparatus (HCA) en lugar del aparato de ensayos triaxiales (ya que las deformaciones permanentes pueden quedan subestimadas en este último caso). Sin embargo, los planos de las deformaciones

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principales se mantienen coincidentes con los de las tensiones principalese. De acuerdo con Chan, 1990 (ver referencias Anejo 8) para el análisis estructural resulta sufciente el uso de los ensayos triaxiales.

§ 4.99 En el caso de los suelos finos, la tensión desviadora tiene una influencia en el módulo resiliente que decrece de forma no lineal a medida que la tensión desviadora aumenta. Consecuentemente, los modelos constitutivos plantean inicialmente la relación entre el módulo resiliente y la tensión desviadora. Li y Selig, 1994 (ver referencias Anejo 8), describe 5 modelos distintos:

Modelo bilineal: modelo propuesto por Thompson y Robnett (1976), que se expresa: E r = K1 + K 2q cuando q < qi E r = K3 + K 4q cuando q > qi

donde,

qi es la tensión desviadora en la cual el gradiente del módulo resiliente cambia K1, K2, K3 y K4: constantes que dependen del tipo de suelo y de su estado físico

Modelos de potencia: Mossazadeh y Witczak (1981) propusieron el siguiente modelo para representar el comportamiento de suelos granulares muy finos: n E r = Kq

donde,

k y n son constantes que dependen del tipo de suelo y de su estado físico

Otro modelo propuesto por Brown et al (1975) para explicar el comportamiento de arcillas limosas se basa en que el módulo resiliente es función de la tensión efectiva inicial:

n ⎛ p′0 ⎞ E r = K⎜ ⎟ ⎝ q ⎠

Modelo semilogarítmico: Modelo propuesto por Fredlund et al. (1977) para una morena glacial. El rando de valores de k oscila entre 3,6 y 4,3 y el rango de valores de n entre 0,005 y 0,09. (k−nq) M r =10

Modelo hiperbólico: K + nq E = r q

Model octaédrico: En este modelo el módulo resiliente es función de la tensión normal octaédrica y de la tensión de corte octaédrica y fue propuesto por Shackel (1973). σn E = k OCT r m τOCT

§ 4.100 Por su dificultad de aplicar este último modelo no fue considerado por Li y Selig (1994) que, sin embargo, estudiaron en profundidad los primeros cuatro modelos concluyendo que el modelo bilineal es el que ofrece una mejor representación del comportamiento de los suelos finos granulares, seguido de los modelos de potencia, el semilogarítmico y, por último, el hiperbólico.

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§ 4.101 Se han realizado muchos esfuerzos con objeto de determiner las propiedades de las distintas capas de la infraestructura de forma aislada, sin embargo, resulta muy importante el estudio de la interacción entre las distintas capas.

§ 4.102 En muchos programas de diseño de carreteras se tiene en cuenta el comportamiento no lineal de los materiales granulares mediante el uso de relaciones empíricas entre el módulo de la capa en estudio y de la que se encuentra inmediantemente por debajo. Dichas relaciones son del tipo:

§ 4.103 E n = k ⋅ E n+1

donde,

En+1 es el modulo resiliente de la capa situada inmediatamente por debajo de la capa n k se sitúa, típicamente, entre 2 y 4

§ 4.104 Este tipo de relaciones se usan por su simplicidad y por ser fácilmente implementables pero, sin embargo, no tienen en cuenta la influencia del contenido de agua ni la calidad de los materiales. Existen otros tipos de relaciones, descritas por Loizos, 2004 (ver referencias Anejo 8), que sí tienen en cuenta el módulo y espesor de las distintas capas.

§ 4.105 Aunque es posible realizar ensayos de laboratorio para determinar las propiedades de las capas, los ensayos de laboratorio de pequeños elementos plantean diversos interrogantes en referencia a la preparación de muestras que sean representativas de las condiciones existentes in-situ. Por ello, los ensayos de campo son mucho más útiles para evaluar las propiedades de la infraestructura en condiciones realmente representativas. Un ejemplo de ello es la determinación del módulo resistente de las capas de asiento dispuestas debajo de la superestructura de vía mediante el Falling Weight Deflectometer.

4.5.3 Evaluación de las tensiones y deformaciones admisibles

4.5.3.1 Criterios de diseño de los métodos analíticos

§ 4.106 El deterioro de la plataforma suele producirse por cuatro fenómenos, principalmente, cuya comprensión contribuye al establecimiento de unos criterios de diseño adecuados. Concretamente:

La atricción de la plataforma por la acción del balasto: Este fenómeno se produce debido al movimiento relativo entre las partículas del balasto y la plataforma, para prevenirlo lo más habitual es disponer una capa intermedia de arena del espesor adecuado entre la capa de balasto y la plataforma.

Progresivo fallo a cortante de la plataforma: Se produce cuando las tensiones cíclicas en la plataforma son lo suficientemente importantes para cortar y remoldear y sobretensionar el suelo, estrujando el terreno de los lados de forma que el material bajo la vía puede ser empujado hacia arriba causando fallo. Este problema puede acotarse mediante la disposición de materiales granulares gruesos que poseen valores altos de rozamiento interno.

El fallo masivo a cortante de la plataforma puede producirse debido al peso del tren, de la superestructura de vía y desequilibradas partes de la infraestructura. Ahora bien, el diseño de la vía viene limitado, más bien, por el progresivo fallo a cortante de la plataforma porque éste resulta más limitante.

Excesivos asientos debidos a las deformaciones plásticas inducidos por las cargas repetidas de los vehículos pueden producir bolsas de balasto en la plataforma como

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resultado de las deformaciones de corte, deformaciones debidas a la compactación y también a la consolidación de la plataforma. La solución a nivel de diseño consiste en la limitación de las tensiones y deformaciones, que de hecho son las principales causas de los asientos y del progresivo fallo a cortante.

4.5.3.2 Comportamiento de los materiales ante repetidos ciclos de carga

§ 4.107 En un proceso analítico de diseño de la vía se debe evaluar las propiedades de los materiales en base a medidas reales con objeto de determinar los valores límites de tensiones y deformaciones (a ser posible mediante ensayos in situ).

§ 4.108 En el caso de los materiales granulares, la deformación permanente depende de la tensión desviadora y de la presión de confinamiento y se ha podido ver que la deformación permanente aumenta con el número de ciclos de carga. Los modelos de comportamiento de los materiales granulares son del tipo:

b ⎛ 1 ⎞ § 4.109 εc = a⎜ ⎟ ⎝ N ⎠

donde,

εc es la deformación vertical admissible en el punto de interés (usualmente entre capas) para N ciclos de carga a, b son coeficientes determinados mediante ensayos

§ 4.110 Paute et al., 1993 (ver referencias Anejo 8) sugiere un modelo para predecir las deformaciones normales permanentes en materiales granulares en función del número de ciclos de carga:

* § 4.111 εp = εp (100) + εp (N) ⎡ −β ⎤ * ⎛ N ⎞ § 4.112 εp (N) = A⎢1− ⎜ ⎟ ⎥ ⎣⎢ ⎝100 ⎠ ⎦⎥

donde,

εp : deformación acumulada permanente durante los 100 primeros ciclos de carga * ε p ()N adicional permanente acumulada para N>100 A, B: parámetros de la regresión

§ 4.113 Parece ser que existe un límite de la tensión desviadora por debajo del cual las deformaciones permanentes crecen poco a poco (se puede considerar comportamiento estable) y por encima del cual se incrementan rápidamente (comportamiento inestable).

§ 4.114 En el caso de los materiales finos la deformación permanente es función del número de ciclos de carga, de la historia de tensiones, así como de la capacidad de drenaje. De forma análoga a los suelos granulares existe un valor de la tensión desviadora a partir del cual la iteración de estas tensiones conduce al rápido incremento, de hecho exponencial, de las deformaciones plásticas. A niveles inferiores de tensión, la deformación plástica aumenta con el logaritmo del número de ciclos de carga.

§ 4.115 Se han desarrollado un cierto número de modelos para predecir la deformación plástica en limos y arcillas. El más habitual, propuestos por Li y Selig, 1996 y Monismith et al., 1975 (ver referencias Anejo 8) tiene la forma:

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b § 4.116 εp = AN

donde,

εp es el porcentaje de deformación plástica acumulada N es el número de ciclos de carga A, B son dos parámetros relacionados con el estado de tensiones y las propiedades del material

§ 4.117 Con objeto de tener en cuenta el estado físico del suelo Li y Selig, 1996 (ver referencias Anejo 8) propusieron una modificación:

σd m b § 4.118 εp = a( ) N σs

donde,

εp es el porcentaje de deformación plástica acumulada N es el número de ciclos de carga a,m y b son parámetros del material σd es la tensión desviadora σs es la resistencia del suelo

§ 4.119 El problema de estos dos últimos modelos es que, por un lado las vías están sometidas a distintos tipos de carga y, por el otro, las propiedades de los materiales varían con el tiempo. Con objeto de tener en cuenta ambos aspectos se puede transformar Ni ciclos i de una carga cualquiera a No ciclos de la carga de referencia, de forma que el daño sea el mismo (en términos de deformación permanente).

m ⎛ β ⎞ b i ⎜ i ⎟ § 4.120 N 0 = Ni ⎜ ⎟ ⎝ β0 ⎠

donde,

⎛ σ ⎞ β = ⎜ d ⎟ i ⎜ σ ⎟ ⎝ s ⎠i ⎛ σ ⎞ β = ⎜ d ⎟ 0 ⎜ σ ⎟ ⎝ s ⎠0

§ 4.121 Entonces la deformación plástica total es:

m b § 4.122 εp = a(β0 ) N

donde,

1 i N = N0 + N0 + ...... N0 número equivalente de ciclos de carga

§ 4.123 De acuerdo con M. Burrow (ver anejo 8) otros factores que deben tenerse en cuenta en el diseño de la vía son el drenaje adecuado, el uso apropiado de geotextiles, los refuerzos y el uso de otras técnicas como por ejemplo de estabilización de suelos.

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4.6 Influencia de las mediciones de la rigidez vertical de la vía en su mantenimiento

§ 4.124 El vehículo ferroviario en su circulación percibe el valor total de la rigidez vertical de la vía. El valor de la rigidez vertical de la vía depende de la rigidez de los distintos componentes y muchos de ellos presentan un comportamiento no lineal (puede variar con la temperatura, depender de la historia de tensiones, etc.). Selig y Li, 1994 (ver referencias Anejo 9) realizaron un estudio paramétrico mediante el GEOTRACK con objeto de evaluar la importancia de los distintos componentes de la vía en la rigidez de la misma (ver Tabla 26 y Figura 30).

Variable Límite inferior Valor nominal Límite superior Tipo de vía Madera Hormigón -- Espacio entre traviesas (m) 0,46 0,61 0,76 Rigidez de la sujeción (kN/mm) 26 175 350 Balasto Er (MPa) 138 276 551 Sub-balasto Er (MPa) 69 138 276 Plataforma Er (MPa) 14 41 138 Espesor de balasto (m) 0,15 0,30 0,61 Espesor de sub-balasto (m) 0,15 0,15 0,46 Espesor de plataforma (m) 1,22 infinito -- Tabla 26 Variables del estudio paramétrico Fuente: Selig y Li, 1994, ver referencias Anejo 9.

Figura 30: Estudio paramétrico de la influencia de los distintos componentes de la vía en el módulo de la vía. Fuente: Selig y Li, 1994, ver referencias Anejo 9.

§ 4.125 Los resultados muestran claramente que las características de la plataforma son las que más inciden en el módulo de la vía. Si se tiene en cuenta que el módulo resiliente de la plataforma es el valor más variable de cuantos se han analizado, se pone de manifiesto que la problemática de las variaciones de rigidez vertical de la vía será importante y manifestará, en gran medida, las propiedades de la plataforma.

§ 4.126 Tal y como menciona E. Berggren, existen múltiples referencias que indican el interés de conocer la rigidez vertical de la vía: para determinar la causa de ciertos problemas de la infraestructura de vía y por tanto para planificar las actuaciones de mantenimiento de la vía, para estudiar la mejora de una vía con objeto de incrementar las cargas por eje, o por ejemplo, la verificación de la calidad de una vía nueva: Esveld, Ebersöhn y Selig, Ebersöhn, Selig y Li, etc. (ver referencias Anejo 9).

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§ 4.127 En el ámbito de que la detección de irregularidades en la rigidez vertical de la vía como manifestación de la existencia de problemas cabe destacar que las técnicas habituales de auscultación de vías basadas en el análisis de medidas de su geometría pueden conducir a la no-detección de ciertos problemas o bien a no comprender las verdaderas causas de los mismos.

§ 4.128 La evaluación continua de la rigidez vertical de la vía permitiría la detección de una serie de problemas, tal y como puede verse en la Tabla 27. Así, una rigidez vertical de la vía baja podría indicar que el balasto está contaminado (limitando el efecto del reparto de tensiones) así como la posibilidad de que el terreno sobre el que se asienta la vía no tenga una capacidad portante adecuada. La solución de este tipo de problemas pasaría por el diseño adecuado de las capas de asiento, posiblemente en conjunción con ciertas actuaciones de refuerzo y/o estabilización de suelos.

§ 4.129 Otro importante indicador de la calidad de la vía es la heterogeneidad de la rigidez vertical de la vía, tal y como ponen de manifiesto Suiker y Esveld (1997), Lundqvist (2005), Pita y Teixeira (2001) (2002) y Granger (2001) (ver referencias Anejo 9). Variaciones de rigidez significativas se producen en zonas donde varía la geología, puentes, túneles, paso de vía con traviesas de madera a vías con traviesas de hormigón, etc.

Parámetro Problema Mantenimiento/renovación Baja rigidez de la vía Subsuelo de mala calidad Diseño de la infraestructura, o blando, o bien estabilización de suelos contaminación de balasto Rigidez de la vía variable Disponiendo placas de asiento, diseño de la Soporte de vía variable infraestructura y mantas (rigidez o módulo) elásticas bajo balasto adecuadas Danza de traviesas Balasto Inspección de las contaminado,asiento sujeciones, bateo de las local, sujeciones vías, stoneblowing inadecuadas Tabla 27 Relación entre rigidez, problemas en la vía y las actividades de mantenimiento. Fuente: Sussmann et al. 2001, ver referencias Anejo 9.

§ 4.130 La falta de apoyo de las traviesas conduce a la deformación vertical de la vía sin carga o bajo pequeñas cargas. Es indicativo de la contaminación y asiento del balasto y de la existencia de sujeciones inadecuadas o en mal estado. Su solución puede consistir en la inspección y reparación de las sujeciones, bateo y nivelación de la vía, etc.

§ 4.131 Sussmann et al. 2001, no menciona la problemática asociada a un excesivo valor de la rigidez vertical de la vía. Debe mencionarse, sin embargo, que un valor excesivo de la rigidez conduce a valores importantes de las cargas dinámicas de forma que se acelera el proceso de deterior de la vía.

§ 4.132 Respecto a la mejora de las vías para incrementar las velocidades de circulación y las cargas por eje, es importante tener en cuenta la existencia de muchos aspectos que deben considerarse en la mejora/modernización de una línea: cuestiones como la capacidad resistente, la estabilidad, las futuras necesidades de mantenimiento, etc. El problema principal en este caso es la dificultad que supone el análisis de la infraestructura de la línea (otros aspectos infraestructurales como los puentes permiten una inspección visual y, consecuentemente, su análisis queda posibilitado). La medición de la rigidez vertical de la vía puede ser determinante para la evaluación de las zonas donde resulte necesario realizar el refuerzo de la infraestructura o mayores análisis.

§ 4.133 En referencia a la verificación de las líneas de nueva construcción cabe destacar que la medida continua de la rigidez vertical de la vía es una buena herramienta para

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verificar que el refuerzo de los suelos blandos ha sido realizado adecuadamente y que las transiciones han sido ejecutadas de forma apropiada.

4.7 La medición de la rigidez vertical de la vía

§ 4.134 De acuerdo con E. Berggren (Anejo 9) existen diversos métodos para medir la rigidez vertical de la vía, unos de ellos discontinuos y otros continuos. La medida discontinua de la rigidez vertical de la vía se realiza, especialmente, en el ámbito de la investigación ferroviaria y resulta más onerosa mientras que la medida continua es la que presenta una mayor utilidad práctica para la optimización del mantenimiento de la vía.

§ 4.135 Una forma sencilla de tomar medidas puntuales de la rigidez vertical de la vía es la instrumentación de una traviesa/carril y la evaluación de la misma durante el paso de un tren. La rigidez vertical de la vía podrá evaluarse siempre que la carga resulte conocida, de forma que para una evaluación más correcta será importante tomar la medición de la carga. Otra forma muy simple es mediante el ensayo de impacto Hammer. Asimismo, el Falling Weight Deflectometer (FWD) puede considerarse un sistema de medida puntual de la rigidez vertical de la vía si bien su uso es más rápido. Es un método desarrollado para la industria de los pavimentes y posteriormente se realizó su adaptación para la vía. Este sistema opera dejando car un peso sobre una placa en la vía y la respuesta se mide mediante geófonos. Además, existe el Track Loading Vehicle (TLV) que se basa en que su propio peso contribuye a dar la carga mediante la ayuda de gatos hidráulicos. Este aparato permite, asimismo, evaluar la rigidez lateral de la vía. La ventaja del TLV respecto a las mediciones continuas es que permite variar las cargas dinámicas y los rangos de frecuencias. Este aparato es el más útil para la investigación.

Figura 31: Aparato Sueco TLV. Fuente: Anejo 9.

§ 4.136 Existen muchos métodos para la medida continua de la rigidez vertical de la vía. La mayor parte de métodos se basan en la medición del desplazamiento vertical ante el paso de uno o dos ejes producido por el peso de los ejes. El hecho de utilizar dos ejes en lugar de uno permite disponer uno de ellos con menor carga y su utilidad consiste en evaluar las irregularidades de la vía que interfieren en la medida de la rigidez.

§ 4.137 La Academia de Ciencias China desarrollo el primer vehículo para la medición continua de la rigidez vertical de la vía. El sistema estaba basado en la evaluación de la rigidez vertical al paso de dos ejes con distinta carga. El sistema admite distintas cargas en el vehículo cargado (correspondiente al eje de mayor carga).

§ 4.138 Otro sistema, desarrollado en TU Delft (Holanda) es el High Speed Deflectograph (HSD9. Este sistema está basado en sensores doppler y mide la velocidad de flexión del carril. La velocidad de diseño para la toma de mediciones es de 130 km/h. Cabe

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reseñar, sin embargo, que aunque este método es muy prometedor, no existe ningún prototipo diseñado para el ferrocarril (únicamente para carreteras).

§ 4.139 Otro aparato, el TLV diseñado por TTCI (Transportation Technology Center Inc., USA) ha sido diseñado para medir de forma puntual y continua tanto la rigidez vertical de la vía como la rigidez lateral. Para la medición continua de la rigidez vertical de la vía se usan 2 vagones: el habitual TLV y además un vagón tanque vacío. El vagón habitual TLV tiene un bogie de 5 ruedas que permite variar su carga mediante gatos hidráulicos (entre 4 y 267 kN). La medida de la deformación se hace mediante sensores láser. Con el vehículo vacío se realizan mediciones análogas al vehículo TLV (pero con una carga nominal de 9 kN). Las deformaciones totales se evalúan como la resta entre la deflexión del vehículo TLV y el descargado). La velocidad a la que pueden realizarse las mediciones es, sin embargo, bastante baja, entre 10 y 16 km/h.

§ 4.140 La Banverket también ha desarrollado, en el ámbito del proyecto Eurobalt II (1998- 2000) un vehículo de medición continua de la rigidez vertical de la vía. Sin embargo, el primer vehículo también se basaba en el aprovechamiento del aparato Sueco TLV. Posteriormente, en el periodo 2003-2004 se ha desarrollado un nuevo vehículo, llamado RSMV (Rolling Stiffness Measurement Vehicle) a partir de un vagón de mercancías de dos ejes. La gran ventaja de este método es que tiene amplias aplicaciones, tanto para la gestión del mantenimiento como desde el punto de vista de la investigación ferroviaria: se pueden realizar mediciones por encima de los 60 km/h y con varias frecuencias de excitación simultáneas así como mediciones detalladas pero a menos de 10 km/h. Su principio de medida se encuentra representado en la Figura 32.

Figura 32: Principio de medida (un lado únicamente) del RSMV. Fuente: E. Berggren et al. (Ver referencias Anejo 9).

§ 4.141 En la República Checa también ha sido desarrollado un aparato de medida de la rigidez vertical de la vía llamado SKMT. La técnica de medida se basa en la evaluación de la deflexión ante dos cargas distintas (mediante la doble circulación del vehículo por la vía). La evaluación de la rigidez se basa en la hipótesis de que el carril se comporta como una viga sobre un lecho elástico.

§ 4.142 La Universidad de Nebraska también desarrolló un sistema de medida de la rigidez vertical de la vía. La técnica utiliza lásers para medir la deflexión relativa del carril entre el bogie y el carril.

§ 4.143 En el ámbito del proyecto europeo Innotrack (2006-2009) ha sido desarrollado un aparato de medida continua de la rigidez vertical de la vía por el CETE y para la SNCF. Se aplica una carga dinámica en la vía a través de una rueda suspendida por un muelle

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y un amortiguador que induce una vibración. En carreteras se usa una carga estática de 10 kN, una amplitud teórica de 0,5 mm y 35 Hz. En el caso ferroviario resulta necesario incrementar las cargas (tanto las estáticas como las dinámicas) y posiblemente alterar las frecuencias.

§ 4.144 En Suiza, SBB ha desarrollado un equipo, el EMW (Einsenkungsmesswagen) muy parecido al Chino y al desarrollado por TTCI con dos sistemas de medida geométrica y distintas cargas. Este vehículo lleva unos 10 años en uso.

§ 4.145 Existen otros métodos cuyos resultados y aplicación no han sido publicados en la actualidad.

§ 4.146 La comparación de los distintos métodos no resulta trivial. Por un lado, la velocidad de las medidas para minimizar las interferencias en la línea conduce a destacar el sistema Holandés. Por otro lado, destacar que el aparato desarrollado por la Banverket es el único capaz de medir a distintas frecuencias. De todos modos, la selección de un método no solo debe tener en cuenta la velocidad de medida sino que debe prestar atención a la resolución del mismo ya que es importante tener una lectura clara de la variación de la rigidez vertical de la vía y no la obtención de valores medios en grandes distancias.

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Actividad 1: Estado del Arte

ANEJOS

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Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 1: Cuestionario “Parámetros de diseño y construcción, control de calidad y recepción de líneas ferroviarias”

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CEDEX – REVA (Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía) CUESTIONARIO: Parámetros de diseño y construcción, control de calidad y recepción de líneas ferroviarias 27 de abril – Versión 12

Entidad Persona de contacto

Departamento

Número de teléfono

E-mail

Fecha

UTILIZACIÓN DEL CUESTIONARIO

La información obtenida a través de este cuestionario será utilizada para el proyecto REVA – Reducción de variaciones de rigidez vertical de la vía, para el Ministerio de Fomento. Se garantiza la confidencialidad de la fuente.

En ningún caso se hará uso comercial de la información contenida en el cuestionario.

En el caso de resultar más práctico mandar documentación aneja y adjuntar los croquis o normativa correspondiente en lugar de rellenar el cuestionario, resultará igualmente útil para nuestro estudio.

82 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

INTRODUCCIÓN

El proyecto REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía, iniciado en enero de 2007, tiene como objetivos:

Establecer criterios de diseño de vías Establecer criterios de recepción de vías Determinar programas de control de las variaciones de rigidez vertical de la vía Elaborar catálogos de secciones estructurales Determinar las actuaciones de mantenimiento adecuadas para homogeneizar la rigidez de vías en explotación

Para el estudio de la rigidez vertical de la vía y su influencia en el deterioro de la misma es necesario conocer con detalle cuales son los parámetros de diseño y ejecución de los componentes de la infraestructura ferroviaria. Mediante este cuestionario se pretende recabar información referente a la disposición de los distintos materiales que componen la infraestructura ferroviaria, desde el balasto hasta el terreno natural y las características mecánicas que se les exigen.

Las preguntas de este cuestionario son referentes a líneas de reciente construcción y de “altas prestaciones” (líneas de alta velocidad o, en su defecto, líneas con velocidades elevadas y tráfico intenso).

ESTRUCTURA

El presente cuestionario está estructurado en 2 bloques:

1. Diseño de la infraestructura y la superestructura: 10 preguntas 2. Control de calidad y recepción de líneas: 11 preguntas

RESPUESTAS

El presente cuestionario ha sido diseñado para ajustar al máximo las respuestas y reducir el tiempo necesario para rellenarlo. Si lo considera oportuno, no dude en adjuntar cualquier documento que crea de utilidad.

Por favor, una vez rellenado, devuelva el cuestionario en formato digital o en papel a la siguiente dirección:

CENIT – Centro de Innovación del Transporte Universidad Politécnica de Cataluña (UPC) Jordi Girona, 29, 2º A – Edificio Nexus II 08034 Barcelona.

e-mail: [email protected] [email protected]

83 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

1. Diseño de la infraestructura y la superestructura

La información requerida en este apartado corresponde al diseño de la sección de la infraestructura ferroviaria. En este sentido resulta de interés la siguiente información:

La clasificación de suelos utilizada para determinar la sección tipo que se requiere Características geométricas de la sección tipo y sus distintas capas Características mecánicas exigidas a las distintas capas de la sección Características geométricas de la sección longitudinal en las transiciones Características mecánicas exigidas a los distintos materiales que componen la cuña de transición

Sección transversal del sistema balasto-plataforma

¿Cuál es la clasificación de los suelos que se tiene en cuenta en la construcción de las líneas?

Clasificación de la ficha UIC 719R (ir a la pregunta 0) Clasificación propia (ir a la pregunta 0) Otras clasificaciones (ir a la pregunta 0)

En el caso de tener en cuenta una clasificación propia de suelos u otras clasificaciones, ¿cómo se clasifican los suelos en función de su calidad y de sus características?

Clasificación de los suelos Características de los suelos

En su defecto, por favor indique la norma de clasificación de suelos que se aplica:

84 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía ¿Se tiene en cuenta la ficha UIC 719R para el dimensionamiento de las distintas capas de las secciones transversales tipo? Si lo considera oportuno añada comentarios

Sí No

Comentarios:

¿Qué capas y qué características componen las secciones transversales tipo? Por favor, añada un croquis de cada una de ellas y eventuales comentarios en el cuadro adjunto. En el caso de que se disponga de varias secciones transversales tipo, indique también los criterios que motivan la elección de una sección u otra.

Tipo de material Espesor de la Pendiente Nombre de la capa utilizado capa (cm) transversal

Espacio destinado a croquis y/o comentarios

¿Cuál es la capacidad portante mínima de diseño exigida en las distintas capas de la sección transversal tipo? Si se exige una capacidad portante máxima de diseño, 85 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía ¿Cuál es su valor? ¿En qué punto de la capa (superficie, punto intermedio, etc.) se exigen cada una de ellas?

Capacidad Capacidad Nombre de la Punto de la capa portante mínima portante máxima capa en el que se exige exigida (unidad) exigida (unidad)

Transiciones

¿Cuál es la longitud mínima de una transición? ¿Se exige una longitud máxima? ¿Cuál es?

Longitud mínima: m. Longitud máxima: m.

¿Qué criterios de diseño se adoptan para la construcción de transiciones? (se pueden marcar varias respuestas) Relleno del trasdós del estribo con materiales a los que se les exige un alto grado de compactación Relleno del trasdós del estribo con materiales granulares tratados con cemento Empleo de una losa de transición de hormigón armado Introducción de capas horizontales, sobre la plataforma, de diferentes materiales Empleo de geotextiles y/o sintéticos para conseguir un material de relleno del trasdós reforzado

Tratamiento con cemento de la capa de subbalasto y de la capa de forma Otros. Por favor, indique cuales:

Criterio ------¿Cuál es el esquema tipo de la sección longitudinal de las cuñas de transición en el caso de estructuras enterradas? Por favor, añada un croquis de cada una de ellas y eventuales comentarios en el cuadro adjunto. En el caso de que se disponga de varias

86 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía secciones transversales tipo, indique también los criterios que motivan la elección de una sección u otra.

Zona del relleno de la transición Material del relleno

Espacio destinado a croquis y/o comentarios

¿Cuál es el esquema tipo de la sección longitudinal de las cuñas de transición en el caso de estructuras a rasante? Por favor, añada un croquis de cada una de ellas y eventuales comentarios en el cuadro adjunto. En el caso de que se disponga de varias secciones transversales tipo, indique también los criterios que motivan la elección de una sección u otra.

Zona del relleno de la transición Material del relleno

87 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía Espacio destinado a croquis y/o comentarios

¿Cuál es la capacidad portante mínima de diseño exigida en las distintas zonas o materiales de la cuña de transición? Si se exige una capacidad portante máxima de diseño, ¿Cuál es su valor? ¿En qué punto/s de la cuña de transición se exigen cada una de ellas?

Zona o material de Capacidad Capacidad Punto/s de la cuña la cuña de portante mínima portante máxima de transición en transición exigida (unidad) exigida (unidad) el/los que se exige

88 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía 2. Control de calidad y recepción de las líneas

Esta sección es relativa a los mecanismos de control de calidad y ensayo de los distintos materiales y capas dispuestos en la construcción de la infraestructura ferroviaria para su recepción. Así, tanto para los materiales como para las capas se pregunta:

Exigencia sobre el material o la capa Ensayo utilizado para verificar esa exigencia Valores límites considerados aceptables Localización y periodicidad del ensayo de control durante la ejecución (en tiempo o cantidad)

Sección transversal tipo

Control de calidad de las propiedades mecánicas de las distintas capas (capacidad portante)

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad de la capacidad portante de cada capa de las secciones transversales tipo? Por favor, indique en la siguiente tabla el punto donde se realizan y la periodicidad (en tiempo o cantidad) de realización.

Capa de la Punto de Periodicidad del Ensayos sección tipo realización ensayo

¿Cuáles son los parámetros medidos en los ensayos de caracterización de la capacidad portante en la sección transversal tipo?

Sección transversal tipo Módulo de elasticidad obtenido para el segundo escalón de carga en el ensayo de placa de carga (EV2) Módulo de elasticidad obtenido para el primer escalón de carga en el ensayo de placa de carga (EV1) EV2/EV1 Otros. Por favor, indique cuales: ------

89 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía ¿Qué valor se exige al parámetro mediante el cual se evalúa la capacidad portante mínima y máxima en las secciones transversales tipo?

Parámetro para la capacidad portante Capas de la sección tipo Valor mínimo Valor máximo

Control de calidad del material de las distintas capas (al margen de la capacidad portante)

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad del balasto? Por favor, especifique la norma del ensayo, su periodicidad mínima y los valores límite considerados (se pueden marcar varias respuestas)

Ensayo Norma del Valores límite Periodicidad ensayo considerados del ensayo Análisis granulométrico Partículas finas y finos Índice de forma Espesor mínimo de elementos granulares Longitud máxima de las

partículas Coeficiente de desgaste de Los

Ángeles Micro Deval Homogeneidad Otros. Por favor, indique cuales: ------

90 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía ¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad del subbalasto? Por favor, especifique la norma del ensayo, su periodicidad mínima y los valores límite considerados (se pueden marcar varias respuestas)

Ensayo Norma del Valores límite Periodicidad ensayo considerados del ensayo Análisis granulométrico Equivalente de arena Desgaste de Los Ángeles Micro Deval Húmedo Permeabilidad Por favor, indique en qué condiciones se realiza el ensayo de permeabilidad (respecto al % del Proctor Modificado):

Materia orgánica Contenido de sulfatos Proporción de material de machaqueo Otros. Por favor, indique cuales: - - - - -

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad del material de la capa de forma? Por favor, especifique la norma del ensayo, su periodicidad mínima y los valores límite considerados.

Ensayo - Normas del ensayo - Valores límite considerados - Periodicidad del ensayo -

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad del material del resto de capas de la plataforma? Por favor, especifique la norma del ensayo, su periodicidad mínima y los valores límite considerados.

Capas de la Normas del Valores límite Periodicidad Ensayo plataforma ensayo considerados del ensayo

91 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía Cuñas de transición

Control de calidad de las propiedades mecánicas de las distintas zonas (capacidad portante)

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad de la capacidad portante de cada zona o material de las cuñas de transición? Por favor, indique en la siguiente tabla el punto donde se realizan y la periodicidad (en tiempo o cantidad) de realización.

Zona o material de Punto de Periodicidad del la cuña de Ensayos realización ensayo transición

¿Cuáles son los parámetros medidos en los ensayos de caracterización de la capacidad portante en las cuñas de transición? Transición Módulo de elasticidad obtenido para el segundo escalón de carga en el ensayo de placa de carga (EV2) Módulo de elasticidad obtenido para el primer escalón de carga en el ensayo de placa de carga (EV1) EV2/EV1 Otros. Por favor, indique cuales: - - - - -

¿Qué valor se exige al parámetro mediante el cual se evalúa la capacidad portante mínima y máxima en las cuñas de transición?

Parámetro para la capacidad portante zonas de la cuña de transición Valor mínimo Valor máximo

Control de calidad del material de las distintas zonas (al margen de la capacidad portante) 92 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

¿Qué ensayos se realizan para el control de calidad del material de las distintas zonas de la transición? Por favor, especifique la norma del ensayo, su periodicidad mínima y los valores límite considerados.

Zonas de la Normas del Valores límite Periodicidad Ensayo transición ensayo considerados del ensayo

3. Observaciones

Por favor, indique en este apartado cualquier comentario u observación adicional que considere oportuno.

GRACIAS POR SU COLABORACIÓN

93 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Anejo 2: Clasificación de los suelos para determinar la sección tipo de una línea de alta velocidad

En cuanto a la clasificación de los suelos empleados para construir dichas secciones estructurales, en la Tabla 28 se han resumido, para las líneas de alta velocidad españolas, la clasificación de los suelos que se tiene en cuenta en la construcción de las líneas, las capas que constituyen las secciones transversales tipo y los criterios de elección del tipo de sección, entre otros aspectos.

Características España

Clasificación de los suelos que se tiene en cuenta en la Material a disponer en el cimiento, núcleo y coronación construcción de las líneas Sí: Consideración de la ficha Fiche UIC 719R (2ème édition : 01.01.1994) : Ouvrages en terre et couches UIC 719R d’assise ferroviaires

- Base o banqueta de balasto Capas de las secciones - Sub-base: transversales tipo - Capa de sub-balasto - Capa de forma de la plataforma

Características de las secciones transversales tipo

Criterios de elección del tipo La velocidad máxima de circulación de la línea motiva el dimensionado del de sección espesor de la base o banqueta de balasto

Tabla 28 Secciones estructurales y exigencias respecto a los suelos que componen las líneas de alta velocidad españolas. Fuente: Elaboración propia en base a distintas fuentes.

En la Tabla 29 se resumen, para el caso italiano, las mismas características especificadas para el caso español.

Para el caso de las líneas de alta velocidad francesas, la clasificación de suelos utilizada para la construcción de líneas es la definida en la ficha UIC 719R.

94 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Características Italia

- Clasificación de los suelos propia a RFI S.p.A.:

Clasificación de los Características de los suelos suelos

Ip ≤ 6 Tamaño de las partículas: A1-A - pasa por el tamiz 2mm ≤ 50% - pasa por el tamiz 0,42 mm ≤ 30% - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 15% Ip ≤ 6 Tamaño de las partículas: A 1-B - pasa por el tamiz 0,42 mm ≤ 50% - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 25% Ip ≤ 10 ; IL ≤ 40 A Tamaño de las partículas: Clasificación de los 2-4 - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 35% suelos que se tiene en cuenta en la Ip ≤ 10 ; IL > 40 A construcción de las 2-5 Tamaño de las partículas: líneas - pasa por el tamiz 0,074 < 35% Ip > 10 ; IL ≤ 40 A2-6 Tamaño de las partículas: - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 35% Ip > 10 ; IL > 40 A2-7 Tamaño de las partículas: - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 35% Tamaño de las partículas: A3 - pasa por el tamiz 0,42 mm > 50% - pasa por el tamiz 0,074 ≤ 10% Ip ≤ 10 ; IL ≤ 40 A4 Tamaño de las partículas: - pasa por el tamiz 0,074 > 35%

- La norma utilizada para la clasificación de los suelos es la CNR – UNI 1003/63, según el código de la AASHO M 145-49.

Para el diseño de las diferentes capas de la sección transversal se tiene en Consideración de la ficha cuenta la ficha UIC 719R. De hecho, la ficha UIC 719R se redactó teniendo UIC 719R en cuenta los códigos de designación italianos. Nombre de Tipo de material utilizado Espesor de Pendiente la capa la capa (cm) transversal Los Angeles < 25% 35 cm Balasto dmin=22,5mm (bajo 3% d =62mm traviesa) Capas de las secciones max Sub-balasto Capa de bituminoso 12 cm 3% transversales tipo Capa de asiento A1-A2-4-A3 30 cm 3% preparada Tongadas de Terraplén A1-A2-4-A3-A4-A2-5-A2-6-A2-7 3% 30 – 50 cm

95 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Características Italia

ballast (> 35 cm) sub-ballast layer (12 cm) (bitumenous conglomerate) 4 3 Prepared subgrade (30 cm) p=3% Características de las soil (30 cm) embankment 3 secciones transversales tipo 2

sobstitution soil (50 cm)

Tabla 29 Secciones estructurales y exigencias respecto a los suelos que componen las líneas de alta velocidad italianas. Fuente: Elaboración propia a partir de datos de RFI S.p.A.

96 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Anejo 3: Control de calidad en España

A3.1 Control de calidad de las propiedades de las distintas capas del sistema balasto-plataforma en España

§ 2.34 En España, el control de calidad de las propiedades de las distintas capas que conforman la sección transversal de una línea de alta velocidad se realiza básicamente en cuatro zonas distintas: en la capa de forma, en los terraplenes, en los pedraplenes y en la capa de subbalasto. En estas cuatro zonas se evalúa tanto el material utilizado como la ejecución.

§ 2.35 Los ensayos a efectuar en cada una de las citadas capas, así como las normas que los rigen, se presentan sintéticamente en la Tabla 30. En dicha tabla también se resumen las exigencias a cumplir (límite de aceptación).

§ 2.36 En cuanto al control de calidad del material, se llevan a cabo los siguientes ensayos de control de calidad:

• Ensayo de determinación de materia orgánica • Ensayo de determinación del contenido de sulfatos • Ensayo de determinación de granulometría por tamizado • Ensayo de determinación de los límites de Atterberg • Ensayo del índice CBR • Ensayo de desgaste Los Ángeles • Ensayo de determinación directa de la resistencia a compresión simple • Ensayo de durabilidad (SDT) • Coeficiente de desgaste Micro Deval

§ 2.37 Respecto al control de la ejecución se realizan los siguientes ensayos:

• Ensayo de densidad “in situ” • Ensayo de contenido de humedad • Ensayo de placa de carga • Ensayo de compactación de Proctor Modificado

§ 2.38 La información contenida en la Tabla 30 pone de manifiesto que tanto en la capa de forma y en el terraplén como en la capa de subbalasto se realizan, en general, los mismos ensayos, tanto los relacionados con el control de calidad del material, como los relacionados con el control de ejecución.

§ 2.39 La frecuencia de realización de los ensayos está relacionada en la mayor parte de los casos con el volumen de material colocado en las distintas capas de la plataforma (ver Tabla 30).

Actividad 1: Estado del Arte

Capa Ensayo Norma del ensayo Frecuencia Límite de aceptación Determinación de materia orgánica NLT-117/72 o UNE 103-204 Exento Determinación del contenido de sulfatos NLT-120/72 o UNE 103-202 Tamaño máximo: 10 cm Cernido tamiz 0,080 UNE: Determinación de la granulometría por tamizado UNE 103-101 y NLT-104/72 < 5% (si finos baja plasticidad) < 15% (si finos no plásticos) Determinación de los límites de Atterberg UNE 103-103 y 103-104 Cada 1.000 m3 o fracción Ensayo de compactación del Proctor Modificado UNE 103-501 > 10 Capa de forma Ensayo del índice CBR UNE 103-502 Hinchamiento < 0,2% Ensayo de Los Ángeles < 30 Ensayo de Micro Deval húmedo < 25 Ensayo de densidad y humedad “in situ” Cada 200 m2 de tongada o jornada de trabajo Densidad > 95% proctor modificado E2 > 800 kg/cm2 Ensayo de placa de carga Cada kilómetro, o fracción, de plataforma E2/E1 < 2,2 Una vez finalizada la construcción de la Posible aparición de rodadas o Paso de un vehículo pesado o semiremolque plataforma deformaciones Terraplén (1) Determinación de materia orgánica NLT-117/72 o UNE 103-204 < 1% Determinación del contenido de sulfatos NLT-120/72 o UNE 103-202 < 5% - Tamaño máximo: < 2/3 del espesor de la tongada - Finos (pasan por tamiz 0,080 UNE) < 15% (si existen condiciones de posible saturación) - Tamaño máximo 80-400 mm (≤40% Determinación de granulometría por tamizado UNE 103-101 y NLT-104/72 3 3 espesor tongada) Cada 1.000 m , los primeros 5.000 m 3 3 - Cernido tamiz nº4: 20-50% Cada 2.000 m , los 10.000 m siguientes 3 3 - Cernido tamiz nº40: 30% Cada 5.000 m , a partir de 15.000 m - Finos < 0,080 UNE < 8% - Finos < 0,080 UNE < 5% (si cimiento permeable o drenante) Para cimiento y núcleo: LL< 50 Determinación de los límites de Atterberg UNE 103-103 y 103-104 Si 350,73 (LL-20) Para cimiento y núcleo: den.máx.> 1,750 Ensayo de compactación Proctor Modificado UNE 103-501 3 kp/dm > 5 Ensayo del índice CBR UNE 103-502 Hinchamiento < 1% Ensayo de desgaste de Los Ángeles NLT-149/72 Sólo para cimiento: < 35 Asiento en ensayo de colapso NLT 254 Sólo para núcleo: < 1% (en materiales de carácter Cada 20.000 m3 para materiales de carácter Ensayos de durabilidad (SDT) evolutivo: pizarras, calizas evolutivo Doble Proctor Modificado con granulometría inicial blandas, areniscas poco

y final cementadas)

98 CENIT

Centro de Innovación del Transporte REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Capa Ensayo Norma del ensayo Frecuencia Límite de aceptación Ensayo de densidad “in situ” UNE 103-503 Cada 1000 m2 Sólo en cimiento: Den.seca > 1,750 kp/dm3 Por cada día de trabajo o cada 500 m2 o Ensayo de contenido de humedad UNE 103-300 > 95% fracción de capa colocada

Para cimiento y Para coronación Cada 10.000 m3 o al menos un ensayo por Ensayo de carga con placa DIN-18134 núcleo terraplén E2 > 30 MPa E2 > 60 MPa E2/E1 < 2,2 E2/E1 < 2,2 Cada 10.000 m3 con material tomado en obra Ensayo Proctor Modificado después de compactar Determinación directa de la resistencia a 2 3 > 300 kg/cm compresión simple Cada 5.000 m Ensayo de durabilidad (SDT) > 70% Tamaño máx. (D) entre 100mm y ½ del espesor de la tongada Pasan por tamiz 0,080 UNE: < 10% Tamaño del material Pasa Determinación de la granulometría del material D 90-100% colocado 2 Cada 2 semanas o cada 4.000 m o fracción de D/2 55-85% capa D/4 40-65% D/16 20-40% Pedraplén (2) D/64 8-25% Determinación de la densidad “in situ” en calicata de al menos 2 metros de diámetro y profundidad Porosidad < 20% de la tongada compactada Partículas con forma inadecuada Forma de las partículas Artículo 331 del PG-3 (((L+G)/2E)>3) < 30% Desgaste Los Ángeles NLT-149/72 < 50 Coeficiente de friabilidad NLT-351/74 < 25 Pérdida de peso tras 5 ciclos de sulfato sódico < 20% NLT-158/72 o UNE 7136 Pérdida de peso tras 5 ciclos de sulfato magnésico < 30% Asiento entre dos pasadas consecutivas < 1% de espesor de tongada

99 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía

Capa Ensayo Norma del ensayo Frecuencia Límite de aceptación

Tamiz UNE % que pasa (en peso) 40 100 20 90-100 10 75-85 Determinación de la granulometría por tamizado UNE 103-101 3 5 50-70 Cada 1.000 m de material homogéneo para el 2 30-50 control previo y de 3.000 m3 para el control de 0,40 8-20 material en la ejecución 0,08 5-8 0,063 3-6 La capa se compactará hasta que el 95% de los puntos ensayados den una densidad seca Ensayo de compactación Proctor Modificado UNE 103-501 ≥100% de la densidad seca óptima del Capa de Proctor Modificado subbalasto Determinación de materia orgánica de la fracción NLT-117/72 o UNE 103-204 <2 mm Determinación del contenido de sulfatos de la NLT-120/72 o UNE 103-202 Cada 1.000 m3 de material homogéneo para el fracción < 2 mm 3 Ensayo de límites de Atterberg UNE 103-103 y UNE 103-104 control previo y de 3.000 m para el control de material en la ejecución. Tras control Ensayo de porcentaje de material con dos o más UNE EN 933-5 satisfactorio de los 5 primeros lotes, cada 5.000 caras de fractura m3. Ensayo de desgaste Los Ángeles NLT-149/72 o UNE EN 1097-2 ≤ 28% Ensayo de Micro Deval húmedo UNE EN 1097-1 ≤ 22 Índice de lajas NLT-354/74 < 28 Ensayo de densidad “in situ” UNE 103-503 Cada 500 m2 de fracción de capa colocada o > 98% Ensayo de contenido de humedad UNE 103-300 por cada día de trabajo E2 > 1200 kg/cm2 Ensayo de carga con placa DIN-18134 Cada 500 m lineales de plataforma E2/E1 < 2,2 Observaciones: (1), (2) Si: - el porcentaje, en peso, de partículas que pasen por el tamiz 20 UNE es < 30% y el porcentaje que pase por el tamiz 0,080 UNE es < 10%, estando el tamaño máximo comprendido entre 10 y 50 cm - no existe material (ensayo NLT-255) que sumergido en agua durante 25 horas manifieste figuración o experimente pérdida de peso > 2% - no existe material cuya durabilidad (ensayo SDT) sea < 70% Entonces el material tendrá consideración de pedraplén. En caso contrario, el material será calificado de terraplén o todo uno.

Tabla 30 Control de calidad de las distintas capas de la infraestructura en España. Fuente: CENIT con datos de [31].

100

Actividad 1: Estado del Arte

A3.1 Control de calidad de las cuñas de transición en España

Ensayo Norma del ensayo Frecuencia Límite de aceptación Materia orgánica NLT-117/72 o UNE 103-204 exento Cada 1000 m3 o fracción Contenido de sulfatos NLT-120/72 o UNE 103-202 Granulometría por tamizado NLT-104/72 o UNE 103-101 Tam. Máx: 10cm. cernido tamiz 0,080 UNE < 5% (si finos

baja plasticidad) cernido tamiz 0,080 UNE < 15% (si finos

no plásticos) Cada 500 m3 Límites de Atterberg UNE 103-103 y 103-104 Cada 1000 m3 o fracción Proctor Modificado UNE 103-501 o NLT-108/98 índice CBR UNE 103-502 > 10 Hinchamiento < 0,2% Desgaste Los Angeles NLT-149/72 < 30 Micro Deval húmedo NF P 18572 < 25

Contenido de cemento > 3% Densidad "in situ" UNE 103-503 Cada día de trabajo, 500 m2 o fracción de capa > 95% Carga con placa DIN-18134 A 2 o 3 niveles, incluido coronación E2/E1 < 2,2 Tabla 31 Control de calidad de las cuñas de transición en España. Fuente: CENIT con datos de [31].

101 CENIT

Centro de Innovación del Transporte

Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 4: Criterios de recepción de las líneas de alta velocidad

A4.1 Introducción Como etapa anterior a la homologación de una línea de alta velocidad, el proceso de recepción está orientado a producir los diferentes certificados que acrediten que los sub-sistemas son aptos para soportar los ensayos dinámicos que caracterizan el proceso de homologación.

La expedición de certificados está supeditada a los resultados de las medidas y a los controles estáticos y casi-estáticos de los sub-sistemas. Concretamente, las acciones indispensables a realizar para poder aprobar la recepción de una línea de alta velocidad comprenden:

• Ensayos estáticos por subsistemas • Ensayos estáticos de integración • Certificados de validación de los ensayos y controles estáticos de los subsistemas

A continuación se detallan todos ellos.

A4.2 Ensayos estáticos por componente, sub-conjunto o sub-sistema Cada constructor debe efectuar los ensayos estáticos para los componentes y para el o los sub-sistemas correspondientes con el objetivo de probar que cumplen las exigencias reglamentarias, las prescripciones del pliego de condiciones técnicas y las normas citadas en él.

Los ensayos se efectúan por especialidad sin circulación en el sistema en construcción o con recorridos de máquinas de medida a velocidad limitada (cada gestor fija el límite de velocidad autorizada). Estos últimos, que constituyen ensayos complementarios, se pueden admitir en la medida en que no se superpongan con ensayos previstos en el marco de las ETIs, que no contradigan las directivas y que no sean discriminatorios.

Entre otros, dichos ensayos pueden comportar:

• Ensayos (dinámicos) adaptados para los sub-sistemas plataforma y obras de fábrica, entre otros: Medida de gálibos (vía corriente, obras de fábrica, túneles, andenes, …), verificación de la geometría de vía y de los aparatos de vía, control ultrasonidos de los carriles y las soldaduras, verificación de las zonas de transición de la vía balastada – vía con colocación directa.

• Ensayos en fábrica antes de mandar el componente al destino final (ej. pre-montaje de un puente metálico).

• Controles de geometría (de la vía, de las catenarias, del gálibo de los túneles, etc.).

Los ensayos estáticos por componente, sub-conjunto o sub-sistema son un paso obligado antes de iniciar los ensayos estáticos de integración. Los resultados de dichos ensayos deben recopilarse en un informe, que se adjuntará al dossier de homologación.

A4.3 Acta de recepción definitiva Una vez realizados todos los controles sobre la superestructura, y realizada la verificación de que se encuentra en perfecto estado, se procede a realizar la recepción provisional de la misma.

102 CENIT

Centro de Innovación del Transporte REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía La recepción definitiva se debe llevar a cabo una vez que se haya realizado el amolado del carril y que se haya registrado mediante un coche de auscultación geométrica.

Si los registros realizados en la auscultación son satisfactorios, se redacta el acta de recepción definitiva.

103

Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 5: Proceso de homologación de las líneas de alta velocidad

A5.1 Introducción

La homologación de una línea de alta velocidad comprende el conjunto de medidas necesarias para verificar y validar una línea de alta velocidad, sub-sistemas y constituyentes de interoperabilidad, con la finalidad de obtener la autorización oficial para su explotación.

En la homologación de un sistema de transporte ferroviario de alta velocidad se pueden presentar tres casos distintos:

• Homologación de material rodante (nuevo) sobre un tramo de línea existente ya homologada o puesta en servicio. Este proceso de homologación no se considerará en el presente estudio.

• Homologación de una línea (nueva) con material rodante ya homologado sobre una línea con características sensiblemente similares (trazado, velocidad de explotación, sistemas de alimentación y de señalización, …) a la que se quiere homologar.

• Homologación de una línea (nueva) y de material rodante nuevo.

La homologación de una línea de alta velocidad es una operación costosa, que requiere una preparación minuciosa y un plazo de tiempo nada despreciable entre el final de las obras y la puesta en servicio comercial de la línea.

Actualmente, el proceso global de puesta en servicio de una nueva infraestructura ferroviaria está sometido, por un lado, a las disposiciones previstas por la directiva Alta Velocidad (Directiva 2004/50/CE, que modifica la Directiva 96/48/CE) y las Especificaciones Técnicas de Interoperabilidad (ETI1) correspondientes y, por otro lado, a un cierto número de normas y procedimientos nacionales.

Este gran espectro de normas y procedimientos nacionales se ha traducido en la existencia de grandes diferencias entre los distintos países europeos (UIC, 2006), en especial en cuanto a:

• La gestión de la red • El jefe de obra y la dirección de obra • El tipo de contrato que rige la construcción • El rol del emprendedor y sus responsabilidades en los controles (autocontrol o no, auditorías de control, …) • La legislación (controles legales), que difiere de un país a otro • Etc.

Con el objetivo de armonizar las aproximaciones y el proceso de homologación de nuevas líneas en los distintos países, en mayo de 2006, la UIC publicó una “Guía para la homologación de líneas de alta velocidad”, un documento técnico elaborado por expertos internacionales. Concretamente, dicha guía representa:

1 Las ETI son objeto de Decisiones de la Comisión europea y son, desde ese momento, obligatorias. Cuando las ETI hacen referencia específica a normas europeas (o a partes de normas) la conformidad con dichas normas (o partes de normas) es obligatoria.

104 CENIT

Centro de Innovación del Transporte REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía • Una ayuda a la comprensión y a la aplicación del proceso global de homologación de una nueva línea.

• Una orientación sobre la puesta en funcionamiento de las distintas fases de la homologación y, en particular, sobre la realización de los ensayos dinámicos.

• Una pauta de las medidas y de los principios comunes, susceptibles a llevarse a cabo por la homologación cuando tales disposiciones no están definidas por las directivas, las ETI (o las normas referenciadas), o por la normativa nacional, y cuando la ausencia de tales disposiciones puede perjudicar el desarrollo satisfactorio del proceso de homologación.

A continuación se presentan los actores del proceso de homologación, así como los distintos pasos que conducen a la homologación de una línea de alta velocidad, y que constituyen el dossier de homologación:

• Ensayos dinámicos de integración • Ensayos complementarios

A5.2 Actores del proceso de homologación

En el proceso de homologación participan distintos actores, concretamente:

• La Comisión de Homologación: tiene por misión determinar, organizar y hacer el seguimiento del proceso de los ensayos dinámicos necesarios para completar el dossier de homologación. La Comisión de Homologación debe estar asistida por:

- Especialistas de los diferentes sub-sistemas (Infraestructura, Energía, Control Comando y Señalización)

- Un delegado de los constructores responsables de la construcción

- Uno o varios delegados responsables de la o las líneas adyacentes a la línea que se desea homologar

• Responsables de diversa índole, que constituyen el Comité de Homologación: Los miembros del Comité de Homologación están designados por la Comisión de Homologación. Dentro del Comité se encuentran, como mínimo:

- Un jefe de ensayos técnicos, bajo la responsabilidad del cual se efectúan los ensayos dinámicos (juntamente con el responsable de explotación)

- Un responsable de explotación, bajo la responsabilidad del cual se efectúan los ensayos dinámicos (juntamente con el jefe de ensayos técnicos)

Además, en función de las necesidades, se pueden designar otros responsables como, por ejemplo:

- Un representante de la infraestructura - Un representante de material rodante (responsable de un tren de ensayos) - El futuro responsable del mantenimiento de la línea - Un representante del puesto de control de la base de trabajos - Un representante de seguridad

A5.3 Ensayos dinámicos de integración

Los ensayos dinámicos tienen por objetivo demostrar que el sistema infraestructura y sus interfaces autorizan un funcionamiento correcto para la velocidad de explotación normal (o la velocidad de concepción) de la línea, con toda seguridad y con el grado de confort deseado por los viajeros. Dichos ensayos permiten aportar, antes de la homologación de la vía, las correcciones a las anomalías constatadas en el sistema o sub-sistema.

105 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía Los ensayos dinámicos de integración se realizan con una rama de ensayos homologada apta para circular a una velocidad superior al 10% (como mínimo) de la velocidad de explotación (velocidad de concepción) de la línea. En el caso en que la velocidad de explotación de la línea no corresponda a la velocidad de concepción de la infraestructura, la homologación debe llevarse a cabo para la velocidad de concepción de la línea. En todo momento, una comisión de homologación determina, organiza y hace el seguimiento de los ensayos dinámicos requeridos para completar el dossier de homologación. Dicha organización se lleva a cabo con estrecha colaboración con los gestores de las líneas adyacentes.

La rama de ensayos debe satisfacer las exigencias crecientes de los ensayos (por ejemplo, rampas del 4%, velocidades un 10% superiores a la velocidad de concepción). Además, según la Guía para la homologación de líneas de alta velocidad, es recomendable realizar los ensayos en unidad simple y múltiple, con los pantógrafos en distintas posiciones dentro de la rama.

Concretamente, los ensayos dinámicos están destinados a controlar el sistema de transporte partiendo de un recorrido a velocidad limitada, hasta alcanzar la velocidad máxima de ensayo (velocidad de explotación o de concepción + un 10%). El principio del ensayo consiste en recorrer todos los itinerarios, tanto en vías principales como en empalmes y estaciones intermedias, por tramos de velocidad acordados (en principio determinados por el sistema de señalización; por ejemplo, 160, 200, 230, 270, 300, 320 y 352 km/h para una línea concebida para 320 km/h), hasta alcanzar la velocidad indicada, aumentada en un 10%.

Durante los ensayos se deben tomar distintas medidas. Las medidas consideradas necesarias hacen referencia, principalmente, al sub-sistema de energía, pero también destacan las siguientes medidas, referentes a la estructura:

• Medidas, con registro, en la cabina del conductor, en un coche de viajeros y en, por lo menos, un bogie de la rama, de las aceleraciones verticales y horizontales

• Registro de la velocidad de circulación durante los distintos recorridos.

Además de las medidas y registros citados, es aconsejable llevar a cabo medidas complementarias, en función de las ETI y de las exigencias nacionales (por ejemplo, especificadas en el estudio medioambiental, en la licencia de obra, por la licencia de explotación, por los expertos de los sub-sistemas). Las relacionadas con la infraestructura y la superestructura son las siguientes:

• Medidas sobre vía con balasto de las reacciones de las traviesas y de la aceleración vertical del tablero de los puentes ferroviarios para garantizar la estabilidad

• Comportamiento de las fijaciones de la vía

• Medidas de los desplazamientos carril-traviesa (verticalmente y horizontalmente)

• Medidas de las tensiones y deformaciones de las traviesas

• Medidas de rugosidad del carril

• Medidas del comportamiento de los elementos que constituyen los aparatos de vía (agujas)

• Medidas sobre el comportamiento de las sujeciones (tensiones, deformaciones)

Las medidas tomadas en los sucesivos aumentos de velocidades se realizan en horario diurno, siguiendo un régimen de 4 días por semana, estando el quinto día reservado al mantenimiento de la rama, la eventual calibración de los aparatos de medición y el arreglo de las anomalías constatadas, eventualmente, en el sistema o en algunos de los sub-sistemas.

106 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía Después de cada recorrido, el jefe de ensayos, con la ayuda de expertos de los sub-sistemas, analiza las distintas medidas y observaciones que conciernen al funcionamiento y la seguridad del sistema, y las compara con las normas y tolerancias en vigor.

La aceptación de las medidas del recorrido constituye un punto de paso obligado para proceder al siguiente recorrido. En caso que se detecte una anomalía que pueda poner en peligro las instalaciones y/o el material rodante y, por consiguiente, la seguridad, los recorridos de ensayo se interrumpen hasta que la anomalía se haya solucionado.

Puesto que la realización de los ensayos es costosa y larga, según la Guía para la homologación de líneas de alta velocidad, el número de ensayos a realizar se puede reducir aplicando la fórmula “1 + ?” en los casos en que los ensayos no estén reglamentados por las ETI o la reglamentación nacional, y en que se realicen en sub-sistemas constituidos por tecnologías bien conocidas y probadas en otras infraestructuras de alta velocidad.

A5.4 Ensayos (dinámicos) complementarios

Una vez concluidos con éxito los ensayos dinámicos de integración con la rama de ensayos, se inician los ensayos complementarios. Estos ensayos, que se llevan a cabo con la rama de ensayos acondicionada y con otras composiciones de trenes, pueden ser:

• Recorridos con el tren de ensayos provisto de ruedas de un bogie al límite del desgaste (control de la estabilidad de rodamiento) • Recorridos con otros tipos de trenes • Recorridos en rama múltiple • Recorridos con posiciones diferentes de los pantógrafos • Ensayos de frenado (normal y de emergencia) • Ensayos con cruces de otros trenes de viajeros/mercancías de alta velocidad

Los resultados de los ensayos dinámicos se incluyen en el dossier de homologación y se someten, después de la aprobación de la comisión de homologación, a los organismos notificados y autorizados. Tras el acuerdo (verbal) de dichos organismos, se inician los ensayos de resistencia y la formación del personal de operación y de mantenimiento.

Los ensayos de resistencia están destinados a probar el sistema ferroviario en condiciones extremas para verificar que el sistema está disponible y es apto para funcionar en condiciones fiables. Entre los ensayos de resistencia cabe citar:

• Ensayos con varias ramas circulando a intervalos mínimos permitidos por la señalización con la finalidad de “poner a prueba la coordinación entre los maquinistas y las expediciones de trenes”.

• Ensayos con varias ramas con carga máxima con la finalidad de controlar el comportamiento del sistema de tracción (alimentación, catenaria).

También es aconsejable llevar a cabo:

• Ensayos de situaciones degradadas, para probar la eficacia técnica y organizativa establecida,

• Una simulación de catástrofes, en colaboración con los servicios de socorro, cuyos resultados deben recogerse en el capítulo “seguridad” del dossier de homologación.

A5.5 Contenido del dossier de homologación

El dossier de homologación comprende el conjunto de los documentos que contienen todas las justificaciones que permiten la puesta en servicio de una línea o de un sub-sistema.

El contenido exacto del dossier de homologación puede variar según las exigencias de la Autoridad competente, encargada de autorizar la puesta en servicio. En cualquier caso,

107 REVA – Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía siempre está comprendido por un dossier técnico que acompaña la declaración “CE” de verificación del o de los sub-sistemas, establecida en el marco de las ETI.

El dossier técnico debe contener todos los documentos necesarios relativos a las características de cada sub-sistema, así como todos los documentos que prueban la conformidad de los constituyentes de interoperabilidad. También debe contener todos los elementos relativos a las condiciones y límites de utilización, a las consignas de conservación, de control continuo y periódico, de regulación y de mantenimiento.

El dossier de homologación completo visado, dirigido a la autoridad de tutela del Estado miembro concernido, incluye los dossiers técnicos adjuntados a la declaración “CE” de verificación2 de la entidad adjudicataria. Según la Guía para la homologación de líneas de alta velocidad, el dossier de homologación debería comprender los elementos siguientes:

• Para las infraestructuras (vía y obra civil): planos de las obras (o lista de los planos con las coordenadas de la persona responsable de archivar los planos), procesos verbales de recepción de las zanjas y del herraje, informe de ensayos de los hormigones y de control de los hormigones.

• Para los otros sub-sistemas (energía y control comando): planos (o lista de los planos con las coordenadas de la persona responsable de archivar los planos) generales y de detalle conformes a la ejecución, esquemas eléctricos e hidráulicos, esquemas de los circuitos de comando, descripción de los sistemas informáticos y de los automatismos, nota de funcionamiento y de mantenimiento, etc. Para los sub-sistemas concernidos por la norma EN 50126, se debe adjuntar documentación complementaria para probar la conformidad a las exigencias FDMS.

• Llegado el caso: acuerdo de las instancias competentes (estado) para la aplicación del principio “1 + ?”, definición del “?” y referencia a la homologación del “?”.

• Copias de las declaraciones “CE” de conformidad o de aptitud al empleo de los constituyentes de interoperabilidad; las notas de cálculos correspondientes, precisando, si es el caso, las reservas formuladas durante la ejecución de los trabajos; los informes de visita y de auditoría establecidos por el organismo en el marco de su misión.

2 La declaración CE de verificación de un sub-sistema testifica, en base a la verificación CE realizada por un organismo notificado, que el sub-sistema: • es conforme a las disposiciones de la Directiva Europea • es conforme a otras disposiciones reglamentarias aplicables en cuanto al Tratado • puede ponerse en servicio 108

Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 6: Criterios de intervención para el mantenimiento de líneas de alta velocidad

Cada administración ferroviaria fija unos criterios de intervención (o umbrales de intervención) para el mantenimiento de sus líneas de alta velocidad. Dichos criterios junto con los valores de los parámetros medidos mediante las auscultaciones geométrica y dinámica determinan las necesidades de mantenimiento de la vía.

De ese modo, en función de estos valores medidos y según si se superan ciertos umbrales que cada administración ferroviaria fija, se llevan a cabo tres tipos de intervenciones:

• Vigilancia normal de la vía • Intervención programada para la corrección del defecto • Intervención urgente para la corrección del defecto

La Tabla 32 pone de relieve los elementos en que se basan los criterios de elección de las intervenciones en mantenimiento para dos líneas de alta velocidad: la línea Madrid-Sevilla y la línea Roma-Florencia. En la primera línea, los umbrales para la nivelación longitudinal están definidos para tres longitudes de onda distintas. En cambio, en el caso de la línea italiana se establecen valores umbral para defectos puntuales así como un rango de valores de la desviación típica de la nivelación longitudinal.

Líneas Madrid -Sevilla Roma-Florencia

Para: Para: Caso de la NL 240 km/h < Vmáx < 280 km/h a) 200 a 250 km/h (hasta 2004) (nivelación longitudinal) b) 200 a 300 km/h (en adelante) σ ≤ 0,7 mm (3 a 25m) 1. Funcionamiento Normal y a) σ ≤ 1,0 mm ; L ≤ 5 mm σ ≤ 1,4 mm (25 a 70m) vigilancia normal b) σ ≤ 1,0 mm ; L ≤ 4 mm σ ≤ 1,9 mm (70 a 120m) a) 1,0 <σ ≤ 1,3 mm ; 0,7 < σ ≤ 1,1 mm (3 a 25m) 2. Funcionamiento normal e Def. puntuales: 5 < L ≤ 10 mm 1,4 < σ ≤ 2,3 mm (25 a 70m) intervención programada b) 1,0 <σ ≤ 1,3 mm ; 1,9 < σ ≤ 3,2 mm (70 a 120m) Def. puntuales: 4 < L ≤ 8 mm 1,1 < σ ≤ 1,7 mm (3 a 25m) 3. Funcionamiento normal e a) Def. puntuales:10

109 CENIT

Centro de Innovación del Transporte

Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 7: Contribución de Tore Dahlberg

“Railway track stiffness variations. A literature review” del Professor Tore Dahlberg.

110 CENIT

Centro de Innovación del Transporte Report for the REVA project (Reduction of the track vertical stiffness variability) DRAFT version October 25, 2007.

RAILWAY TRACK STIFFNESS VARIATIONS A LITERATURE REVIEW

Professor Tore Dahlberg Mechanical Engineering, IEI, Linköping University, SE 581 83 Linköping, Sweden

ABSTRACT The track stiffness (i.e. load on track divided by track deflection) experienced by a train will vary along the track. Sometimes the stiffness variation may be very large within a short distance. One example is when an unsupported sleeper is hanging in the rail giving, locally at that sleeper, a very low stiffness of the track. At switches both the mass and the stiffness change abruptly at the crossing; the crossing nose (the frog) is very heavy and stiff as compared to the surrounding rails. At insulation joints the bending stiffness of the rail has a discontinuity. Another example of an abrupt change of track stiffness is the transition from an embankment to a bridge.

The irregularities of track stiffness will cause variations in the wheel/rail interaction force. These force variations will have a detrimental effect on track degradation such as increased wear, fatigue of track components, track settlement due to permanent deformation of the ballast and the underlying substructure, and so on. As soon as track geometry starts to deteriorate, the variations of the wheel/rail interaction forces will increase, and the track deterioration rate increases.

In this report the influence of track stiffness variations on the wheel/rail contact force is discussed as well as its consequences and possible countermeasures. Literature is reviewed.

At the end of the report it is discussed how the transition area between two sections of a track; sections with different track stiffness, could be designed to reduce the variation of the wheel/rail contact force. The stiffness within a transition area is optimised to obtain an as smooth transition as possible. A smooth wheel/rail contact force at the transition area will minimise the track deterioration. Two possible ways to obtain a smooth transition are investigated. First, the stiffness of ballast and substructure in the transition area is optimised (the substructure stiffness can be influenced by, for example, grouting). Secondly, under-sleeper pads (USP) are used to control the track stiffness. It is demonstrated that wheel/rail contact force variations can be made small by modifying the stiffness variation at a transition area.

Correspondence to: Tore Dahlberg, IEI/Dept of Mechanical Engineering, Linköping University, SE 581 83 Linköping, Sweden. E-mail: [email protected]

1 INTRODUCTION

A railway track superstructure is seldom built on a homogeneous substructure. Due to an irregular stiffness of the substructure and of the ballast, for example due to a non-uniformly compacted ballast lying on subgrounds with longitudinally varying properties, the track stiffness experienced by a train will vary along the track. The substructure has a large influence on the track stiffness, and not seldom there are large changes of the track stiffness within short distances. Places along the track where track stiffness will change rapidly are for example at pile decks, embankments, bridges, and transition zones between ballasted track and slab track. Also, the track stiffness changes very quickly at switches and turnouts, especially at the crossings (the frogs), at insulation joints, at hanging sleepers, and so on.

Changes in track stiffness will cause variations in the train/track interaction forces. The force variations give rise to track degradation such as track settlement as a result of permanent deformation of the ballast and in the underlying structure. The settlement is caused by the repeated loading and the severity of the settlement depends on the quality and the behaviour of the ballast, the substructure, and the foundation, Dahlberg (2001). Also in the superstructure degradation will occur, for example due to fatigue of rails and sleepers and due to wear and rolling contact fatigue of the rail surface, Jönsson and Stichel (2007).

The rate of degradation of track components and the rate of track settlement will depend on the severity of the stiffness variation. As soon as the track geometry starts to deteriorate, the variations of the train/track interaction forces increase, and this speeds up the track deterioration rate. Therefore, one should be aware of the influence of track stiffness irregularities on the development of track settlement and on the deterioration of track components and materials.

Also, track stiffness irregularities will induce vibrations in the train and in the track. In many cases the stiffness variation is more or less random along the track. Long-wave stiffness variations will induce low-frequency random oscillations of the train, causing reduced ride comfort for passengers, and track vibrations may induce disturbances in nearby buildings.

At abrupt changes of track stiffness, for example at turnout crossings or at transitions from ballast to slab track, transient and high-frequency vibrations will be induced in the track. Local track deterioration may take place creating fatigue problems, cracks, wear, plastic deformation, hanging sleepers, and so on.

The transition area from an embankment to a bridge is a place where (differential) track settlement often occurs. In the upper part of Figure 1 the stiffness variation along a 3km section of a railway track is shown. In the lower part of the same figure measured settlement along the same track is shown. In the lower part of Figure 1 it can be seen that large track settlements occur at 9.4 km due to a bridge and at 11.4 km and 11.7 km due to an embankment and light- weight fill. At these places large variations of the track stiffness were measured, see the upper part of Figure 1.

2 Continuous stiffness measurements, West coast line in Sweden, east track w37 2001, 20 km/h 5,7 Hz 160 Stiffness v = 20 km/h, f = 5.7 Hz 140 No reinforcement Light weight fill 120 Pile−deck, bridge

100

60 Stiffness [kN/mm] 40

20 Bridge ↓↓ 0 9 9.5 10 10.5 11 11.5 12 Position along the track [ km ]

Longitudinal level, rms−value over 20 meters, 2000 − 2001 5 000407 001109 4 010320 011024

3 \\tralla\stiff_TrackGeometry

Longitudinal level [ mm ] 1

0 9 9.5 10 10.5 11 11.5 12 Position along the track [ km ]

Figure 1. Upper figure: track stiffness (axle load divided by track deflection) along railway track as measured by the Banverket track stiffness measurement trolley. Lower figure: four measurements (during two years) of the longitudinal level of the track (positive downwards, meaning that a large peak in the curve indicates a local settlement of the track). Figure provided by Eric Berggren at Banverket.

260

240

220

200

180

Track stiffness [ kN/mm ] 160

140 149.79 149.795 149.8 149.805 149.81 149.815 Position along the track [km] Figure 2. Local track stiffness variation along railway track. Stiffness variation due to sleeper passages can be seen, as well as a dip of track stiffness at three sleepers at 149.807 km. Measured by the Banverket track stiffness measurement car. Figure provided by Eric Berggren at Banverket.

In Figure 2 local track stiffness variation along a 25m section of a track is shown. It is noted that the track stiffness varies with a (spacial) frequency corresponding to the sleeper distance (that here is approximately 0.65m). The track is stiffer above one sleeper than between two sleepers.

3 It is also seen in Figure 2 that the track stiffness is much lower at three sleepers around the position 149.807 km. Most probable, these three sleepers are unsupported so that they are hanging in the rail. The reason might be that the rail has an insulated joint there, and this induces irregularities in the wheel/rail contact force. The irregular contact force then creates increased loading and vibrations of the sleepers leading to deterioration of the ballast bed below the sleepers. Thus, the track deterioration has started at a point of discontinuous track stiffness at the rail joint. (Figures 1 and 2 have been provided by Eric Berggren at Banverket – the Swedish National Rail Administration. Measurements presented in Figure 1 were performed with a measurement trolley and in Figure 2 with a newly developed measurement car, see Berggren et al. (2002) and Berggren (2007).

2 LITERATURE REVIEW

Track stiffness Track stiffness is a measure of the vertical stiffness of the entire track structure, whereas track modulus is a measure of the vertical stiffness of the rail foundation, Selig and Li (1994). Here, in this literature survey, the main focus is on vertical stiffness variations along a railway track. Problems emanating from stiffness variations are highlighted. In some cases geometric irregularities of the track may result in similar inconveniences as with irregular track stiffness, but geometric variations are not included in this survey. Track stiffness variations may be more difficult to deal with because even perfect track geometry may hide irregularities that are not discovered until the track is loaded by the train. Track stiffness irregularities may have its origin in the track superstructure (rails, railpads, sleeper, ballast) or in the substructure (foundation, subgrade soil).

The vertical stiffness of a railway track plays an important role when considering maintenance work, but it is also an important factor when looking at dissipated energy of a train. Lopéz Pita et al. (2004) proposed an optimum range of the vertical stiffness. They optimised the maintenance costs and the costs for dissipated energy of a train versus the vertical track stiffness. They used the evolution of maintenance costs versus vertical stiffness from the high- speed line between Paris and Lyon, and they estimated the annual costs of the energy dissipated at the Spanish high-speed line between Madrid and Seville (samples of a passenger traffic lines, with a frequency of 23 AVE trains per direction and day). Their result shows that the optimum vertical track stiffness should be between 70 and 80 kN/mm.

Another project trying to optimise the total lifecycle costs of a ballasted track was the EU project EUROBALT II, Messonnier (2000). The objectives of the EUROBALT II project were mainly to identify the main parameters that have to be measured by maintenance track engineers in order to detect developing flaws in ballasted tracks, and to identify parameters that can be controlled for reducing track deterioration. Conclusions from the project were that relevant track parameters influencing the track behaviour are track stiffness, displacement of sleepers, and the settlement of different layers of the substructure.

Fröhling et al. (1996) and Fröhling (1997) investigated the influence of spacially varying track stiffness on the dynamic loading of the track and differential track settlement. Fröhling (1998) has also reported that during his research, which was based on measurement results, it was found that the differential settlement of the track was dominated by the spatial variation of the

4 track stiffness. An equation for track settlement, taking spatially varying track stiffness into account, was formulated.

Random track stiffness In general, track stiffness is randomly varying along the track. Mahmoud and Eltawil (1992) investigated the response of a beam resting on elastic supports. They found that the beam response is highly dependent upon the modulus of subgrade reaction (i.e., on track stiffness). Also Naprstek and Fryba (1995) investigated the problem of a beam resting on a Winkler foundation; the stiffness of which was a random function of the length coordinate. Oscarsson (2001, 2002, 2003) investigated the influence of stochastic properties of the track structure. To obtain sufficient statistical information from the track structures, full-scale in-field measurements and laboratory measurements were carried out. The rail pad stiffness, the ballast stiffness, the dynamic ballast-subgrade mass (a discretized equivalent mass taking part in the vibrations), and the spacing between sleepers were assumed random variables. The influence of scatter on the maximum contact force between the rail and the wheel, the maximum magnitude of the vertical wheelset acceleration, and the maximum sleeper displacement were studied. Expectations and standard deviations of these quantities were calculated.

Andersen and Nielsen (2003) have investigated a case with a simple track structure with randomly varying support stiffness. The vertical support stiffness is assumed to be a stochastic homogeneous field consisting of small random variations around a deterministic mean value. Response spectra are obtained and the spectra are compared with those from numerical solutions achieved with finite element simulations. Wu and Thompson (2000) treated the sleeper spacing and ballast stiffness as random variables and their effects on the rail vibration were explored through numerical simulations. It was shown that the pinned-pinned resonance phenomenon may be suppressed by the random sleeper spacing, but the random foundation has no significant effect on the average noise radiated by the track. Also Moravcik (2004) investigated randomly distributed ballast stiffness.

When a train moves onto a bridge abutment the effects of varying geometry and foundation stiffness are significant. To minimise the rate of track settlement growth Hunt (1997) suggested that in the vicinity of bridge abutments the track should have carefully prepared variations in foundation stiffness. Li and Davis (2005) states that remedies intended to strengthen the subgrade between the bridge and the approach may not be effective if they are not designed to produce consistent and acceptable track stiffness between the bridge and the approach.

Nordborg (1998) found that in comparison with surface roughnesses the track support irregularities may be a significant excitation mechanism up to 100 Hz. Vibration levels increase with train speed.

Rail joints The vertical bending stiffness of a rail joint is generally much lower than that of the rail. A passing wheel generates larger deflections in the joint region leading to increased wheel forces and accelerated track deterioration. From this point of view, Kerr and Cox (1999) analysed and tested bonded insulation joints. Koro et al. (2004) used a discretely supported Timoshenko beam

5 and finite elements to predict the impulsive wheel-track contact force excited by the wheel passage on the rail joint. It is concluded that the rail joints are of great concern to track deterioration, the settlement of the ballast track and the failure of track components. Different train speeds and gap size at the joint are simulated. In Suzuki et al. (2005) this study was continued; measurements were performed and compared with analytical results and a close agreement was found. Countermeasures to reduce ballast settlement were discussed. Soft rail pads were suggested. Focusing on of rolling contact fatigue and plastic deformations, track deterioration at insulated rail joints was investigated by Kabo et al. (2006).

Switches and turnouts As mentioned above, a switch contains several irregularities both in stiffness and in inertia; the bending stiffness of the switch rail differs from that of the stock rail, the sleepers have different lengths and distances, the crossing (the frog) is both stiffer (in bending) and has a larger mass than the surrounding rails, and so on. Andersson and Dahlberg (1998, 2000) investigated, by use of a numerical model, the load impact at the crossing nose when a wheel moves (at the frog) from the wing rail to the nose. It was found that the severity of the load impact depends on variations of track stiffness, variations of mass distribution, and geometric irregularities at the crossing. Zarembski et al. (2001) and Zarembski and Palse (2003) performed theoretical formulation, analytical studies, and field tests. Their conclusion was that the impact load at a crossing could be eliminated by transition. Zhu (2006) investigated the effect of varying stiffness under the switch rail of a high-speed turnout. Results show that elasticity under the switch rail could effectively improve the vertical wheel-rail interaction dynamics when the train passes from the stock rail to the switch rail. Kassa (2007) performed mathematical modelling and simulation of the dynamic train-turnout interaction. Comparisons with field measurements were done.

Smoothing track stiffness irregularities Elastomeric products, such as rail-pads, under-sleeper pads (USP), and sub-ballast mats (SBM), and also geogrid (or geotextile) reinforcements, can be used to construct a tailor-made transition zone with the desired variation of stiffness and geometry. Track settlement in the transition zone has been studied numerically by Guiyu et al. (2004), and the influence of tensile-reinforcements on track settlement was investigated by Monley and Wu (1993). Full-scale simulation of geogrid reinforcement for railway ballast was performed by Brown et al. (2007). In Johansson et al. (2006) the influence of under-sleeper pads on dynamic train–track interaction was investigated. Two numerical models, valid in different frequency intervals, were used to study wheel/rail contact forces, rail bending moments, rail vibrations (displacements, velocities, and accelerations), sleeper vibrations, and loads on sleepers. Frequency-dependent material properties of rail pads, USP, and ballast/substructure were accounted for by viscoelastic spring- damper models that were calibrated with respect to measured data. It was found that USP influence dynamic train/track interaction mainly in the frequency range 0 – 250 Hz. In Loy (2006) under-sleeper pads are used to optimise the static rail deflection in turnouts. By mounting specific sleeper pads in different sections of the turnout, the track stiffness was adjusted, and as a result the vertical rail deflection was smoothed. A numerical study of the influence of under- sleeper pads on wheel/rail contact force is reviewed below, Lundquist et al. 2006.

6 In Anon. (2006) various track transition designs were reviewed and analysed. A number of techniques have been proposed to improve track performance by providing a transition to smooth the stiffness interface between dissimilar track types. Analyses of representative designs, as found in the existing literature, were performed.

3 MODELLING OF DYNAMIC INTERACTION BETWEEN TRAIN AND TRACK

In Dahlberg (2006), different aspects of track dynamics and train-track interaction were reported. Numerical modelling of the track as a whole and of different components of the track was considered. Dynamics of individual components and of the complete track structure, including dynamics of the compound train-track system, were dealt with.

In the review presented here, focus will be on dynamics due to track stiffness irregularities. First it will be shown how the wheel/rail contact force may look like at an abrupt change of track stiffness. Then a transition section is assumed in an area between two track sections with different stiffness. Optimisation of the track stiffness in the transition section is performed. The objective of the optimisation is to minimise the maximum deviation of the wheel/rail contact force from its mean static value.

In the first example the numerical model of the track contains one soft section and one stiff section, with a transition section of 15 sleepers between the two. The transition section is divided into five shorter sections with three sleepers each. Each section (of three sleepers) has its own stiffness that can be selected individually. Optimum values of the five stiffnesses in the transition area are sought for.

In the next example, again, the numerical model of the track contains one soft section and one stiff section, but now under-sleeper pads are placed under ten sleepers of the stiff section. The under-sleeper pads are then used to influence the track stiffness to get a smoother transition between the soft and stiff part of the track (the stiff part could be, for example, a bridge). Optimal stiffnesses of the under-sleeper pads are sought for. The goal function of the optimisation is to make the transition between the two parts of the track (with different stiffness) as smooth as possible.

3.1 Train and track model

The loading of the railway track model (half a track is modelled; symmetry with respect to the centre line of the track is assumed) comes from a moving wheelset that simulates the load from one axle of a train. The wheel is modelled as a rigid body and it is loaded by a constant force: the dead load of the car body. The wheel mass and half of the axle mass are included, which means that inertia from the un-sprung mass, i.e. from the wheel and the axle, is taken into account. The weight of the car body is taken into account by a constant force loading the wheelset. The wheelset moves at speed v.

The finite element track model used in this study is made up of 3-D fully integrated solid elements. The model is shown in Figure 3. The track model is composed of one rail (symmetry

7 with respect to the centre line of the track is assumed), rail pads, sleepers, under sleeper pads, and the ballast/substructure bed. The rail is a standard UIC60 rail, and the rail pads are modelled with a predefined rubber material. The stiffness of the rail pad is such that it deforms 0.33 mm when it is loaded by the force 100 kN. The sleepers are rigid bodies. The stiffnesses of the under-sleeper pads will be optimised.

In the first part of the study the model has a length of 45 sleeper spans (45 sleepers) (Figure 3 shows the same model but with 30 sleepers only). This track model is long enough to make boundary and initial effects not disturbing the track responses investigated at the 25 sleepers at the centre of the model. The ballast/substructure bed is modelled as a continuum with elastic material properties. The ballast bed is divided into several different sections. Two sections at the ends of the model are 15 sleeper spans long each. One end section is soft and the other en d section is stiff. Five shorter sections in the central part of the model are three sleeper spans long each and the ballast bed stiffnesses in these five sections are allowed to vary between certain limits. These five stiffnesses are optimised.

The model with under-sleeper pads is 30 sleeper spans long (see Figure 3). First comes one section of ten sleepers without sleeper pads and the ballast bed is soft. Then come ten sleepers with under sleeper pads and the ballast bed is stiff. Finally there are ten sleepers without pads on a stiff ballast bed. Thus, the ballast bed stiffness changes from soft to stiff between sleeper 10 and sleeper 11. The sleepers 11 to 20 are equipped with USP to make the transition from soft to stiff as smooth as possible. The stiffnesses of the ten sleeper pads are optimised, but to avoid making the optimisation too time-consuming, only five different stiffnesses are used. The under sleeper pads are, two and two, given the same stiffness.

To avoid wave reflections at the boundaries of the limited model, non-reflecting boundary conditions have been used. These boundary conditions prevent artificial stress wave reflections generated at the boundaries from entering into the model and contaminating the results. The non-reflecting boundary conditions absorb the shear and pressure waves so that no reflections will occur at the boundaries. However, the bending waves in the rail are still reflected.

Figure 3. Train/track model consisting of rigid wheel, rail, rail pads, 30 rigid sleepers, under sleeper pads below the ten central sleepers (not shown in the figure), and ballast/substructure. Symmetry with respect to the centre line of the track is assumed.

8 3.2 Train/track interaction

In the FE-program used in this study the contact force between two contacting bodies of the structure (for example between wheel and rail or between sleeper/USP and ballast) is calculated by a penalty method, see Belytschko et al. (2000). In the penalty algorithm, one of the contact surfaces is defined as the master surface and the other as a slave surface. If there is no contact (slave node does not penetrate), nothing is done. If contact is obtained between a slave node and the master surface, the slave node will try to penetrate the master surface. But since the slave nodes are constrained to slide on the master surface after contact (they must remain on the master surface), the penalty algorithm will introduce normal interface springs between the penetrating nodes and the contact surface. The spring stiffness matrix (from the interface springs) is then assembled into the global stiffness matrix. The stiffness of the interface spring is the minimum of the master segment stiffness and the slave node stiffness. The magnitude of the interface force is thus proportional to the amount of penetration. With this contact algorithm, it is possible to simulate loss of contact and recovered contact between wheel and rail and between sleeper/USP and ballast bed.

3.3 Mathematical optimisation

The finite element model was built-up using the pre-processor TrueGrid, Truegrid manual (2001), and the train/track interaction problem was solved by the commercial finite element software LS-DYNA, Hallquist (2006). The software automatically makes the time step small so that high-frequency variations in the responses are well represented. The optimisation has been made with the optimisation package LS-OP, Stander (1999).

Basically, structural optimisation can be divided into global and local methods. The notations “global” and “local” only refer to the size of the region where the optimal solution is sought for. A subgroup of the global methods can be denoted semi-global methods. These methods limit the search of an optimum to a sub-domain, a region of interest, of the design domain. The global methods use the entire design domain. In this study the semi-global Response Surface Methodology (RSM) has been used. A detailed description of the optimisation has been given in Lundqvist (2005).

3.4 Calculations

The numerical values used in the simulations are as follows: the wheel mass and half of the axle mass is 750 kg, the dead load of the car body is applied to the wheel as a constant force of 100 kN (thus giving a static wheel load, including wheel weight, of 107.5 kN), the track model has a length of 45 sleeper spans (45 sleepers), and the sleeper spacing is 0.6 m. The ballast and substructure consist of an elastic material with modulus of elasticity in the stiff part E = 100 MPa, and in the soft part E = 30 MPa, Poisson’s ratio is ν = 0.1, and density is ρ = 2500 kg/m3. The depth of the track bed is one meter. The sleeper mass (for half the sleeper) is 125 kg. As already mentioned, the rail is standard UIC60 rail, and the rail-pads are of rubber material. The wheel moves at speed v = 90 m/s and two cases are studied, namely the case when the wheel is travelling from stiff to soft track, and when it is travelling from soft to stiff track. The objective is to minimise the dynamic part of the contact force between the wheel and the rail. A smooth

9 wheel/rail contact force at the transition area will minimise the track deterioration. In the RSM optimisation performed here only linear surface approximations has been used with an over- sampling of 1.5 times the minimum number of function evaluations.

3.5 Example 1: optimal ballast/substructure stiffness

In this part of the study, the total track stiffness changes from 45 kN/mm at one end (E = 30 MPa below the first 15 sleepers) to 90 kN/mm at the other end (E = 100 MPa below the last 15 sleepers). Such a change of stiffness is not unusual in a track, see for example Figure 1. Stiffness of the transition zone (15 sleepers on five sections with three sleepers each and different track stiffness in each section) is optimised for the two cases that the load is travelling from stiff to soft track and from soft to stiff track, respectively.

The optimal stiffness of the transition zone, for both travelling directions, can be seen in Figure 4. When going from stiff to soft track, the stiffness change in the transition zone should be smooth in the beginning and at the end of the zone, with a more rapid stiffness change in the central part of the zone, see Figure 4(a). The optimal modulii are, from left to right, 100, 93, 82, 71, 45, 38, and 30 MPa. For the other travelling direction, from soft to stiff track, the transition zone should have a more or less linear change of stiffness, see Figure 4(b), where the optimal values became 30, 40, 50, 60, 70, 80, and 100 MPa. The wheel/rail contact force (for travelling from stiff to soft track) is shown in Figure 5. A “dip” in the contact force is noted when the wheel enters the soft region. This implies a motion downwards of the wheel, and when this downward motion comes to an end, there is a large increase of the contact force. It can be seen that the large amplitude in the contact force that is obtained when there is no transition zone has almost disappeared after the optimisation. Only small variations of the contact force are noted at every small change of stiffness in the transition zone. Going from soft to stiff track is worse than going from stiff to soft; the wheel/rail contact force variation is then larger than the variation shown in Figure 5, see Lundqvist (2005).

Figure 4. Optimal stiffness of the transition zone for the two cases (a) going from stiff to soft track (left figure, Young’s modulus E going from 100 to 30 MPa), and (b) going from soft to stiff track (right figure).

Figure 5. The wheel/rail contact force before and after track stiffness optimisation. Train (wheelset) travelling from stiff to soft track.

If the transition zone is optimised for one travelling direction and the train is running in the opposite direction, then almost as good results are obtained. This means that if the transition zone is optimised for one travelling direction, then the transition when going the opposite direction is almost as smooth as if the transition zone had been optimised for that direction.

3.6 Example 2: optimal under-sleeper pad stiffness

In the second part of the study, the length of the track model was decreased to 30 sleeper spans, where the first tens sleepers were lying on a soft ballast bed (E = 30 MPa) and the following 20 sleepers on a stiff bed (E = 100 MPa), see Figure 3. The ten sleepers in the central part of the model were (in the model) equipped with 20 mm thick under-sleeper pads.

In order to keep the number of optimisation variables low, the same stiffness of the USP was given to two adjacent sleepers, so that the number of optimisation variables was five. The shear modulus G of the USP material was selected as optimisation parameter, and its lower limit was set to G = 10 MPa. The optimisation criterion was to minimise the variation of the wheel/rail contact force.

Optimal values of the shear modulus of the USP material are shown in Figure 6. It is seen in Figure 6 that the first two USP (on the stiff part of the track) should have a very low stiffness. The lower limit of the stiffness (i.e. the shear modulus G) was obtained during the optimisation. Then, perhaps surprisingly, there should be two sleepers with stiff under sleeper pads, followed by four sleepers with softer pads. Finally, the two lasts sleepers should again have stiff pads.

The wheel/rail contact force is shown in Figure 7. Again, for comparison, one curve in Figure 7 shows the contact force if the USP were not there. A large irregularity is seen at time t = 0.12 s, where the track stiffness changes from soft to stiff. Having optimal values of the USP stiffness this irregularity is almost completely eliminated, as shown by the second curve in Figure 7.

In order to investigate the robustness of the optimal solution shown in Figure 6, two calculations with other stiffness distributions were performed. The two other stiffness distributions tried (without optimisation) had the five stiffnesses 10, 100, 125, 150, and 175 GPa , and 10, 150, 150, 150, 150 GPa, respectively. It was found that these two stiffness distributions gave almost the same result as the optimised distribution in Figure 6. The conclusion is that as long as the two first under-sleeper pads are soft, the stiffness of the following eight pads does not influence the result very much. Thus, it could be suitable to use USP to smooth out the stiffness variation at, for example, the transition from a “soft” embankment to at “stiff” concrete construction at a bridge.

200

100

Shear modulus of USP [GPa] 12345678910 USP No Figure 6. Optimised values of shear modulus of USP material.

Figure 7. Wheel/rail contact force for track without USP and with five optimised stiffnesses of USP. Transition from soft to stiff track occurs approximately at time t = 0.12 s.

12 4 GENERAL DISCUSSION AND CONCLUSIONS

Variation of the track stiffness along the track will induce a variation of the wheel/rail contact force. This will contribute to track structure deterioration and differential track settlement. It may also give rise to unsupported sleepers. The track degradation speeds up the track deterioration rate.

It is almost impossible to build a ballasted track without any stiffness variation. In this paper it has been demonstrated that a transition zone between track sections of different stiffness can be created to obtain a smooth transition between the two sections. A thorough understanding of the physical mechanisms causing track deterioration, and understanding of the relationship between the track design parameters and the long-term track maintenance requirement would therefore imply that an optimised (or at least an improved) ballasted track could be constructed. The total life cycle costs of the track would therefore decrease, and less time is needed for maintenance giving more time for the transport operations.

One conclusion that can be drawn from this study is that some kind of transition zone will reduce the wheel/rail contact force variation considerably. The optimal stiffness variation in the transition zone depends on the travelling direction, but it is not very sensitive to it. Also, under sleeper pads with non-optimised stiffnesses can significantly reduce the wheel/rail contact force variation. The optimal transition zone can be built by using elastomeric products, such as under sleeper pads and/or sub ballast mats, to construct a tailor-made transition zone with desired stiffness variation and geometry, see Lundqvist (2005). Another possibility to create this stiffness variation could be by grouting.

4 ACKNOWLEDGEMENTS This survey was made for, and by support of, the REVA project, Center for Innovation in Transport (CENIT), Technical University of Catalonia in Barcelona, Spain. Track modelling and calculations were carried out by Andreas Lundqvist (2005) and Rikard Larsson (Lundquist et al. (2006)) at Linköping University.

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Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 8: Contribuciones de Michael Burrow

“A rational approach to railway track substructure design” desarrollado por Michael Burrow. “Conventional track substructure materials and construction – Preliminary considerations for high speed lines” elaborado por Michael Burrow.

126 CENIT

Centro de Innovación del Transporte Draft report: Part A Michael Burrow June 2007

A RATIONAL APPROACH TO RAILWAY TRACK SUBSTRUCTURE DESIGN

A draft in progress report written for the REVA “Reduction of the track vertical stiffness variability: Establishment of rail track, reception and maintenance conditions” project.

By Michael Burrow, University of Birmingham, UK.

1 BACKGROUND This document is the first draft of a two part report on design and construction of conventional railway track. The first part of the report, describes the rational approach to foundation design which can be adopted to provide protection to the subgrade and to help maintain uniform railway stiffness over time. The second part of the report considers practical issues of construction.

2 INTRODUCTION It is recognised that there is, in theory, an optimal track stiffness below which excessive track displacements take place and above which too much track deterioration can occur. Track which is of low stiffness may lead to excessive rates of settlement and other types of subgrade failure. On the other hand, railway track which is too stiff can cause load concentrations as train loads are distributed over fewer sleepers. This in turn can lead to increased ballast attrition and create a variation in track stiffness and therefore differential settlement under traffic loads (Brandl, 2001; Selig and Waters, 1994). Such differential settlement can result in increased train induced dynamic forces which in turn worsen track geometry, thus accelerating the deterioration of the entire track structure. The track stiffness is influenced by the upper part of the track substructure, the majority of which consists of subgrade material whose characteristics may vary considerably along the track and therefore the subgrade may be considered to have the greatest influence on track stiffness in comparison to any other factor (Selig and Waters, 1994). This premise is substantiated by research which shows that track stiffness can vary on newly constructed lines even though the superstructure and track bed layer construction is similar (Huille and Hunt, 2000). Consequently, the railway track

structure (Figure 1) should be designed in an appropriate manner to maintain, for a predetermined period, a uniform track stiffness by withstanding the combined effects of traffic and climate to the extent that the subgrade is adequately protected and that railway vehicle operating costs, safety and comfort of passenger are kept within acceptable limits (adapted from McElvaney and Snaith, 2002).

Traditionally, this system has been designed by engineers using an empirically founded approach which relies on common practice and previous experience. However, the trend towards using faster trains and heavier axle loads, in conjunction with the need to minimise costs, requires a thorough understanding of this system and its influence on subgrade behaviour. Thus, the design of modern railway track requires a rational approach which combines sound and robust geotechnical engineering and economic principles.

Fastening system Axle load

Sleeper Rail

Ballast Trackbed layers Sub-Ballast Sub-structure

Subgrade

Figure 1: Simplified components of conventional ballasted railway track

Geotechnical principles can be adopted to determine the traffic induced stresses, strains and deflections in the track structure and ensure that they are limited to appropriate levels, whilst economic principles should be used to compare design options and carry out life-cycle benefits and costs so that chosen designs are cost effective.

A rational approach combines two main processes, in the first the stresses, strains and deflections induced by train loading in the component layers of the substructure are determined (Ullidtz, 2002).

2 Draft report: Part A Michael Burrow June 2007

The second processes consist of using experimental methods to determine allowable stresses, strains and deflections in the various materials which constitute the track substructure. To formulate the design, the induced stresses, strains and deflections in each of the component layers are compared with the allowable determined from experimentation.

To determine the induced stresses, strains and deflections the applied traffic loading should be accurately represented and the component layers of the substructure should be characterized to meet the requirements of a theoretical model of the track system. Such a traffic / substructure model allows the stresses, strains and deflections throughout the track system to be predicted.

In the second process, it is necessary to identify the most important parameters in the component layers which cause the track support system to deteriorate over time. By setting limits on these parameters, through serviceability requirements for example, allowable stresses, strains and deflections may be established.

3 CHARACTERIZATION OF TRAFFIC The effects of repeated traffic loads and climate reduce the performance of the track over time with a consequent lessening of its ability to carry traffic at design loads and speeds. The performance of the track at any particular time can be related to its condition at that time. The design period is the number of years from the time the track is opened for first use until a terminal condition, however defined, is reached (Burrow et al., 2006; McElvaney and Snaith, 2002).

3.1 Track condition

The condition of the track may be described by its functional and structural condition. The functional condition relates to the ability of track to serve the rail user, whilst the structural condition concerns the track’s capability carrying load and protecting the subgrade. Under repeated loading, the track moves laterally and vertically causing deviations in line and level from the desired geometry. As these deviations are generally irregular, ride quality decreases and consequently the loads to which the track are subjected increase, causing increased geometry deterioration. Changes in track geometry can be measured by a number of parameters, the most common however are those concerning changes in the vertical and horizontal profile of the railway track. Track geometry may change over time due to a number of factors which are related to both the functional and structural

property of the track system. For example, line and level deviations over time can be caused solely by poor ballast alignment, or it may be caused by a structural problem related to the subgrade. Con- sequently, in order to identify the cause of the track deterioration it is necessary to measure another parameter such as track deflection or stiffness (Huille and Hunt, 2000).

3.2 Design period

The choice of the optimum design period should be evaluated using a life cycle cost analysis to investigate various design options over a fixed analysis period. For example, one strategy could be to design the track substructure to last for the whole of the analysis period with maintenance carried out periodically to adjust the line and level. An alternative strategy could be adopted whereby several design periods are included within the analysis period with various components being replaced at the end of each design period. The most efficient solution should be determined by evaluating total life cycle costs including user, maintenance and renewal costs.

3.3 Design loading

The track structure undergoes repeated vertical, lateral and longitudinal forces resulting from traffic and changing temperature. These forces, transferred through the track superstructure, determine the dynamic loading environment that must be supported by the substructure (Selig and Waters, 1994). The forces applied to the track by moving vehicles are larger than the nominal static weights of the trains in question due to dynamic forces induced by variable track, vehicle characteristics and operating conditions. Research suggests that dynamic forces can be considered to result from speed effects as well as a result of irregularities in the track or vehicle wheels. The latter are likely to increase over time as the track deteriorates. The dynamic forces may be determined from field measurements, appropriate models of the vehicle track system or empirically founded formulae. These typically are of the following form:

Pd = K d Ps (1)

Where Pd = dynamic force, Kd = dynamic impact factor and Ps = static train load.

A useful review of commonly used impact factors is given by Stewart and O’Rourke (1988).

4 Draft report: Part A Michael Burrow June 2007

It is usual to consider the two axles of a leading bogie and the two of a trailing bogie as a single load repetition in order to calculate the stresses and deformations at depth below a railway track (Grabe and Clayton, 2003; Li and Selig, 1998a; Stewart and O’Rourke, 1988). This four axle loading regime has been shown, from field measurements, to be equivalent to a single load pulse at depths below approximately 0.6 m (Stewart and O’Rourke, 1988).

Eisenman (1977 and Brandl, 2001) proposes an approach, based on an empirical study of actual stresses, which takes into account both vehicle speed and track condition. From the study, Eisen- man suggests that stresses induced in the rail are normally distributed (Figure 2) and the mean value is independent of the operating speed, V, but is a function of the track condition, ϕ. For speeds greater than 60 km / h, dynamic forces however were found to be a function of both the vehicle speed and track condition. These two cases can be represented by the following equations:

kd = 1+ tϕ when V < 60 km/h (2)

⎛ V − 60 ⎞ kd = 1+ tϕ⎜1+ ⎟ when 60 ≤ V ≤ 200 km/h (3) ⎝ 140 ⎠

Where ϕ , the track condition, has a value of 0.1 for track in very good condition, 0.2 for track in good condition and 0.3 for track in poor condition. t is an integer which takes a value between 1 and 3 depending on the risk associated with the design (see below).

The probability of occurrence of a particular stress or load, P is given by

( p−µ )2 ⎛ 1 ⎞ 2 f ( p) = ⎜ ⎟e 2σ (4) ⎝σ 2π ⎠

Where µ is the mean value of stress occurrence and σ is the standard deviation given by

σ = µϕ when V < 60 km/h (5)

⎛ V − 60 ⎞ σ = µϕ ⎜ 1+ ⎟ when 60 ≤ V ≤ 200 km/h (6) ⎝ 140 ⎠

Figure 2: Train induced stresses as a function of train speed (after Esveld, 2001).

Eisenman suggests that the design dynamic stress selected should be based on the application to which the design process will be applied. Where the risk of failure is high, such as that associated with calculating rail stresses and fastenings, then the design dynamic stress should be equal to the mean value, µ, plus 3 standard deviations. i.e. the design dynamic stress is greater than 99.7 % of all possible stresses. In this case a value of t = 3 is recommended. For example, Eisenman recommends that for a design with safety critical considerations, such as that associated with calculating rail stresses and fastenings, then the design dynamic stress should be equal to the mean value, µ, plus 3 standard deviations (i.e. t = 3). As the dynamic loads in Eis- enman’s model are normally distributed about the mean, the dynamic load calculated with a value of t = 3 represents the maximum of all possible loads occurring within 3 standard deviations of the mean i.e. 99.7 % of all possible loads are likely to be less than this value (Figure 2). For calcula-

6 Draft report: Part A Michael Burrow June 2007

tions of the lateral load and those in the ballast bed, a value of t = 2 is suggested by Eisenman. Where the design concerns less safety critical work, such as the foundations, as addresses herein, then t = 1 is appropriate. As an example, consider a foundation design problem (t =1) for a track with a design speed of 200 km / h and assuming the track condition will never fall below what is considered to be a good condition (ϕ = 0.2), then using equation 3 the dynamic amplification factor, K, is 1.40 or an increment of 40 % should be added to the mean (static) load.

Equations 3 has been modified for use by the German railway authorities (Brandl, 2001) as follows: ⎛ 0.5()V − 60 ⎞ k = 1+ tϕ⎜1+ ⎟ for passenger trains when 60 ≤ V ≤ 300 km/h (7) ⎝ 190 ⎠ ⎛ 0.5()V − 60 ⎞ k = 1+ tϕ⎜1+ ⎟ for freight trains when 60 ≤ V ≤ 140 km/h (8) ⎝ 80 ⎠ and ϕ = 0.15 for high speed lines and other main lines, ϕ = 0.20 for secondary lines and ϕ = 0.25 for other tracks.

It is convenient to use a single load for design purposes, however as the loads applied to the track over its design period are likely to vary in magnitude, it is necessary to covert the number of applications of all loads to an equivalent number of repetitions of the design load. The equivalent number is that number of loads which will cause the same amount of track damage and can be calculated using equations for track damage. These are typically of the form (McElvaney and Snaith, 2002, Esveld, 2001 and Li and Selig, 1998):

c b D = CPd N (9)

Where D is damage, C is a constant for vehicles traveling at a particular speed, Pd is the dynamic axle load, N is the number of load repetitions and c and b are constant for particular track construc- tions. Then the equivalent number of repetitions, Ne, of the design load, Pdd, to achieve the same amount of damage as caused by Ni repetitions of any load Pdi, can be calculated as follows:

c b c b D = KPdd Ne = KPdi Ni (10) Whence

c ⎛ P ⎞ b ⎜ di ⎟ Ne = ⎜ ⎟ Ni (11) ⎝ Pdd ⎠

To quantify the spectra of likely dynamic loads a probabilistic approach may be used. Stewart and O’Rourke (1988) describe a method which considers an unequal load distribution on the four axles. In their method they assume that 3 of the axles carry equal loads whilst the fourth one carries a larger dynamic load. The magnitude and probability of occurrence of the latter are determined from field data describing the distribution of all dynamic loads.

During the design period the loads applied to the track system vary in magnitude, frequency and configuration. Consequently, in order to be able to establish the cumulative effect of traffic loading on the performance of the track it is necessary to characterize the applied loading spectra.

However a probabilistic approach suggested by Eisenman above, can be used to convert the number of load applications of each nominal static load, expected on a particular track over its design life, to the equivalent number of load applications of the design load. This process is described below.

3 MODELLING THE TRACK SUPPORT SYSTEM Analytical models of the track superstructure and substructure are used to determine the effect of traffic loads on the stresses, strains and deformations in the system (Burrow et al., 2004). These can then be compared with allowable stresses, strains and deformations of the various components in the track support system to formulate a design. A number of techniques have been used for this purpose. These include the traditional beam-on- elastic foundation model which was developed before the advent of personal computers. It is a simplistic representation of reality as it assumes that each rail acts as a continuous beam resting on an elastic support and that the deflection under a point is due only to the load above that point. With the advent of the personal computer design procedures have incorporated models based on layered elastic theory, the finite element (FE), the finite difference, boundary element and distinct element methods. These, unlike the beam-on-elastic foundation, model individual components of

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the superstructure and substructure and are able to consider non-linear characteristics including plastic, viscous and viscoelastic deformations and strain rates which are non-linear functions of the stress level. Whilst each technique may have advantages for specific applications, arguably the FE method offers the widest and most robust range of computational capabilities (Schwartz, 2004). Further information on the types of models available and their relative merits may be found else- where (see for example Blair and Chan, 2006; Selig and Waters, 1994).

3.1 Track foundation properties required for structural analysis

Analytical models require each layer of the substructure to be characterised in terms of elastic parameters. Usually two parameters, the resilient modulus and Poisson’s ratio, are used. The resilient modulus, defined as the quotient of the deviator stress by the resilient strain in the direction of the major principal stress, can be determined directly from laboratory tests, or from an analysis of the response of measured in situ parameters. Poisson’s ratio is usually estimated.

3.1.1 Granular materials Under repeated loading conditions, the behaviour of granular materials is nonlinear and stress- dependent (Gomez Correia, 2004; Selig and Waters, 1994). Initially, for each cycle of loading some plastic strain occurs whilst the magnitude of the plastic strain decreases as the number of loading cycles increases. Eventually, and if the stresses levels are moderate, after a number of loading cycles the resilient strain becomes constant and the material behaves elastically (cf. section 4.2.1). The stress level is the primary factor affecting the resilient modulus which has been shown to increase appreciably with increasing confining stress and slightly with increasing repeated deviator stress, provided that shear failure is not approached. Four main types of non-linear models are widely used to describe non-linear behaviour. These are the K- θ, the modified K- θ, the Boyce and the orthotropic Boyce models (Gomez Correia, 2004; Lekarp et al., 2000). As modelling of resilient behaviour is complex, the simple, and widely used, K- θ model was proposed in the 1960’ to describe the results of cyclic load triaxial tests carried out with a constant confining pressure (Gomez Correia, 2004; Brown, 1996; Brown and Pell, 1967). In this model the resilient modulus, Er, is given by

k2 Er = K1θ1

Where K1 and K2 are material constants determined from experimentation and θ1 = 3p′ where p′ is the mean normal effective stress. When using the model, Poisson’s ratio, µ, is constant and usually taken as 0.3. The inaccuracy of this model in computing stress conditions in a granular layer or sand subgrade are widely recognised (Gomes Correia, 2004; Brown, 1996). However, it can use- fully be used to model a granular layer when effects in the layers above or below are required. Go- mes Correia et al. (1999) also note that the accuracy of the model could be improved if a stress dependent Poisson’s ratio is used. A modified version of the K- θ model was proposed by Uzan et al. (1992) in which the resilient modulus is given as a function of both the mean stress p and the deviator stress q.

k2 k3 Er = K1θ1 θ2 q Where θ2 = and the deviator stress, q = σ1-σ3, pa is a reference stress (such as atmospheric pres- pa sure). K1, K2 and K3 are material properties obtained from experimentation (see above). Although the modified model takes into account the effect of the shear stress (q), Poisson’s ratio is also assumed to be constant and consequently its use may lead to the inaccuracies as described above. The Boyce (1980) non-linear elastic model was developed using more elaborate cyclic triaxial test apparatus which was able to vary the confining pressure. Consequently, it is able to take into account the effect of stress paths and is expressed in terms of the bulk modulus, K, and the shear modulus, G, as follows:

1−n ⎛ p ⎞ ⎜ ⎟ ⎝ pa ⎠ K = 2 1 β ⎛ q ⎞ − ⎜ ⎟ ka ka ⎝ p ⎠

1−n ⎛ p ⎞ ⎜ ⎟ G = Ga ⎜ ⎟ ⎝ pa ⎠

(1− n)ka and β = Ga 6Ga

Ka, Ga and n are constants.

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Using elasticity theory, Young’s modulus, E, and Poisson’s ratio, ν, may be expressed as follows

1−n ⎛ p ⎞ 9G ⎜ ⎟ a ⎜ p ⎟ E = ⎝ a ⎠ 2 ⎛ G ⎞⎡ ⎛ q ⎞ ⎤ 3 + ⎜ a ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ ⎜ K ⎟ ⎜ p ⎟ ⎝ a ⎠⎣⎢ ⎝ ⎠ ⎦⎥

⎡ 2 ⎤ 3 ⎛ Ga ⎞ ⎛ q ⎞ − ⎜ ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ 2 ⎝ ka ⎠⎢ ⎝ p ⎠ ⎥ ν = ⎣ ⎦ 2 ⎛ G ⎞⎡ ⎛ q ⎞ ⎤ 3 + ⎜ a ⎟⎢1− β⎜ ⎟ ⎥ ⎜ K ⎟ ⎜ p ⎟ ⎝ a ⎠⎣⎢ ⎝ ⎠ ⎦⎥

The Boyce model represents the behaviour of materials with reasonable accuracy as it can describe the effects of the mean normal stress p and also of the stress ratio q/p and is therefore widely used in road pavement applications (Gomez Correia, 2004). However, it has been found that the Boyce model does not accurately predict values of the shear strain, εq for low values of q/p, leading to unrealistic values of ka, Ga and n. Consequently, Hornych et al. (1998) proposed an orthotropic version of the model by introducing a parameter γ, to scale the principal stress σ1. Using their model the resilient volumetric (εv) and shear (εq) strains can be represented by the following (Gomes Correia, 2004):

2 p*n ⎡γ + 2 n −1 ⎛ q * ⎞ γ −1⎛ q * ⎞⎤ ε v = ⎢ + (γ + 2)⎜ ⎟ + ⎜ ⎟⎥ p n−1 ⎢ 3K 18G ⎜ p* ⎟ 3G ⎜ p* ⎟⎥ a ⎣ a a ⎝ ⎠ a ⎝ ⎠⎦

2 2 p*n ⎡γ −1 n −1 ⎛ q * ⎞ 2γ +1⎛ q * ⎞⎤ ε q = ⎢ + (γ −1)⎜ ⎟ + ⎜ ⎟⎥ 3p n−1 ⎢ 3K 18G ⎜ p* ⎟ 6G ⎜ p* ⎟⎥ a ⎣ a a ⎝ ⎠ a ⎝ ⎠⎦ and γσ + 2σ p* = 1 3 3

* q = γσ1 − σ 3

A study by Gomes Correia et al. (1999) found that Hornych’s model gave the most accurate predic- tions of those described above.

Pappin et al. (1992) demonstrated that the resilient response modelled for dry granular material is applicable to saturated and partially saturated conditions, provided that the principle of effective stress is observed (Brown, 1996). Gomes Correia (2004) describes a number of models developed using such an approach. However, in practice the determination of the effective stress state in a granular layer may not be straightforward. Regarding, Poisson’s ratio, for granular materials repeated load triaxial compression tests indicate that Poisson’s ratio is strongly correlated to the ratio of principal stresses (σ1/σ3). At high stress ratios, the Poisson’s ratio may be as high as 0.6 or 0.78, indicating an increase in volume (McElvaney and Snaith, 2003). As mentioned above, the accuracy of the constitutive relationships may be improved if stress dependent Poisson’s ratios are used. Of additional importance in the development of the models described above is the laboratory procedure used in their formulation. Most models of the type described above have been developed under cyclic load triaxial test conditions (Gomes Correia, 2004). However, under the passage of a moving wheel load an element of material in the track substructure is subject to a complex regime consisting of vertical, horizontal and shear stresses (see Figure 2). This regime is more closely represented under laboratory conditions using the Hollow Cylinder Apparatus (HCA) which, unlike a conventional triaxial apparatus, allows the normal and shear stresses to be controlled in such a way as to simulate the in-situ regime. Whilst permanent deformations determined using conventional techniques when compared to using the HCA may be significantly underestimated (Gräbe and Clay- ton, 2003), research by Chan (1990) demonstrated that resilient strains are unaffected by the phenomenon. Further, he showed that the principal planes of strain remain coincident with those of stress. The importance of Chan’s research is that it demonstrates that structural analysis may be carried out using relatively simple resilient modulus models derived from triaxial tests rather than more complex apparatus (Brown, 1996).

3.1.2 Fine-grained soils In the case of fine-grained soils, the deviator stress has a primary influence on the resilient modulus which decreases non-linearly with increasing applied deviator stress, when all other factors are kept constant, and therefore constitutive models are primarily established between the resilient modulus and the deviator stress (Fleming et al., 2003). Li and Selig (1994) describe five different types of these models as follows:

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Bilinear model The model was proposed by Thompson and Robnett (1976) and takes the following form:

Er = K1 + K 2q when q < qi

Er = K3 + K 4q when q > qi

where qi is the deviator stress at which the gradient of the resilient modulus changes and K1, K2, K3 and K4 are constants which depend on the soil type and its physical state.

Power models Mossazadeh and Witczak (1981) proposed the following model to represent the behaviour of three fine-grained soils:

n Er = Kq Where k and n are constants which depend on soil type and physical state. Brown et al. (1975) proposed an effective stress version of the model to represent the behaviour of silty clays, in which the resilient modulus is also a function of the p'0 is the initial (geostatic) mean effective normal compressive stress. Their model is given by:

n ⎛ p0′ ⎞ E r = K⎜ ⎟ ⎝ q ⎠

Semilog model

(k−nq) M r = 10 The semilog model was suggested by Fredlund et al. (1977) for a moraine glacial till obtaining a range of values of k between 3.6 and 4.3 and n between 0.005 and 0.09. Raymond et al. (1979) used a similar model to successfully represent the behaviour of Leda clay.

Hyperbolic model K + nq E = r q Drumm et al. (1990) used this model to match data for fine-grained Tennessee soils.

Octahedral model The Octahedral model in which the resilient modulus is a function of the octahedral normal and shear stresses, σOCT and τOCT respectively, was proposed by Shackel (1973) and is given as follows

n σ OCT Er = k m τ OCT

Li and Selig (1994) investigated the first four of the models described above by determining how well each model fitted to data available in the literature. The Octahedral model was not considered as it was regarded as being difficult to apply. From their analysis they found that all of the models may be considered to fit the data by choosing suitable parameters (such as k and n), but found that the bilinear model gave the best representation, followed by the power, semilog and hyperbolic models.

A slightly different approach has been suggested by Brown (1996) using the classical model developed for earthquake engineering, in which stress-strain non-linearity is expressed in terms of a relationship between a normalized shear modulus and shear strain.

Composites A large amount of research effort has focused on determining the properties of the individual constituent layers of the track substructure in isolation, however, the interaction of these layers is also important. For example, in the case of a granular trackbed layer (Figure 1) which is supported by a softer subgrade, the deflections will be partially controlled by the load spreading ability of the granular material which controls the level of stress transmitted to the subgrade. However, the reaction of subgrade to the stress transmitted will influence the amount of load spreading that can occur. Thus the layer interaction affects the stress distribution which in turn affects the total elastic and plastic strains that are developed within each layer and hence their response to those stresses and vice versa (Fleming et al., 2003).

In many routine highway design methods an attempt is made to take into account the non-linear behaviour of granular materials values by using empirical relationships between the modulus of the layer in question and that of the underlying one (Gomez Correia, 2004; Loizos, 2004). Such relationships are typically of the form:

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En = kEn+1

Where En+1 is the resilient modulus of the underlying layer and k is typically between 2 and 4. Whilst these types of relationships are simple and may be easily incorporated in any railway track design procedure they do not take into account the influence of the water content and quality of the constituent material (Gomez Correia, 2004; Loizos, 2004). Loizos (2004) describes research to provide more accurate relationships to those described by equation x above. These take into account the modulii and thicknesses of the layers above and below the layer in question as well as the thickness of the layer in question.

3.1.3 Laboratory testing

Figure 2: Stresses induced under a moving wheel load (after Chan and Brown, 1994)

3.1.4 Field testing Laboratory testing of small elements raises questions concerning the preparation of preparing reliable specimens and whether they are representative of in-situ conditions (Brown, 1996). Conse- quently field testing, though more expensive than laboratory testing, plays an important part in the design process as it allows material properties to be determined under representative conditions. To this end dynamic deflection tests such as single point load tests, deflection basin tests or multiple axle vehicle load tests can be used. An example of a methodology which may be employed to de-

termine the resilient moduli of layers beneath a railway track using Falling Weight Deflectometer device together with a dynamic FE model of the device is described by Burrow et al. (2007) and useful summaries of appropriate tests may be found in Brough et al. (2003) and Selig and Waters (1994).

4 ALLOWABLE STRESSES, STRAINS AND DEFORMATIONS

4.1 Design Criteria Used in Analytical methods

The cumulative effect of traffic induced repetitions of the system of stresses and strains weakens the track substructure progressively. As ballast lends itself to maintenance the main objective of the design procedure is to protect the subgrade (Burrow et al., 2004). In the subgrade, the primary modes of traffic-induced deterioration are subgrade attrition by the ballast, progressive shear failure, massive shear failure and an excessive rate of settlement through the accumulation of plastic strain (Selig and Waters, 1994). These modes are mostly associated with fine grained soils. Subgrade attrition occurs as a result of relative movement of ballast and subgrade at the ballast-subgrade interface. The usual method of preventing its occurrence is to place a layer of sand of appropriate thickness directly between the ballast and subgrade. Progressive shear failure occurs where cyclic stresses in the subgrade are high enough to cause it to be sheared and remoulded and overstressed soil is squeezed sideways from beneath the track and upwards to cause a form of bearing capacity failure. It is less of a problem with coarse grained materials which possess high values of internal friction such that the increase in shear strength associated with applied normal stress exceeds the increase in associated shear stress. Massive shear failure can occur due to the weight from the train, track superstructure and unbalanced portions of the substructure. However, as progressive failure usually occurs at stress levels below that causing massive failure it governs performance and therefore design. Massive shear failure is only likely to be problematic when, for example heavy rainfall or flooding, have caused the subgrade to have an unusually high water content. An excessive rate of settlement through plastic deformations induced by repeated vehicle loading, may cause a ballast pocket to form as a result of the vertical component of progressive shear deformation, deformations caused by progressive compaction, or consolidation of the subgrade layer (Li and Selig, 1996; Selig and Waters, 1994).

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Consequently, the design problem, provided a sufficiently thick sand blanket is included in the construction, can be regarded as identifying, and putting limiting values on, the stresses, strains and deflections that are the major causes an of excessive rate of settlement and progressive shear failure. Li and Selig (1998a) suggest that subgrade performance is influenced by (i) vertical strain at top of subgrade and (ii) vertical plastic deformation. Both of these factors are controlled by levels of shear stress (or deviator stress). In the case of (i) the shear stress of interest is that at the top of the subgrade, whilst for deformation the shear stresses throughout the subgrade are important. Accord- ingly, the design objective is to ensure that the cumulative effects of the repetitions of shear stresses throughout the subgrade do not cause excessive progressive shear failure nor excessive rates of settlement to occur before the end of the design period. The design criterion can thereby be expressed as follows (Li and Selig, 1998a): To prevent progressive shear failure

ε p ≤ ε pa

Where εp and εpa are the actual total cumulative and allowable plastic strains, respectively, at the subgrade surface over the design period. And to prevent excessive plastic deformation

ρ ≤ ρa Noting that

D ρ = ε ds ∫ p o

Where ρ and ρa are the actual and allowable plastic deformations, respectively, at the subgrade surface over the design period and D is the depth of the subgrade.

4.2 Material performance under repeated loading

In an analytical design process measures of material performance are used to determine limits to stresses, strains or deflections. These, in conjunction with stresses, strains and deflections predicted to occur over the lifetime of the railway track are used to formulate the design. Ideally, such measures should be determined under conditions which closely match the in-situ regime. If tests are conducted in the laboratory then these should enable the effect of the rotation of principle stresses to be taken into account. Whilst this effect has been shown to be insignificant in determining resilient properties (see above), permanent deformations may be greatly underestimated when principal stress rotation is ignored. Gräbe and Clayton (2003), for example, found that the axial plastic strain

may be underestimated by as much as between 1.6 and 3.2 times depending on the clay content of the material.

4.2.1 Granular materials

For granular materials, permanent deformation is a function of both the cyclic deviator stress and the confining pressure and it has been shown to increase with the logarithm of the number of cycles of applied stress. Accordingly, performance models for granular materials take the following form:

b ⎛ 1 ⎞ ε c = a⎜ ⎟ ⎝ N ⎠

Where εc is the permissible vertical compressive strain at the point of interest (usually a layer interface) for N load repetitions; a and b are coefficients determined from experimentation.

Paute et al. (1993) suggest a model to predict permanent axial strain, εp in granular materials as a function of N as follows:

* ε p = ε p (100) + ε p (N)

⎡ −β ⎤ * ⎛ N ⎞ ε p (N) = A⎢1− ⎜ ⎟ ⎥ ⎣⎢ ⎝100 ⎠ ⎦⎥

Where εp(100) = accumulated permanent axial strain during the first 100 loading cycles ∗ ε p(N) = additional permanent axial strain for N > 100 A, B = regression parameters.

Further analysis of this model by Lekarp et al. () suggested that the model is generally successful in predicting permanent strain.

A limiting deviator stress, known as the shakedown limit, has been found to exist below which the accumulation of plastic strain is stable and above which the accumulation increases rapidly. For example, Brown (1996) describes data from the literature which demonstrate that insignificant plastic strains develop if the peak repeated stress ratio is always less than 70% of that required to cause

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static failure. However, research continues to define the boundary between stable and unstable behaviour (Werkmeister, 2001).

4.2.2 Fine-grained materials

For fine-grained materials permanent deformation has been shown to be a function of the number of loading cycles, soil stress history and drainage conditions. In addition, as with granular materials, it is recognised that a critical level of repeated deviator stress, known as the threshold stress, exists above which the rate of accumulation of deformation increases rapidly. At deviator stress levels below the threshold stress deformation has been found to increase with the logarithm of the number of cycles whilst at deviator stress levels above the threshold the rate of accumulation of deformation increases exponentially. This behaviour has been found to be related to the material stress history and water content, and thus shear strength (Fleming et al., 2003). Brown (1996) suggested that the quotient of the applied shear stress by the soil’s shear strength is the principal factor influencing permanent deformation. From the results of tests on an over-consolidated silty clay, he found that the threshold stress was at a deviator stress of 1.3 times the value of static yield over the range of initial effective stresses studied.

A number of models have been developed to predict cumulative plastic strain under repeated loading. The most commonly used one is a power model of the form (Li and Selig, 1996; Monismith et al., 1975):

b ε p = AN

Where εp is the percentage cumulative plastic strain, N is the number of repeated load applications; and A and b are two parameters related to the stress state and material properties.

In order to take into account soil physical state and type Li and Selig (1996) proposed a modified version of (2) as follows:

σ d m b ε p = a( ) N σ s

Where a, m and b are material parameters, σd is the deviator stress and σs is the soil static strength.

Models such as those described by equations (1) and (2) are for conditions in which the amplitude of stress or strain is constant. However, in practice the track is subject to a wide spectrum of load levels with various numbers of cycles. In addition, the properties of the materials in the track substructure at a particular location vary temporally due to seasonal effects and traffic action. To account for multistress levels and soil physical states a procedure (Li and Selig, 1996; Monis- i mith et al., 1975) can be used which converts Ni cycles of any loading condition (σd/σs)i to N 0, cycles of a reference condition (σd/σs)0 which would cause the same amount of damage (permanent strain). Using equation (2) and writing σd/σs as β:

m ⎛ β ⎞ b i ⎜ i ⎟ N 0 = N i ⎜ ⎟ Equ.3 ⎝ β 0 ⎠ and the total plastic deformation is given by:

m b ε p = a(β 0 ) N Equ. 4

1 i Where N = N 0 + N 0 +...... N 0 is the equivalent number of repeated load applications.

Other factors Adequate drainage and the proper use of geotextiles for drainage, filtration, reinforcement and sepa- ration are also important, as are the uses of other ground improvement techniques such as stabilization (Brown, 1996). However, these considerations are beyond the scope of this document.

5 CONCLUDING REMARKS This document has described a theoretical analytical approach to railway substructure design which may be adopted to ensure that the stresses, strains and deflections in the component layers of the railway track substructure do not exceed design requirements. This will ensure that the subgrade, which is recognised as having the greatest influence on track stiffness and its variability is protected. It is not, however, always practical to adopt a theoretical approach when undertaking the

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real construction of the railway track. Consequently, part 2 of this document will address issues related to the practical construction of the track system.

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24 CONVENTIONAL TRACK SUBSTRUCTURE MATERIALS AND CONSTRUCTION – Preliminary considerations for high speed lines

A draft in progress report written for the REVA “Reduction of the track vertical stiffness variability: Establishment of rail track, reception and maintenance conditions” project.

By Michael Burrow, University of Birmingham, UK.

1 BACKGROUND This document is the first draft of a two part report on design and construction of railway track. This forms the second part of the report and considers the practical issues related to track substructure construction.

2 INTRODUCTION The ability of the track substructure (Figure 1) to deform elastically (i.e. in a resilient manner) facilitates the transfer of train induced loads from the wheel, via the rail to sleepers through the ballast, sub-ballast and finally into the subgrade. The entire system should possess a stiffness which limits rail displacements on the one hand, but is not so stiff to cause load concentrations to occur. In conventional railway track, the optimum design of such a system should involve a gradual decrease in stiffness from the ballast, through the sub-ballast to the subgrade. The achievable and uniformity of stiffness of each layer and thus of the overall system is a function of material properties, the thickness of the various layers and the quality of construction. The former two considerations were addressed in the first part of this report on analytical design, the latter, which is primarily a function of the degree and evenness of compaction will be addressed here.

2.1 Theoretical optimal track stiffness It is recognised that there is, in theory, an optimal track stiffness below which excessive track displacements take place and above which too much track deterioration may occur. Track which is too stiff can cause load concentrations as the train load is distributed over fewer supports (i.e. sleepers). This in turn leads to increased ballast attrition and creates a variation in track stiffness and therefore differential settlement under traffic loads (Brandl, 2004b; Selig and Waters, 1994). Such differential settlement can result in increased train induced dynamic forces which in turn worsen track geometry, thus accelerating the deterioration of the entire track structure. Track which is not stiff enough may lead to excessive rates of settlement and other types of failure identified in section 1 of this report. The EUROBALT project (EUROBALT, 2000; Huille, and Hunt, 2000) sought to identify an optimum track stiffness using an analytical model to predict track geometry deterioration. Using the model to minimize the required intervals between tamping maintenance activities for theoretical sections of track it was found that a theoretical optimal track stiffness value of 200 KN/mm for high speed lines could be identified and under the defined conditions of track operation given in Table 1. An optimum track stiffness value of 160 KN/mm was found for non-high speed main lines which carry freight in addition to passenger traffic. It is also understood that variations in track stiffness are a source of poor track quality and therefore should be minimized. The EUROBALT project suggested that variation in the stiffness of the subgrade should be limited to less than 10% of the mean value (EUROBALT, 2000), however research continues to quantify acceptable levels of overall track stiffness variation.

2.2 Deflections In terms of rail deflections, Brandl (2004b) suggests that the following elastic deflections, δ, are acceptable under a passing wheel load of approximately 200 kN:

1.0 mm ≤ δ ≤ 2.2 mm for train speeds 160 km/h 1.5 mm ≤ δ ≤ 2.0 mm for train speeds > 160 km/h

These values are the same as those given by Woldringh (2001) which were used for the construction of a high speed line in the Netherlands where the maximum static wheel load is 225 kN.

Table 1: Optimal track parameters (after EUROBALT, 2000) Attribute Value Comments Geometry of wheel 1 in 10,000 wheels giving 250 kN impact force or better Rail section UIC 60 Rail pad stiffness 80 kN/mm Sleeper spacing 0.6 m Ballast – depth 0.3 m Sleeper stiffness 200 kN/mm 0.5 mm rail deflection at 20 tonne axle load Subgrade stiffness 10% or better than mean variation value

3 SELECTION OF SUITABLE MATERIALS AND RECOMMENDATIONS FOR CONSTRUCTION Although a rational foundation design procedure, such as that described in the first part of this report, may be used to ensure that a sufficient thickness and quality of ballast and sub-ballast material is used to adequately project the subgrade from common sources of failure it is also necessary to ensure that the track layers are adequately selected and constructed. Several aspects related to this are discussed below.

3.1 Ballast Traditionally crush rock or crushed slag has been used for the ballast and currently granite, or limestone, are the preferred materials although gravel source aggregates, such as river gravels, are used where there is difficulty in obtaining granite or limestone (Brandl, 2004b). Selected material should be of uniform grading to prevent settlement and allow the free passage of water and broader ballast gradations are preferred to narrow gradations for reasons of strength. Additional factors of importance include high resistance to particle breakage and abrasion, fines storage volume, size segregation and maintenance issues (Selig and Waters, 1994). In the UK, requirements for ballast in terms of dimensions, shape and resistance to breakage (crushing) and attrition are given in the Network Rail standard, Track Ballast and Stoneblower Aggregate (Network Rail, 2000). These requirements are summarised in Table 2.

Table 2: Track ballast specifications (Network Rail, 2000) Attribute Value Comments Material To be: Hard Durable Natural stone Angular in shape All dimensions nearly equal Flakiness index 40 % BS 812 (1989) Elongation index 80 kN/mm BS 812 (1990) Aggregate crushing ≤ 22% BS 812 Part 110 value (ACV) Wet Attrition Value ≤ 4.0% BS 812: 1951 (WAV) Dimensions % weight passing Square mesh sieve (mm) 63 100 50 97 – 100 37.5 35 – 65 28 0 -20 14 0 -2 1.18 0.8 - 0

3.2 Unbound granular sub-ballast

Material properties Material chosen for the sub-ballast should consist of well-graded sandy gravel that exhibits sufficient resistance to grain crushing and weathering. As the sub-ballast is likely to be subject to grain crushing and abrasion during the construction phase, as well as during operation, it is important that the chosen material is selected based on suitable criteria (Brandl, 2004b, Frost et al., 2003). To this end, Brandl (2004b) suggests that the grain size curves are a useful measure and recommends the selection of un-bound material whose grain size curves are similar in shape to parabolic Fuller curves. Material exhibiting such characteristics can be easily compacted and tends to undergo minimum crushing and attrition. To this end, Brandl (2004) recommends the following values:

Modulus of deformation, Ev2 obtained from plate bearing tests (UIC, 1994) 2 2 120 MN/m ≤ Ev2 ≤ 200 MN/m construction of new high sped lines 2 2 100 MN/m ≤ Ev2 ≤ 200 MN/m upgrading existing lines

Standard Proctor Density, Dpr

Dpr ≥ 103 % high speed lines

Dpr ≥ 102 % existing lines (well-graded granular material)

Dpr ≥ 100 % existing lines (uniform granular material)

For the only high speed line in the UK, the Channel Tunnel Rail Link (CTRL), sub- ballast was selected with the properties described in Table 3 (O’Riordan and Phear, 2001).

Table 3: Properties of sub-ballast material on the UK’s Channel Tunnel Rail Link (after O’Riordan and Phear, 2001) Property Value Comments Grading Max. nominal size 37.5 mm Well graded

Los Angeles Abrasion LAAV + MDV ≤ 40 Value (LAAV) Micro Deval Value (MDV) LAAV + MDV ≤ 40 Methylene Blue Value ≤ 1 Corrected for grading (MBV) Compaction 100 % max. dry density See BS 1377: Part 4 (4.5 kg rammer test)

Construction To ensure an optimal construction, the stiffness of the sub-ballast should be less than that of the ballast above but greater than that of the subgrade and or prepared subgrade. Further, the avoidance of a material which is too stiff is recommended and its contribution to the stiffness of the overall system should be assessed using in-situ deflection measurements, such as those obtained from the falling weight deflectometer, or from computer modelling techniques. This will help ensure that the contribution of the sub-ballasat to the overall stiffness of the track system is not excessive. Brandl (2004b) states that if a reduction in the stiffness of the sub-ballast is required, it should not be achieved by compacting the material to a level which is less than optimum. Rather, a material should be selected that exhibits a medium stiffness, after optimum compaction, so that a non-uniform post-construction compaction by traffic is avoided. Non-uniform post-construction compaction would create large differences in local stiffness and lead to differential settlement and poor track geometry.

During construction the sub-ballast layer acts as a platform on which the ballast layer is constructed and is laid when all earth moving has been completed. Therefore, in order to minimize unnecessary damage to the sub-ballast, plant and equipment, other than that which is used to compact and test its performance, should not be permitted on the sub- ballast (O’Riordan and Phear, 2001).

3.3 In-situ subgrade It is well recognised that the performance of the subgrade is very important in ensuring adequate and uniform track stiffness (Huille and Hunt, 2000). To ensure that the track is of uniform stiffness, not only should the granular layers be adequately designed and constructed it is also important to ensure that the stiffness of the subgrade is adequate and uniform. This is because the stiffness of the track structure is dependent on quality of the materials which make up the track substructure. Selig and Waters (1994), for example, suggest that the depth of substructure influence on track stiffness is at least several times the length of a sleeper (i.e. 5 m to 6 m). Usually the subgrade is protected from failure by ensuring an adequately thick ballast and sub-ballast layer (see section 1 of this report). However, for very soft soils some form of ground improvement may be required. Where the in-situ subgrade is very stiff, Brandl (2004b) recommends that flexible layers which are able to absorb energy and vibrations should be installed between the sub-ballast and subgrade. However, the production of such layers, which should be capable of being deformed in the vertical direction without reducing their resistance to lateral and torsional loads, may not necessarily be straightforward.

In terms of variations in track stiffness, findings from the EUROBALT project suggested that the subgrade stiffness variation should be less than 10 – 20 % of its mean value (EUROBALT, 2000). Where subgrade stiffness is non-uniform, a more even stiffness may be achieved through some form of well controlled and monitored ground improvement techniques, such as compaction. A number of suitable techniques are described in Dynapac (2007), Brandl (2004a) and Selig and Waters (1994) (see below).

3.4 Prepared subgrade Prepared subgrade refers to layer(s) of in-situ material, which have undergone some form of improvement to add additional protection to the in-situ subgrade below. As described above for sub-ballast material, the stiffness of the prepared subgrade should not be excessive and it should be less than the sub-ballast but greater than the underlying subgrade. Typical properties of the prepared subgrade used on the CTRL are given in Table 4 below.

Table 4: Properties of prepared subgrade material on the CTRL (after O’Riordan and Phear, 2001) Property Value Comments Material Folkestone sands Grading Max. nominal size 37.5 mm Well graded

Thickness 350 mm – 500 mm LAAV + MDV ≤ 60 MBV ≤ 2 Corrected for grading Compaction 95 % max. dry density See BS 1377: Part 4 (4.5 kg rammer test)

3.5 Compaction Brandl (2004a) notes that good compaction is a least as important as proper design, use of materials and drainage. Further it is recognised that optimum compaction enables uniform track stiffness to be achieved with the minimum amount of grain crushing and attrition (Brandl, 2001b). Useful summaries of theoretical considerations and also practical tools for achieving optimum compaction of both granular and fine-grained soils are given by Dynapac (2007), Brandl (2001a) and Brandl (2004a). Dynapac (2007), Adam and Kopf (2004) and Brandl (2004a) describe a number of devices and pieces of equipment which may be used to optimize compaction and ensure quality control. Of particular importance in the selection of a suitable methodology is the avoidance of local over compaction which would result in the loosening of material near the surface, grain crushing and abrasion.

3.6 UK Experience A case study is given in this section of the report to illustrate a successful approach to the design of a high seed railway line. A more detailed description of the approach adopted may be found in O’Riordan and Phear (2001). The CTRL is a 108 km high speed railway line running between London and the Channel Tunnel, in the UK. 75 km of the line, from Dartford to the Channel Tunnel is mainly on ballasted track with the underlying subgrade consisting of either heavily overconsolidated clays or Folkestone sands (O’Riordan and Phear, 2001). The trackbed layer design (ballast + sub-ballast + prepared subgrade) was based on UIC 719R (1994), together with French best practice for high speed lines and varies between approximately 0.85 m and 1 m (O’Riordan, and Phear, 2001). Properties of the constituent materials are given in Tables 3 and 4 above. For the sections constructed on overconsolidated clays, 0.65 m of the clay below the base of the prepared subgrade was replaced with the stronger and stiffer Folkestone sand sandwiched between geotextiles. The earthworks were built with a design life of 60 years and it was anticipated that track renewal would take place at 20 year intervals with realignment maintenance occurring every 3 years. To date, no problems with the functional performance of the track have been reported since the CTRL was first opened for use September 2003 and it has been suggested that the time between tamping and realignment maintenance activities may be increased (Schofield and Franklin, 2005). Additionally, measurements along sections of the CTRL have shown that the track deflections are small further indicating that the track is performing adequately (Burrow et al., 2006).

4 CONCLUSIONS This report has highlighted the importance of achieving a uniform track stiffness and that ideally for high speed lines the track stiffness should be in the region of 200 kN/mm. To achieve a uniform level of track stiffness is necessary to select appropriate materials for each layer of the track substructure. The selection should be based on material particle size, abrasion and strength characteristics. Materials for both the ballast and sub- ballast should be of uniform grading to allow for free drainage. The report also emphasised the importance of proper compaction for each layer of the track substructure. To ensure that the stiffness of the track is both adequate and uniform it is necessary to compact the constituent layers to optimal values and select materials and layer thicknesses whose performance characteristics meet the requirements of an analytical design methodology as described in the first section of this report.

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Actividad 1: Estado del Arte

Anejo 9: Contribución de Eric Berggren

“Vertical Track Stiffness Measurements. A Litterature Review for the REVA-project” de Eric Berggren.

162 CENIT

Centro de Innovación del Transporte

Vertical Track Stiffness Measurements A Litterature Review for the REVA-project

Eric Berggren, Banverket

Abstract iii 1 INTRODUCTION 4 2 TRACK STIFFNESS 4 2.1 Definitions 5 2.2 The role of track stiffness measurements in track maintenance 7 2.2.1 Indicator of root cause at problem sites 10 2.2.2 Upgrading of track for higher speed and axle load 12 2.2.3 Verification of newly built track 12 2.3 Vertical track stiffness measurements 13 2.3.1 Standstill measurements 13 2.3.2 Rolling measurements 15 2.3.3 Road measurements 27 2.4 Lateral track stiffness measurements 28 3 REFERENCES 29

ii Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Abstract

This literature review focuses on vertical track stiffness measurements and possible use of such measurements within railway maintenance. References and prototypes from different countries are described as well as the evolution from standing still to rolling measurements. The measurement techniques have evolved during last years and are now ready for the step from research and development into practical usage.

Several authors claim that vertical track stiffness is an important parameter in order to understand the complex train track interaction and also gives links between track stiffness and certain maintenance needs and decisions.

iii Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

1 INTRODUCTION

Knowledge about the condition of various railway tracks is vital in performing optimal track maintenance. This knowledge is gathered with the help of inspections as well as manual and automatic measurements. Most of the imperfections of a track are visible as rail defects or track geometry irregularities. Therefore, the most important inspections are ultrasonic testing for the rail, and track geometry measurements for the track. To be able to determine the root cause of a problem or to conclude how changed traffic conditions will affect the track, more measurements or visual inspections are needed. Track stiffness is one of those parameters that lately have been focused, both from a theoretical and practical point of view. An introduction to track maintenance and different measurements in general can be found in the text books of Esveld [24] and Selig and Waters [69]. A large literature review is provided by Dahlberg [18].

Historically, most attention has been paid to inspection techniques of the superstructure. Several of such techniques are standard measurements used worldwide. The substructure has been given much less consideration, especially the subballast and subsoil components, even though it has a major influence on the cost of track maintenance [69]. Most of the substructure investigation techniques are not standard measurements and are not performed as regular measurements.

This literature review focuses on measurement of track stiffness Track stiffness can be measured both at standstill and while rolling along the track. There are some different approaches to rolling measurements, all with different advantages/disadvantages. Very few railway authorities have access to track stiffness measurement equipment.

2 TRACK STIFFNESS

Track stiffness is the relation between applied force and the displacement of the rail. The track stiffness varies both with frequency, dynamic amplitude, applied preload and position along the track. Track stiffness is an important interaction parameter in the wheel-rail contact, and variations of track stiffness as well as extreme values (both low and high) will affect the degradation of the track.

Track stiffness can be measured both at standstill and continuously along the track. Standstill measurements can be performed with for example a hammer sledge, TLV (Track Loading Vehicle) or FWD (Falling Weight Deflectometer). There are some different approaches to continuous measurements, all with different advantages / disadvantages. Very few railway authorities have access to track stiffness measurement equipment today.

Note that also the superstructure (rail, pad, and sleeper) will affect the vertical track stiffness significantly. Hunt gives a good introduction to track stiffness in [34].

Vertical track stiffness or track modulus has for a long time been regarded as an interesting parameter of the structural condition of the track. Zarembski and Chorus [85] state: “Since the early days of the railroad industry track engineers have desired a reliable method to quantify

4 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project the response of the track structure to given loads. The ability to specify the load-carrying capacity of tracks, to determine the resulting rail stresses and accompanying track deformation, is considered to be essential to proper track design and maintenance.” Winkler and Timoshenko proposed theories to model the track and calculate rail stresses [84], [79]. One of the first attempts to determine static track modulus from experimental data was undertaken by the ASCE-AREA Special Committee on Stresses in Railroad Track in 1918 [85]. Also in Sweden a test was performed at Säbylundmossen during the 1920s [74]. However, in the 1970s and 1980s there are several references that assess standstill track modulus measurements, mainly with the help of track loading vehicles (TLV) [85], [86], or a rebuilt tamping machine [23]. In Sweden, the first TLV was built in the late 1980s and was used for both static and dynamic measurements [19], [37].

2.1 Definitions

Hunt [33] claims that: “Track stiffness, as a parameter, has never been well understood.” – Mainly because the total track stiffness is built up by the combined effect of a series of components.

Vertical track stiffness (k) can be defined in different ways. The straight forward definition is the ratio between track load (F) and track deflection (z) as a function of time (t), where the force can be either axle load or wheel load:

F(t) k(t) = (1) z(t)

It is common that different parts of the track may be more or less nonlinear, as for example the pad and some soils. In many cases the sleepers can also have voids beneath them, which lead to a larger deflection with low load as indicated in Figure 1. This leads to a few other possible definitions of track stiffness. One definition that was used during the Eurobalt II project, that eliminates the void behaviour is secant stiffness (in Eurobalt II calculated between 10 and 70 kN (axle load of 20 – 140 kN)) [51].

F − F k = y x (2) x− ykN − z y z x

Also the tangent stiffness could be used.

= dF(t) ktng , y (3) dz(t) y

5 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 1: Load – deflection diagram illustrating voids and non-linearities [76].

Examples of measured vertical track stiffness are shown in Figure 2. The left part of the figure displays a force-deflection diagram where the rail is slowly (quasi-statically) loaded up to 150 kN while the corresponding deflection is measured. The curve is nonlinear and also has a hysteresis, which indicates a damping factor.

Since the track stiffness also varies with excitation frequency (f ), we need a frequency related definition of stiffness. To be able to use the concept of Fourier transforms and transfer functions, we must at least presume that the stiffness is linear about a certain reference preload. This presumption is approximately valid in a limited part of the force-deflection diagram. The transfer function between force and displacement is called receptance (α) or dynamic flexibility, Eq. (4). Receptance is a complex-valued quantity and is often displayed with magnitude and phase. Receptance is the inverse of the dynamic stiffness and is preferrably used since most systems studied are force driven and that resonance phenomena then will be interpreted as large deflections [25].

z( f ) α( f ) = (4) F( f )

If we for example study measurements on one rail with a static preload of 90 kN and a superimposed dynamic load with amplitude of 10 kN and excite a broad frequency spectrum we can calculate the receptance, see the right part of Figure 2 (magnitude of the receptance). In this particular case we find a resonance around 5 - 8 Hz due to soft soil (clay). We also see that the track is stiffer (lower receptance) for higher frequencies, at least up to 50 Hz.

6 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

10−5 150

100

Force [ kN ] 50 Receptance [ m/kN ] 0 10−6 0 0.5 1 1.5 10−1 100 101 Deflection [ mm ] Frequency [ Hz ]

Figure 2: left: Vertical force-deflection diagram of track with quasi-static excitation (measured on rail), right: Magnitude of vertical track receptance with subsoil of clay (measured on rail), Fstat = 90 kN, Fdyn = 10 kN. Measurements made by Banverket with standstill track-loading test vehicle at Svealand line km 37+537 [8].

Track modulus is sometimes used instead of track stiffness to describe the same practial applications. The track modulus, u, is defined as the applied force per unit length of rail per unit deflection (δ) (unit Pa), Eq. (5): q u = (5) δ where q is the vertical foundation supporting force per unit length. If the theory, or model, of a beam on elastic foundation is used, the relationship in Eq. (6) between track modulus and track stiffness can be found [68]:

k 4 / 3 u = (6) (64EI)1/ 3

The difference between u and k is that k includes the effect of the rail bending stiffness EI, whereas u represents only the remainder of the superstructure (fasteners and sleepers) and the substructure (ballast subballast and subsoil).

Selig and Li [68] suggest that a track modulus of u = 28 MPa may be considered a minimum to ensure a consistently good track performance under traffic loading. This equals (Eq. (6)) to a stiffness of k = 55 kN/mm (one rail) with the rail type UIC 60. Pita et al. [61] propose that an optimal stiffness value for high speed tracks is about 70 – 80 kN/mm (one rail) based on a study of maintenance costs and energy consumption (running resistance) by the trains.

2.2 The role of track stiffness measurements in track maintenance

Several references point out vertical track stiffness as important for track maintenance. Esveld states [24]: “Track stiffness has been found to be very useful for the purpose of determining the cause of certain substructure problems. Unfortunately, in most of the cases railways do not possess the right equipment for this type of measurement and, thus, do not utilize the insight these measurements could have provided them with”. Sussmann et al. state [76]: “Track stiffness test provides a potentially useful technique for systemwide evaluation of track safety and performance. The data can be used to provide an additional indicator of track condition to inspectors and to guide maintenance planning and execution.”

7 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Ebersöhn and Selig state [20]: “The continuous measurement of track deflection or stiffness and the correct interpretation of the results will be a tool for the track maintenance engineer to correctly direct the maintenance activities which will result in optimal use of the maintenance budget.” Ebersöhn [22] also list “uniformity and strength of support as measured by track stiffness” as one of several aspects to be managed to ensure proper vehicle-track interaction.

The stiffness that the trains will experience is the total track stiffness, including everything from the rail Young’s modulus of elasticity (E) and the rail moment of inertia (I) through the resilient pad to the sleeper, ballast, subballast and subsoil. There are several different ways of modelling railway tracks that have been developed since the early days of Winkler [84]. Some of the latest research work performed in Sweden can be found in [58] and [1]. In Figure 3, one of the simplest models of the system is shown.

1 1 1 1 1 1 1 = + + + + + ktotal kr k p ks kb ksb kss

Figure 3: Simplified model of the total track stiffness.

Most of the components can be highly nonlinear in behaviour and vary with for example temperature, moisture content and applied preload. The stiffness of all these components can vary along the track. This will of course make it more difficult to resolve what part of the structure that is responsible for what discrepancy. Selig and Li [68] performed a parametric study with the software GEOTRACK, to find out the potential effects different track components have on track modulus. Some of their main results are presented in Table 1 and Figure 4.

8 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Table 1: Variables in parametric study [68].

Figure 4: Parametric study of the effect of different parts of the track structure on track modulus [68].

In Figure 4, we can clearly see that the subgrade (soil) properties had the most impact on the total track modulus. The authors summarize the parametric study: “The factor affecting the track modulus most is the character of the subgrade layers. The influence of subgrade condition on track modulus is further enhanced by the fact that the subgrade resilient modulus is the most variable quantity among all the track parameters, subject to change of soil type, environmental conditions, and stress state. Therefore, a change of track modulus in the field is primarily an indication of a change of subgrade condition. Since the subgrade condition is subject to weather, extremes of temperature and moisture, the track modulus may vary with seasonal changes.”

9 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

There are several different areas where track stiffness measurements have potential for track maintenance management: indicator of root cause at problem sites, upgrading of track for higher speed and axle load, verification of newly built track.

2.2.1 Indicator of root cause at problem sites

Measurement of track irregularities is the most used automated condition assessment technique in railway maintenance. Most problems with the track (at least the ones concerning the ballast and substructure) will be visible as track irregularities, but the root cause of the problem is not detected with the help of track geometry measurements. In these cases, track stiffness measurements can help finding the root cause of the problem [20], [65], [70], [68], [76]. However, it is also important to be aware of that track stiffness measurements can not indicate the root cause problem in all cases.

The main causes of subsoil problems are described by Li and Selig [41] as: • Load factor: There are two types of load factors, material dead-weights and repeated dynamic loading. • Soil factor: A problem subsoil will not generally consist of coarse-grained soils (gravel and sand) but most likely will be fine-grained soils (silt and clay) because of the lower strength and permeability of the latter materials. • Soil moisture: Almost every subsoil problem can be attributed to high moisture content in the fine-grained soil. The presence of water in the subsoil can reduce the strength and stiffness of soils dramatically. • Soil temperature: Soil temperature is of concern when it causes cycles of freezing and thawing.

Most often a subsoil problem area will involve several of the above mentioned factors.

Sussmann et al. [76] try to relate different kind of track problems with track stiffness and maintenance action. Table 2 summarizes their findings:

Table 2: Relation between stiffness and track problem / maintenance [76]. Parameter Problem Maintenance / Rehabilitation Low track stiffness Poor or weak subsoil or fouled Substructure design, Stabilize ballast subsoil Variable track stiffness Variable track support (stiffness Matching rail seat pads, or modulus) Substructure design, Ballast mats Void sleepers Fouled ballast, Local Inspect fasteners, Tamping, settlement, Poor fastener Stoneblow, Undercut condition

Sussmann et al. [76] continue with more explanations:

“If a low value of track stiffness is recorded, it most likely indicates a weak subgrade condition at the location because subgrade properties most influence the value of track stiffness. In addition, to a lesser degree a value of low track stiffness can indicate a fouled ballast condition that inhibits development of adequate support for track loading. Maintenance

10 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project for these conditions can involve design and reconstruction of the track substructure layers (ballast and subballast), possibly in conjunction with a geoweb or other soil reinforcement.”

“Variable track stiffness is meant to indicate a condition in which a rapid variation in the track support at the design wheel load occurs. Conditions in which track stiffness can vary significantly include track stiffness transition locations such as bridges, tunnels, special track work, and transitions from concrete to wood ties. Other locations of variable track stiffness may include locations where there are changes in local geology or track construction procedures or where there is any change in the properties or condition of the support provided to the track by the substructure. The variation in track stiffness results in distortion of an initially smooth rail profile because of differential elastic track deflection. Methods used to improve this track condition include design of rail seat pad stiffness, design of the substructure, and use of ballast mats.”

Suiker and Esveld [75] and Lundqvist [47] have presented research within the area of stiffness variations. Pita and Teixeira [59], [60] and Grainger et al. [29] also argue for the importance of the homogeneity of track stiffness.

“The void parameter is an indication of the slack in the track structure resulting from hanging sleepers and loose rail seat fasteners. The void is a measure of the deflection of the track surface theoretically under no load or a small load. Methods used to reduce the void deflection measured include inspection and repair of fasteners, tamping, stone blowing, and undercutting when the void is due to fouled ballast that deforms easily under a load.” [76]

Sussmann et al. don’t mention high stiffness, and possible problems with that. High stiffness can lead to faster deterioration of track and track components due to higher dynamic loads. Methods used to lower the stiffness could be installation of soft pads and resiliently mounted sleepers [31], [66]. Soft pads can have an undesired side effect of increased noise radiation.

Possible noise problems originate most often from the superstructure and especially the wheel – rail contact. The main contributors are rail and wheel roughness, track receptance, wheel receptance and decay rate of the rail. For noise, only frequencies in the audible band are of interest [20 – 20000 Hz]. The upper limit as seen from the track is 2000 – 5000 Hz [31], [1]. There is of course noise at higher frequencies, for example wheel and braking noise, but the track (rail) is not dominant. Jones and Thompson state [39]: “The noise radiated by the track is strongly related to the stiffness of the rail fastening, in particular the rail pad between the rail and the sleeper. Soft pads causes the rail to become uncoupled from the sleeper, which minimizes noise from the sleeper but allows the rail to vibrate more freely. Waves can therefore travel over a greater distance and the noise from the rail is increased. Conversely, with stiff pads the contribution from the rail is reduced but that from the sleeper is increased.”

Concerning ground borne vibration problems, we can divide the vibration in source (train/track), way of propagation and receiver (buildings etc.). With the help of track stiffness measurements, it is obvious that only the track can be measured and not the way of propagation between the track and the receiver. Ground borne vibrations are propagated through the soil, meaning that a soil with low stiffness and/or a clear resonance can propagate vibrations easily. The measured track stiffness though, is the total stiffness and does not only consist of the soil stiffness. A vibrating clay soil with a high embankment can have the same medium stiffness as a normal vibrating gravel soil with a low embankment. Smekal et al. [72] show an example of how the low frequency soil properties can be filtered out with the help of

11 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project stiffness measurements at different frequencies, thus leading to identification of potentially vibration problem sites. Berggren [10] shows how soft soil properties can be estimated from dynamic stiffness measurements.

Nordborg [52], [53] has contributed to the understanding of vertical rail vibrations in conjunction with varying stiffness.

The human receptivity of low frequency ground vibrations at different frequencies are shown in Figure 5 [31], according to the ISO standard 2631-2 [35].

Figure 5: Disturbance levels from ground borne vibrations [31].

2.2.2 Upgrading of track for higher speed and axle load

There is today a great urge for using existing older tracks for traffic of higher axle loads and higher speeds. There are many aspects that have to be considered when upgrading a track, and among them are the questions of bearing capacity, stability and future maintenance need of the track. Infrastructures like for example bridges are in some sense known structures in terms of materials and can be subjected to visual inspection. The substructure of the track is on the contrary often unknown and only limited visual inspection is possible. The possibility to measure the vertical track stiffness could be a help for determining which sites along the track that need some kind of substructure reinforcement or further investigation.

2.2.3 Verification of newly built track

With the help of continuous track stiffness measurements, it is also possible to verify newly built tracks: that reinforcement of soft subsoils has been done adequately and that transition zones have been built properly.

12 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

2.3 Vertical track stiffness measurements

There exist several different methods for measuring vertical track stiffness. The most important distinction is between standstill and rolling measurements. Standstill measurements are often more extensive and used for research while rolling measurements is meant to be used for maintenance management.

Track stiffness is a complex area. Depending on what frequency that is considered quite different fields of railway engineering come in question. The static and low frequency dynamics of the track is mostly related to geotechnical and geodynamical questions. Such track stiffness measurements might be very useful for investigations related to for example bearing capacity, ground borne vibrations and some soft-soil related problems. High frequencies relate to problems of for example noise and train-track impact forces. Also the track stiffness can be nonlinear.

2.3.1 Standstill measurements

With the term “standstill”, measurements at one track section at a time are meant (no continuous measurements along the track). Depending of what frequency range and load characteristics that are of interest, there are a few different approaches to measure stiffness.

Some theoretical investigations are presented by Crawford et al. [17] and Cai et al. [14].

One simple way of measuring track stiffness is by instrumenting one sleeper/rail with a displacement transducer with fixed datum, or an accelerometer and measure the response during a train passage. The stiffness can then be calculated for that track section if the axle load is known. For better accuracy, where also dynamic loads are taken into consideration, the load from the train can also be measured with the help of strain gauges on the rail web, or on the sleeper. The result from such a measurement will be a load – deflection diagram, where the stiffness can be identified with any of the above mentioned definitions of stiffness.

One of the simplest ways of measuring track stiffness is by means of an impact hammer. The hammer head is equipped with a force transducer, and an accelerometer is attached to the rail head or the sleeper. Measurements are taken from several hits with the hammer on the rail head, and the transfer function between impulse force of the hammer and acceleration of the rail is calculated (often also double integrated to get receptance instead of accelerance). A frequency interval of 50 – 1500 Hz can often be covered depending on the top of the hammer head. A rubber top will give lower frequencies than a metal top for instance. Since no lower frequencies are recorded, impact hammer tests are most suited for problems associated with noise, vibration and wheel-rail contact forces, though not at lower frequencies. A more thorough survey can be found in [62]. A good introduction to experimental modal analysis can be found in [25].

Falling Weight Deflectometer (FWD) is a standstill stiffness measurement technique, but since it is quite fast some shorter distances can be surveyed. FWD has mostly been used in the pavement industry and was developed during 1960-1970s [28], [7]. Special equipment has also been developed for railway track. The FWD operates by dropping a weight onto a plate in the track and the response velocities are measured with geophones in a few positions.

13 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Jahlénius and Dehlbom [36] describe the system as:

“The FWD operates by dropping a weight onto a 300 mm diameter plate. The impact is modulated by appropriate damping to give an approximately sinusoidal load pulse of approximately 30 ms duration. The load is applied to a sleeper via a 1.1 m long beam shaped to distribute the load to both ends of a sleeper. The load can be considered to act in the centre of the sloping part of the sleeper end. Tests have shown that the loading history obtained from this system is similar to that applied by a single axle passing at high speed. At each test location three adjacent sleepers are unclipped. Geophones are arranged as indicated in Figure 6. The load is measured in the centre of loading beam. The peak load is adjusted to fall within the range 125 kN ± 10%. Three measurements are carried out at each test location. For each test the FWD processor records the pressure and geophone output in digital form for 60 ms, with a sampling frequency of 5000 Hz. It then calculates the peak value of each”

Figure 6: Measuring principle of Falling Weight Deflectometer (FWD)

2.3.1.1 TLV A Track Loading Vehicle (TLV) uses its own weight to load the track with the help of hydraulic jacks. The normal way of loading is to load the rail heads, but also the sleeper can be loaded with the rails decoupled. Depending on equipment different loads can be applied.

14 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

The Swedish TLV has a weight of 49 tons and can load each rail statically up to 150 kN and excite dynamically up to 200 Hz. Also lateral stability / stiffness can be measured [40], see also section 4.4.

There are not so many TLV:s worldwide; examples are the TLV of TTCI in USA (also rolling measurements) [78], [21], the old DECAROTOR in USA [15], the South African BSSM [21] and the old rebuilt tamper used by Esveld [23].

The main advantage of a standstill TLV compared to rolling measurements is that the measurements can be much more thorough in terms of variation of preload, dynamic load and frequency range. The main disadvantage is the speed of measurement. Only few sections of track can be covered, making the method most suited for research purposes.

The hydraulic actuators of the Swedish TLV are shown in Figure 7.

Figure 7: The vertical and lateral hydraulic actuators of the Swedish TLV.

2.3.2 Rolling measurements

If standstill measurements have been used mainly for research purposes, rolling measurements have the potential to be used on a more regularly basis for maintenance purposes. There are several different measurement principles for measuring vertical track stiffness along the track described in [8], [9], [10], [27], [42], [54], [55], [62], [63], [64], [78], [80], [82]. Most methods measure the displacement at one or two axles caused by the weight on the axles and the track flexibility. With knowledge of the static axle loads, the track stiffness can be calculated. In case of a two-axle system, the axle loads are different and the lightest loaded axle is used to extract track irregularities interfering with the stiffness measurement.

15 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Banverket [8], [9], [10] has instead developed measurement equipment based on dynamic excitation of the track through a single axle, which gives more flexibility and opportunities when measuring the stiffness.

2.3.2.1 Measurement principles Vertical track stiffness will probably not match exactly if two or more methods were tested on the same track. Some of the circumstances that might differ are listed below:

• Static preload: Different static preload on the wheelset will most probably result in different stiffness values. • Excitation frequency / speed: The measurement principle of Banverket uses dynamic excitation, but even the methods that use a static running wheelset as excitation will (as experienced from the track) excite the track with a frequency content. If the measuring speed is increased, so will the frequency content. Since the dynamic track stiffness is not constant with frequency, the result might differ. • Spatial resolution: The different measurement principles might have different spatial resolution. • Model dependency: Some of the measurement principles measure the deflection of the rail some distance away from the exciting wheelset. To calculate the rail deflection under the wheelset, a model for the rail bending has to be used. The beam models are for example due to Winkler or Zimmermann, and can introduce an uncertainty. • Degree of influence from track irregularities: Track irregularities, especially longitudinal level, might disturb the stiffness measurements since the displacement transducers in most cases will measure a combination of deflection due to track flexibility and displacement due to track irregularities. Wheel out-of-roundness and wheel flats will introduce the same kind of disturbance.

In the following, the different available measurement techniques for rolling vertical track stiffness (found in references by the author) are summarized:

People’s Republic of China [82] China Academy of Railway Sciences was the first (known by the author) to develop a track stiffness vehicle for continuous measurements [82]. However a theoretical discussion with the same idea was given by Mauer [50]. They use two track geometry chord measurement systems with different loading on the measurement axles. The light-weighted car is used to extract track irregularities interfering with the stiffness measurement of the heavy-weighted car. The track can also be measured several times with different loading on the heavy- weighted car, and thereby obtain nonlinear characteristics of the track. The measurement system is shown in Figure 8.

16 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 8. Principle of Chinese track stiffness measurements [82].

The maximum axel load of the heavy car is 250 kN, and the minimum is 80 kN. The axle load of the light car is 40 kN which has been found enough to eliminate the influences of hidden gaps between the sleeper and ballast (void sleepers).

From personal communications with Dr Wangqing [83], measurements have mainly been used in projects concerning high-speed lines (200 km/h). There are no measurements on a regular basis. For a railway track with speed limit 160 km/h, a track stiffness of 65 – 100 kN/mm (one rail) has been found optimal. The maximum measurement speed is 60 km/h.

TU Delft, Netherlands [62], [63], [64], [24], [30] This technique, called High Speed Deflectograph (HSD), is based on laser doppler sensors, and measure the rail bending velocity. This is a promising technique, since a) track irregularities will not be present to the same extent for a velocity transducer as they would for a displacement transducer, though voids (hanging sleepers) will contribute to the rail bending velocity; b) the rail bending velocity will increase with train speed – meaning that a high train speed while measuring is positive.

The sensor system is quite advanced and also includes an inertial unit (3-axle gyro and accelerometer). The inertial unit is used as input to a servo system to control the laser position so that the laser rays are perpendicular to the rail.

The minimum number of lasers required is two, one in the deflection bulb where large velocities can be measured, and the other is a reference sensor placed outside the deflection bulb to detect discontinuities. In Figure 9 an example of sensor position is shown with more sensors. More sensors will give the possibility to determine the shape of the deflection bowl.

Unfortunately there is no prototype available yet for railway applications, though there is a prototype for roads. A test was performed in August 2001 and is reported in [64]. The design travelling speed of this method is 130 km/h.

In Figure 10 a reproducibility test is shown, where two runs in 20 m/s with the new technique are compared with the result of a FWD test performed in June 2000. The FWD data is converted to velocity. The prototype used two laser sensors.

17 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 9. Laser doppler sensor positions to detect the rail bending due to the wheel load [30].

Figure 10: Reproducibility test on road, comparing two runs (speed 20 m/s) with the HSD (High Speed Deflectograph) and FWD data (lower line) [30].

18 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

TTCI, USA [71], [78], [44] The track loading vehicle (TLV) of TTCI (Transportation Technology Center Inc.) has been developed to measure both lateral and vertical stiffness standstill and while rolling. For rolling vertical stiffness measurements two wagons are used, the ordinary TLV and an empty tank car.

The TLV has a fifth wheelset (load bogie) mounted underneath the vehicle centre, that can be loaded by hydraulics (both vertically and laterally). Possible vertical loads range from 4 – 267 kN. The standard TLV test axle load is 178 kN. If two separate runs are used to differentiate the supports between the ballast and the subsoil, a light test axle load of 44 kN is used for the second run. The deflection is measured with the help of laser sensors, yielding a chord measurement of rail bending deflection (Figure 11).

Figure 11: Rail bending deflection measurement with lasers, yielding chord values [44].

The same type of measurement is also made under the tank car, which is also equipped with a centre load bogie with pneumatic actuators capable of a nominal load of 9 kN.

The result is presented as total deflections, which is the loaded (under the TLV) deflection measurement minus the unloaded (under the tank car, or from a second run with the TLV and a lower load) deflection measurement.

The travelling speed of this method is 10 – 16 km/h. A photograph of the test vehicles is shown in Figure 12.

19 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 12: TTCI equipment for vertical rolling track stiffness measurement: Empty tank car, TLV, Passenger car for personel [44].

In Figure 13, an example of result is shown. In the upper figure total deflection is shown for two cases: TLV load of 44 kN and 178 kN. In the middle figure the difference of these two deflections are shown. This should indicate subsoil stiffness, since the 178 kN case measure the whole stiffness and the 44 kN case measure (approximately) the response of rail, pad, sleeper and ballast. The lower figure is a transformation (with help of the theory of beam on elastic foundation) from contact deflection (middle figure) into modulus of the track.

Figure 13: Example of results from TTCI stiffness measurements [44].

20 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Banverket, Sweden [8], [9], [10], [11], [12] A prototype trolley was developed during the Eurobalt II project 1998 - 2000 which could be used for rolling stiffness measurements together with the Swedish TLV. The Eurobalt II project (EUropean Research for an Optimised BALlasted Track) was a joint research project with several rail administrations, rail industries and universities from France, Germany, U.K. and Sweden. The project was supported by the European Commission’s Brite-Euram III programme project nr. BE96 – 3263. The measurement equipment is described in [8].

After successful measurements indicating large potential, a new vehicle was built during 2003 – 2004. The new vehicle, called RSMV (Rolling Stiffness Measurement Vehicle), is a rebuilt two-axle freight wagon. The track is dynamically excited through two oscillating masses above one of the ordinary wheel axles as shown in Figure 14 and Figure 15. Track stiffness is calculated out of measured force and acceleration as described thoroughly in [9].

Figure 14: The measurement equipment in the RSMV (vertically moving masses above measuring axle, contained in steel cages) [9].

The static axle load is 180 kN (or more) and the maximum dynamic axle load amplitude is 60 kN. The RSMV can measure the dynamic stiffness up to 50 Hz.

Both overall measurements at higher speeds (up to 60 km/h) with 1 – 3 simultaneous sinusoidal excitation frequencies or detailed investigations at lower speeds (below 10 km/h) with noise excitation can be performed. The RSMV has been used both in project investigating higher axle loads, increased speed and maintenance needs.

21 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 15: Measurement principle (one side only) of RSMV [9].

The measurement principle has shown very good repeatability, as shown in Figure 16. 800 metres of track has been tested 6 times with the same speed and excitation frequency. Also the depth of the clay layer is plotted showing clear correlation with expected substructure behaviour.

400 0

350 −5

300 −10

250 −15 Clay depth [ m ] 200 −20

Track stiffness magnitude [ kN/mm ] 150 −25 38.8 38.9 39 39.1 39.2 39.3 39.4 39.5 39.6 Position along the track [ km ]

−10 0

−20 −5

−30 −10

−40 −15 Clay depth [ m ] −50 −20 Track stiffness phase [ degrees ] −60 −25 38.8 38.9 39 39.1 39.2 39.3 39.4 39.5 39.6 Position along the track

Figure 16: Repeatability test of stiffness magnitude (total) and phase – six measurements on the same track with a speed of 40 km/h and excitation at 11.4 Hz and dynamic load of 2x20 kN (solid lines). Standard deviation: 3.3 kN/mm, 1.3 degrees. Depth of clay layer is also indicated in the figure (x-marked dashed line) [9].

22 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

The RSMV has now been used on several 100 km of track and has also been tested in Czech Republic, Switzerland and France. An example with high spatial resolution where the sleeper stiffness variation could be found is reported in [12].

Czech Republic [80], [81] The Czech stiffness measurement equipment, named SKMT, is developed by Czech Technical University of Prague and the Commercial Railway Research Ltd (KZV) by commission of the Grant Agency of the Czech Republic.

The measurement technique is essentially a chord-based deflection measurement system that measure the deflection from two different loads (two runs are required over the track). The chord measurements are taken on a rebuilt tamping machine with the help of two four-part trusses fitted on five special axles, see Figure 17.

Figure 17: Overview of SKMT machine [81].

The angles of rotation between adjacent trusses are measured with LVDT:s and converted to deflection in the track. Vertical force is applied on both rails in the place of the original lifting mechanism of the tamping machine. Two measuring runs are made on the same track, one without loading and the other with a static vertical load of 80 kN. With the theory of beam on elastic foundation a stiffness value can be calculated.

In Figure 18, an example of results is shown. In the upper part of the figure, deflection with and without load is shown together with the difference deflection. In the lower part of the figure, the corresponding stiffness (modulus) is shown.

Vymtal and Turek [81] also suggest a parameter to assess the quality of the track from the point of view of track stiffness. They use the ratio of standard deviation and the average value of the track stiffness as a representation of track quality (low value – good track).

23 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

Figure 18: Example of results from stiffness measurements with SKMT [81].

24 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

University of Nebraska, USA [54], [55], [27], [56], [45], [48], [49], [4] The Federal Railroad Administration (FRA) in USA sponsors the University of Nebraska at Lincoln (UNL) to examine a technique for stiffness measurements. Up to date FRA has sponsored the project with 1.700.000 USD [26]. The technique uses line-lasers to measure relative rail deflection between the bogie and the rail. The technique is essentially a chord- based deflection measurement system, Figure 19.

The relative deflection is measured using two line lasers and a camera that measures the distance, d, between the two lines, Figure 20. As the sensor moves closer or farther from the rail surface the distance between the laser lines changes.

Figure 19: Rail deflection / Sensor measurement of UNL-stiffness equipment [54].

Figure 20: Sensor geometry of UNL stiffness equipment [54].

The Winkler model is used to relate the deflections to track modulus/stiffness. During 2006 – 2007 the system have been updated ([4], [46], [49]) and is almost ready for production measurements. The UNL-system has now been used on several 100 miles of track.

25 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

In Figure 21, the measurement vehicles are shown.

Figure 21: Measurement vehicles [46].

France, SNCF / CETE [32] Much lighter than the RSMV, the portancemeter is a stiffness monitoring tool designed by CETE-Normandie Centre for road structures. In the ongoing (2006 – 2009) European research project Innotrack, the portancemetre will be adapted to railway.

A dynamic load is applied to the track through a vibrating wheel suspended by a spring and a damper. For road testing 10 kN of static weight, 0.5 mm of theoretical amplitude at 35 Hz is used. For rail testing these characteristics will be changed with increased loads (both static and dynamic) and possibility to alter the frequency.

Switzerland SBB The Swiss railways – Schweizerische Bundesbahnen (SBB) has developed equipment, much like the Chinese and TTCI equipment with two geometry measurement systems of different axle load. It is called Einsenkungsmesswagen (EMW) – “Settlement measurement vehicle”. According to [13], it has been in use for 10 years. The author has not found any detailed reference of the EMW. However a report from a measurement campaign in Switzerland describes results from a measurement [73].

Figure 22: Einsenkungsmesswagen (EMW) [73].

26 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

FRA / Ensco / Volpe Center [77] Recently a test has been performed by Ensco and Volpe National Transportation System Center, sponsored by FRA [77]. The idea is to instrument two axles, with different static load, with accelerometers. After double-integrating the accelerations the result are two track geometries from different load. From this result, the system is in principle similar to that of China, TTCI, SBB and Czech Republic. The measurement system is made rather uncomplicated and as sensor technology develop, accuracy may be sufficient.

Non-published methods In the Eurobalt II project, SNCF in France examined a method to measure stiffness, by using an unbalanced wheel on a TGV test train [38]. This is also a dynamic excitation of the track (approximately 28 Hz with a travelling speed of 300 km/h). From personal communication with Dr Schmitt at SNCF [67] there are still uncertainties in the measurement evaluation, therefore it is not published at present.

The company ZG Optique in Switzerland offers rolling stiffness measurements at their hompage [87]. They will try to apply for a patent on the method and therefore it is not published at present.

A comparison between the different methods is hard to perform without measuring the same track. The accuracy and applicability of the methods is of course important and not all of the above mentioned methods have shown confident results. The travelling speed is also very important having in mind large occupancy of the tracks and large networks to measure. If the high speed deflectograph works, it has a great advantage in measuring speed. Since track stiffness is a complex area, the possibility to measure more than one aspect (for example frequency and preload) is an advantage. Banverket’s dynamic method is the only one capable of measuring at different frequencies. Another important factor to have in mind when comparing different methods is resolution with distance; stiffness could vary fast and we are not interested in mean values over longer distances.

2.3.3 Road measurements

Road measurements are not within the scope of this survey, therefore this collection is not complete. However some interesting measurement techniques have been found and are reported here.

There are some parallel system used both for railway and roads. FWD is a frequently used method for roads; see section 2.3.1 for details on the measurement technique for rails. The method of Greenwood /TU Delft listed above also aims at road measurements.

A history of rolling road deflectometer measurements and a description of a system developed in Sweden (VTI, Swedish National Road and Transport Research Institute) can be found in Andrén and Lenngren [3].

A system using an oscillating mass on a large truck (called RDD – Rolling Dynamic Deflectometer) has several similarities with the Swedish RSMV. It is described in [5] and [6].

27 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

2.4 Lateral track stiffness measurements

Lateral track stiffness is connected with track stability (resistance against track buckling) and is therefore an important parameter. The Swedish TLV can measure this at standstill [40] and the TLV of TTCI can even measure it while rolling [43], [44] and [71].

28 Vertical Track Stiffness Measurements – A Litterature Survey for the REVA-project

3 REFERENCES

[1] P. Aknin and H. Chollet, A new approach for the modelling of track geometry recording vehicles and the deconvolution of vesine measurements, Vehicle System Dynamics Supplement 33, 1999. [2] E. Andersson, M. Berg, Järnvägssystem och spårfordon, Compendium in Swedish, KTH (Royal Institute of Technology) Stockholm 2003. [3] P. Andrén, C. A. Lenngren, Rolling Wheel Deflectometer / FWD Correlation Study, 6th International Conference on the Bearing Capacity of Roads, Railways and Airfields, Lisbon 2002. [4] R. Arnold, S. Lu, C. Hogan, S. Farritor, M. Fateh, M. El-Sibaie, Measurement of Vertical Track Modulus From a Moving Railcar, Proceedings of the AREMA 2006 Annual Conference, Louisville, KY, September 17-20, 2006. [5] J. A. Bay, K. H. Stokoe, Strength and Deformation Characteristics of Pavement Sections and Pavement Rehabilitation, Transportation Research Record No. 1473, Washington 1995. [6] J. A. Bay, K. H. Stokoe, Development of a Rolling Dynamic Deflectometer for Continuous Deflection Testing of Pavements, Report 1422-3F, Centre for Transportation Research, University of Texas at Austin, 1998. [7] U. Bergdahl, Geotekniska Undersökningar i Fält, Information 2, Statens Geotekniska Institut, Linköping 1984 (In Swedish). [8] E. Berggren, Å. Jahlénius, B. E. Bengtsson, Continuous track stiffness measurement: An effective method to investigate the structural conditions of the track, Proceedings from Railway Engineering Conference, London 2002. [9] E. Berggren, Å. Jahlénius, B. E. Bengtsson, M. Berg, Simulation, Development and Field Testing of a Track Stiffness Measurement Vehicle, Accepted for presentation and to appear in the proceedings of 8th International Heavy Haul Conference, Rio de Janeiro, 13-16 June 2005. [10] E. G. Berggren, Dynamic Track Stiffness Measurement – A New Tool for Condition Monitoring of Track Substructure, Licentiate thesis TRITA AVE 2005:14, Royal Institute of Technology (KTH), Stockholm 2005. [11] E. G. Berggren, The role of vertical track stiffness measurements in condition based maintenance of railway tracks – A pilot study, TRITA AVE 2005:31, Royal Institute of Technology (KTH), Stockholm 2005. [12] E. G. Berggren: Measurements of track stiffness and track irregularities to detect short waved support conditions, Proceedings from RailFound 06 – International conference on Railway Track Foundation, Birmingham 11-13 September 2006. [13] Web-page of Bern University – Maschinentechnik/ Mécanique, http://www.hti.bfh.ch/fileadmin/img/HTI/Diplomarbeiten07/book_06-07_208.pdf, 2007. [14] Z. Cai, G. P. Raymond, R. J. Bathurst, Estimate of Static Track Modulus Using Elastic Foundation Models, Transportation Research Record 1470, Washington D.C. 1994. [15] J. Chorus, A. M. Zarembski, Track Strength Vehicle Testing on High Curvature Mainline Track, Rail International 7, July 1982.

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Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía: Establecimiento de criterios de diseño, recepción y mantenimiento de las infraestructuras ferroviarias

Referencia: PT – 2006 – 046 – 17IAPM

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Diciembre 2007

CENIT

Centro de Innovación del Transporte

Preparado para:

CEDEX (Centro de Experimentación de las Obras Públicas)

Preparado por:

CENIT, Centro de Innovación del Transporte TRANSyT, Centro de Investigación del Transporte

Contacto:

CENIT – Centro de Innovación del Transporte Jordi Girona, 29, 2º A, Edifici Nexus II 08034 – Barcelona, España

+34 93 413 76 67 [email protected]

Actividad 3: Estudio de casos

NOTA

Los datos presentados en el presente informe están sujetos a una confidencialidad estricta, siendo prohibida su difusión o reproducción sin expresa autorización escrita por parte de CENIT

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ÍNDICE DE CONTENIDOS

ÍNDICE DE CONTENIDOS ...... 3 ÍNDICE DE TABLAS...... 4 ÍNDICE DE FIGURAS ...... 5 INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO...... 8 1 CARACTERIZACIÓN DE LOS TRAMOS EN ESTUDIO...... 9 1.1 DESCRIPCIÓN DEL TRAZADO...... 10 1.2 DESCRIPCIÓN DE LA INFRAESTRUCTURA ...... 16 1.3 DESCRIPCIÓN DE LA SUPERESTRUCTURA...... 22 1.4 EVOLUCIÓN DEL TRÁFICO...... 24 2 AUSCULTACIÓN DE VÍA EN LOS TRAMOS EN ESTUDIO...... 28 2.1 AUSCULTACIÓN DE VÍA ...... 28 2.1.1 Auscultación geométrica de la vía...... 28 2.1.2 Auscultación dinámica de la vía...... 31 3 ANÁLISIS DEL DETERIORO DE LA CALIDAD GEOMÉTRICA EN LOS TRAMOS EN ESTUDIO ...... 34 3.1 ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA...... 34 3.2 ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE AUSCULTACIÓN DINÁMICA ...... 40 3.3 ANÁLISIS DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO EFECTUADAS ...... 50 4 EL PAPEL DE LA VARIACIÓN DE RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA ...... 59 REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...... 67

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ÍNDICE DE TABLAS

TABLA 1.1.1: TRAMOS EN QUE SE DIVIDE LA LÍNEA MADRID – SEVILLA. FUENTE: CENIT (2007)...... 10 TABLA 1.4.1: NÚMERO DE CIRCULACIONES DE LOS DIFERENTES TRENES EN LA LÍNEA MADRID – SEVILLA. FUENTE: CENIT (2007)...... 24 TABLA 2.1.1: PARÁMETROS MEDIDOS POR EL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE VÍA SIV 1002 EN RELACIÓN CON LA GEOMETRÍS DEL CARRIL (I). FUENTE: RENFE...... 29 TABLA 2.1.2: PARÁMETROS MEDIDOS POR EL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE LA VÍA SIV 1002 EN RELACIÓN CON LA GEOMETRÍA DEL CARRIL (II). FUENTE: RENFE...... 29 TABLA 2.1.3: PARÁMETROS MEDIDOS POR EL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE LA VÍA SIV 1002 EN RELACIÓN CON LA GEOMETRÍA VERTICAL DE LA VÍA. FUENTE: RENFE...... 29 TABLA 2.1.4: PARÁMETROS MEDIDOS POR EL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE LA VÍA SIV 1002 EN RELACIÓN CON LA GEOMETRÍA HORIZONTAL DE LA VÍA. FUENTE: RENFE...... 30 TABLA 2.1.5: PARÁMETROS MEDIDOS POR EL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE LA VÍA SIV 1002 EN RELACIÓN CON LOS PARÁMETROS DE TRAZADO Y CUASIESTÁTICOS. FUENTE: RENFE...... 30 TABLA 2.1.6: VALORES LÍMITE Y NIVELES DE ACELERACIONES EN LA AUSCULTACIÓN DINÁMICA DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID – SEVILLA. FUENTE: RENFE...... 33 TABLA 3.1.1: METODOLOGÍA ADOPTADA PARA EL ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA. FUENTE: CENIT (2007)...... 34 TABLA 3.1.2: VALOR MEDIO DE LA DESVIACIÓN ESTÁNDAR DE LA SEÑAL MEDIDA EN TRAMOS DE 200 M DURANTE EL PERIODO 2001 – 2006. FUENTE: CENIT (2007)...... 39 TABLA 3.2.1: METODOLOGÍA SEGUIDA PARA EL ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE AUSCULTACIÓN DINÁMICA. FUENTE: CENIT (2007)...... 40 TABLA 3.2.2: VALOR MEDIO DE LA DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DE GRASA DURANTE EL PERIODO 1992 – 2007 (NO SE TIENE EN CUENTA LA PRESENCIA DE APARATOS DE VÍA NI DE APARATOS DE DILATACIÓN). FUENTE: CENIT (2007)...... 44 TABLA 3.2.3: VALOR MEDIO DE LA DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DEL VEHÍCULO DURANTE EL PERIODO 1994 – 2007 (NO SE TIENE EN CUENTA LA PRESENCIA DE APARATOS DE VÍA NI DE APARATOS DE DILATACIÓN). FUENTE: CENIT (2007)...... 48 TABLA 3.3.1: METODOLOGÍA SEGUIDA PARA EL ANÁLISIS DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO EFECTUADAS. FUENTE: CENIT (2007)...... 51 TABLA 3.3.2: PERIODOS DE TIEMPO CON DATOS DE BATEO DISPONIBLES PARA CADA UNO DE LOS TRAMOS DE LA LÍNEA MADRID-SEVILLA. FUENTE: CENIT (2007)...... 52 TABLA 3.3.3: DENSIDAD DE LOS TRABAJOS DE MANTENIMIENTO POR VÍA Y POR TRAMO DE LÍNEA (TRAMOS CORRESPONDIENTES A LAS BASES DE MANTENIMIENTO EXISTENTES). FUENTE: CENIT (2007)...... 52 TABLA 3.3.4: PUNTOS CON UNA ACUMULACIÓN DE TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA SUPERIOR A 0,15* EN LA VÍA 1 Y 0,20 EN LA VÍA 2* EN EL PERIODO ABRIL DE 1992 – ABRIL DE 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 56 TABLA 3.3.5: DENSIDAD DE TRABAJOS DE MANTENIMIENTO DE VÍA EN FUNCIÓN DE LA SECCIÓN QUE SE CONSIDERA. FUENTE: CENIT (2007)...... 57

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ÍNDICE DE FIGURAS

FIGURA 1.1.1: MAPA DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID-SEVILLA CON INDICACIÓN DE ESTACIONES Y BASES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: RENFE – AVE (1992)...... 10 FIGURA 1.1.2: PERFIL LONGITUDINAL DE LA LÍNEA DEL AVE MADRID – SEVILLA CORRESPONDIENTE AL TRAMO COMPRENDIDO ENTRE MADRID Y PUERTOLLANO. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991A)...... 11 FIGURA 1.1.3: PERFIL LONGITUDINAL DE LA LÍNEA DEL AVE MADRID – SEVILLA CORRESPONDIENTE AL TRAMO COMPRENDIDO ENTRE PUERTOLLANO Y CÓRDOBA. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991A)...... 12 FIGURA 1.1.4: DISTRIBUCIÓN LONGITUDINAL DE PENDIENTES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 13 FIGURA 1.1.5: DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE PENDIENTES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 13 FIGURA 1.1.6: DISTRIBUCIÓN LONGITUDINAL DE LA CURVATURA EN PLANTA DEL TRAZADO (PARA MAYOR CLARIDAD SE HAN OMITIDO LOS VALORES SUPERIORES A 0,0005M-1, QUE SE ENCUENTRAN EN LAS PROXIMIDADES DE LAS ESTACIONES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 14 FIGURA 1.1.7: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE RADIOS DE CURVATURA EN PLANTA. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 15 FIGURA 1.1.8: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE RADIOS DE ACUERDOS VERTICALES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 15 FIGURA 1.2.1: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE VIADUCTOS. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 17 FIGURA 1.2.2: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE TÚNELES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 17 FIGURA 1.2.3: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN LONGITUDINAL DE TÚNELES, VIADUCTOS Y PUENTES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 18 FIGURA 1.2.4: SECCIÓN EN TÚNEL DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID – SEVILLA. FUENTE: MINISTERIO DE OBRAS PÚBLICAS, TRANSPORTES Y MEDIO AMBIENTE (1993)...... 18 FIGURA 1.2.5: SECCIÓN TIPO DE VIADUCTO DE HORMIGÓN HIPERESTÁTICO EN LA LAV MADRID – SEVILLA. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991A)...... 19 FIGURA 1.2.6: SECCIÓN TIPO DE VIADUCTO DE HORMIGÓN ISOSTÁTICO EN LA LAV MADRID – SEVILLA. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991B)...... 19 FIGURA 1.2.7: EJEMPLO DE CUÑA DE TRANSICIÓN EN LA LÍNEA DEL AVE MADRID – SEVILLA. FUENTE: DIRECCIÓN GENERAL DE INFRAESTRUCTURAS DEL TRANSPORTE FERROVIARIO (1991B)...... 20 FIGURA 1.2.8: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN LONGITUDINAL DE PEQUEÑAS OBRAS DE FÁBRICA. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 20 FIGURA 1.2.9: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN LONGITUDINAL DE LAS ALTURAS MÁXIMAS DE TERRAPLÉN. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 21 FIGURA 1.2.10: DIAGRAMA PORCENTUAL DE LA ESBELTEZ (ALTURA/LONGITUD) DE LOS TERRAPLENES. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 21 FIGURA 1.2.11: SECCIÓN TIPO A CIELO ABIERTO DE LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID – SEVILLA. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 22 FIGURA 1.3.1: CARACTERÍSTICAS DEL BALASTO TIPO A. FUENTE: NRV 3-4-0.0. DE RENFE, (1987)...... 22 FIGURA 1.3.2: ESQUEMA DE LA TRAVIESA MONOBLOQUE TIPO DIWIDAG. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 23

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Actividad 3: Estudio de casos

FIGURA 1.4.1: EVOLUCIÓN DEL NÚMERO DE CIRCULACIONES POR SENTIDO Y DÍA (LABORABLE) DE LOS TRENES AVE DE LARGA DISTANCIA (MADRID – SEVILLA) (AVE LD), LOS AVE LANZADERA (MADRID – PUERTOLLANO) (AVE LZ) Y LOS TALGO EN LA LÍNEA MADRID – SEVILLA. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 24 FIGURA 1.4.2: TIEMPOS DE VIAJE PARA LAS DISTINTAS RELACIONES DE LA LÍNEA MADRID – SEVILLA. FUENTE: CENIT (2005) A PARTIR DE SÁNCHEZ BORRÀS (2004) Y DATOS DE RENFE...... 25 FIGURA 1.4.3: TREN DE CARGAS CORRESPONDIENTE A UNA RAMA DEL AVE MADRID – SEVILLA. FUENTE: RENFE...... 25 FIGURA 1.4.4: TREN DE CARGAS CORREPONDIENTE A UN TREN TALGO TIPO CIRCULANDO POR LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID – SEVILLA. FUENTE: RENFE...... 26 FIGURA 1.4.5: DIAGRAMA DE VELOCIDADES MÁXIMAS PARA LAS RAMAS DE ALTA VELOCIDAD Y LOS TRENES TALGO. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 27 FIGURA 1.4.6: DIAGRAMA DE DISTRIBUCIÓN PORCENTUAL DE LAS VELOCIDADES MÁXIMAS. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 27 FIGURA 2.1.1: DESCRIPCIÓN GENERAL DEL COCHE DE CONTROL GEOMÉTRICO DE VÍA SIV 1002 DE RENFE, EMPLEADO EN LA LÍNEA DE ALTA VELOCIDAD MADRID – SEVILLA. FUENTE: RENFE...... 31 FIGURA 2.1.2: ESQUEMA DEL COCHE AVE DE CONTROL. FUENTE: RENFE...... 32 FIGURA 3.1.1: DEFINICIÓN DE UN TRAMO EN TÚNEL. CASO DEL TÚNEL DE PERALES DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA. FUENTE: CENIT (2005)...... 35 FIGURA 3.1.2: DEFINICIÓN DE UN TRAMO PUENTE/VIADUCTO. CASO DEL PUENTE ARROYO TAMARGUILLO DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA. FUENTE: CENIT (2005)...... 35 FIGURA 3.1.3: DEFINICIÓN DE UN TRAMO EN TRANSICIÓN. CASO DEL PUENTE DE TAMARGUILLO Y DEL VIADUCTO DE PUERTOLLANO DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA. FUENTE: CENIT (2005)...... 36 FIGURA 3.1.4: CRITERIO PARA CONTABILIZAR LA LONGITUD EXISTENTE DE CADAU UNA DE LAS CATEGORÍAS DE OBRAS DE FÁBRICA. EJEMPLO DE TRAMOS CON VIADUCTO, TRANSICIÓN Y MARCO. FUENTE: CENIT (2005)...... 37 FIGURA 3.1.5: ANÁLISIS DEL VALOR MEDIO DE LA DESVIACIÓN ESTÁNDAR DE LA SEÑAL MEDIDA EN TRAMOS DE 200 M EN FUNCIÓN DE LA PRESENCIA DE VIADUCTOS Y TRANSICIÓN. FUENTE: CENIT (2007) A PARTIR DE DATOS DE ADIF...... 38 FIGURA 3.2.1: DISTRIBUCIÓN DE LOS REBASES EN EL PERIODO 1992-2003 EN FUNCIÓN DE LA ACELERACIÓN MEDIDA EN LA VÍA 2 DE LA LAV MADRID – SEVILLA. FUENTE: L. UBALDE (2004)...... 41 FIGURA 3.2.2: EVOLUCIÓN TEMPORAL EN EL PERIODO DE ABRIL DE 1992 A ENERO DE 2007 DE LA DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN CAJA DE GRASA PARA LA VÍA 2 DE LA LÍNEA MADRID – SEVILLA Y DE SUS TRES TRAMOS. FUENTE: CENIT (2007)...... 42 FIGURA 3.2.3: VALOR MEDIO DE LA DENSIDAD DE REBASES DEL UMBRAL DE INTERVENCIÓN DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DE GRASA EN EL PERIODO 1992 – 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 43 FIGURA 3.2.4: DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DE GRASA EN FUNCIÓN DE LA ESBELTEZ DE LOS TERRAPLENES PRESENTES (NO SE TIENE EN CUENTA LA PRESENCIA DE APARATOS DE VÍA, DE DILATACIÓN NI DE LAS OBRAS DE FÁBRICA). FUENTE: CENIT (2007)...... 45 FIGURA 3.2.5: EVOLUCIÓN TEMPORAL EN EL PERIODO DE OCTUBRE DE 1994 A ENERO DE 2007 DE LA DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN CAJA DEL VEHÍCULO PARA LA VÍA 2 DE LA LÍNEA MADRID – SEVILLA Y DE SUS TRES TRAMOS. FUENTE: CENIT (2007)...... 46 FIGURA 3.2.6: VALOR MEDIO DE LA DENSIDAD DE REBASES DEL UMBRAL DE INTERVENCIÓN DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DEL VEHÍCULO EN EL PERIODO 1994 – 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 47 FIGURA 3.2.7: DENSIDAD DE REBASES DE LA ACELERACIÓN VERTICAL EN LA CAJA DE VEHÍCULO EN FUNCIÓN DE LA ESBELTEZ DE LOS TERRAPLENES PRESENTES (NO SE TIENE

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Actividad 3: Estudio de casos

EN CUENTA LA PRESENCIA DE APARATOS DE VÍA, DE APARATOS DE DILATACIÓN NI DE LAS OBRAS DE FÁBRICA). FUENTE: CENIT (2007)...... 49 FIGURA 3.3.1: ÍNDICE DE CALIDAD SEGÚN EL VALOR NORMALIZADO DE LA DESVIACIÓN TÍPICA EN TRAMOS DE 200 M. FUENTE: CENIT (UBALDE, 2004)...... 50 FIGURA 3.3.2: EVOLUCIÓN TEMPORAL DE LA DENSIDAD DE BATEOS EN LA VÍA 2 EN EL PERIODO 1992 – 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 53 FIGURA 3.3.3: EVOLUCIÓN MENSUAL DE LOS TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA EN TODA LA LÍNEA. FUENTE: CENIT (2007)...... 54 FIGURA 3.3.4: TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA ACUMULADOS A LO LARGO DE LA VÍA 1 EN EL PERIODO DE ABRIL DE 1992 A ABRIL DE 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 55 FIGURA 3.3.5: TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA ACUMULADOS A LO LARGO DE LA VÍA 2 EN EL PERIODO DE ABRIL DE 1992 A ABRIL DE 2007. FUENTE: CENIT (2007)...... 55 FIGURA 3.3.6: DENSIDAD DE BATEOS EN LA LÍNEA MADRID – SEVILLA EN FUNCIÓN DE LA ESBELTEZ DEL TERRAPLÉN. FUENTE: CENIT (2007)...... 58 FIGURA 3.3.1: EVOLUCIÓN TEMPORAL DE LA DENSIDAD DE REBASES DE LAS ACELERACIONES VERTICALES EN LA CAJA DE GRASA Y EN LA CAJA DEL VEHÍCULO. FUENTE: CENIT (2007)...... 61 FIGURA 3.3.2: ÍNDICES RELATIVOS, PARA EL TOTAL DE LA LÍNEA MADRID – SEVILLA, DE LOS RESULTADOS DE LOS ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE LA AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA, DE LA DINÁMICA Y DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: CENIT (2007)...... 61 FIGURA 3.3.3: ÍNDICES RELATIVOS, PARA EL TRAMO DE MORA DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA DE LOS RESULTADOS DE LOS ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE LA AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA, DE LA AUSCULTACIÓN DINÁMICA Y DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: CENIT (2007)...... 63 FIGURA 3.3.4: ÍNDICES RELATIVOS, PARA EL TRAMO DE CALATRAVA DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA DE LOS RESULTADOS DE LOS ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE LA AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA, DE LA AUSCULTACIÓN DINÁMICA Y DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: CENIT (2007)...... 64 FIGURA 3.3.5: ÍNDICES RELATIVOS, PARA EL TRAMO DE HORNACHUELOS DE LA LÍNEA MADRID - SEVILLA DE LOS RESULTADOS DE LOS ANÁLISIS DE LOS REGISTROS DE LA AUSCULTACIÓN GEOMÉTRICA, DE LA AUSCULTACIÓN DINÁMICA Y DE LAS OPERACIONES DE MANTENIMIENTO. FUENTE: CENIT (2007)...... 65

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Actividad 3: Estudio de casos

INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO

§ I.1 El presente informe, correspondiente a la Actividad 3 (Estudio de casos) del proyecto REVA – Reducción de las variaciones de la rigidez vertical de la vía, está estructurado en dos bloques distintos.

§ I.2 En el primer bloque (puntos 1 y 2) se lleva a cabo una caracterización de los diferentes casos en estudio. Por un lado, el primer punto se centra en la descripción de los tramos a estudiar en aspectos relacionados con:

• La configuración del trazado • La infraestructura • La superestructura • La evolución del tráfico existente

§ I.3 Por otro lado, en el segundo punto se lleva a cabo una caracterización de las actividades de auscultación en los diferentes tramos en estudio, concretamente:

• Auscultación geométrica de vía • Auscultación dinámica de vía

§ I.4 Esta caracterización permite diferenciar los puntos susceptibles de una variación de la rigidez vertical de la vía, objeto de este estudio. La presencia de elementos tales como obras de fábrica, desvíos, aparatos de dilatación, entre otros, significa una discontinuidad estructural que hace variar de forma brusca la rigidez vertical a lo largo de la vía.

§ I.5 Asimismo, la definición de las actividades de auscultación permite detectar aquellos puntos en los que se da un mayor deterioro de vía y, por lo tanto, es necesario un mayor mantenimiento. La mayor exigencia de mantenimiento se traduce en unos mayores costes de conservación de los tramos en estudio.

§ I.6 En el segundo bloque (punto 3 y 4) se parte de los datos de los distintos tramos definidos en el primer bloque para analizar el deterioro de la calidad geométrica, a partir de la auscultación geométrica y de la dinámica, relacionándolo con las operaciones de mantenimiento que se llevan a cabo en cada punto. A partir de este análisis se pueden correlacionar los puntos de mayor deterioro con las características de la línea. De esta manera se detectan los puntos que exigen mayor mantenimiento y se comprueba si la existencia de obras de fábrica u otros elementos influyen en el mantenimiento de los tramos en estudio y, por lo tanto, en sus costes de conservación.

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Actividad 3: Estudio de casos

1 CARACTERIZACIÓN DE LOS TRAMOS EN ESTUDIO

§ 1.1 La circulación de trenes por una línea a gran velocidad exige unas características de infraestructura y de superestructura muy precisas. El trazado de la misma y los diferentes elementos que componen la vía determinan el tipo de actividades de mantenimiento a llevar a cabo para la conservación de las condiciones para este tipo de circulaciones.

§ 1.2 La velocidad que pueden desarrollar los trenes en una línea de ferrocarril está directamente relacionada con el trazado existente y, especialmente, con el radio mínimo de las alineaciones curvas y la inclinación máxima de las rampas. Estos dos parámetros han experimentado una importante variación en los últimos años con el diseño de las nuevas líneas para grandes velocidades.

§ 1.3 Si bien el trazado es relevante para el desarrollo de altas velocidades, la configuración y el espesor de las diferentes capas de la infraestructura incide de forma muy significativa en el mantenimiento de la vía.

§ 1.4 Asimismo, la presencia de sucesiones de terraplenes, desmontes, viaductos, túneles y obras de fábrica contribuye de forma significativa a la existencia de variaciones de rigidez vertical de la vía a lo largo de las líneas. La construcción de cuñas de transición permite un amortiguamiento de estas variaciones. Aún así, las variaciones de rigidez existentes inciden de forma importante en el mantenimiento de la vía.

§ 1.5 En este sentido, el elemento más determinante de la rigidez vertical de la vía es la capa de balasto. Su espesor condiciona la repartición de las tensiones provocadas por el paso de un tren. Consecuentemente, su diseño debe tener en cuenta su incidencia en el mantenimiento de vía, sobretodo en puntos singulares de la línea, como son los túneles, los puentes o los viaductos, y, en especial, en sus zonas de transición plataforma natural – estructura, donde se produce un mayor deterioro de la vía.

§ 1.6 De la misma manera que la capa de balasto, las traviesas permiten la repartición de las cargas verticales. Permiten, asimismo, el mantenimiento de la estabilidad transversal y longitudinal de la vía. En la repartición de las tensiones sobre el lecho de balasto son especialmente importantes las placas de asiento, al rebajar la rigidez de la vía y amortiguar las vibraciones que transmite el paso de los trenes.

§ 1.7 Los desvíos y los aparatos de dilatación son elementos singulares de la superestructura de la vía. Su mantenimiento se lleva a cabo de forma independiente al resto de los elementos de la vía. Sin embargo, se debe tener en cuenta que su presencia provoca alteraciones en los registros de auscultación y, por lo tanto, pueden ocasionar errores en el tratamiento de la información si no son discriminados previamente.

§ 1.8 En este contexto, en este primer apartado se realiza una caracterización de estos elementos de la vía incluyendo el carril y la sujeción, para los tramos en estudio, siendo los siguientes:

• Los tres tramos de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla: Mora, Calatrava y Hornachuelos.

§ 1.9 En un primer apartado se lleva a cabo la descripción del trazado de los mismos. A continuación, se realiza una caracterización de los elementos que forman la infraestructura y la superestructura. Finalmente, se define la evolución del tráfico existente en cada uno de los tramos, aspecto de relevancia en cuánto al deterioro de la vía.

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1.1 Descripción del trazado

Caracterización de los tramos de la línea Madrid - Sevilla

§ 1.10 La línea de alta velocidad Madrid – Sevilla tiene una longitud total de 471 km. En la Figura 1.1.1 se puede observar su trazado, el cual incluye 5 estaciones, 3 bases de mantenimiento y distintas estaciones técnicas.

Figura 1.1.1: Mapa de la línea de Alta Velocidad Madrid-Sevilla con indicación de estaciones y bases de mantenimiento. Fuente: RENFE – AVE (1992).

Estación

Base de mantenimiento

Estación Estación

Estación

Base de mantenimiento

Estación

§ 1.11 Las 5 estaciones de la línea corresponden a las poblaciones de Madrid (p.k. 0), Ciudad Real (p.k. 170), Puertollano (p.k. 210), Córdoba (p.k. 343) y Sevilla (p.k. 471). En tres de ellas (Madrid – Atocha, Córdoba y Sevilla) es posible la conexión con la red convencional mediante convertidores de ejes.

§ 1.12 La línea se divide en tres tramos diferenciados, establecidos en función de los centros de mantenimiento de Mora, Calatrava y Hornachuelos. Los tramos son los definidos en la Tabla 1.1.1. El primer tramo incluye las estaciones de Madrid – Atocha y de Ciudad Real, el segundo, la estación de Puertollano y el tercero, las estaciones de Córdoba y de Sevilla.

Tabla 1.1.1: Tramos en que se divide la línea Madrid – Sevilla. Fuente: CENIT (2007).

Tramo P.K. inicial P.K. final

9 Mora 0 170

9 Calatrava 170 317

9 Hornachuelos 317 471

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§ 1.13 Un factor que condiciona el trazado de la línea es la orografía del terreno por el cual discurre. Este condicionante determina el perfil longitudinal y en planta de la línea ferroviaria. En la Figura 1.1.2 y en la Figura 1.1.3 se pueden observar los perfiles longitudinales correspondientes a los tramos Madrid – Puertollano y Puertollano – Córdoba, respectivamente.

§ 1.14 Es de destacar la diferencia existente en lo referente a la orografía de los dos tramos de las figuras. El primer tramo tiene como accidentes geográficos más destacados los ríos Tajo y Guadiana, mientras que el segundo tramo está caracterizado por un conjunto de sierras que obligaron a la construcción de numerosos túneles.

Figura 1.1.2: Perfil longitudinal de la línea del AVE Madrid – Sevilla correspondiente al tramo comprendido entre Madrid y Puertollano. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991a).

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Figura 1.1.3: Perfil longitudinal de la línea del AVE Madrid – Sevilla correspondiente al tramo comprendido entre Puertollano y Córdoba. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991a).

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§ 1.15 La pendiente máxima de la línea es de 12,5‰. A lo largo del trazado existen varios tramos con esta pendiente máxima, con la peculiaridad de tener grandes longitudes – algún tramo alcanza hasta los 22 km. La distribución detallada de los valores de las pendientes a lo largo de la línea está recogida en la Figura 1.1.4. Asimismo, las dificultades que impone el relieve se ponen de manifiesto en que en el 46% de la línea aproximadamente se supera en valor absoluto el 10‰ de pendiente (Figura 1.1.5).

Figura 1.1.4: Distribución longitudinal de pendientes. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

-3 Pendientes (mm/m) Pendientes

-8

-13 0 12 25 37 50 62 74 87 99 112 124 136 149 161 174 186 198 211 223 236 248 260 273 285 298 310 322 335 347 360 372 384 397 409 422 434 446 459 Punto kilométrico

Figura 1.1.5: Distribución porcentual de pendientes. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS p < -10 ‰ -10 ‰ ≤ p < 0 ‰ Rasante horizontal 0 ‰ < p ≤ 10 ‰ 10 ‰ < p

CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

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§ 1.16 En cuanto al radio mínimo en planta, salvo en las zonas próximas a las estaciones, es de:

• 4.000 m, en general • 3.250 m, en casos excepcionales • 2.300 m, en el tramo Villanueva – Adamuz

§ 1.17 La orografía del terreno también repercute en la sinuosidad de la línea. En efecto, en base al diagrama de curvatura a lo largo de la misma (Figura 1.1.6), se observa cómo entre los puntos kilométricos 230 y 350 km, zona en que se atraviesa el relieve más accidentado, la curvatura máxima aumenta hasta valores de 0,31 km-1 y puntualmente hasta de 0,43 km-1 (equivalentes a radios de 3.200 y 2.300 m respectivamente). De hecho, la longitud total de la línea que presenta un radio de curvatura inferior a 4.000 m representa aproximadamente un 22% del total, tal como se observa en la Figura 1.1.7.

Figura 1.1.6: Distribución longitudinal de la curvatura en planta del trazado (para mayor claridad se han omitido los valores superiores a 0,0005m-1, que se encuentran en las proximidades de las estaciones. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

0,00050

0,00045

0,00040

0,00035

0,00030

0,00025

0,00020

0,00015

0,00010 Curvatura en valor absoluto del trazado en planta (1/m)

0,00005

0,00000 0 13 26 38 51 64 77 90 102 115 128 141 154 166 179 192 205 218 230 243 256 269 282 294 307 320 333 346 358 371 384 397 410 422 435 448 461 Punto kilométrico

§ 1.18 Por su parte, el peralte máximo existente a lo largo de la línea es de 150 mm para cada uno de los rangos de radio anteriormente citados y se garantiza una aceleración lateral 2 máxima γSC máx = 0,65 m/s .

§ 1.19 Respecto al trazado en alzado, el radio mínimo de acuerdo vertical es de:

• 24.000 m, en general • 17.000 m, en casos excepcionales

§ 1.20 En la Figura 1.1.8 se indica la distribución del radio de los acuerdos verticales. Los valores de este parámetro y los diagramas de velocidades implican aceleraciones verticales inferiores a 0,30 m/s2 en toda la línea.

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Figura 1.1.7: Diagrama de distribución porcentual de radios de curvatura en planta. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004)

TOTAL

HORNACHUELOS Tramo recto Radio ≥ 7000 m 7000 m > Radio ≥ 4000 m 4000 m > Radio ≥ 3200 m 3200 m > Radio

CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

Figura 1.1.8: Diagrama de distribución porcentual de radios de acuerdos verticales. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS Rv < -50000 m -50000 m ≤ Rv < 0 m Rasante constante 0 m < Rv ≤ 50000 m 50000 m < Rv

CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

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§ 1.21 Otros elementos que caracterizan el trazado son los desvíos y los aparatos de dilatación, al representar una discontinuidad estructural de la vía. Asimismo, son puntos en los que se obtienen alteraciones en los registros de auscultación. Los escapes en vía general de la línea Madrid – Sevilla están resueltos mediante desvíos AV160 de la Imagen 1.1.1, que permiten circular por vía directa a la velocidad máxima de explotación y por vía desviada a 160 km/h. En total, se contabilizan 19 puntos de intermedios de comunicación entre vías generales.

Imagen 1.1.1: Escape en la línea del AVE Madrid – Sevilla; se puede apreciar el corazón móvil de uno de los desvíos. Fuente: RENFE – AVE (1992).

1.2 Descripción de la infraestructura

Descripción de la infraestructura de los tramos de la línea Madrid – Sevilla

§ 1.22 La presencia de obras de fábrica a lo largo de la línea es poco significativa atendiendo a la longitud que representan sobre el total, en comparación con otras líneas de alta velocidad en Europa. Concretamente, la línea Madrid – Sevilla tiene:

• Una longitud de vía en viaducto o puente de 9.076 m (1,9% del total de la línea), conformada por 52 viaductos y puentes.

• Una longitud de vía en túnel de 16.138 m (3,4% del total de la línea), conformada por 17 túneles.

§ 1.23 La Figura 1.2.1 muestra la distribución de los viaductos y sus transiciones en los tres tramos que forman la línea. Asimismo, en la Figura 1.2.2 se presenta la distribución de los túneles en los tres tramos.

§ 1.24 En las dos figuras, se observa que el tramo de Calatrava, entre Puertollano y Córdoba, concentra la mayoría de viaductos y túneles. Esto es debido a la necesidad de superar la zona con orografía más accidentada de toda la línea sin exceder la pendiente máxima de 12,5‰. El tramo de Hornachuelos, por su parte, es el que tiene menor proporción de longitud de viaductos, mientras que el tramo de Mora es el que tiene la menor proporción de longitud de túneles.

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Figura 1.2.1: Diagrama de distribución porcentual de viaductos. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS No hay viaducto ni transición Inicio de transición Centro de transición Estribo de viaducto Hay viaducto

CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

Figura 1.2.2: Diagrama de distribución porcentual de túneles. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS

No hay túnel Hay túnel

CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

§ 1.25 De forma global, en la Figura 1.2.3 se observa la densidad de grandes obras de fábrica (puentes, viaductos y túneles) de la línea. El tramo de Calatrava es el que tiene globalmente una mayor presencia de ellas, mientras que en el de Mora la densidad es menor.

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Figura 1.2.3: Diagrama de distribución longitudinal de túneles, viaductos y puentes. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

Viaductos y transiciones Puentes y transiciones Túneles Presencia detúneles, viaductos y puentes 0 11 22 34 45 56 67 78 90 101 112 123 134 146 157 168 179 190 202 213 224 235 246 258 269 280 291 302 314 325 336 347 358 370 381 392 403 414 426 437 448 459 470 Punto kilométrico

§ 1.26 En cuanto a los túneles, su sección tipo es la mostrada en la Figura 1.2.4, la cual alcanza los 75 m2. En cuanto a puentes1 se refiere, la mayoría se encuentran en el tramo de Hornachuelos, entre Córdoba y Sevilla, para poder salvar los distintos afluentes del río Guadalquivir.

Figura 1.2.4: Sección en túnel de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. Fuente: Ministerio de Obras Públicas, Transportes y Medio Ambiente (1993).

1 Se ha distinguido entre puentes y viaductos de acuerdo con el criterio utilizado por RENFE. 18

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§ 1.27 Los viaductos presentes en la línea, construidos en hormigón, pertenecen a dos tipos distintos: viaducto hiperestático formado por una viga-cajón, cuya sección tipo es la de la Figura 1.2.5; y viaducto isostático sobre vigas prefabricadas, cuya sección tipo es la de la Figura 1.2.6. Ámbas secciones tienen una anchura de tablero de 11,6 m.

Figura 1.2.5: Sección tipo de viaducto de hormigón hiperestático en la LAV Madrid – Sevilla. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991a).

Figura 1.2.6: Sección tipo de viaducto de hormigón isostático en la LAV Madrid – Sevilla. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991b).

§ 1.28 En relación a a las cuñas de transición entre terraplén y obra de fábrica, en la Figura 1.2.7 se puede observar el esquema del tipo de la utilizada en la línea AVE de Madrid a Sevilla. Sus características vienen definidas en los Pliegos de Prescripciones Técnicas del GIF (Gestor de Infraestructura Ferroviaria), donde se especifica que el material de este terraplén, en la proximidad de la estructura, esté constituido por material granular (zahorras), mezclado con cemento en la zona más inmediata al paramento de la obra de fábrica.

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Figura 1.2.7: Ejemplo de cuña de transición en la línea del AVE Madrid – Sevilla. Fuente: Dirección General de Infraestructuras del Transporte Ferroviario (1991b).

§ 1.29 Dentro de las características de la infraestructura también cabe destacar las pequeñas obras de fábrica, que incluyen los pasos inferiores, los pontones, los marcos, las alcantarillas y los tubos o sifones. La distribución de éstas a lo largo de la línea Madrid – Sevilla se muestra en la Figura 1.2.8. Es importante destacar que por tratarse de obras de pequeña dimensión, en general no se construyeron cuñas de transición entre las mismas y el terraplén adyacente.

Figura 1.2.8: Diagrama de distribución longitudinal de pequeñas obras de fábrica. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

§ 1.30 Finalmente, en cuanto a obras de tierra, la línea Madrid – Sevilla se halla, en términos generales, en terraplén en más del 40% de su trazado. De los tres tramos en que se divide la línea a efectos de mantenimiento, es el tramo de Mora el que presenta un mayor número de terraplenes; sin embargo, es en el de Calatrava donde las alturas son mayores. En efecto, el paso a través de Sierra Morena obligó a construir terraplenes de mayor altura (Figura 1.2.9) y esbeltez (Figura 1.2.10) en comparación con el resto de la línea. La altura máxima de alguno de ellos alcanza hasta los 50 m.

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Figura 1.2.9: Diagrama de distribución longitudinal de las alturas máximas de terraplén. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

20 Altura máxima de terraplenes (m) terraplenes de máxima Altura

0 0 12 24 37 49 61 73 85 98 110 122 134 146 159 171 183 195 207 220 232 244 256 268 281 293 305 317 329 342 354 366 378 390 403 415 427 439 451 464 Punto kilométrico

Figura 1.2.10: Diagrama porcentual de la esbeltez (altura/longitud) de los terraplenes. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS No hay terraplén Esbeltez inferior a 0,001 Esbeltez entre 0,001 y 0,01 Esbeltez entre 0,01 y 0,1 Esbeltez entre 0,1 y 1 Esbeltez superior a 1 CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

§ 1.31 La infraestructura sobre las obras descritas, ya sean grandes o pequeñas obras de fábrica u obras de tierra, está conformada por distintas capas de asiento con una pendiente en su base del 4 %. Concretamente, la sección de la línea del AVE Madrid – Sevilla (figura 1.2.21) se caracteriza por tener una capa de balasto de 30 cm de espesor, una capa de sub-balasto de 25 cm de espesor y la capa de forma.

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Figura 1.2.11: Sección tipo a cielo abierto de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

1.3 Descripción de la superestructura

Descripción de la superestructura de los tramos de la línea Madrid – Sevilla

§ 1.32 La capa de balasto de la superestructura de la vía de la línea Madrid – Sevilla tiene como características granulométricas las representadas en el gráfico de la Figura 1.3.1; es de tipo A y tiene un coeficiente de Los Angeles (CLA) del 19%. Su espesor es de 30 cm en plataforma natural, siendo similar en los viaductos.

Figura 1.3.1: Características del balasto tipo A. Fuente: NRV 3-4-0.0. de RENFE, (1987).

§ 1.33 El esquema tipo de la traviesa de la línea es el de la Figura 1.3.2. Se trata de traviesas monobloque del tipo Diwidag, de 304 kg de peso y con una base de 6.600 cm2 (área de apoyo efectiva estimada de 3.125 cm2).

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Figura 1.3.2: Esquema de la traviesa monobloque tipo Diwidag. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

§ 1.34 El sistema de fijación utilizado en la línea está constituido por la sujeción Vossloh HM. Ésta se caracteriza por una grapa elástica que presenta forma de épsilon y que se aprieta mediante tirafondos galvanizados (Imagen 1.3.1). Entre la grapa y la propia traviesa se colocan una plantilla aislante y una placa acodada, que colabora a inmovilizar el carril en el sentido transversal. La rigidez de la placa de asiento adoptada es de 500 kN/mm.

Imagen 1.3.1: Detalle del sistema de fijación Vossloh. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

§ 1.35 El carril utilizado en la línea Madrid – Sevilla es el UIC 60, que corresponde al tipo de carril empleado de forma sistemática en las líneas de alta velocidad.

§ 1.36 En cuanto a la rigidez vertical de la vía, su magnitud global se puede determinar a partir de la rigidez de las placas de asiento (500 kN/mm) instaladas, de las prescripciones para los materiales que integran la capa de forma de los rellenos de los terraplenes y del ábaco elaborado por Teixeira (2003), donde se relaciona la rigidez vertical de la vía según la capacidad portante de la plataforma con un espesor global de las capas de asiento de 60 cm.

§ 1.37 Esta aproximación indica que el valor mínimo de la rigidez global de la vía se situaría en torno a los 120 kN/mm, con un intervalo de variación estimado entre 120 y 170 kN/mm en los tramos sobre plataforma natural.

§ 1.38 En el supuesto de la presencia de obras de fábrica, estimando una rigidez bajo traviesa de 200 kN/mm, la rigidez vertical global de la vía correspondiente se encontraría en el entorno de 270 kN/mm.

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1.4 Evolución del tráfico

Evolución del tráfico de los tramos de la línea Madrid – Sevilla

§ 1.39 Según datos de 2007, como se puede observar en la Tabla 1.4.1 las conexiones entre las distintas ciudades servidas por la línea Madrid - Sevilla se realizan mediante circulaciones por día y por sentido de:

• 20 ramas AVE para los servicios entre Madrid y Sevilla. • 13 servicios AVANT cubriendo el recorrido Madrid – Puertollano. • 6 servicios TALGO 200 para el recorrido Madrid – Málaga. • 7 servicios Altaria cubriendo los recorridos de Madrid a Granada, Algeciras, Cádiz o Huelva y el Barcelona – Cádiz.

Tabla 1.4.1: Número de circulaciones de los diferentes trenes en la línea Madrid – Sevilla. Fuente: CENIT (2007). Trenes Circulaciones AVANT Madrid AVE TALGO 200 ALTARIA -Puertollano total 20 13 6 7 diario 12 4 6 6 de lunes a viernes 2 2 - 1 de lunes a sábado 3 3 - - de domingo a viernes 3 4 - -

Figura 1.4.1: Evolución del número de circulaciones por sentido y día (laborable) de los trenes AVE de larga distancia (Madrid – Sevilla) (AVE LD), los AVE lanzadera (Madrid – Puertollano) (AVE LZ) y los Talgo en la línea Madrid – Sevilla. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

12 AVE LD 10 AVE LZ Talgo 8

2 Número Número de circulaciones por ysentido día (laborable)

0 dic-92 dic-93 dic-94 dic-95 dic-96 dic-97 dic-98 dic-99 dic-00 dic-01 dic-02 abr-92 abr-93 abr-94 abr-95 abr-96 abr-97 abr-98 abr-99 abr-00 abr-01 abr-02 ago-92 ago-93 ago-94 ago-95 ago-96 ago-97 ago-98 ago-99 ago-00 ago-01 ago-02 Tiempo

§ 1.40 Las circulaciones, que se llevan a cabo por la vía 1 para los trayectos en sentido Sevilla – Madrid (lado este) y por la vía 2 para los de sentido Madrid – Sevilla (lado oeste), se realizan con unos tiempos de viaje comprendidos entre 42’ y 2h20’ para todas las

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relaciones posibles con el AVE. En la Figura 1.4.2 se especifica el tiempo de viaje con el que se cubre cada relación.

§ 1.41 Asimismo, en la figuras Figura 1.4.1 y Figura 1.4.4 se esquematizan los trenes de carga correspondientes a las ramas AVE y a los trenes TALGO que circulan por la línea Madrid – Sevilla.

Figura 1.4.2: Tiempos de viaje para las distintas relaciones de la línea Madrid – Sevilla. Fuente: CENIT (2005) a partir de Sánchez Borràs (2004) y datos de RENFE. Trenes TALGO Relación Ramas AVE 200 Madrid – Ciudad Real 50’ 1h Madrid – Puertollano 1h06’ 1h16’ Madrid – Córdoba 1h39’ 2h02’ Madrid – Sevilla 2h20’ 3h12’ Sevilla – Córdoba 42’ - Sevilla – Puertollano 1h24’ - Sevilla – Ciudad Real 1h40’ -

Figura 1.4.3: Tren de cargas correspondiente a una rama del AVE Madrid – Sevilla. Fuente: RENFE.

Masa no suspendida: 3940 kg/bogie motor; 3660 kg/bogie remolcado

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Figura 1.4.4: Tren de cargas correpondiente a un tren Talgo tipo circulando por la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. Fuente: RENFE.

Masa no suspendida: 5600 kg/bogie (locomotora 252); 2600 kg/eje (coche intermedio); 2550 kg/eje extremo (furgón)

§ 1.42 En lo relativo a la velocidad, el diagrama de la Figura 1.4.5 presenta las velocidades máximas que pueden alcanzar los trenes AVE y los TALGO en la línea Madrid – Sevilla. Las circulaciones se llevan a cabo con velocidades máximas que oscilan :

• Para las ramas AVE: entre los 270 km/h en gran parte del tramo Madrid – Ciudad Real (puntualmente se alcanzan los 300 km/h) y los 250 km/h entre Ciudad Real y Sevilla. Estas diferencias son debidas a las imposiciones impuestas por los condicionantes del trazado, que se traducen en una reducción de la velocidad máxima en la parte más montañosa de la línea.

• Para los trenes TALGO: su velocidad máxima es de 200 km/h, oscilando las velocidades medias entre los 125 km/h (trayecto Madrid – Málaga) y los 140 km/h (trayecto Madrid – Huelva).

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Figura 1.4.5: Diagrama de velocidades máximas para las ramas de alta velocidad y los trenes Talgo. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

350

300

250

200 Velocidad AVE (km/h) Velocidad Talgo (km/h)

150 Velocidad (km/h) Velocidad

100

0 0 15 30 45 60 75 90 105 120 135 150 165 180 195 210 225 240 255 270 285 300 315 330 345 360 375 390 405 420 435 450 465 Punto kilométrico

§ 1.43 Asimismo, en la Figura 1.4.6 se presenta la distribución porcentual de las velocidades máximas en los tres tramos en que se divide la línea por criterios de mantenimiento (Mora, Calatrava y Hornachuelos), así como en el global de la línea.

§ 1.44 En el tramo de Mora es donde se alcanzan mayores velocidades máximas en una mayor longitud de vía, mientras que en el tramo de Hornachuelos la velocidad máxima está más limitada en la mayor parte de su longitud.

Figura 1.4.6: Diagrama de distribución porcentual de las velocidades máximas. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

TOTAL

HORNACHUELOS v ≤ 100 km/h 100 km/h < v ≤ 150 km/h 150 km/h < v ≤ 200 km/h 200 km/h < v ≤ 220 km/h 220 km/h < v ≤ 250 km/h 250 km/h < v ≤ 270 km/h 270 km/h < v ≤ 300 km/h CALATRAVA

MORA

0% 10% 20% 30% 40% 50% 60% 70% 80% 90% 100%

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2 AUSCULTACIÓN DE VÍA EN LOS TRAMOS EN ESTUDIO

§ 2.1 El análisis del deterioro de la calidad geométrica de la vía se basa en el estudio de unos “parámetros de control”. Estos parámetros están fijados según los registros obtenidos a partir de la auscultación de vía y permiten definir los defectos de la vía en cualquiera de los puntos del trazado de la línea.

§ 2.2 En este contexto, en el proceso de mantenimiento predictivo de la vía se lleva a cabo la detección de los defectos antes de que constituyan un modo de fallo. Para ello se lleva a cabo la auscultación geométrica, con la medición de los parámetros que definen geométricamente la vía, y la auscultación dinámica, con la medición de otros parámetros relacionados indirectamente con el deterioro, como las aceleraciones percibidas en los vehículos.

§ 2.3 En el presente capítulo, se realiza una caracterización de las auscultaciones geométrica y dinámica llevadas a cabo en los tramos en estudio.

2.1 Auscultación de vía

2.1.1 Auscultación geométrica de la vía

§ 2.4 Los parámetros medidos en la auscultación geométrica de la vía se pueden clasificar en función del modo de medición:

• Parámetros cuya medida se realiza perpendicularmente al plano de rodadura, como son la nivelación longitudinal, la nivelación transversal y el alabeo.

• Parámetros cuya medida se realiza en el plano de rodadura, como son la alineación y el ancho de vía.

• Parámetros referidos a los elementos de la superestructura, como es el perfil transversal de la cabeza del carril.

• Parámetros relacionados con el trazado de la vía, como son la curvatura, el peralte o la rasante.

Auscultación geométrica en la línea Madrid – Sevilla

§ 2.5 La auscultación geométrica de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla se ha llevado a cabo con dos vehículos de auscultación diferentes a lo largo de su vida. En una primera etapa, desde la puesta en servicio de la línea en 1992 hasta finales de 1993, la auscultación geométrica se realizó mediante un vehículo de la DB alemana.

§ 2.6 Desde 1994, la auscultación se realiza mediante un coche de control geométrico de vía SIV 1002. El coche en cuestión incorpora un sistema óptico de medida de secciones consecutivas del perfil transversal del carril, compuesto por un láser que ilumina la zona a estudiar. La línea de luz es recogida por cámaras, que la digitalizan e informatizan para su posterior tratamiento. El proceso, al no existir contacto físico, puede realizarse hasta velocidades de 200 km/h. Los datos son comparados informáticamente con la sección teórica, estableciendo de esta manera los desgastes reales.

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§ 2.7 La información que proporcionan estos vehículos está referida a parámetros medidos en el periodo que va desde la puesta en servicio de la línea en 1992 hasta la actualidad. Estos parámetros están relacionados con la geometría del carril, la geometría vertical y horizontal de la vía y con el trazado de la línea. Los parámetros calculados en función del filtrado que se realiza se resumen en las siguientes tablas: Tabla 2.1.1, Tabla 2.1.2, Tabla 2.1.3, Tabla 2.1.4 y Tabla 2.1.5.

Tabla 2.1.1: Parámetros medidos por el coche de control geométrico de vía SIV 1002 en relación con la geometrís del carril (I). Fuente: RENFE.

PARÁMETROS MEDIDOS PARÁMETROS CALCULADOS

Desgaste vertical del carril 9 Perfil transversal de la Desgaste lateral del carril cabeza del carril Desgaste total

Tabla 2.1.2: Parámetros medidos por el coche de control geométrico de la vía SIV 1002 en relación con la geometría del carril (II). Fuente: RENFE. PARÁMETROS FILTRADO PARÁMETROS CALCULADOS MEDIDOS

0,03-0,10 m o Desgaste ondulatorio de onda corta

0,10-0,30 m o Desgaste ondulatorio de onda media 9 Aceleraciones en caja de o Desgaste ondulatorio de onda larga grasa 0,30-1,00 m o Defectos de nivelación o en soldaduras y juntas

9 Nivelación 1,00-3,00 m o Desgaste ondulatorio de onda larga longitudinal

Tabla 2.1.3: Parámetros medidos por el coche de control geométrico de la vía SIV 1002 en relación con la geometría vertical de la vía. Fuente: RENFE. PARÁMETROS FILTRADO PARÁMETROS CALCULADOS MEDIDOS

3-25 m o Nivelación longitudinal de onda corta 9 Nivelación 25-70 m o Nivelación longitudinal de onda media longitudinal 70-120 m o Nivelación longitudinal de onda larga

3-25 m o Nivelación transversal de onda corta 9 Nivelación 25-70 m o Nivelación transversal de onda media transversal 70-120 m o Nivelación transversal de onda larga

base de 3 m o Alabeo de empate corto

9 Alabeo base de 5 m o Alabeo de empate medio

base de 9 m o Alabeo de empate largo

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Tabla 2.1.4: Parámetros medidos por el coche de control geométrico de la vía SIV 1002 en relación con la geometría horizontal de la vía. Fuente: RENFE. PARÁMETROS FILTRADO PARÁMETROS CALCULADOS MEDIDOS

3-25 m o Alineación de onda corta

9 Alineación 25-70 m o Alineación de onda media

70-120 m o Alineación de onda larga

3-25 m o Variación del ancho 9 Ancho de vía 0-70 m o Ancho medio

Tabla 2.1.5: Parámetros medidos por el coche de control geométrico de la vía SIV 1002 en relación con los parámetros de trazado y cuasiestáticos. Fuente: RENFE. PARÁMETROS FILTRADO PARÁMETROS CALCULADOS MEDIDOS

o Trazado de la vía en planta – Radios

9 Curvatura 0-70 m o Derivada de la curvatura respecto al espacio

o Derivada de la curvatura respecto al tiempo

o Trazado de la vía en planta – Peralte de las curvas

o Derivada del peralte respecto al espacio

o Derivada del peralte respecto al tiempo 9 Peralte 0-70 m o Insuficiencia o exceso de peralte

o Derivada de la insuficiencia o exceso de peralte respecto al tiempo

9 Rasante 0-200 m o Trazado de la vía en alzado

§ 2.8 En la Figura 2.1.1 se muestra una descripción general del coche de auscultación geométrica de vía SIV 1002, utilizado en la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla. El control de todo el sistema se realiza a través de una consola situada en la parte central de la zona de laboratorio. Esta consola (Imagen 2.1.1, imagen izquierda) dispone de tres pantallas: la primera para el control del sistema; la segunda para visualizar en tiempo real la vía que se está auscultando; y la tercera para visualizar en tiempo real los resultados de la auscultación. En los equipos de instrumentación, se localizan los monitores que presentan las imágenes del perfil transversal del carril obtenidas mediante el sistema óptico Headline (Imagen 1.1.1, imagen derecha).

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Figura 2.1.1: Descripción general del coche de control geométrico de vía SIV 1002 de RENFE, empleado en la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. Fuente: RENFE.

Longitud entre topes: 26,4 m Peso: 53 t

Imagen 2.1.1: Laboratorio del coche de control geométrico de vía SIV 1002 de RENFE (consola de control y monitores de los carriles). Fuente: RENFE.

§ 2.9 En un principio, este proceso de auscultación se definió con carácter semestral, aunque la tendencia actual es auscultar anualmente.

2.1.2 Auscultación dinámica de la vía

§ 2.10 La auscultación dinámica se basa en los efectos dinámicos que se producen en la circulación del tren en la línea. Se miden, por lo tanto, parámetros que el viajero percibe de una manera clara y determinada, definitorios de su estado de comodidad.

§ 2.11 En las líneas de alta velocidad los vehículos auscultadores dinámicos están dotados de acelerómetros. Estos aparatos miden aceleraciones en distintos lugares del vehículo, como son:

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• Sobre la suspensión secundaria, donde se obtienen las aceleraciones verticales (avv) y transversales (alv) en la caja del vehículo (para estudiar el grado de comodidad del viajero).

• En la masa no suspendida, donde se obtienen las aceleraciones verticales en la caja de grasa (avc).

• Sobre la suspensión primaria, donde se miden las aceleraciones laterales en el bogie (alb).

Auscultación dinámica en la línea Madrid – Sevilla

§ 2.12 En la auscultación dinámica de la vía de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla, la medición de las aceleraciones se realiza mediante un coche laboratorio (“Coche AVE de Control”). En la Figura 2.1.2 se observa el esquema de este vehículo. La dotación de un generador propio de energía le confiere independencia respecto a la composición en la que se integre. De esta manera puede ser remolcado por cualquier locomotora de forma aislada, así como dentro de una composición (tren AVE, tren Talgo…). La periodicidad de realización de esta medición es de 3 semanas.

Figura 2.1.2: Esquema del Coche AVE de Control. Fuente: RENFE.

Lado derecho

Bogie 2 Bogie 1

Lado izquierdo

Bogie 1 Bogie 2

§ 2.13 El mantenimiento de vía se basa en estas aceleraciones medidas. Los defectos de la vía son determinados por los rebases de estas aceleraciones de unos valores umbral, establecidos en función de la experiencia. En la Tabla 2.1.6 se recogen estos valores límite, a partir de los cuales se establecen diferentes niveles de intervención. De las mediciones de aceleraciones realizadas por el coche auscultador se obtiene aquellos puntos kilométricos donde se rebasan estos límites. En función del nivel de intervención necesario para cada punto kilométrico se lleva a cabo la acción recomendada correspondiente.

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Tabla 2.1.6: Valores límite y niveles de aceleraciones en la auscultación dinámica de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. Fuente: RENFE. Intervalos de aceleraciones (m/s2) Acción recomendada alb avc alv avv 0,0 2,0 0 30 0.0 1,5 0,0 1,0 Nivel de control normal 2,0 4,0 30 50 1,5 2,0 1,0 2,0 Nivel de control intenso 4,0 6,0 50 70 2,0 2,5 2,0 2,5 Comprobación y corrección programadas > 6,0 > 70 > 2,5 > 2,5 Comprobación y corrección inmediatas

§ 2.14 Los datos obtenidos en la auscultación dinámica representan de forma bastante precisa la percepción del propio viajero. Asimismo, la integración del vehículo auscultador en una rama de un tren cualquiera, así como el tipo de mediciones que se realizan, permiten llevar a cabo la auscultación de forma simultanea al servicio normal de trenes, sin necesidad de reservar la vía exclusivamente para ello.

§ 2.15 Sin embargo, este tipo de mediciones también tiene ciertos inconvenientes. La velocidad y el estado del vehículo son factores a tener en cuenta, al influir en los resultados que se obtienen. Asimismo, la información obtenida no permite diferenciar la causa concreta de las posibles deficiencias en comodidad y seguridad. De esta manera se hace necesario el uso de otros sistemas de auscultación, especialmente la auscultación geométrica, para complementar los datos y detectar los tipos de defectos existentes en la vía.

§ 2.16 Adicionalmente, y con la finalidad de corregir en la medida de lo posible las incomodidades del viajero y detectar más fiablemente cualquier defecto en la vía, cada jefe de base hace, con una periodicidad más o menos semanal, un recorrido completo de su tramo en cabina. Se trata, en definitiva, de disponer de las percepciones de expertos, capaces de localizar con precisión defectos en la vía. En ocasiones, como resultado a este método se prescriben limitaciones de velocidad. Sin embargo, el análisis que se puede hacer de estas mediciones es de carácter cualitativo y, por lo tanto, no es indicativo ni determinante del mantenimiento a llevar a cabo.

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3 ANÁLISIS DEL DETERIORO DE LA CALIDAD GEOMÉTRICA EN LOS TRAMOS EN ESTUDIO

§ 3.1 El presente capítulo de divide en los siguientes tres apartados:

• Análisis de los registros de auscultación geométrica, en el que se evalúa la calidad geométrica de la vía relacionándolo con la infraestructura existente.

• Análisis de los registros de auscultación dinámica, en el que se relaciona la infraestructura de la vía con el número contabilizado de rebases de los límites de los niveles de aceleraciones a lo largo de los tramos.

• Análisis de las operaciones de mantenimiento efectuadas, correlacionando los puntos de mayor volumen de mantenimiento con la infraestructura de la vía.

3.1 Análisis de los registros de auscultación geométrica

§ 3.2 En el presente apartado se analiza la evolución de la calidad geométrica de la vía a partir de los datos disponibles de auscultación geométrica para los tramos de la línea de Alta Velocidad Madrid – Sevilla. El estudio se centra en los defectos de la nivelación longitudinal (NL). En el caso de las líneas de alta velocidad, este parámetro es el que tiene mayores repercusiones en la calidad global de la vía.

§ 3.3 La metodología de estudio adoptada está definida por los tres pasos de la Tabla 3.1.1.

Tabla 3.1.1: Metodología adoptada para el análisis de los registros de auscultación geométrica. Fuente: CENIT (2007). METODOLOGÍA ADOPTADA 1.- Recopilación de la información y segmentación de la línea en tramos de 10 m y caracterización de cada tramo 2.- Elaboración de una base de datos de los registros de la nivelación longitudinal En base a los datos de la desviación típica: • Segmentación específica de la línea en tramos de 200 m y asignación de la desviación estándar para cada tramo, vía y año • Determinación de las longitudes de cada una de las categorías en que se divide la línea (túneles, viaductos/puentes, pequeñas obras de fábrica, transiciones, terreno natural) • Tratamiento de datos 3.- Análisis de resultados

§ 3.4 Los datos a partir de los cuales se realiza el análisis son los siguientes:

• Características de la vía, en lo que se refiere a trazado, presencia de puentes, de viaductos, de túneles o de obras de fábrica, así como a las transiciones de puentes y viaductos.

• Registros del coche de auscultación geométrica tanto de la vía 1 como de la vía 2.

§ 3.5 En el primer paso, se ha segmentado la línea en tramos de 10 m, clasificándolos posteriormente en cinco categorías distintas: túneles, puentes/viaductos, transiciones,

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pequeñas obras de fábrica (pasos inferiores, pontones, marcos, alcantarillas, tubos y sifones) y el resto de la línea (tramos sobre plataforma natural).

§ 3.6 El procedimiento seguido para la caracterización de los tramos de 10 m es el detallado a continuación:

• Se han aproximado los PK de localización de obras de fábrica, redondeándolos a valores múltiplos de 10 (valores de 0 a 4 m redondeados hacia el múltiplo de 10 inmediatamente inferior; valores de 5 a 10 m redondeados hacia el múltiplo de 10 inmediatamente superior). A modo de ejemplo, el puente Río Bembezar, cuyo inicio y final se encuentran en el PK 383,422 y PK 383,777 de la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla, respectivamente (55 m de longitud), se ha redondeado a un PK inicial 383,420 y a un PK final de 383,480. De este modo, cada tramo de 10 m es caracterizado por un solo tipo de obra de fábrica. En la Figura 3.1.1 se presenta el caso del túnel de Perales y en la Figura 3.1.2, el del puente Arroyo Tamarguillo, ambas estructuras también de la línea Madrid - Sevilla.

Figura 3.1.1: Definición de un tramo en túnel. Caso del túnel de Perales de la línea Madrid - Sevilla. Fuente: CENIT (2005).

PK real (PK 10,795) PK real 401 m (PK 11,196)

10 Terreno natural 10 Túnel 10 PK redondeado (PK 10,790) PK redondeado Terreno natural (PK 10,800) PK redondeado (PK 11,190) PK PK redondeado redondeado (PK 11,210)

Figura 3.1.2: Definición de un tramo puente/viaducto. Caso del puente Arroyo Tamarguillo de la línea Madrid - Sevilla. Fuente: CENIT (2005).

PK real PK 466,014 PK 466,188

estribo Puente Arroyo Tamarguillo (174 m)

10 m 10 m 10 m 10 m Transición Puente Puente Transición

PK PK PK PK PK PK 466,010 466,020 466,180 466,190 466,200 redondeado

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• La segmentación en tramos se ha llevado a cabo de una manera específica en los extremos tanto de los viaductos como de los puentes. En la Figura 3.1.3 se ejemplifica la definición del tramo de transición del puente de Tamarguillo y del viaducto de Puertollano, ambos en la línea Madrid - Sevilla. En el caso de los extremos de los viaductos, se han contabilizado 4 tramos de 10 m, uno de ellos correspondiente al estribo de la transición, dos a la parte intermedia de la transición y el cuarto, al tramo inicial de ésta, según el criterio establecido por Renfe.

• En los extremos de los puentes, en cambio, se han contabilizado 3 tramos de 10 m, uno correspondiente al estribo de la transición, otro a la parte intermedia de ésta y el tercero a su tramo inicial, también según el criterio establecido por Renfe.

• Asimismo, los tramos de 10 m que cuentan con la presencia de una pequeña obra de fábrica se han clasificado como “pequeña obra de fábrica”. Como se ha comentado, las pequeñas obras de fábrica incluyen las estructuras relativas a los pasos inferiores, los pontones, los marcos, las alcantarillas, los tubos y los sifones. Finalmente, se ha clasificado como tramo en terreno natural (o tramo “con nada”) todo tramo de 10 m que no ha quedado definido en las categorías anteriores.

Figura 3.1.3: Definición de un tramo en transición. Caso del puente de Tamarguillo y del viaducto de Puertollano de la línea Madrid - Sevilla. Fuente: CENIT (2005).

PK PK estrib Puente 466,9 30 m (Transición 466,0 Arroyo

10 10 10 Transició Transició Transición Puente Puent e 30 m (Transición modelización tramos 10 m) PK PK PK PK 465,9 466,0 466,0 466,0

Viaducto PK PK estribo 209,2 40 m (Transición 209,2 Puertollan

10 10 10 10 10 10 Terreno Transici Transici Transici Transición Viaducto natural 40 m (Transición modelización PK PK PK PK PK 209,2 209,2 209,2 209,2 209,3

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§ 3.7 En el segundo paso de la metodología seguida, se ha elaborado una base de datos de los registros de la desviación típica de la nivelación longitudinal. A partir de esta base de datos se ha llevado a cabo un análisis de la correlación entre los defectos de vía detectados y los elementos infraestructurales de la línea.

§ 3.8 Por un lado, y con la finalidad de llevar a cabo el análisis de los datos de la desviación típica, la cual se obtiene en base a tramos de 200 m, se ha segmentado la línea en elementos discretos de esta longitud (agrupando de 20 en 20 los tramos de 10 m discretizados anteriormente). A cada uno de estos segmentos de 200 m se le ha asignado el valor medio de la desviación estándar (σ) de la señal medida referente a los defectos de nivelación longitudinal asociados a longitudes de onda comprendidas entre 3 y 25 m.

§ 3.9 Por otro lado, para contabilizar la longitud existente de cada una de las categorías en las que se han clasificado los diferentes tramos de 10 m (túnel, viaducto y transición, puente y transición, pequeñas obras de fábrica y resto de la línea), se ha elaborado la siguiente codificación asignándola a cada uno de estos tramos:

• Para las obras de fábrica (distinguiendo entre túnel, puente/viaducto, pequeña obra de fábrica –paso inferior, pontón, marco, alcantarilla, tubo o sifón–), se ha asignado un 10 para indicar la presencia de obras de fábrica y un 0 para indicar su ausencia.

• Para las transiciones, se ha asignado un 2, un 3 y un 5 para indicar si se trata del tramo inicial de la transición, de la parte intermedia o del estribo, respectivamente.

§ 3.10 Posteriormente, se han agrupado de 20 en 20 los tramos de 10 m y se ha calculado una media de la puntuación en base a la codificación asignada, en los casos en que había puente/transición o viaducto/transición. En función de la puntuación así obtenida, se ha clasificado el tramo como puente/viaducto (si la puntuación obtenida es superior o igual a 5) o como transición (si la puntuación es inferior a 5).

§ 3.11 En los tramos de 200 m en los que hay transición y alguna pequeña obra de fábrica, dicha longitud se ha contabilizado dos veces: una como tramo conteniendo una pequeña obra de fábrica (paso inferior, pontón, marco, alcantarilla, tubo o sifón) y otra como transición (ver Figura 3.1.4).

Figura 3.1.4: Criterio para contabilizar la longitud existente de cadau una de las categorías de obras de fábrica. Ejemplo de tramos con viaducto, transición y marco. Fuente: CENIT (2005).

Longitud real de transición estribo viaducto marco 40 m

200 m 200 - 200 m de - 200 de viaducto transición - 200 m de marco

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§ 3.12 En base a lo desarrollado en este segundo paso se ha elaborado una base de datos con los datos disponibles, con una clasificación de los distintos tramos definidos según la presencia o no de obras de fábrica y con la asignación de la desviación estándar de la señal medida. A partir de esta base de datos, en el tercer paso de la metodología seguida, se ha llevado a cabo el análisis que se detalla a continuación.

Análisis de los registros de auscultación geométrica de la línea Madrid - Sevilla

§ 3.13 El análisis de los registros de auscultación geométrica de la línea Madrid – Sevilla se realiza en los tres tramos en que se divide (Mora, Calatrava y Hornachuelos). Los datos disponibles corresponden al periodo 2001-2006, y se refieren a:

• Características de la vía.

• Registros del coche de auscultación tanto de la vía 1 como de la vía 2.

§ 3.14 En la línea Madrid – Sevilla, se ha llevado a cabo anualmente una auscultación geométrica para cada vía, a excepción del año 2005 en el que se realizaron dos registros, uno en enero y el otro en junio. Así pues, la base del análisis de la evolución de la calidad geométrica está formada por un total de siete series de datos registrados para cada una de las vías.

§ 3.15 La metodología seguida en este caso es la descrita anteriormente. Cabe señalar que en la discretización de la línea en tramos de 200 m los puentes han quedado integrados en los tramos con transición, puesto que no existe ningún tramo de esta longitud que sea íntegramente puente. Por consiguiente, en dichos tramos se ha considerado oportuno englobar los puentes y sus respectivas transiciones en una misma categoría. En base a esta metodología, la variación los resultados del análisis para la vía 1, para la vía 2 y, globalmente, para la línea, en función de la presencia de viaductos y sus transiciones es la presentada en la Figura 3.1.5, siendo representativa para el resto de obras de fábrica.

Figura 3.1.5: Análisis del valor medio de la desviación estándar de la señal medida en tramos de 200 m en función de la presencia de viaductos y transición. Fuente: CENIT (2007) a partir de datos de ADIF.

VÍA 1 VÍA 2 0,800

0,700

0,600

0,500

0,400

0,300 en tramos de 200(mm) m 0,200

0,100

Valormedio dela desviación estándar de la señal medida 0,000 2001 2002 2003 2004 2005 2005 2006 2001 2002 2003 2004 2005 2005 2006 TOTAL enero julio enero julio No hay viaducto ni transición Hay viaducto Hay transición Valor medio de la línea

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§ 3.16 Asimismo, en la Tabla 3.1.2 son recogidos los valores medios de la desviación estándar obtenidos para la vía 1, para la vía 2 y, globalmente, para la línea para el periodo 2001 – 2006.

Tabla 3.1.2: Valor medio de la desviación estándar de la señal medida en tramos de 200 m durante el periodo 2001 – 2006. Fuente: CENIT (2007). Sección que se Valor medio para el periodo 2001-2006 Índice considera Vía 1 Vía 2 Línea relativo Túnel 0,496 0,468 0,482 98% Transición 0,711 0,633 0,672 136% Viaducto Viaducto 0,646 0,689 0,668 135% Puente1 0,570 0,570 0,570 116% Pequeñas obras de fábrica 0,515 0,512 0,513 104% Paso inferior 0,568 0,547 0,557 113% Pontón 0,556 0,544 0,550 111% Marco 0,595 0,546 0,570 116% Alcantarilla 0,453 0,468 0,461 93% Tubo o sifón 0,494 0,497 0,495 100% Línea sin desvíos ni 0,494 0,493 0,493 100% obras de fábrica 1 Como se ha comentado, los puentes y sus transiciones se han agrupado en una misma categoría, puesto que no existe ningún tramo de 200 m que sea íntegramente longitud de puente.

§ 3.17 A partir de estos valores medios de los registros de auscultación disponibles, se puede afirmar que el nivel de calidad observado en la vía 1 y en la vía 2 es muy similar, lo que corrobora el papel del tipo de infraestructura en el nivel de calidad de los tramos de vía.

§ 3.18 Analizando estos resultados (basados en los parámetros de nivelación longitudinal) se percibe una disminución de la calidad en tramos con:

• obra de fábrica, tanto puentes como viaductos, siendo estos últimos los que menor calidad de vía presentan.

• zona de transición, siendo éstos, junto a los viaductos, los puntos que obtienen unas calificaciones peores en comparación con las medias de la línea.

• pequeñas obras de fábrica de relevancia (paso inferior, pontón o marco).

§ 3.19 Conforme se evidencia en la Tabla 3.1.2, la presencia de obras que alteran de forma muy poco perceptible la rigidez vertical de la vía (como alcantarillas o sifones) no supone ningún tipo de agravio en términos de calidad media de la vía. De hecho, los valores medios del deterioro que se produce en los puntos de la vía con presencia de pequeñas obras de fábrica en su conjunto (paso inferior, pontón, marco, alcantarilla y tubo o sifón) no difieren en exceso a los valores obtenidos en la longitud de vía sin desvíos ni obras de fábrica.

§ 3.20 Así, el estudio permite confirmar (y estimar cualitativamente) la importancia de las fluctuaciones de la rigidez vertical de la vía en la evolución de la calidad geométrica de la línea Madrid-Sevilla.

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3.2 Análisis de los registros de auscultación dinámica

§ 3.21 Si bien el análisis de los registros de auscultación geométrica permite percibir cualitativamente la importancia de los elementos de la infraestructura y de la superestructura en relación a la calidad de la vía, la disponibilidad de un número de datos acotado limita las posibilidades de análisis. En este sentido, los registros de auscultación dinámica de la vía incluyen una mayor cantidad de datos, al llevarse a cabo con una frecuencia mucho mayor, de unas tres semanas de media.

§ 3.22 En este contexto, en el presente apartado, se analiza la evolución de la cantidad de rebases del umbral de intervención en los registros de auscultación dinámica en los tramos de la línea Madrid – Sevilla.

§ 3.23 El estudio se centra en las mediciones de la aceleración vertical, tanto en la caja de grasa como en la caja del vehículo. Estos dos parámetros, como se detallará más adelante, presentan la mayoría de los rebases de los umbrales de intervención respectivos.

§ 3.24 La metodología de estudio adoptada tanto para los registros de la aceleración vertical en la caja de grasa como para los registros de la aceleración vertical en caja del vehículo está definida por los cuatro pasos de la Tabla 3.2.1.

Tabla 3.2.1: Metodología seguida para el análisis de los registros de auscultación dinámica. Fuente: CENIT (2007). METODOLOGÍA SEGUIDA 1.- Recopilación de la información y segmentación de la línea en tramos de 10 m y caracterización de cada tramo 2.- Elaboración de una base de datos a partir de los registros de dos parámetros 3.- Contabilización en cada tramo discreto de 10 m del número de rebases de los límites de los niveles de aceleraciones en la auscultación dinámica de la línea 4.- Resultados. Análisis de la influencia que ejercen las obras de fábrica en el parámetro estudiado

§ 3.25 Los datos a partir de los cuales se realiza el análisis son los siguientes:

• Características de la vía, en lo que se refiere a trazado, presencia de puentes, de viaductos y de sus transiciones, de túneles o de obras de fábrica.

• Registros del coche de auscultación dinámica de la vía 2.

§ 3.26 El interés del estudio se fundamenta en la gran cantidad de datos disponibles de la ascultación dinámica. Al no disponer de toda la serie de datos de la vía 1, los datos utilizados en relación a los rebases de los umbrales de intervención solo se refieren a la vía 2. Asimismo, aunque no tiene efectos sobre las aceleraciones verticales, se debe tener en cuenta que la posición del coche auscultador en el convoy condiciona los resultados. Este hecho se debe a que al circular el convoy por la vía 1, de Sevilla a Madrid, el coche auscultador se localiza en la parte trasera, entre el último coche y la tractora de cola. Debido al efecto látigo que se produce en los últimos coches de cualquier convoy, las mediciones de las aceleraciones laterales son alteradas y, por tanto, a efectos de comparación los datos no son completamente fiables.

§ 3.27 Para el análisis de datos de las aceleraciones verticales, en un primer paso, se ha segmentado la línea de la misma manera que en el caso de la auscultación geométrica: en tramos de 10 m, clasificándolos en función de sus características infraestructurales. De esta manera cada tramo de 10 m ha sido clasificado según las mismas cinco categorías que en el análisis de la auscultación geométrica: túneles, puentes/viaductos,

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transiciones, pequeñas obras de fábrica (pasos inferiores, pontones, marcos, alcantarillas, tubos y sifones) y el resto de la línea (tramos sobre plataforma natural).

§ 3.28 En segundo lugar, y a partir de los datos de los registros de auscultación dinámica se ha realizado la elaboración de una base de datos. Como se ha comentado, en ella se han incluido los datos de la aceleración vertical en la caja de grasa y la aceleración vertical en la caja del vehículo. Esta elección se debe a que el estudio se centra en la nivelación de la vía, al producirse en ella un mayor deterioro en comparación con la alineación de la vía, tal y como se pone de manifiesto en la Figura 3.2.1.

Figura 3.2.1: Distribución de los rebases en el periodo 1992-2003 en función de la aceleración medida en la vía 2 de la LAV Madrid – Sevilla. Fuente: L. Ubalde (2004).

100%

90%

80%

70%

60% Aceleración lateral en el bogie

50% Aceleración lateral en caja del vehículo 40% Aceleración vertical en caja del vehículo 30% Aceleración vertical en caja de grasa

20%

10% Porcentaje de rebases del total de la auscultación dinámica auscultación total la del de rebases de Porcentaje

0% Tramo de Mora Tramo de Calatrava Tramo de Toda la vía 2 Hornachuelos

§ 3.29 Efectivamente, como ya puso de relieve Ubalde (2004), el número de rebases de los umbrales de las aceleraciones verticales (aceleración vertical en la caja del vehículo y en la caja de grasa), representativas del estado de la nivelación de la vía, es mayor tanto en el total de la línea como en cada uno de los tres tramos por separado (Mora, Calatrava y Hornachuelos) que el número de rebases de los umbrales de las aceleraciones laterales (aceleración lateral en el bogie y en la caja del vehículo). Por otro lado esta afirmación resulta lógica si se tienen en cuenta que las solicitaciones más importantes de la vía son las verticales.

§ 3.30 En el tercer paso se ha llevado a cabo la contabilización del número de rebases de los umbrales de intervención correspondientes de cada tipo de aceleración a partir de la base de datos elaborada. Para ello se ha tenido en cuenta la densidad de rebases, definida como el número de rebases de los umbrales de intervención por km de vía y por número de auscultaciones. Asimismo, de forma complementaria se ha estudiado el número de rebases por km a lo largo del tiempo, así como el número de rebases por número de auscultaciones a lo largo de la línea.

§ 3.31 El último paso ha consistido en un análisis de los resultados en base a los rebases contabilizados. En primer lugar, se ha evaluado la tendencia a lo largo del tiempo de los mismos, así como los valores generales de toda la línea. Posteriormente, se ha llevado a cabo una correlación de los valores obtenidos con la presencia de los aparatos de vía y de dilatación y de las distintas obras de fábrica. Finalmente, también se ha analizado la influencia en el deterioro de la línea de otros elementos y parámetros, como los terraplenes.

Análisis de los registros de auscultación dinámica de la línea Madrid – Sevilla

§ 3.32 El análisis de los registros de auscultación dinámica de la línea Madrid – Sevilla se ha llevado a cabo de forma separada para la aceleración vertical en caja de grasa y para la aceleración vertical en la caja del vehículo.

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§ 3.33 Cada aceleración pone de relieve el estado de deterioro de la vía en relación a diferentes elementos. Efectivamente, la respuesta a distintos defectos en la nivelación de la vía viene determinada por los diferentes puntos del vehículo en los que se miden cada una de las aceleraciones.

§ 3.34 De esta manera, la aceleración vertical en la caja de grasa está directamente relacionada con defectos que influyen en el movimiento de la masa no suspendida de los vehículos. Estos defectos son de pequeña longitud de onda y se producen generalmente en la superestructura de la vía. Incluyen, entre otros, la danza de traviesas, la desnivelación del balasto o la rotura de las traviesas.

§ 3.35 Por otro lado, la aceleración vertical en la caja del vehículo está ligada a los defectos relacionados con la masa suspendida de los vehículos. Se trata de defectos de gran longitud de onda, produciéndose en la infraestructura de la vía, como son la consolidación de terraplenes o los asientos de las obras de fábrica, entre otros.

§ 3.36 A continuación se detallan los resultados del análisis de los registros de las aceleraciones verticales en caja de grasa y en la caja del vehículo.

Aceleración vertical en la caja de grasa

§ 3.37 El análisis de los rebases de los umbrales de intervención de la aceleración vertical en la caja de grasa se ha basado en los datos de los registros de auscultación dinámica asociados a las mediciones realizadas en el periodo comprendido entre abril de 1992 y enero de 2007. En definitiva, se trata de un total de 196 auscultaciones llevadas a cabo en un periodo de 15 años.

§ 3.38 La evolución del deterioro está reflejada en la Figura 3.2.2. En ella se observa una tendencia a la estabilización de la densidad de rebases asociados a la aceleración vertical en la caja de grasa y, por lo tanto, una estabilización del deterioro.

Figura 3.2.2: Evolución temporal en el periodo de abril de 1992 a enero de 2007 de la densidad de rebases de la aceleración vertical en caja de grasa para la vía 2 de la línea Madrid – Sevilla y de sus tres tramos. Fuente: CENIT (2007).

0,45

0,4

0,35

0,3

0,25

0,2

0,15

0,1

0,05

Densidad de rebasesrebases/km/auscultación) (nºde 0 01/04/1992 01/04/1994 01/04/1996 01/04/1998 01/04/2000 01/04/2002 01/04/2004 01/04/2006

TOTAL MORA CALATRAVA HORNACHUELOS Polinómica (TOTAL) Polinómica (MORA) Polinómica (CALATRAVA) Polinómica (HORNACHUELOS)

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§ 3.39 De forma global, en toda la línea se diferencian tres periodos distintos a lo largo de los quince años. En los primeros años tiene lugar un aumento de la densidad de rebases hasta alcanzar un máximo. Se trata del periodo de juventud de la línea, en la que se darían la mayor parte de los asentamientos del balasto. En el segundo periodo se da una disminución del deterioro con una tendencia a la estabilización debido a que la línea habría entrado en una etapa de madurez y la superestructura estaría ya asentada. Finalmente, en los últimos años la densidad de rebases tiende a aumentar incitando a pensar una nueva etapa de envejecimiento de la línea.

§ 3.40 Sin embargo, el deterioro observado es diferente según el tramo que se estudie. En la misma Figura 3.2.2 se observa la diferente evolución de la densidad de rebases para los tramos de Mora, Calatrava y Hornachuelos.

§ 3.41 El efecto del tráfico parece ser importante en el deterioro de la línea. En los primeros años, el tramo de Mora, con un tráfico muy superior al resto de tramos, experimenta un crecimiento de la densidad de rebases muy acusado. Asimismo, en la etapa de madurez la pendiente descendente de la curva es mayor que en el resto de tramos, dando a entender una consolidación más rápida de la capa de balasto.

§ 3.42 El tramo de Hornachuelos, en cambio, presenta una curva de evolución de la densidad de rebases muy diferente a los otros dos tramos. Parece ser que la etapa de juventud, en la que tienen lugar grandes asentamientos de la capa de balasto, ha sido muy corta o inexistente, estabilizándose la densidad de rebases rápidamente.

§ 3.43 Si bien la variación de la densidad de rebases en el tiempo nos da una idea de la evolución del deterioro, el valor medio pone de relieve la magnitud de este deterioro. En este sentido, la densidad de rebases de la vía 2 de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla relativa a la aceleración vertical en caja de grasa tiene un valor medio de 0,128 rebases por km y por auscultación. Sin embargo, este valor difiere significativamente según el tramo que se estudie. Como se puede observar en la Figura 3.2.3, el valor medio de la densidad de rebases del tramo de Mora es del orden de 1,5 veces el valor medio del tramo de Calatrava y de unas 3 veces el del tramo de Hornachuelos.

Figura 3.2.3: Valor medio de la densidad de rebases del umbral de intervención de la aceleración vertical en la caja de grasa en el periodo 1992 – 2007. Fuente: CENIT (2007).

Valor medio de la densidad de rebases (nº de rebases/km/auscultación)

0,128 TOTAL

0,063 HORNACHUELOS

0,125 CALATRAVA

0,190 MORA

0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25 Densidad media de rebases (nº de rebases/km/auscultación)

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§ 3.44 Las diferencias entre los valores de la densidad de rebases de los diferentes tramos en que se ha dividido la línea se explicarían, como ya se ha visto anteriormente, por la presencia de diferentes elementos, como son los aparatos de vía, los aparatos de dilatación, las obras de fábrica (puentes, viaductos, transiciones, pequeñas obras de fábrica) o los terraplenes.

§ 3.45 Los aparatos de vía parecen incidir de forma muy importante en el deterioro de la vía, al presentar los tramos con estos elementos una densidad de rebases entre 7 y 8 veces mayor que en el resto de la línea. Por esta razón, el análisis de la influencia que tienen los diferentes tipos de obras de fábrica (túneles, puentes, viaductos, transiciones y pequeñas obras de fábrica) en el deterioro de la vía se ha realizado en base al filtrado de los tramos con aparatos de vía y de dilatación. En la Tabla 3.2.2 son recogidos los valores medios asociados a cada tipo de obra.

Tabla 3.2.2: Valor medio de la densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja de grasa durante el periodo 1992 – 2007 (no se tiene en cuenta la presencia de aparatos de vía ni de aparatos de dilatación). Fuente: CENIT (2007). Valor medio* Valor medio* Índice para el periodo para el periodo Variación Sección que se considera relativo 1992-2003 1992-2007 (%) 92-07 Vía 2 Vía 2 Túnel 0,020 0,045 120,0 56 Inicio de transición 0,072 0,065 -10,0 82 Parte intermedia de 0,755 0,600 -20,5 751 Viaducto la transición Estribo del viaducto 1,392 1,080 -22,4 1351 Viaducto 0,089 0,077 -13,0 97 Inicio de transición 0,013 0,010 -25,0 13 Parte intermedia de 0,040 0,030 -25,0 38 Puente la transición Estribo del puente 0,080 0,070 -12,5 88 puente 0,100 0,117 17,4 146 Pequeñas obras de fábrica 0,188 0,228 21,2 285 Paso inferior 0,142 0,164 15,3 205 Pontón 0,126 0,097 -23,1 121 Marco 0,076 0,057 -25,0 71 Alcantarilla 0,666 0,541 -18,8 678 Tubo o sifón 0,109 0,105 -3,5 132 Línea sin desvíos ni obras de 0,084 0,080 -5,4 100 fábrica

§ 3.46 En la misma tabla se puede observar la variación existente entre los resultados del periodo 1992 – 2003, obtenidos por Ubalde (2004), y el periodo de 15 años de 1992 a 2007. En esta variación se detecta una tendencia de disminución del valor medio de la densidad de rebases en la mayoría de tramos con presencia de obras de fábrica. La excepción sólo se da en los tramos con presencia de túneles, de puentes y de pasos inferiores. La capa de balasto en estas obras de fábrica se apoya sobre una plataforma de gran rigidez, lo que provoca un aumento de las sobrecargas en el propio balasto y, por tanto, una mayor trituración del mismo.

§ 3.47 En el estudio del peso relativo que tiene cada tipo de obra de fábrica, se observa que las transiciones de los viaductos y las pequeñas obras de fábrica, sobretodo las alcantarillas y los pasos inferiores, son las que tienen mayor influencia en el deterioro.

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§ 3.48 En efecto, la transición de los viaductos presenta un valor muy superior al de la línea sin desvíos ni obras de fábrica. El estribo es la parte de la transición donde se da una densidad de rebases mayor, siendo del orden de 14 veces la del resto de la línea. Junto a las transiciones, las pequeñas obras de fábrica también influyen en el deterioro de la vía. Los pontones, los tubos y sifones y, sobretodo, los pasos inferiores y las alcantarillas presentan mayores densidades de rebases que el resto de la línea, siendo el deterioro del conjunto de tramos con pequeñas obras de fábrica tres veces mayor.

§ 3.49 En el caso de los puentes, los túneles y los marcos, en cambio, el deterioro que se presenta es menor que el de los tramos sin desvíos ni obras de fábrica. Efectivamente, los tramos en túnel tienen la mitad de la densidad de rebases del resto de la línea, y las transiciones de los puentes, entre un 10 y un 90% de la densidad de rebases de la línea sin desvíos ni obras de fábrica.

§ 3.50 De esta manera, la presencia de ciertos elementos como los aparatos de vía y de dilatación y las obras de fábrica parece incidir de manera importante en el deterioro de la vía. De hecho, la presencia de estos elementos supone un incremento en la densidad de rebases de un 60% en toda la vía 2 de la línea.

§ 3.51 Finalmente, el análisis de los registros de la aceleración vertical en la caja de grasa en relación a los terraplenes es poco concluyente. La correlación de la esbeltez de los terraplenes con la densidad de rebases pone de relieve la poca influencia de los asientos de los terraplenes en el deterioro de corta longitud de onda. De hecho, los resultados de la Figura 3.2.4 ponen de relieve que a mayor esbeltez menor densidad de rebases, lo que se contradiría la lógica de a mayor esbeltez, mayor asiento y, por lo tanto, mayor deformación y deterioro. Sin embargo, un aspecto a tener en cuenta y que podría explicar esta contradicción es el hecho que una menor esbeltez de los terraplenes puede suponer una mayor rigidez. De esta manera, las solicitaciones verticales serían mayores y, por tanto, se daría un mayor deterioro del balasto.

Figura 3.2.4: Densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja de grasa en función de la esbeltez de los terraplenes presentes (no se tiene en cuenta la presencia de aparatos de vía, de dilatación ni de las obras de fábrica). Fuente: CENIT (2007).

0,18 Densidad media 0,16

0,14

0,12

0,1

0,08

0,06

0,04

0,02 Densidad de rebases (nº de rebases/km/auscultación) de (nº de rebases Densidad

0 MORA CALATRAVA HORNACHUELOS TOTAL

No hay terraplén 0 < e ≤ 0,001 0,001 < e ≤ 0,01 0,01 < e ≤ 0,1 0,1 < e ≤ 1 1 < e

* En el caso de los tramos de Mora y Hornachuelos, no existe ningún tramo de vía que tenga marcos. En el caso de Calatrava, ningún tramo de vía tiene alcantarillas.

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Aceleración vertical en la caja del vehículo

§ 3.52 En el caso de la aceleración vertical en la caja del vehículo, el análisis de los rebases de los umbrales de intervención se ha basado en los datos de los registros de auscultación dinámica asociados a las mediciones llevadas a cabo entre septiembre de 1994 y enero de 2007. En total, representan 173 auscultaciones llevadas a cabo en poco más de 12 años.

§ 3.53 La evolución del deterioro asociado a estas aceleraciones está reflejada en la Figura 3.2.5. En ella se observa una tendencia a la estabilización de la densidad de rebases, produciéndose en los últimos años un ligero aumento del deterioro. De hecho, el comportamiento es muy parecido tanto en el total de la línea como en cada uno de los tres tramos por separado (Mora, Calatrava y Hornachuelos).

§ 3.54 En este caso, el análisis temporal de la evolución de rebases quizá no se pueda basar en los periodos de vida definidos para la aceleración vertical en la caja de grasa. En este caso se percibe el deterioro de gran longitud de onda, relacionado con los asientos de las obras de fábrica y la compactación de los terraplenes. Los periodos de juventud, madurez y envejecimiento, en cambio, están más relacionados con la evolución de la compactación de la capa de balasto.

§ 3.55 En este contexto, la evolución de los rebases que se observa en la Figura 3.2.5 pone de relieve el asiento que experimentan las diferentes capas de la plataforma. En este sentido, se debe tener en cuenta que no se disponen de los datos de los dos primeros años y medio de operación de la línea y, por tanto, no se conoce la evolución de los defectos de la infraestructura para este periodo.

Figura 3.2.5: Evolución temporal en el periodo de octubre de 1994 a enero de 2007 de la densidad de rebases de la aceleración vertical en caja del vehículo para la vía 2 de la línea Madrid – Sevilla y de sus tres tramos. Fuente: CENIT (2007).

0,5

0,45

0,4

0,35

0,3

0,25

0,2

0,15

0,1

0,05

Densidad de rebases (nº de (nº de rebases/km/auscultación) de rebases Densidad 0 23/09/94 23/09/96 23/09/98 23/09/00 23/09/02 23/09/04 23/09/06

TOTAL MORA CALATRAVA HORNACHUELOS Polinómica (TOTAL) Polinómica (MORA) Polinómica (CALATRAVA) Polinómica (HORNACHUELOS)

§ 3.56 La evolución de la densidad de rebases pone de manifiesto los grandes asientos que tienen lugar a los pocos años de abrir la línea al tráfico. Con el tiempo, la densidad de defectos que se mide va disminuyendo, puesto que los asientos de las capas de la

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plataforma son cada vez menores. De esta manera, la evolución se podría explicar por un asentamiento de la infraestructura de vía más rápido al inicio, estabilizándose a los 10-12 años de abrir la línea.

§ 3.57 En los últimos años, en cambio, se percibe un aumento de la densidad de rebases. En este caso, la influencia principal podría venir del envejecimiento de la capa de balasto, puesto que la consolidación de los terraplenes y el asiento de las obras de fábrica son menores.

§ 3.58 Asimismo, el estudio de los diferentes tramos por separado también confirma el mismo comportamiento. Sin embargo, destaca el comportamiento de los tramos de Calatrava y Hornachuelos, que se podría explicar por una mayor proporción de terraplenes de gran esbeltez en el tramo de Hornachuelos que en el de Calatrava. De hecho, una mayor esbeltez del terraplén puede suponer un mayor asiento del mismo y, por tanto, un mayor deterioro de la vía. Este hecho explicaría que, en los primeros años, cuando los asientos tienden a ser más grandes, el tramo de Hornachuelos presente densidades de rebases mayores que el de Calatrava, igualándose posteriormente cuando los terraplenes están ya asentados.

§ 3.59 En este contexto, la magnitud del deterioro, representado como se ha visto anteriormente por el valor medio de la densidad de rebases, permite diferenciar el distinto comportamiento según el tramo. En el caso del total de la vía 2 de la línea Madrid – Sevilla el valor medio es de 0,081 rebases por km y por auscultación. Tal como se pone de relieve en la Figura 3.2.6, existen diferencias en cuanto a los valores medios de cada uno de los tramos. En el caso de Mora, se puede comprobar como este tramo experimenta un mayor deterioro que los otros dos tramos. En efecto, la densidad de rebases en este tramo es del orden de unas 5 veces el valor medio de la densidad de los otros dos tramos.

Figura 3.2.6: Valor medio de la densidad de rebases del umbral de intervención de la aceleración vertical en la caja del vehículo en el periodo 1994 – 2007. Fuente: CENIT (2007).

Valor medio de la densidad de rebases (nº de rebases/km/auscultación)

0,081 TOTAL

0,035 HORNACHUELOS

0,031 CALATRAVA

0,166 MORA

0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25 Densidad media de rebases (nº de rebases/km/auscultación)

§ 3.60 De la misma manera que en el análisis relativo a la aceleración vertical en la caja de grasa, las diferencias entre los valores medios de la densidad de rebases relativa a la aceleración vertical de la caja del vehículo observadas en la figura anterior ponen en evidencia la influencia de ciertos factores en el deterioro de la vía. En este sentido, se

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ha llevado a cabo un análisis análogo, teniendo en cuenta también los aparatos de vía y de dilatación, las obras de fábrica y los terraplenes.

§ 3.61 De esta manera, se ha observado una gran influencia de elementos singulares de la superestructura de vía, como son los aparatos de vía, en los defectos de gran longitud de onda, relacionados con la consolidación de terraplenes y el asiento de las obras de fábrica. Así, la densidad media de rebases en los tramos con desvíos es unas 2,5 veces mayor que en el resto de la línea. Sin embargo, se observa un comportamiento distinto al realizar el estudio para cada tramo por separado (Mora, Calatrava y Hornachuelos). En efecto, en los tramos de Calatrava y de Hornachuelos la densidad de rebases es mayor en presencia de aparatos de vía, mientras que en el caso de Mora se ha observado la situación contraria.

§ 3.62 Por otro lado, los valores medios obtenidos de la densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja del vehículo en función del tipo de obra de fábrica son los recogidos en la Tabla 3.2.3. El análisis se ha realizado sin tener en cuenta la presencia de los elementos de la superestructura de vía, como son los aparatos de vía y los aparatos de dilatación.

Tabla 3.2.3: Valor medio de la densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja del vehículo durante el periodo 1994 – 2007 (no se tiene en cuenta la presencia de aparatos de vía ni de aparatos de dilatación). Fuente: CENIT (2007). Valor medio* Valor medio* Índice para el periodo para el periodo Variación Sección que se considera relativo 1994-2003 1994-2007 (%) 94-07 Vía 2 Vía 2 Túnel 0,002 0,001 -28,1 2 Inicio de transición 0,395 0,307 -22,1 472 Parte intermedia 0,417 0,356 -14,6 546 de la transición Viaducto Estribo del 2,213 2,043 -7,7 3137 viaducto Viaducto 0,097 0,098 0,5 150 Inicio de transición 0,285 0,215 -24,3 331 Parte intermedia 0,127 0,102 -19,4 157 Puente de la transición Estribo del puente 0,127 0,091 -28,3 139 puente 0,118 0,114 -3,4 175 Pequeñas obras de fábrica 0,223 0,193 -13,4 297 Paso inferior 0,470 0,413 -12,2 634 Pontón 0,357 0,319 -10,6 490 Marco 0,119 0,107 -10,4 164 Alcantarilla 0,324 0,326 0,8 501 Tubo o sifón 0,223 0,184 -17,4 283 Línea sin desvíos ni obras 0,074 0,065 -12,0 100 de fábrica

§ 3.63 En la tabla, se puede también observar la variación de los valores medios del periodo 1994 – 2007 respecto a los obtenidos por Ubalde (2004) en el periodo 1994 – 2003. En base a esta variación, se corrobora la tendencia a la disminución del deterioro de la vía. En efecto, la mayor parte de obras de fábrica presentan una disminución del valor medio, siendo incluso superior al 25%, como en los tramos en túnel y los tramos con

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estribo de puente. Solo en el caso de los tramos en viaducto y con presencia de alcantarillas hay un ligero aumento de la densidad de rebases.

§ 3.64 Asimismo, el índice relativo respecto al valor medio de la línea sin aparatos de vía, de dilatación ni obras de fábrica pone de manifiesto el deterioro relativo de cada una de ellas. Por un lado, como se puede observar en la misma Tabla 3.2.3, los tramos con transiciones de viaductos y pequeñas obras de fábrica, sobretodo alcantarillas, pasos inferiores y pontones, presentan un valor medio superior a la media.

§ 3.65 Efectivamente, los tramos con estribos de viaducto presentan densidades de rebases muy superiores a las de los tramos sin desvíos ni obras de fábrica, siendo el valor medio del orden de 30 veces el de estos últimos tramos. Asimismo, la presencia de alcantarillas, pasos inferiores y pontones supone valores medios de las densidades de rebases en estos tramos del orden de 5 a 7 veces el valor medio del resto de la línea. En cuanto al resto de pequeñas obras de fábrica, también presentan valores de la densidad de rebases mayores, aunque en menor medida.

§ 3.66 Por otro lado, ciertos tramos con obras de fábrica tienen poca o ninguna incidencia en el deterioro de la línea. Los valores relativos de los tramos en viaducto o en puente presentan un deterioro no muy superior en comparación con otros tipos de tramos, aún teniendo en general una mayor rigidez vertical de vía. Asimismo, un caso a destacar, es el de los tramos en túnel, donde la densidad de rebases es muy inferior.

§ 3.67 Teniendo en cuenta estas observaciones, se podría afirmar que la variación brusca de rigidez que tiene lugar en ciertos tramos de obras de fábrica como el estribo del viaducto o algunas pequeñas obras de fábrica tendrían una influencia muy importante en el deterioro de la misma. Asimismo, se confirmaría que el valor absoluto de la rigidez de la vía, siendo mayor en los túneles, los viaductos y los puentes, no tendría especial incidencia en el deterioro.

§ 3.68 Finalmente, en la Figura 3.2.7 se puede analizar la influencia de la presencia de los terraplenes, en función de su esbeltez, en el deterioro de la vía. Como se puede observar los tramos en terraplén presentan una densidad de rebases mayor que el resto de la línea.

Figura 3.2.7: Densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja de vehículo en función de la esbeltez de los terraplenes presentes (no se tiene en cuenta la presencia de aparatos de vía, de aparatos de dilatación ni de las obras de fábrica). Fuente: CENIT (2007).

0,35

0,3

0,25

0,2

0,15

0,1

Densidad (nº de rebases de rebases/km/auscultación) 0,05

0 MORA CALATRAVA HORNACHUELOS TOTAL

No hay terraplén 0 < e ≤ 0,001 0,001 < e ≤ 0,01 0,01 < e ≤ 0,1 0,1 < e ≤ 1 1 < e

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§ 3.69 En efecto, a partir del estudio de los tramos por separado se observa una densidad de rebases mayor en los tramos en terraplén respecto a aquellos tramos que no tienen este tipo de estructuras. La tendencia que se observa en cada uno de los tres tramos es creciente en función de la esbeltez, siendo la densidad de rebases, en general, mayor en los terraplenes de mayor esbeltez.

3.3 Análisis de las operaciones de mantenimiento efectuadas

§ 3.70 Las tareas de mantenimiento llevadas a cabo en cualquier línea de alta velocidad se organizan en base a los resultados obtenidos del análisis de los registros de auscultación geométrica y dinámica, así como de otro tipo de auscultaciones y controles.

§ 3.71 Con la intención de facilitar la toma de decisiones se definen los “índices de calidad” de la geometría de la vía. A partir de estos índices se gestiona el orden de prioridades de los trabajos de mantenimiento que se deben realizar. Este índice se obtiene para cada tramo de 200 m en función del valor normalizado de la desviación típica de la nivelación longitudinal, de acuerdo con las siguientes expresiones:

I c = −5⋅σ n +10 si σ n ≤ 1

σ n I c = 10 ⋅ 0,5 si σ n > 1 con: Ic, el índice de calidad del parámetro σn, el valor normalizado de la desviación típica del parámetro en cuestión

§ 3.72 En la Figura 3.3.1 se puede observar la evolución de este índice de calidad en función del valor normalizado de la desviación típica. Como se puede comprobar el gráfico se divide en cuatro zonas, en las cuales el índice adquiere un valor entre 0 y 10. Si en un tramo determinado el índice es superior a 5 no es necesario llevar a cabo ninguna actuación.

Figura 3.3.1: Índice de calidad según el valor normalizado de la desviación típica en tramos de 200 m. Fuente: CENIT (Ubalde, 2004).

10 9 La Zona 1 corresponde al tramo en que no hay que 8 3 4 7 actuar; la Zona 2, al tramo 6 en que sólo se actúa si hay 5 tramos próximos 4 1 2 deficientes; la Zona 3, al 3 tramo en que debe

Índice deÍndice calidad 2 actuarse de forma 1 0 programada; y la Zona 4,

0 3 al tramo en que debe 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 Valor normalizado de la desviación típica actuarse de forma urgente.

§ 3.73 En base al índice de calidad se gestiona el tráfico y se clasifican los modos de funcionamiento de los diferentes tramos de la línea en distintas situaciones. Estas situaciones condicionan las tareas de mantenimiento que se deben llevar a cabo. Se clasifican, pues, de la siguiente manera:

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• Situación de funcionamiento normal, en la que el sistema o el componente en cuestión puede funcionar según el rendimiento previsto (dentro de los márgenes de diseño), manteniendo los parámetros de calidad y las garantías de seguridad correspondientes de forma regular en el tiempo.

• Situación de funcionamiento en condiciones alteradas, en la que el servicio puede funcionar con unos parámetros de calidad y unas garantías de seguridad mínimas. Sin embargo, hay la obligación de parada o reparación tan pronto como sea posible, para poder solucionar los problemas que impiden que una situación de funcionamiento normal. Es preciso separar entre la situación de funcionamiento en condiciones de seguridad alteradas – las garantías de seguridad son mínimas – y la situación de funcionamiento en condiciones de calidad alteradas – los parámetros de calidad son mínimos –. En cualquier caso, funcionar en condiciones alteradas puede suponer pasar a una situación de fallo o de accidente.

• Situación de fallo, en la que el servicio está sometido a una reducción de los niveles de calidad por debajo del mínimo admisible, mientras que las condiciones de seguridad están por encima del valor mínimo requerido. Si no se detuviera o no se reparara el servicio estando en situación de fallo, existiría el riesgo de pasar a una situación de accidente.

• Situación de accidente, en la que el servicio presenta unas garantías de seguridad por debajo del mínimo establecido.

§ 3.74 Teniendo en cuenta estas situaciones, el mantenimiento que se lleva a cabo incluye los trabajos de nivelación y alineación, los trabajos de bateo, los trabajos de estabilización dinámica y los trabajos de perfilado.

§ 3.75 En este contexto, en el presente apartado se analizan las actividades de mantenimiento que se realizan en los distintos tramos en estudio desde su puesta en servicio hasta la actualidad. La metodología seguida es análoga a la definida para los análisis de las auscultaciones geométricas y dinámicas. Los pasos que conforman esta metodología son los especificados en la Tabla 3.3.1.

Tabla 3.3.1: Metodología seguida para el análisis de las operaciones de mantenimiento efectuadas. Fuente: CENIT (2007). METODOLOGÍA SEGUIDA 1.- Recopilación de la información y segmentación de la línea en tramos de 100 m y caracterización de cada tramo 2.- Elaboración de una base de datos a partir de los registros de las operaciones de mantenimiento efectuadas 3.- Cálculo en cada tramo discreto de 100 m de la densidad de trabajos de mantenimiento, como la longitud intervenida de vía por mes y por longitud de tramo de línea considerado 4.- Resultados. Análisis de la influencia que ejercen las obras de fábrica en el parámetro estudiado y de la evolución temporal del mismo

§ 3.76 En un primer paso se ha llevado a cabo una recopilación de la información de las actividades de mantenimiento de los diferentes tramos en estudio. En base a una segmentación en tramos de 100 m, se ha caracterizado la línea según los diferentes elementos presentes, incluyendo las obras de fábrica y los terraplenes.

§ 3.77 En el segundo paso se ha construido una base de datos en base a la información recogida de las operaciones de mantenimiento llevadas a cabo en los tramos en estudio (Mora, Calatrava y Hornachuelos) de la línea Madrid – Sevilla. Esta base de datos se ha elaborado tanto para la vía 1 como para la vía 2 de dicha línea.

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§ 3.78 En un tercer paso, a partir de la base de datos elaborada se ha llevado a cabo en cada tramo de 100 m el cálculo de la densidad de trabajos de mantenimiento a partir del número de bateos acumulados y del número promedio de intervenciones de bateo por mes en cada una de las vías. Asimismo, se ha calculado la longitud intervenida por mes y por longitud de cada uno de estos tramos, obteniendo la evolución anual y mensual de la longitud media de vía afectada por trabajos de mantenimiento y conservación.

§ 3.79 En el último paso se ha realizado una correlación entre los elementos de los tramos estudiados (grandes obras de fábrica, pequeñas obras de fábrica y terraplenes) con las operaciones de mantenimiento contabilizadas. De esta manera, se ha podido analizar la influencia de estos elementos en las necesidades de mantenimiento de la línea.

§ 3.80 En base a esta metodología, se presenta a continuación el análisis de los resultados obtenidos a partir de la base de datos elaborada de las operaciones de mantenimiento de los tres tramos de la línea Madrid – Sevilla.

Análisis de las operaciones de mantenimiento efectuadas en los tramos en estudio de la línea Madrid - Sevilla

§ 3.81 Los datos disponibles para los tres tramos de la línea Madrid – Sevilla corresponden a los periodos detallados en la Tabla 3.3.2. En el caso del tramo de Mora sólo se dispone de datos para un periodo de 10 años (1997 – 2007), mientras que para los otros dos tramos se dispone de datos de los 15 años de explotación de la línea (1992 – 2007).

Tabla 3.3.2: Periodos de tiempo con datos de bateo disponibles para cada uno de los tramos de la línea Madrid-Sevilla. Fuente: CENIT (2007). Vía 1 Vía 2 Tramo Inicio Final Inicio Final Mora 01/01/1997 31/04/2007 01/01/1997 31/04/2007 Calatrava 01/04/1992 31/12/2006 01/04/1992 31/12/2006 Hornachuelos 01/04/1992 31/04/2007 01/04/1992 31/04/2007

§ 3.82 Asimismo, en conjunto, la longitud intervenida mensualmente en estos periodos es la definida en la Tabla 3.3.3. Si se analizan los valores de la densidad de trabajos de mantenimiento de vía, definida como el número de kilómetros intervenidos al mes en relación con la longitud total de los diferentes tramos, se puede observar que es el tramo de Calatrava el que presenta menor cantidad de intervenciones, tanto en la vía 1 como en la 2. Los otros dos tramos presentan densidades parecidas entre ellos, siendo del orden de entre un 50% y un 70% mayor que en el tramo de Calatrava.

Tabla 3.3.3: Densidad de los trabajos de mantenimiento por vía y por tramo de línea (tramos correspondientes a las bases de mantenimiento existentes). Fuente: CENIT (2007). Vía 1 Vía 2 Longitud Longitud Densidad Densidad intervenida intervenida Tramo (km inter./km (km inter./km mensualmente mensualmente tramo/mes) tramo/mes) (m/mes) (m/mes) Mora 7125 0,042 6613 0,039 Calatrava 3522 0,024 3754 0,026 Hornachuelos 6379 0,041 5933 0,039

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§ 3.83 Las diferencias existentes entre tramos se tienen que analizar en contextos relativos, debido a la heterogeneidad de tipologías de cada uno de ellos, sus diferentes volúmenes de tráfico, así como las diferentes distribuciones de las obras de fábrica.

§ 3.84 En efecto, el mayor tráfico presente en el tramo de Mora y la mayor cantidad de terraplenes esbeltos en el de Hornachuelos condicionan las necesidades de mantenimiento. Una mayor cantidad de tráfico influye en el envejecimiento de la vía, debido a las mayores solicitaciones de carga a las que está sometida. Asimismo, la esbeltez de los terraplenes interviene en los asientos de los mismos. A mayor esbeltez, mayor asiento y, por tanto, mayor necesidad de mantenimiento de la capa de balasto para compensarlo.

§ 3.85 La evolución de la longitud bateada al mes permite conocer la tendencia existente en la línea y, por lo tanto, la evolución de las operaciones de mantenimiento llevadas a cabo en la misma. En la Figura 3.3.2 se observa el número de km bateados por mes en relación a la longitud total de la línea para la vía 2 en el periodo entre 1992 y 2007. Es de destacar que no se disponen datos para el tramo de Mora entre 1992 y 1996 y, por lo tanto, el análisis en este periodo se refiere solo a los datos de los otros dos tramos.

Figura 3.3.2: Evolución temporal de la densidad de bateos en la vía 2 en el periodo 1992 – 2007. Fuente: CENIT (2007).

0,14

0,12

0,1

0,08

0,06

0,04

0,02 Densidad de bateos (km bateados/km delínea/mes)

0 01/01/1992 01/01/1994 01/01/1996 01/01/1998 01/01/2000 01/01/2002 01/01/2004 01/01/2006

TOTAL Polinómica (TOTAL)

§ 3.86 Las operaciones de mantenimiento de vía llevadas a cabo en la línea tienden a disminuir a lo largo del tiempo. Como se puede comprobar para el caso de la vía 2, a partir del año 1998 se observa una disminución de la densidad de bateos realizados.

§ 3.87 Si bien es cierta la existencia de esta reducción, se percibe en los últimos años del periodo la necesidad, en momentos puntuales, de un mantenimiento más intenso. En efecto, sobretodo en el periodo 2005 – 2007, aún teniendo una menor densidad media de bateos, se observa en ciertos días concretos una mayor longitud bateada. Este hecho podría deberse a diferentes factores, como por ejemplo la coincidencia en el tiempo de dos tramos a batear muy próximos. En este caso, para simplificar las tareas de bateo también se llevaría a cabo el mantenimiento del tramo intermedio, siendo la longitud total bateada mayor a la que realmente es necesario mantener. Asimismo, en ciertos puntos podrían manifestarse con mayor intensidad problemas debido al diseño de la infraestructura que provocarían un peor comportamiento de la misma, empeorando con el tiempo.

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§ 3.88 Si se analiza la distribución de la densidad de los trabajos de mantenimiento de vía por meses se observa que ésta tampoco es homogénea. Este hecho pone de relieve la influencia de diferentes factores, como la temperatura ambiente o la distribución del horario laboral de los trabajadores a lo largo del año, en la concentración mensual de los trabajos de mantenimiento.

§ 3.89 En efecto, la influencia de estos factores se manifiesta en la evolución mensual del total de trabajos de conservación de vía en toda la línea, incluyendo los realizados para la vía 1 y para la vía 2, que está representada en la Figura 3.3.3. De ella se pueden extraer las siguientes conclusiones:

• La longitud intervenida con trabajos de conservación de vía por mes es menor en el periodo de Junio a Septiembre, especialmente en el mes de Agosto, y en el periodo de Diciembre a Enero.

• La longitud intervenida con trabajos de conservación de vía por mes es mayor en dos periodos: de Febrero a Marzo y de Octubre a Noviembre.

Figura 3.3.3: Evolución mensual de los trabajos de conservación de vía en toda la línea. Fuente: CENIT (2007).

50.000

Valor mensual medio de cada mes TOTAL LÍNEA 45.000 Valor mensual medio del periodo TOTAL LÍNEA

40.000

35.000

30.000

25.000

20.000

15.000

Longitud media de vía afectada por trabajos de conservación (m/mes) conservación de trabajos por afectada vía de media Longitud 10.000

5.000

- Enero Febrero Marzo Abril Mayo Junio Julio Agosto Septiembre Octubre Noviembre Diciembre Mes

§ 3.90 Así pues, en los meses de vacaciones estivales y en los meses de Diciembre y Enero, coincidiendo con las fiestas de Navidad, se interviene menor longitud de vía. Asimismo, es de resaltar que en el mes de Agosto se afecta la menor longitud de vía por trabajos de conservación, coincidiendo con el hecho que se desaconseja batear la vía debido a las elevadas temperaturas que se alcanzan.

§ 3.91 En síntesis, a lo largo del año se dan variaciones en los trabajos de mantenimiento llevados a cabo mensualmente debido a factores que no están relacionados con el deterioro de la vía. Básicamente, como se ha constatado, estos factores son los dos siguientes: la organización de los trabajos y la disponibilidad de personal para ellos, y las temperaturas extremas, en las que se recomienda no mantener.

§ 3.92 Por otro lado, la distribución a lo largo de la línea de los trabajos de mantenimiento de vía acumulados permite conocer los tramos en los que hay una mayor necesidad de mantenimiento. En la Figura 3.3.4 para la vía 1 y en la Figura 3.3.5 para la vía 2 se representa la evolución del número de intervenciones por mes.

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§ 3.93 Como se puede observar en las dos figuras, el tramo central de la línea, correspondiente al tramo de Calatrava (de P.K. 170 a P.K. 317), es el que presenta un menor número medio de intervenciones mensuales. Sin embargo, en este tramo está el punto kilométrico con mayor concentración de intervenciones. Por otro lado, los otros dos tramos, el de Mora y el de Hornachuelos, tienen una distribución parecida, siendo ligeramente mayor el número de intervenciones mensuales llevadas a cabo en Hornachuelos. Es en este último donde se concentran más puntos con un mayor número de intervenciones mensuales.

Figura 3.3.4: Trabajos de conservación de vía acumulados a lo largo de la vía 1 en el periodo de abril de 1992 a abril de 2007. Fuente: CENIT (2007).

TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA ACUMULADOS EN VÍA 1 EN EL PERIODO ABRIL DE 1992 - ABRIL DE 2007*

0,45

0,40

0,35

0,30

0,25

0,20

0,15

0,10 Número medio de intervenciones por mes

0,05

0,00 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 Punto kilométrico

Figura 3.3.5: Trabajos de conservación de vía acumulados a lo largo de la vía 2 en el periodo de abril de 1992 a abril de 2007. Fuente: CENIT (2007).

TRABAJOS DE CONSERVACIÓN DE VÍA ACUMULADOS EN VÍA 2 EN EL PERIODO ABRIL DE 1992 - ABRIL DE 2007*

0,7

0,6

0,5

0,4

0,3

0,2 Número medio de intervenciones por mes por intervenciones de medio Número

0,1

0,0 0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 Punto kilométrico

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§ 3.94 Asimismo, de las figuras anteriores se deduce la existencia de una serie de puntos kilométricos en la que se da una acumulación elevada de intervenciones por mes. El análisis de las características de estos puntos permite conocer las posibles causas de la gran necesidad de mantenimiento que requieren.

§ 3.95 En este sentido, partiendo del hecho que la mayoría de puntos tienen un número medio de intervenciones por mes inferior a 0,15 en la vía 1 y a 0,2 en la vía 2, se han analizado aquellos tramos que superan estos umbrales. De esta manera, se han obtenido los puntos kilométricos detallados en la Tabla 3.3.4.

Tabla 3.3.4: Puntos con una acumulación de trabajos de conservación de vía superior a 0,15* en la vía 1 y 0,20 en la vía 2* en el periodo abril de 1992 – abril de 2007. Fuente: CENIT (2007). Vía 1 Vía 2 Punto Caracterización del Punto Caracterización del kilométrico tramo kilométrico tramo 17 + 900 Viaducto + terraplén 63 + 100 Viaducto + terraplén 44 + 800 Paso superior 186 + 300 Pontón 63 + 100 Viaducto + terraplén 260 + 000 Terraplén 120 + 100 Desvío + terraplén 313 + 800 Viaducto + trinchera 122 + 100 Terraplén 316 + 000 Terraplén 140 + 000 Terraplén 322 + 300 Trinchera Tubo o sifón + terraplén + 186 + 300 Pontón + terraplén 325 + 400 trinchera 259 + 900 Pontón + terraplén 332 + 400 Paso inferior + terraplén 335 + 500 Paso inferior + terraplén 335 + 600 Alcantarilla + terraplén Paso inferior + pontón + Paso inferior + pontón + 371 + 400 371 + 400 terraplén terraplén 376 + 000 Tubo o sifón + terraplén 376+ 100 Tubo o sifón + terraplén 382 + 300 Trinchera 380 + 800 Trinchera 396 + 000 Trinchera 396 + 700 Trinchera 409 + 900 Terraplén 409 + 800 Terraplén 430 + 800 Terraplén 410 + 000 Terraplén 433 + 800 Terraplén 430 + 900 Puente + terraplén * Tanto en la vía 1 como en la vía 2, el 98,6% de los puntos superan estos umbrales

§ 3.96 En base a la caracterización de la línea en tramos de 100 m de longitud, de los cuales se conoce tanto el tipo de obras de fábricas presentes (viaducto, puente, transición, pontón, paso inferior, desvío, marco, alcantarilla, y tubo o sifón) como el tipo de plataforma existente (terraplén o plataforma natural), se ha llevado a cabo un análisis de la correlación entre estos elementos y el número de intervenciones que han sido necesarias en cada uno de ellos.

§ 3.97 Los resultados ponen de relieve la importancia de ciertos elementos de la línea en las necesidades de mantenimiento, como son los terraplenes y los viaductos, entre otros. Sin embargo, un análisis más detallado de la relación existente entre estos elementos y la densidad de bateos de la línea permite conocer el grado de influencia de la infraestructura. Los resultados de la densidad de trabajos de mantenimiento de vía en relación a cada tipo de obra de fábrica se detallan en la Tabla 3.3.5.

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Tabla 3.3.5: Densidad de trabajos de mantenimiento de vía en función de la sección que se considera. Fuente: CENIT (2007). Densidad de trabajos de vía Sección que se Índice (km intervenidos/km tramo/mes) considera relativo Vía 1 Vía 2 Línea Túnel 0,018 0,027 0,022 39% Viaducto Transición 0,040 0,050 0,045 78% Viaducto 0,030 0,040 0,035 62% Puente Transición 0,083 0,103 0,093 162% Puente 0,120 0,145 0,133 231% Pequeñas obras de fábrica 0,062 0,078 0,070 121% Paso inferior 0,061 0,078 0,069 121% Pontón 0,051 0,074 0,062 109% Marco 0,090 0,130 0,110 192% Alcantarilla 0,064 0,061 0,062 108% Tubo o sifón 0,047 0,058 0,052 91% Línea sin desvíos ni 0,061 0,054 0,057 100% obras de fábrica

§ 3.98 Como se puede observar destaca la existencia de diferencias en el mantenimiento llevado a cabo en la vía 1 y en la vía 2. En efecto, las densidades de trabajos de mantenimiento de la vía 1 asociados a cada obra de fábrica son, en general, entre un 65% y un 85% del valor de las de la vía 2.

§ 3.99 La influencia de cada obra de fábrica se percibe a través del índice relativo, definido como el valor comparativo entre la densidad de bateos asociada a la obra de fábrica correspondiente y la densidad de bateos de la longitud de línea sin desvíos ni obras de fábrica.

§ 3.100 A partir de este índice, se deduce que los tramos con pequeñas obras de fábrica y con puentes estan sometidos a un mayor mantenimiento de vía. De esta manera, la zona con mayor cantidad de intervenciones es la relativa al propio puente, siendo también relevantes sus transiciones.

§ 3.101 En cuanto a las pequeñas obras de fábrica, los pasos inferiores y los marcos concentran también un elevado número de intervenciones. De hecho, los marcos son los que presentan una mayor densidad de bateos, siendo en el caso de la vía 2, por ejemplo, de más del doble que la media. Por el contrario, los tubos o sifones son las pequeñas obras de fábrica que se someten a menor mantenimiento. Por su parte, los pasos inferiores, los pontones y las alcantarillas presentan una densidad de bateos superior a la media, siendo en el primer caso casi un 50% mayor y en el resto alrededor de un 30%.

§ 3.102 Por el contrario, en los túneles y los viaductos se lleva a cabo comparativamente un menor número de trabajos de mantenimiento, siendo los túneles los que presentan un índice relativo menor.

§ 3.103 Finalmente, en relación a los tramos de la línea que discurren por terraplén, los resultados representados en la Figura 3.3.6 ponen de relieve el mantenimiento llevado a cabo. Como se puede observar la tendencia es similar en la vía 1 y en la vía 2, correspondiendo la mayor densidad de bateos a los terraplenes con una esbeltez entre 0,01 y 0,1. En principio, la tendencia de la densidad de rebases parece ser creciente al aumentar la esbeltez. Sin embargo, los terraplenes con una esbeltez entre 0,1 y 1 tienen una densidad de rebases incluso ligeramente menor a la media de la línea.

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Figura 3.3.6: Densidad de bateos en la línea Madrid – Sevilla en función de la esbeltez del terraplén. Fuente: CENIT (2007).

0,090 Densidad media

0,080

0,070

0,060

0,050 ajos de bateo/km línea/mes) bateo/km de ajos

0,040

0,030

0,020

0,010 Densidadde bateos (km trab 0,000 VÍA 1 VÍA 2 TOTAL No hay terraplén Esbeltez inferior a 0,001 Esbeltez entre 0,001 y 0,01 Esbeltez entre 0,01 y 0,1 Esbeltez entre 0,1 y 1 Esbeltez superior a 1

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4 EL PAPEL DE LA VARIACIÓN DE RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA

§ 4.1 Los análisis realizados en los capítulos anteriores han permitido constatar la influencia en el deterioro de la vía y en su mantenimiento de las diferentes tipologías de construcción necesarias para la adaptación de los requisitos geométricos del trazado de la línea al terreno en el que debe discurrir.

§ 4.2 En base a los resultados de estos análisis, se puede llevar a cabo un estudio comparativo de las necesidades de mantenimiento efectivamente verificadas en los tramos en explotación comercial con diferente configuración estructural y, por tanto, distintas variaciones de rigidez, además con distinta intensidad de tráfico y con variadas características del mismo (velocidad máxima, carga por eje…). Esta comparación pretende identificar el papel de la rigidez vertical de la vía en las necesidades de mantenimiento. De hecho, cada tipología estructural tiene su rigidez vertical determinada por sus propias características, como la forma de la estructura o el material de fabricación.

§ 4.3 La rigidez vertical de una vía se define como la medida de la relación entre la carga aplicada sobre un carril y la deflexión producida en el mismo. En consecuencia, se trata de la medida de la rigidez vertical de la estructura de vía entera, incluyendo la superestructura (emparrillado de vía y balasto) y la infraestructura (capa de sub- balasto, capa de forma y capas de la plataforma, así como cualquier obra de fábrica presente). La diferencia con el módulo de la vía se encuentra en que este último es la medida de la rigidez vertical en la cimentación del carril.

§ 4.4 La velocidad de deterioro de la calidad geométrica de la vía viene condicionada por la rigidez vertical de la misma. Por lo tanto, ésta tiene una gran incidencia en los costes de mantenimiento asociados a la vía. En efecto, según las conclusiones del proyecto EUROBALT II (2000), junto con el desplazamiento de traviesas y el asiento de las diferentes capas de la infraestructura, la rigidez vertical de la vía es uno de los parámetros más relevantes que influyen en su comportamiento.

§ 4.5 Un factor especialmente importante en relación a ella es su dispersión en sentido longitudinal. De hecho, la rigidez vertical varía tanto a lo largo de la línea como en el tiempo. Estas variaciones constituyen un elemento clave en el desarrollo de los asientos diferenciales de la capa de balasto, apareciendo en consecuencia defectos de nivelación longitudinal de larga longitud de onda.

§ 4.6 La heterogeneidad resistente observada a lo largo de una línea se debe a muchos y diferentes factores. Diversos estudios han señalado la influencia de ciertas tipologías estructurales de las líneas ferroviarias en la variación de la rigidez vertical de la vía. Dahlberg (2007) ha constatado que, si bien esta variación a lo largo de la línea es aleatoria, en tramos significativamente cortos pueden darse grandes diferencias de rigidez y, por tanto, cambios bruscos de la misma en el sentido longitudinal.

§ 4.7 Uno de las aspectos determinantes para las variaciones de la rigidez vertical en las infraestructuras ferroviarias es su carácter lineal, debido a que la morfología, la geología y las propiedades del terreno tienen en si mismas caracteres heterogéneos. Este aspecto contribuye a fomentar la dispersión en los valores de su capacidad portante en el conjunto de la obra.

§ 4.8 Asimismo, la rigidez de la vía varía debido a la rigidez irregular de la infraestructura y del balasto, cuyas capas pueden ejecutarse de formas muy diversas durante sus procesos de construcción. En este contexto, destacan tipologías estructurales como los terraplenes, los puentes y las zonas de transición entre estructura y terreno natural, así

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como elementos de la superestructura de vía como los aparatos de vía y los cambios de aguja, las juntas de aislamiento, las traviesas colgantes, entre otras.

§ 4.9 Según lo referido por Dahlberg (2007), las transiciones entre terraplén y estructura son las zonas donde tienen lugar a menudo los asientos diferenciales de la vía y, por lo tanto, donde se miden grandes variaciones de la rigidez vertical de la vía.

§ 4.10 Asimismo, los aparatos de vía presentan una elevada rigidez en el corazón del desvío en comparación con sus raíles adyacentes. Tanto la masa como la rigidez experimentan cambios bruscos de su valor al contener irregularidades como son traviesas de diferentes longitudes y separadas a diferentes distancias o partes del desvío con más masa y mucho más rígidos.

§ 4.11 En las juntas de carriles, donde el valor de la rigidez vertical de la vía disminuye, se produce un aumento de los esfuerzos de la rueda y una aceleración del deterioro de la vía. Otros elementos que influyen en la disminución del valor de la rigidez vertical son las traviesas suspendidas que cuelgan del rail.

§ 4.12 En este contexto, Andesson y Dahlberg (1998, 2000) han comprobado que la severidad del impacto de carga depende de las variaciones de la rigidez de la vía, así como también de las variaciones de la distribución de masas y de las irregularidades geométricas del cruzamiento en el corazón de los desvíos. En consecuencia, el grado de deterioro de los componentes de la vía y el grado de asiento de la misma depende en buena medida de la brusquedad de las variaciones de rigidez.

§ 4.13 Teniendo en cuenta estas consideraciones, la influencia de las diferentes tipologías estructurales presentes se pone de relieve en los resultados de los análisis de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las operaciones de mantenimiento llevadas a cabo a lo largo de los 15 años de explotación en los tres tramos en que se divide la línea Madrid - Sevilla.

§ 4.14 Como se ha comentado, las variaciones de rigidez vertical de la vía pueden influir en mayor o menor medida en su mantenimiento en función de elementos tales como los aparatos de vía, las grandes obras de fábrica (túneles, puentes y viaductos), las pequeñas obras de fábrica (pasos inferiores, pontones, marcos, alcantarillas y tubos o sifones), así como también de los terraplenes.

§ 4.15 En este sentido, los registros de auscultación geométrica y dinámica han puesto de relieve la tendencia existente de la evolución temporal del deterioro, tanto al referido a la superestructura como a la infraestructura de vía. Con el tiempo, los diferentes elementos que conforman estas dos partes de la estructura de vía, incluyendo el terreno natural, la plataforma, los terraplenes, las capas de asiento y la capa de balasto, tienden a asentarse y compactarse debido a la acción de elementos externos como la climatología o el propio tráfico ferroviario, así como también a la propia estructura de la vía.

§ 4.16 Debido a estos asentamientos y compactaciones, la rigidez vertical de las diferentes capas y, por tanto, del total de la estructura tiende a aumentar. Este hecho se pone de manifiesto, al analizar la evolución temporal de las densidades de rebases de las aceleraciones verticales en la caja de grasa y en la caja del vehículo. Como se ha comentado y tal como se puede observar en la Figura 3.3.1, en general la tendencia se ha caracterizado por la estabilización de los valores como consecuencia del asentamiento de las diferentes capas de la superestructura y de la infraestructura. La tendencia futura, que se intuye a partir de esta evolución temporal, sería la de un relativo aumento del deterioro como consecuencia de la entrada de la línea en una etapa de envejecimiento.

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Figura 3.3.1: Evolución temporal de la densidad de rebases de las aceleraciones verticales en la caja de grasa y en la caja del vehículo. Fuente: CENIT (2007). 0,25

0,2

0,15

0,1

0,05

0 01/01/92 01/01/94 01/01/96 01/01/98 01/01/00 01/01/02 01/01/04 01/01/06 Densidad de rebases (nº de rebases/km/auscultación) de (nº rebases de Densidad Aceleración vertical en caja de grasa Aceleración vertical en caja del vehículo Polinómica (Aceleración vertical en caja de grasa) Polinómica (Aceleración vertical en caja del vehículo)

§ 4.17 El resultado más significativo de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las operaciones de mantenimiento es la influencia que tienen las diferentes tipologías estructurales en el deterioro de la vía y, por lo tanto, en las necesidades de mantenimiento. Para el total de la línea, en la Figura 3.3.2 se sintetizan los resultados de estos análisis en base al índice relativo, definido como la relación entre la densidad (de la desviación estándar, de rebases de los umbrales de intervención o de los trabajos de mantenimiento, según corresponda) asociada a los tramos con la tipología estructural correspondiente y la densidad asociada a los tramos sin tipologías estructurales.

Figura 3.3.2: Índices relativos, para el total de la línea Madrid – Sevilla, de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la dinámica y de las operaciones de mantenimiento. Fuente: CENIT (2007).

700 1569 720 1143

600

500

400

300

200

de vía ni dilatación obrasdefábrica)de vía ni ni 100 Índice relativo (densidad en tramos con tipología estructuralrespectoaparatossin densidad en línea 0 avc avv

auscultación auscultación dinámica operaciones de geométrica mantenimiento

Aparatos de vía (1) Túnel Viaducto Transición de viaducto Puente (2) Transición de puente Pasos inferiores Pontones Marcos Alcantarillas Tubo o sifón (1) Los resultados de la auscultación dinámica relativos a las obras de fábrica no incluyen los correspondientes a los aparatos de vía. Asimismo, el mantenimiento de los aparatos de vía se realiza de forma independiente al mantenimiento periodo y, por lo tanto, no se ha incluido en el análisis. (2) En el análisis de los registros de la auscultación geométrico, los tramos en puente y los tramos en transición de puente se han considerado dentro de un mismo grupo al no haber ningún tramo de 200 m sólo con puente.

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§ 4.18 Como se manifiesta en la figura, la mayor parte de las obras de fábrica influyen en el deterioro de la vía. De forma cualitativa, la auscultación geométrica pone de relieve la influencia de la mayoría de tipologías estructurales en la calidad geométrica. En efecto, a excepción de los túneles, las alcantarillas y los tubos o sifones, los tramos que contienen el resto de tipologías presentan densidades superiores que los tramos que no las contienen.

§ 4.19 En este sentido, es de destacar la influencia que tienen los aparatos de vía en la calidad geométrica de la misma. Su índice relativo asociado a la auscultación geométrica pone de relieve que es uno de los elementos que con mayor frecuencia tiene elevados valores de la desviación estándar. Asimismo, los viaductos, tanto en los tramos sobre la estructura como sobre las transiciones, presentan densidades significativamente mayores que el resto de la línea. En general, las pequeñas obras de fábrica como los pasos inferiores, los pontones y los marcos también presentan índices superiores a 100.

§ 4.20 Si bien la auscultación geométrica permite resaltar cualitativamente la influencia de la presencia de las diferentes tipologías estructurales, el análisis de los datos de las aceleraciones verticales en la caja de grasa y en la caja del vehículo permite cuantificar esta influencia en el deterioro de la vía y, en consecuencia, en las necesidades de mantenimiento. Cada tipología viene caracterizada por una rigidez vertical según sus propiedades y, por lo tanto, presenta variaciones de rigidez con respecto a los tramos de vía adyacentes.

§ 4.21 En el análisis de las diferentes tipologías por separado se debe tener en cuenta su presencia a lo largo de la línea. La concentración en un mismo tramo de la línea de un elevado porcentaje o de la totalidad de ciertas obras de fábrica condiciona los resultados. El estudio de estas obras de fábrica en el total de la línea diluye la posible influencia de éstas en el deterioro de la vía y, consecuentemente, en el mantenimiento de la misma. Este es el caso de los marcos, el 100% de los cuales se localizan en el tramo de Calatrava, de los túneles, de los viaductos y sus transiciones, presentes mayoritariamente también en el tramo de Calatrava, o de los puentes y sus transiciones, situados en su mayoría en Hornachuelos. Asimismo, se debe tener en cuenta que las alcantarillas no estan presentes en Calatrava y, por lo tanto, su efecto se diluye si se incluyen los 147 km de longitud de este tramo en su análisis.

§ 4.22 En este sentido, la fiabilidad de los resultados mejora al estudiarlos de forma separada en cada uno de los tres tramos en que se divide la Madrid – Sevilla: Mora, Calatrava y Hornachuelos. Para estos tres tramos, en la Figura 3.3.3, en la Figura 3.3.4 y en la Figura 3.3.5, respectivamente, se recogen los índices relativos de las diferentes tipologías estructurales asociados a la auscultación geométrica, a la auscultación dinámica y a las operaciones de mantenimiento.

§ 4.23 En este contexto, el estudio de los aparatos de vía, distribuidos de forma proporcional en los tres tramos, pone de relieve su gran influencia en el deterioro de la vía. Este hecho se pone especialmente de manifiesto en el análisis de los registros de la auscultación dinámica, tanto en las mediciones de las aceleraciones verticales en la caja de grasa como en la caja del vehículo.

§ 4.24 Si se tiene en cuenta lo expuesto por Dahlberg (2007) en relación a la existencia de un cambio brusco de la rigidez vertical en los desvíos, sobretodo en el cruzamiento del corazón del desvío, los resultados observados en los tres tramos pone de relieve la influencia que tiene esta variación de la rigidez tanto en el deterioro de la vía como en las operaciones de mantenimiento llevadas a cabo. De hecho, el deterioro se explica por el aumento brusco de las solicitaciones verticales en este punto debido a esta variación de la rigidez vertical de la vía.

§ 4.25 Por otro lado, las grandes obras de fábrica también introducen variaciones de la rigidez vertical a lo largo de la línea. Los túneles, los puentes y los viaductos presentan mayores rigideces verticales que el resto de la línea, por lo que se produce un cambio brusco de la rigidez en sus extremos.

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Figura 3.3.3: Índices relativos, para el tramo de MORA de la línea Madrid - Sevilla de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las operaciones de mantenimiento. Fuente: CENIT (2007).

700 757 929 1693 1323

600

500

ad en resto de la línea de ad en resto 400

300

200

100 Índice relativo (densidad en tramos con tipología tipología con tramos en (densidad relativo Índice estructuras respecto densid 0 avc avv

auscultación auscultación dinámica operaciones de geométrica mantenimiento Aparatos de vía (1) Túnel Viaducto Transición de viaducto Puente (2) Transición de puente Pasos inferiores Pontones Marcos (3) Alcantarillas Tubo o sifón (1) Los resultados de la auscultación dinámica relativos a las obras de fábrica no incluyen los correspondientes a los aparatos de vía. Asimismo, el mantenimiento de los aparatos de vía se realiza de forma independiente al mantenimiento periodo y, por lo tanto, no se ha incluido en el análisis. (2) En el análisis de los registros de la auscultación geométrico, los tramos en puente y los tramos en transición de puente se han considerado dentro de un mismo grupo al no haber ningún tramo de 200 m sólo con puente. (3) En Mora no existe ningún tramo de vía que contenga marcos.

§ 4.26 En los tramos en túnel de la línea Madrid-Sevilla, la rigidez es elevada al descansar la vía en balasto sobre una plataforma de hormigón. Sin embargo, la variación de la rigidez a lo largo de los túneles no es mayor que en los tramos sobre plataforma natural, por lo que no se produce mayor deterioro y, por lo tanto, el mantenimiento llevado a cabo tampoco es mayor que en el resto de la línea.

§ 4.27 Por su parte, el deterioro y el mantenimiento en las secciones en puente y en viaducto ponen de manifiesto diferencias de comportamiento según dos zonas distintas: las propias estructuras de los puentes y los viaductos, con elevadas rigideces verticales relativamente constantes a lo largo de las mismas, y las transiciones entre éstas y el terreno natural, con variaciones importantes de la rigidez a lo largo de ellas.

§ 4.28 Los tramos sobre estructura de puente y los que discurren sobre viaducto se diferencia en cuanto a su deterioro y mantenimiento. Teniendo en cuenta que más del 70% de los tramos en viaducto se localiza en Calatrava, la Figura 3.3.4 pone de manifiesto la poca influencia en sus necesidades de mantenimiento de la elevada, pero relativamente uniforme, rigidez de este tipo de estructuras.

§ 4.29 Por el contrario, la Figura 3.3.5 relativa al tramo de Hornachuelos, donde se concentra el 80% de la longitud de la línea en puente, muestra la gran influencia de estas estructuras en las necesidades de mantenimiento de la línea. Asimismo, destaca el elevado deterioro de las transiciones de puente, en especial de su infraestructura, y las elevadas necesidades de mantenimiento que éstas tienen. Este hecho podría explicarse por la relativa corta longitud que, en general, tienen estas estructuras, incluyendo el puente y la transición, lo que asemeja su comportamiento a zonas puntuales con bruscas variaciones de rigidez vertical.

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Figura 3.3.4: Índices relativos, para el tramo de CALATRAVA de la línea Madrid - Sevilla de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las operaciones de mantenimiento. Fuente: CENIT (2007). 700 1689 2495 1430 739

600

500

400

300

200

100 Índicerelativo (densidad en tramos contipología estructuras respecto densidad en restode lalínea 0 avc avv

auscultación auscultación dinámica operaciones de geométrica mantenimiento Aparatos de vía (1) Túnel Viaducto Transición de viaducto Puente (2) Transición de puente Pasos inferiores Pontones Marcos Alcantarillas (3) Tubo o sifón (1) Los resultados de la auscultación dinámica relativos a las obras de fábrica no incluyen los correspondientes a los aparatos de vía. Asimismo, el mantenimiento de los aparatos de vía se realiza de forma independiente al mantenimiento periodo y, por lo tanto, no se ha incluido en el análisis. (2) En el análisis de los registros de la auscultación geométrico, los tramos en puente y los tramos en transición de puente se han considerado dentro de un mismo grupo al no haber ningún tramo de 200 m sólo con puente. (3) En Calatrava no existe ningún tramo de vía que contenga alcantarillas.

§ 4.30 Aún así, las transiciones entre viaducto y plataforma natural destacan por ser las zonas con mayor deterioro de la vía, sobretodo de su infraestructura, tal como pone de relieve el índice de la aceleración vertical en la caja del vehículo en la Figura 3.3.4. El mayor deterioro se produce en los estribos de los viaductos, donde tiene lugar un cambio brusco de rigidez y asientos de la plataforma. Asimismo, aunque en menor medida, los resultados de la aceleración vertical en la caja del vehículo también parecen indicar la desnivelación de la capa de balasto inducida por el asiento de las capas de la infraestructura.

§ 4.31 Los diferentes resultados en relación a las grandes obras de fábrica ponen de manifiesto que, si bien la elevada rigidez vertical de la vía en los túneles y en los viaductos no influye de manera especial en las necesidades de mantenimiento, en el caso de los puentes la densidad de operaciones de bateo llega a ser de más del doble que en el resto de la línea. Por su parte, la variación de rigidez en las transiciones de los puentes y de los viaductos supone un importante aumento de las necesidades de mantenimiento, siendo, por ejemplo, de casi 3 veces que el resto de la línea en el caso de los puentes.

§ 4.32 En cuanto a las pequeñas obras de fábrica, éstas representan zonas puntuales distribuidas a lo largo de la línea en las que la rigidez vertical de la vía aumenta. En consecuencia, existen también en sus proximidades variaciones bruscas de rigidez.

§ 4.33 El análisis del deterioro asociado a cada una de las diferentes pequeñas obras de fábrica (pasos inferiores, marcos, pontones, alcantarillas y tubos o sifones), así como del mantenimiento llevado a cabo en cada una de ellas, se debe hacer en el contexto de que la presencia de dos tramos próximos con necesidades de mantenimiento en un mismo momento lleva a planificar las intervenciones de bateo de tal forma que el tramo comprendido entre estos dos también es sometido a mantenimiento. Este hecho implica que el mantenimiento realmente llevado a cabo no tiene plena correspondencia con las necesidades de mantenimiento de los diferentes tramos estudiados.

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Figura 3.3.5: Índices relativos, para el tramo de HORNACHUELOS de la línea Madrid - Sevilla de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las operaciones de mantenimiento. Fuente: CENIT (2007).

700 5825 728

600

500

400

300

200

100 Índice relativo (densidad en tramos contipología estructuras respecto densidadderesto en la línea 0 avc avv

(1) Los resultados de la auscultación dinámica relativos a las obras de fábrica no incluyen los correspondientes a los aparatos de vía. Asimismo, el mantenimiento de los aparatos de vía se realiza de forma independiente al mantenimiento periodo y, por lo tanto, no se ha incluido en el análisis. (2) En el análisis de los registros de la auscultación geométrico, los tramos en puente y los tramos en transición de puente se han considerado dentro de un mismo grupo al no haber ningún tramo de 200 m sólo con puente. (3) En Hornachuelos no existe ningún tramo de vía que contenga marcos.

§ 4.34 En base a los análisis realizados se ha observado que los marcos son las pequeñas obras de fábrica en las que se lleva a cabo un mayor mantenimiento. La Figura 3.3.4, relativa al tramo de Calatrava, donde se localizan el 100% de los marcos, pone de relieve el gran deterioro de la infraestructura en tramos con este tipo de obras de fábrica, alcanzándose una densidad de rebases de la aceleración vertical en la caja del vehículo de unas 6 veces la densidad de los tramos sin aparatos de vía ni dilatación ni obras de fábrica. En este caso, la densidad de trabajos de mantenimiento también es elevada en los tramos con estos elementos, llegando a ser del doble que la del resto de la línea.

§ 4.35 Los pasos inferiores, por su parte, tienen una densidad de trabajos de mantenimiento de vía de alrededor de un 53% mayor que el resto de la línea. Asimismo, los índices relativos de la auscultación dinámica para estas tipologías estructurales pone de relieve el elevado deterioro de su infraestructura.

§ 4.36 En cuanto a las alcantarillas y los pontones, la longitud sometida a trabajos de bateos es moderadamente mayor para ambos que la del resto de la línea. Los tramos con tubos o sifones, en cambio, son los que presentan una proporción más similar de longitud bateada en relación a los tramos sin aparatos de vía ni tipologías estructurales.

§ 4.37 Los resultados obtenidos en relación a las pequeñas obras de fábrica ponen de manifiesto que las variaciones bruscas de rigidez que se producen en todas ellas tienen una incidencia importante en el mantenimiento de vía. Las necesidades de mantenimiento en los tramos con pequeñas obras de fábrica pueden llegar a requerir entre un mínimo de un 10% más y un máximo de casi 3 veces más que el mantenimiento medio de la línea sin aparatos de vía ni dilatación ni obras de fábrica.

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§ 4.38 Por su parte, los resultados del análisis del deterioro de la infraestructura de vía referidos a los terraplenes pueden dar a entender los asientos que éstos experimentan. Los terraplenes con una esbeltez entre 0,001 y 0,1 presentan una mayor densidad de rebases de los umbrales de intervención relativos a la aceleración vertical en la caja del vehículo. Asimismo, es también en los terraplenes con esta esbeltez donde se lleva a cabo un mayor mantenimiento de vía, superior a la media de la línea. De hecho, los resultados ponen de manifiesto que cuanto más esbeltos son los terraplenes y, por lo tanto, cuanta mayor es la variación de la rigidez respecto a los tramos de vía adyacentes, mayor es el deterioro de la infraestructura y mayores son las necesidades de mantenimiento.

§ 4.39 Por el contrario, la influencia de los terraplenes en el deterioro de la superestructura no aumenta con la esbeltez de los mismos. Los resultados del análisis de los rebases de la aceleración vertical en la caja del vehículo muestran que una menor esbeltez de los terraplenes supone un mayor deterioro. Este fenómeno puede deberse al hecho que a menor esbeltez, mayor es la rigidez vertical de la vía y, por lo tanto, se produce mayor deterioro del balasto debido a su trituración por efecto de mayores cargas dinámicas.

§ 4.40 Estos resultados ponen de manifiesto que los terraplenes de mayor esbeltez, donde tiene lugar una mayor variación de la rigidez vertical de la vía, pueden precisar de mayor mantenimiento en comparación con el resto de la línea.

§ 4.41 En conclusión, se confirma la influencia de los aparatos de vía, de las grandes obras de fábrica, sobretodo sus transiciones, de las pequeñas obras de fábrica, y de los terraplenes en el mantenimiento de vía de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla. La existencia de variaciones bruscas de rigidez en todos estos elementos pone de relevancia la influencia de la rigidez vertical en el mantenimiento de la vía.

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Actividad 3: Estudio de casos

REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS

Alias, J., Valdes, A. (1990), La vía del ferrocarril. Ed. Bellisco, Madrid.

Dahlberg, T. (2007), Railway track stiffness variations. A literature review. Report for the REVA project. Draft version. October 2007.

López Pita, A. (2001), La rigidez vertical de la vía y el deterioro de las líneas de alta velocidad. Revista de Obras Públicas. Nº 3415, págs. 7-26. Noviembre 2001

Teixeira, P. F. (2003), Contribución a la reducción de los costes de mantenimiento de vías de alta velocidad mediante la optimización de su rigidez vertical. Tesis doctoral. Director: Andrés López Pita. ETSECCPB-UPC. Noviembre de 2003.

Ubalde Claver, L. (2004), La auscultación y los trabajos de vía en la línea del AVE Madrid – Sevilla: análisis de la experiencia y deducción de nuevos criterios de mantenimiento. Tesis doctoral. Director de Tesis: Andrés López Pita. ETSECCPB-UPC. Enero de 2004.

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Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía: Establecimiento de criterios de diseño, recepción y mantenimiento de las infraestructuras ferroviarias

Referencia: PT – 2006 – 046 – 17IAPM

Actividad 4: Establecimiento de criterios de eliminación de la problemática asociada a las variaciones de rigidez vertical de la vía

Julio 2008

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Preparado para:

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Preparado por:

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Actividad 4: Establecimiento de criterios de eliminación de la problemática asociada a las variaciones de rigidez vertical de la vía

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Centro de Innovación del Transporte Actividad 4: Establecimiento de criterios de eliminación de la problemática asociada a las variaciones de rigidez vertical de la vía

ÍNDICE DE CONTENIDOS

ÍNDICE DE CONTENIDOS ...... 3 ÍNDICE DE TABLAS...... 4 ÍNDICE DE FIGURAS ...... 5 INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO...... 6 1 ESTADO DEL ARTE DE LA MODELIZACIÓN DINÁMICA DE LA VÍA Y VARIACIONES DE RIGIDEZ VERTICAL...... 7 1.1 MODELOS DE VÍA SIMPLES...... 7 1.1.1 Sistema unidimensional sometido a cargas móviles 7 1.1.2 Semi-espacio multicapas sometido a cargas móviles 9 1.1.3 Barra acoplada al semi-espacio sometida a cargas móviles 9 1.2 MODELOS DE VÍA GLOBALES...... 11 1.2.1 Modelos globales unidimensionales 11 1.2.2 Modelos globales que consideran un semi-espacio 12 1.3 MODELOS RECIENTES PARA EL ANÁLISIS DE LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ VERTICAL...... 13 2 DESARROLLO DE LOS MODELOS DE CÁLCULO ...... 14 2.1 MODELOS UNIDIMENSIONALES...... 15 2.1.1 Modelo de vía 15 2.1.2 Modelo de vehículo 16 2.2 MODELOS TRIDIMENSIONALES...... 17 2.2.1 Modelo tridimensional en el software LS-Dyna 18 3 VALIDACIÓN DE LOS MODELOS DE CÁLCULO...... 18 3.1 COMPARACIÓN CON RESULTADOS DE OTROS MODELOS EN ELEMENTOS FINITOS ...... 18 4 EVALUACIÓN DEL IMPACTO DE LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ...... 19 4.1 DEFINICIÓN DE LOS ESCENARIOS A ESTUDIAR...... 20 REFERENCIAS...... 21 ANEJO ...... 23

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ÍNDICE DE TABLAS

Figura 1.1.1: Viga de Bernoulli continuamente apoyada...... 8 Figura 1.1.2: Ejemplos de resultados obtenidos por modelos unidimensionales. Fuente: Andersen y Nielsen et al., 2001 ...... 8 Figura 1.1.3: Modelo de Picoux (2002)...... 9 Figura 1.1.4: Modelo y desplazamientos verticales del modelo de Sheng et al., 1999...... 10 Figura 1.1.5: Esquema de los modelos de Krylov. Fuente: Krylov et al., 2000...... 10 Figura 1.2.1: Modelos de vía unidimensionales con soporte discreto y continuo. Adaptado de Knothe y Grassie, 1993 y Nguyen, 2003...... 12 Figura 1.2.2: Modelos de vía que consideran un semi-espacio con soporte discreto y continuo. Adaptado de Knothe y Grassie, 1993 y Nguyen, 2003...... 13 Figura 1.3.1: Esquemas del modelo Subtrack. Fuente: Gerstberger, Knothe et al. (2003)...... 13 Figura 1.3.2: Esquema de un modelo unidimensional realizado en el software ANSYS. Fuente: Ribeiro y Calçada et al. (2008)...... 14 Figura 1.3.3: Esquemas del modelo Dynavoie...... 14 Figura 1.3.4: Esquema de un modelos desarrollado en el software LS-Dyna. Fuente: Lundqvist (2005)...... 14 Figura 2.1.1: Esquema del modelo de vía...... 16 Figura 2.1.2: Esquema del modelo de vehículo simplificado...... 16 Figura 2.1.3: Esquema del modelo de vehículo completo...... 17 Figura 2.2.1: Modelo tridimensional desarrollado en el software LS-Dyna...... 18 Figura 3.1.1: Fuerza de contacto para el caso de una carga de 108kN. Fuente: Lundqvist, 2005...... 19 Figura 3.1.2: Fuerza de contacto para el caso de una transición de un suelo con modulo de elasticidad E1 para otro con modulo de elasticidad E2: a)E2/E1=5; E2/E1=10. Fuente: Ribeiro y Calçada et al., 2007...... 19 Figura 4.1.1: Esquema de los subescenarios a estudiar...... 20

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ÍNDICE DE FIGURAS

Tabla 2.1.1: Propiedades y tipos de elementos utilizados en la modelización de la vía...... 15 Tabla 2.1.2: Propiedades y tipos de elementos utilizados en la modelización del vehículo...... 17

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INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO

§ I.1 El principal objetivo de la actividad 4 es el establecimiento de criterios de homogenización de la rigidez vertical de la vía. Esta tarea se divide en dos partes.

§ I.2 La primera sub-tarea consiste en desarrollar una serie de modelos de cálculo que simulen varios escenarios (tipos de vehículos, velocidades de circulación, volúmenes de tráfico, geometrías de la infraestructura) y permitan evaluar los esfuerzos dinámicos producidos en la vía. Los modelos no representarán sólo las tipologías típicas en alta velocidad, pero también incluirán materiales que permiten optimizar las variaciones de rigidez vertical (por ejemplo placas de asiento entre traviesas y balasto). Como se verá a continuación, en los primeros modelos desarrollados la variación de rigidez es considerada a través de dos bloques cuya variación de rigidez es brusca, como en el caso de transición entre vías sobre terraplén y estructuras rígidas (como puentes). Los modelos siguientes simulan distintas rigideces bajo cada traviesa y permiten reproducir el fenómeno de “hanging sleepers”. Estos modelos deben calcular con precisión las vibraciones transmitidas a los varios componentes de la vía, que posteriormente permitirán determinar el ciclo de vida de los mismos. El modelo de cálculo será validado con base en resultados publicados en la bibliografía obtenidos por modelos de elementos finitos y en resultados experimentales.

§ I.3 En la sub-tarea 4.2 son definidas las curvas óptimas de variación de rigidez para los distintos escenarios planteados en la anterior sub-tarea.

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Centro de Innovación del Transporte 1 ESTADO DEL ARTE DE LA MODELIZACIÓN DINÁMICA DE LA VÍA Y VARIACIONES DE RIGIDEZ VERTICAL

§ 1.1 Modelizar la vía y el tren en un modelo único y donde se incluyan las vibraciones inducidas a los distintos elementos de la estructura es una tarea bastante compleja. Existe un elevado número de factores que contribuyen para la complejidad del problema. Por ejemplo, la correcta determinación de los parámetros que caracterizan los materiales y la simulación de su comportamiento, la variación de las características de los materiales y geometría a lo largo de la vía, el desgaste de los componentes de la vía, el establecimiento de la frontera inferior para el dominio a estudiar (que en la realidad no existe).

§ 1.2 Por estas razones existen varios tipos de modelos que corresponden a distintos niveles de complejidad.

§ 1.3 El tipo/complejidad de modelo a adoptar debe escogerse según el objetivo del estudio y de los resultados que se pretenden obtener.

§ 1.4 Una de las simplificaciones más comunes es simular la carga correspondiente al tren mediante una masa o fuerza (o conjunto de fuerzas) móvil cuyas amplitudes son funciones (constantes, harmónicas, dependientes del tiempo o aleatorias).

§ 1.5 Los modelos dinámicos presentados en la bibliografía se dividen en dos grupos: modelos de vía simples y modelos de vía globales.

1.1 Modelos de vía simples

§ 1.6 Los modelos de vía simples adoptan hipótesis simplificadoras de la geometría y del comportamiento de la estructura y el vehículo. Sin embargo, la mayoría de estas simplificaciones permiten representar los fenómenos físicos básicos con algún rigor.

§ 1.7 Los modelos de vía simples se pueden dividir en tres grupos (Nguyen, 2003):

- Sistema unidimensional sometido a cargas móviles; - Semi-espacio multicapas sometido a cargas móviles; - Barra acoplada al semi-espacio sometida a cargas móviles.

1.1.1 Sistema unidimensional sometido a cargas móviles

§ 1.8 Los primeros análisis dinámicos son atribuidos a Timoshenko (1926) que modeló la estructura de la vía a través de una viga de Bernoulli continuamente apoyada excitada por una fuerza harmónica estacionaria.

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Figura 1.1.1: Viga de Bernoulli continuamente apoyada.

§ 1.9 Más tarde (1977) este modelo fue desarrollado por Sato que le añadió una capa rígida adicional que permitía representar las traviesas. Estos modelos dan soluciones en el dominio de la frecuencia. En Fryba (1999) puede encontrarse una completa revisión de los estudios llevados a cabo antes de 1970.

§ 1.10 Otros ejemplos de modelos unidimensionales son:

- Viga de Timoshenko con masa móvil sobre fundación de Winkler (Krzyzynski y Popp et al., 1998); - Cálculo analítico de una fuerza móvil constante sobre una viga Euler-Bernoulli sobre fundación de Winkler (Fryba, 1999); - Cálculo semi-analítico para varios casos de velocidad de fuerza constante actuando sobre viga de Timoshenko (Chen y Huang, 2000); - Estudios de diferentes mecanismos de propagación de ondas debido a carga harmónica (Andersen y Nielsen et al., 2001); - Estudios de vibraciones debidas a cargas harmónicas sobre soportes elásticos y periódicos (Belotserkovskiy, 1996 y 1998); - Determinación de la rigidez equivalente de muelles que permitan calcular la reacción en régimen permanente y en semi-espacio elástico (Metrikine y Popp, 1999).

Figura 1.1.2: Ejemplos de resultados obtenidos por modelos unidimensionales. Fuente: Andersen y Nielsen et al., 2001

§ 1.11 Ventajas: Estos modelos permiten un análisis rápido del comportamiento del sistema rueda-carril.

§ 1.12 Inconvenientes: Los modelos presentados no permiten determinar la respuesta de la vía en los elementos inferiores, sólo determinan la respuesta a nivel del carril. El sistema de muelles bajo el carril no permite representar la propagación de las ondas en todas las direcciones. Los modelos de vía simples no permiten calcular el nivel de tensiones instalado bajo traviesas.

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1.1.2 Semi-espacio multicapas sometido a cargas móviles

§ 1.13 En estos modelos las multicapas son consideradas elásticas y homogéneas en el plano horizontal y la carga es constante o variable en el tiempo. La problemática asociada a la aplicación de una carga móvil en un semi-espacio homogéneo fue estudiado por Jones y Petyt (1993), Jones y Houedec (1998) y Picoux y Houedec (2002).

§ 1.14 Picoux (2002) desarrolló un modelo en que se considera el macizo homogéneo, isotrópico y semi-infinito dispuesto bajo el carril y traviesas. Este modelo es bidimensional y la carga aplicada es harmónica (figura siguiente). Este modelo permite evaluar los desplazamientos verticales en función de la velocidad, peso y composiciones del vehículo y efectuar análisis paramétricos tanto de los componentes de la super-estructura, como de los suelos.

Figura 1.1.3: Modelo de Picoux (2002).

§ 1.15 Ventajas: Estos modelos ofrecen soluciones básicas que pueden servir de input para otros modelos más complejos. Los resultados obtenidos permiten encontrar el régimen crítico del semi-espacio medio sometido a cargas móviles.

§ 1.16 Inconvenientes: Los modelos tienen una geometría demasiado simplificada (el carril no está representado) para estudiar la mayoría de problemas de la estructura ferroviaria.

1.1.3 Barra acoplada al semi-espacio sometida a cargas móviles

§ 1.17 Como ejemplos de modelos de barra acoplada al semi-espacio sometida a cargas móviles podemos nombrar los siguientes:

- Estudio de la problemática asociada al acoplamiento de una viga y un semi- espacio elástico sometido a una carga móvil, incluyendo la determinación de la rigidez equivalente (Dieterman y Metrikine, 1996); - Estudio del modelo de vía completo con elementos de viga (carril) y elementos de masa-muelle-amortiguador (traviesas, placas de asiento y balasto) y con una carga móvil constante (Sheng et al., 1999); - Estudio de la influencia de los efectos de la velocidad, frecuencias de la carga y tipo de infraestructura (Jones y Sheng et al., 2000);

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- Estudio de la problemática asociada al acoplamiento de una viga y el semi- espacio sometido a una fuerza muy rápida. Se concluyó que las vibraciones en el caso “trans-Rayleigh” son muy superiores que en el caso subsónico y que la amplitud de los desplazamientos en los puntos cerca de la frontera del cono no dependen de la periodicidad (Krylov, 1995, 1996, 1997 y Krylov et al., 2000).

Figura 1.1.4: Modelo y desplazamientos verticales del modelo de Sheng et al., 1999.

Figura 1.1.5: Esquema de los modelos de Krylov. Fuente: Krylov et al., 2000.

§ 1.18 Ventajas: Los modelos de barra acoplada al semi-espacio hacen una buena aproximación del comportamiento lineal de la vía. Estos modelos posibilitan el estudio de fenómenos complejos de interacción entre materiales. Además estos modelos exigen menor esfuerzo computacional que los modelos en elementos finitos.

§ 1.19 Inconvenientes: No se pueden considerar las no linealidades y no homogeneidades de la vía.

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1.2 Modelos de vía globales

§ 1.20 Los modelos globales son más completos que los anteriores ya que modelizan separadamente los varios elementos constituyentes de la estructura férrea (carril, placa de asiento, traviesas, balasto, subbalasto y capas de suelos). Estos modelos se acercan más a la realidad y permiten estudiar aspectos más específicos de la vía (vibraciones en los distintos materiales, degradación en los diferentes componentes, etc.).

§ 1.21 Estos modelos también se dividen en dos grupos:

- Modelos globales unidimensionales - Modelos globales que consideran el semi-espacio

§ 1.22 Tanto los modelos unidimensionales como los que consideran el semi-espacio se subdividen en dos topologías: de soporte continuo y de soporte discreto. Los dos tipos se diferencian según la forma como están modelizadas las traviesas. En los modelos de soporte continuo se modelizan las traviesas a través de una capa continua con elementos de barra. Los modelos de soporte continuo son válidos sólo para frecuencias hasta aproximadamente 500Hz. Éste es también el rango de frecuencias en que la deformación por corte es despreciable (Knothe y Grassie, 1993). Es importante indicar que aunque la distribución de tensiones sea muy distinta en las dos tipologías, las variaciones a nivel de desplazamientos no son importantes.

1.2.1 Modelos globales unidimensionales

§ 1.23 En el cuadro siguiente se muestra una representación de los modelos globales unidimensionales con soporte discreto y continuo. Los autores Andersen y Nielsen (2001), Jones et al. (2000), Nguyen (2002) estudiaron modelos unidimensionales de soporte continuo; Belotserkovskiy (1998) y Sun y Dhanasekar (2002) han estudiado modelos globales 1D de soporte discreto.

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Figura 1.2.1: Modelos de vía unidimensionales con soporte discreto y continuo. Adaptado de Knothe y Grassie, 1993 y Nguyen, 2003. 1-Layer Models 2-Layer Models 2-Layer 3-Layer Models 3-Layer

Continuous support models Discrete support models

§ 1.24 En los modelos globales es muy importante estimar adecuadamente los parámetros que caracterizan los distintos materiales (masa, rigidez del muelle y coeficiente de amortiguamiento). Kerr (2000), Sun y Dhanasekar (2002), Zhai y Cai (1997) y Zhai y Sun (1994) propusieron distintos métodos para estimar la rigidez estática de los soportes. Otros métodos fueron propuestos por Dinkel y Grundmann (1999) para determinar la rigidez dinámica de los soportes de la vía.

§ 1.25 Ventajas: Estos modelos ofrecen buenos resultados a nivel de fuerzas de contacto entre la rueda y el carril y de desplazamientos verticales. Estos modelos requieren bajo tiempo computacional, incluso cuando incluyen elementos no lineales.

§ 1.26 Inconvenientes: El sistema considerado es demasiado simplificado (solamente es riguroso para determinación de desplazamientos verticales). Dificultades en la estimación de los parámetros de los elementos.

1.2.2 Modelos globales que consideran un semi-espacio

§ 1.27 Los modelos que consideran la plataforma un semi-espacio son más realistas

§ 1.28 Los modelos globales considerando la plataforma un semi-espacio fueran desarrollados por Alaoui y Naciri (1995), Bodin (2001), Savidis y Bode (2002) y Ekevid y Wiberg (2001).

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Figura 1.2.2: Modelos de vía que consideran un semi-espacio con soporte discreto y continuo. Adaptado de Knothe y Grassie, 1993 y Nguyen, 2003. 2-Layer Models 3-Layer Models3-Layer Models 1-Layer

Continuous halfspace models Discrete support continuous halfspace models

§ 1.29 Ventajas: Los varios elementos constituyentes de la vía pueden incluir no linealidades de los materiales. De hecho, este puede ser el método más indicado para estudiar el comportamiento no lineal de las estructuras ferroviarias.

§ 1.30 Inconvenientes: El tiempo de cálculo en este tipo de modelos puede ser muy elevado. Debido a la falta de datos experimentales, a veces los procesos de validación posibles son sólo comparaciones con modelos muy simples y con resultados de soluciones analíticas.

1.3 Modelos recientes para el análisis de las variaciones de rigidez vertical

§ 1.31 Los modelos dinámicos disponibles en la bibliografía que se aplican al estudio de variaciones de rigidez vertical de la vía son los siguientes:

Figura 1.3.1: Esquemas del modelo Subtrack. Fuente: Gerstberger, Knothe et al. (2003).

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Figura 1.3.2: Esquema de un modelo unidimensional realizado en el software ANSYS. Fuente: Ribeiro y Calçada et al. (2008).

Figura 1.3.3: Esquemas del modelo Dynavoie.

Figura 1.3.4: Esquema de un modelos desarrollado en el software LS-Dyna. Fuente: Lundqvist (2005).

§ 1.32 Se presenta en anejo un estudio más extenso sobre el estado del arte de la modelación dinámica en estructuras ferroviarias.

2 DESARROLLO DE LOS MODELOS DE CÁLCULO

§ 2.1 En este apartado se desarrollarán modelos de cálculo uni y tridimensionales que permitirán calcular los esfuerzos dinámicos inducidos por las variaciones de rigidez vertical. Los resultados obtenidos serán comparados con los resultados de modelos existentes en la bibliografía en el proceso de validación.

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2.1 Modelos unidimensionales

§ 2.2 Se empieza desarrollando un modelo unidimensional de la vía y del vehículo cuyo modelado se hace mediante elementos barra, muelles, amortiguadores y masas concentradas. Los modelos unidimensionales fueron desarrollados en el software ANSYS.

2.1.1 Modelo de vía

§ 2.3 En lo que respecta a los componentes de la vía se utiliza el carril UIC60. Las traviesas son monobloque y de hormigón, espaciadas 60cm, tienen una masa de 400kg y las siguientes dimensiones: 0,22x0,30x2,60 m3. Las características de las placas de asiento y de las capas de balasto y subbalasto se basan en las utilizadas en el proyecto SUPERTRACK (2005).

§ 2.4 El modelo está dividido longitudinalmente en dos partes iguales. En el primer escenario la mitad de la izquierda tiene una plataforma más blanda y la parte derecha tiene una plataforma cinco veces más rígida. Las características relativas a la plataforma están basadas en la bibliografía (Ribeiro y Calçada et al., 2008). La transición se hace bruscamente en la coordenada x=0. El tren circula de la izquierda hacia la derecha. Estudios revelan que la transición blando-rígido es más desfavorable que la contraria (Lundqvist, 2005), por esta razón, la mayoría de los modelos tienen dicha disposición.

§ 2.5 Las características de los materiales se resumen en el cuadro siguiente.

Tabla 2.1.1: Propiedades y tipos de elementos utilizados en la modelización de la vía. Componente Propiedades Tipo de elemento E=200 GPa ρ=7850 kg/m3 - Barra Carril A=76.86 cm2 - Elementos con 10cm I=30.55 x10-6 m4 K=200 kN/mm Placa de asiento - Cuerpo de Kelvin C=60 kN.s/m Traviesa M=400kg - Masa concentrada - Barra vertical simulando la rigidez E=70MPa axial del balasto Balasto ρ=1529 kg/m3 - Barra horizontal simulando la rigidez a flexión del balasto - Barra vertical simulando la rigidez E=70MPa axial del subbalasto Subbalasto ρ=2090 kg/m3 - Barra horizontal simulando la rigidez a flexión del subbalasto K=60 x103 N/m Plataforma 1 - Muelle ρ =2140.7 kg/m3 K=100 x10-6 N/m Plataforma 2 - Muelle ρ =2140.7 kg/m3

§ 2.6 La modelización fue realizada mediante elementos barra para simular el conjunto de los dos carriles. Las placas de asiento se reproducen con elementos muelle- amortiguador, sus características también se refieren a las dos placas de asiento dispuestas sobre una traviesa. Las traviesas se representan con masas concentradas de 400kg cada.

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§ 2.7 Las capas de balasto y subbalasto son simuladas a través de dos elementos, una barra vertical con sólo resistencia axial y una barra horizontal que le confiere la resistencia a flexión. La plataforma está modelizada con elementos muelle cuyas características son distintas en las dos mitades del modelo.

§ 2.8 Este modelo tiene 78m de longitud. La transición del modelo se encuentra en su punto medio, es decir, a una distancia de 39m de sus fronteras laterales. Se pretende con esta distancia que los resultados a medir no estén influenciados por las condiciones de frontera aplicadas en el modelo, inexistentes en la realidad.

§ 2.9 El carril está dividido en elementos de 10cm de caras a medir con precisión los esfuerzos y desplazamientos en la estructura. Los elementos a incluir bajo el carril fueron espaciados 60cm, medida correspondiente a la distancia entre traviesas (y placas de asiento).

§ 2.10 Las condiciones de frontera laterales son apoyos simples impidiendo los movimientos horizontales. En el extremo inferior del modelo se impiden los movimientos horizontales y verticales mediante apoyos dobles.

Figura 2.1.1: Esquema del modelo de vía.

2.1.2 Modelo de vehículo

2.1.2.1 Modelo de vehículo simplificado

§ 2.11 Se empieza desarrollando un modelo de vehículo simplificado que corresponde a la masa por eje del vehículo alemán ICE, de aproximadamente 20ton. La masa es móvil y está conectada al carril por medio de un muelle de K=1,94 x109 N/m que representa el contacto rueda-carril.

Figura 2.1.2: Esquema del modelo de vehículo simplificado.

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2.1.2.2 Modelo de vehículo completo

§ 2.12 El vehículo modelizado corresponde a la locomotora del tren ICE2 que circula en las líneas de alta velocidad alemanas. El vehículo fue modelizado con el mismo tipo de elementos utilizados en la vía.

§ 2.13 Las características de los componentes del vehículo se basan en la bibliografía (Ribeiro y Calçada et al., 2008) y se presentan en el cuadro siguiente.

Tabla 2.1.2: Propiedades y tipos de elementos utilizados en la modelización del vehículo. Componente Propiedades Tipo de elemento - Barra Caja M=60768 kg - Masas concentradas Suspensión K=1.76 x106 N/m - Cuerpo de Kelvin secundaria C=1.52 x105 kN.s/m - Barra Bogie M=5600 kg - Masas concentradas Suspensión K=4.80 x106 N/m - Cuerpo de Kelvin primaria C=1.08 x105 kN.s/m Sistema M=2003 kg - Masas concentradas eje-ruedas Contacto K=1,94 x109 N/m - Muelle rueda-carril

§ 2.1 La geometría del modelo del vehículo se presenta a continuación.

Figura 2.1.3: Esquema del modelo de vehículo completo.

§ 2.2 En la figura anterior los números 1, 2, 3 y 4 identifican los ejes de la locomotora. Dado que el vehículo circula de la izquierda hacia la derecha, el eje 1 corresponde al eje frontal y el eje 4 al trasero de la locomotora. También se identifican los puntos CJ1 y CJ2 ya que se tratan de puntos clave a la hora de medir los resultados, como se verá más adelante.

2.2 Modelos tridimensionales

§ 2.3 Dos modelos distintos tridimensionales fueron estudiados – modelo en el software LS- Dyna y modelo en el software Dynavoie.

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2.2.1 Modelo tridimensional en el software LS-Dyna

2.2.1.1 Modelo de vía

§ 2.4 El modelo desarrollado tiene una longitud correspondiente a 30 traviesas. Los elementos utilizados en la modelización son sólidos. Las placas de asiento son modelizadas a través de una goma híper elástica y prácticamente incompresible. Los parámetros que las caracterizan son la rigidez de 146kN/mm y el modulo de corte de 50MPa. Las traviesas son simuladas mediante un elemento rígido que permite ahorrar tiempo de cálculo. El balasto tiene una profundidad de 1m y se considera de comportamiento elástico lineal. Las capas inferiores al balasto no están representadas. Este modelo incluye condiciones de frontera “non reflecting” que absorben las ondas transmitidas por el movimiento.

Figura 2.2.1: Modelo tridimensional desarrollado en el software LS-Dyna.

2.2.1.2 Modelo de vehículo

§ 2.5 El modelo de vehículo en este caso se representa solamente por una rueda que desliza sobre el carril con un elemento de contacto automático disponible en el software LS- Dyna.

3 VALIDACIÓN DE LOS MODELOS DE CÁLCULO

3.1 Comparación con resultados de otros modelos en elementos finitos

§ 3.1 Los resultados obtenidos por los modelos anteriormente descritos son comparados con los resultados disponibles en la bibliografía obtenidos en otros estudios. Algunos de estos resultados se presentan de seguida.

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Figura 3.1.1: Fuerza de contacto para el caso de una carga de 108kN. Fuente: Lundqvist, 2005.

Figura 3.1.2: Fuerza de contacto para el caso de una transición de un suelo con modulo de elasticidad E1 para otro con modulo de elasticidad E2: a)E2/E1=5; E2/E1=10. Fuente: Ribeiro y Calçada et al., 2007.

4 EVALUACIÓN DEL IMPACTO DE LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ

§ 4.1 Utilizando los modelos validados en los apartados anteriores, evaluase el impacto de las variaciones de rigidez puntuales y la influencia de su largura. Se plantean varios escenarios distintos en que la largura del elemento más rígido varía (simulando, por ejemplo, la presencia de un paso inferior a la vía, o simplemente una tubería). Para cada uno de los escenarios se establece un límite para el ratio entre los módulos de elasticidad entre el elemento más rígido y más blando.

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4.1 Definición de los escenarios a estudiar

§ 4.2 Se estudian tres escenarios distintos según el tipo de placa de asiento:

- Escenario 1 – placa de asiento de 100kN/mm; - Escenario 2 – placa de asiento de 60kN/mm; - Escenario 3 – placa de asiento de 500kN/mm;

§ 4.3 Cada uno de estos escenarios divídese en cinco subescenarios según la largura del elemento más rigido.

- Subescenario 1 – largura de una traviesa; - Subescenario 2 – largura de dos traviesas; - Subescenario 3 – largura de tres traviesas; - Subescenario 4 – largura de cuatro traviesas; - Subescenario 5 – largura de cinco traviesas;

Figura 4.1.1: Esquema de los subescenarios a estudiar. Subescenario 1 Subescenario 2

E1 E1 E1 E1 E1 E1 E2 E2 E1 E2 E1 E1 E1 E1 E1 E1

Subescenario 3 Subescenario 4

E1 E1 E1 E1 E2 E2 E2 E2 E2 E2 E1 E2 E1 E1 E1 E1

Subescenario 5

E1 E2 E2 E2 E2 E2 E1 E1

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REFERENCIAS

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Centro de Innovación del Transporte Actividad 4: Establecimiento de criterios de eliminación de la problemática asociada a las variaciones de rigidez vertical de la vía

ANEJO

23 CENIT

Centro de Innovación del Transporte ANEJO - SUB-TAREA 4.1 - STATE-OF-THE-ART ON DYNAMIC RAILWAY TRACK MODELLING

PATRÍCIA AFONSO FERREIRA, IST, LISBON

INDEX

1. DYNAMIC MODELLING OF THE TRAIN / TRACK SYSTEM 2

1.1. SIMPLE RAILWAY TRACK MODELS 3 1.1.1. 1D system subjected to moving loads 3 1.1.2. Multi-layer halfspace subjected to moving loads 4 1.1.3. Beam coupled to halfspace subjected to moving loads 5 1.2. GLOBAL RAILWAY TRACK MODELS 7 1.2.1. Global 1D track models 7 1.2.2. Global halfspace track models 10 1.3. SOLUTION TECHNIQUES: FREQUENCY AND TIME-DOMAIN 12 1.4. CALCULATION METHODS: SEMI-ANALYTICAL AND NUMERICAL METHODS 14 1.5. RECOMMENDATIONS ON DYNAMIC MODELLING 17 1.6. COMPARISON BETWEEN SEVERAL DYNAMIC MODELS 19

2. CRITICAL ANALYSIS ON DYNAMIC BEHAVIOUR EARLIER RESEARCH 22

2.1. FINDINGS RELATED TO DYNAMIC BEHAVIOUR 22 2.2. LIMITATIONS 32 2.3. RECOMMENDATIONS 32

3. MOST RECENT DYNAMIC RAILWAY MODELS – APPLICATION TO LONGITUDINAL STIFFNESS VARIATIONS 34

3.1. VIBRATIONS PRODUCED DURING RAILWAY JOURNEYS 34 3.2. RECENT DYNAMIC MODELS – APPLICATION TO TRACK STIFFNESS VARIATIONS 35 3.3. CONTACT FORCES AS RESPONSE TO STIFFNESS VARIATIONS - LITERATURE REVIEW 37

4. REFERENCES 42

1. DYNAMIC MODELLING OF THE TRAIN / TRACK SYSTEM

Modelling the complex system of a high-speed train circulating on a railway track inducing ground vibrations, should be considered as a very challenging task. A number of uncertainties as, for instance, variation of material properties and geometries along railroad (rail, sleepers, ballast, sub-ballast, subsoil) from one location to another, contribute to the complexity of the problem. Besides, given that in reality the subsoil might have an almost infinite extension, is difficult to identify natural boundaries for the geometry to be studied. Therefore, as a result of that, railway track models can be more or less complex depending on the considered hypothesis. The coupling train/track may be simplified representing the vehicles by a moving mass, a charge (or a group of charges) with amplitudes that may be constant, harmonic, time varying or, eventually, represented by a random function. More complete models may represent vehicle as bogies and box with mass, damping and stiffness. Depending on the level of complexity to obtain from the model, one can take into account: - supports periodicity - non-homogeneities, as several different layers - boundary conditions - coupling: between sleepers and between ballast and subgrade - track geometric irregularities (rail corrugations...) - non-linearity behaviour of some track elements, as for instance: - wheel/rail contact - load/deflection behaviour of the fastening system (railpad parameters influence) - sleepers: voiding and lift-off phenomena - ballast deflections: ballast deflects itself nonlinearly and there may be voids between sleepers and ballast Two different kind of models can be identified:

¾ Simple railway track models

¾ Global railway track models (more complete and complex ones)

2 1.1. SIMPLE RAILWAY TRACK MODELS

Simplified hypothesis for the track structure (behaviour and geometry) enable to understand the essential physic phenomena involved, easily by using semi-analytic methods. Essentially, there are three types of simple railway track models, see (Nguyen, 2003), which are briefly described below: - 1D system subjected to moving loads - Multi-layer subgrade subjected to moving loads - Beam coupled to halfspace subjected to moving loads

1.1.1. 1D SYSTEM SUBJECTED TO MOVING LOADS

The first dynamic analysis of track was undertaken by Timoshenko (Timoshenko, 1926) who modelled the track as a continuously supported Bernoulli beam excited by a harmonically varying stationary load or a moving irregularity. The tracks’ direct receptance is given through the relation between the response of the system (as the displacement at the point of excitation) and the excitation load.

Figure 1: Track as a continuously supported Bernoulli beam

Then later, Sato (Sato, 1977) was the first to use a track model with a separate layer of rigid bodies representing sleepers and a continuously supported Bernoulli beam. Essentially integral transformation solution techniques in frequency-domain were used to solve these first moving load problems. An excellent review of all work on the moving load problem before 1970 is contained in Fryba’s book (Frýba, 1999).

There are several 1D models subjected to moving loads studied. The following ones are just an example:

- Beam (Euler-Bernoulli beam) on a Winkler foundation (Timoshenko, 1926)

- Timoshenko beam with a punctual mass moving on a Winkler foundation, for a very large mass speed it will come out instability in the beam: (Krzyzynski T. and Popp T. et al., 1998)

- Analytic calculus of a constant force moving over a Euler-Bernoulli beam infinite on a Winkler foundation (Frýba, 1999)

3 - Semi-analytic calculus for all speed cases for a Timoshenko beam subjected to a constant force: (Chen Y. and Huang Y., 2000)

- Harmonic load, study of the different mechanisms of wave propagation depending on relative speed values and load frequency relating to critic ones: (Andersen L. and Nielsen S. et al., 2001)

Figure 2: Example of results from 1D system model, in (Andersen, 2002)

- Vibration studies due to harmonic load moving over elastic and periodic supports: (Belotserkovskiy, 1996; Belotserkovskiy, 1998)

- Determination of equivalent stiffness of springs to put in each support to enable describing the reaction in a permanent regimen of the elastic halfspace:(Metrikine A. and Popp K., 1999)

Advantages

These models enable to obtain a quick analysis of the critic regimens of the coupling between the rail and its foundation.

Disadvantages

Only gives the response at the rail level, but not underneath. The spring system is not able to represent the wave propagation mechanism in all directions as in reality. No information is given about the pressures’ distribution in the foundation.

1.1.2. MULTI-LAYER HALFSPACE SUBJECTED TO MOVING LOADS

In the case of the multi-layer halfspace model subjected to moving loads, the multi layers may be elastic but should be homogeneous in the horizontal plan and the charge may be constant or time-depending. The problem of a homogeneous halfspace submitted to a uniform moving load was studied in the research works of (Jones and Petyt, 1993), (Jones and Houedec, 1998) and (Picoux & Le Houedec, 2002)

4 In (Picoux, 2002) a model was made up considering a homogeneous, isotropic and semi-infinite massif above which the rails and sleepers are laid. In the next figure (Figure 3) is represented this 2D model, subjected to a rectangular harmonic charge. The structure model (rail and sleepers) was coupled to the soil model (ballast over a multilayered soil).

Figure 3: 2D model subjected to moving loads where the track is coupled to the soil model, in (Picoux, 2002)

This model makes possible to: - evaluate vertical displacements in function of speed, weight and the composition of the trains - perform a parametric analysis of the elements of the track and the soil.

Advantages:

Give results as basic solutions that may be useful for numerical calculation of more complex models. Results obtained with these models makes possible to find critical regime of halfspace medium submitted to mobile charges.

Disadvantages:

As their geometry is very simple (there is no rail) these models can not be used to study a real track.

1.1.3. BEAM COUPLED TO HALFSPACE SUBJECTED TO MOVING LOADS

Some of the several studies done with this kind of models are the following:

- Study of the problem of coupling between a beam and an elastic halfspace submitted to a moving load, involving the determination of the equivalent stiffness (Dieterman H. and Metrikine A., 1996)

- More complex track model: - rail: beam - sleepers, railpads and ballast: masses/springs/dampers system - subgrade: multi-layer halfspace with a constant and moving load: (Sheng X. Jones C. J. and Petyt M., 1999)

5 - Influence and effects of speed, load frequencies and type of track infrastructure: (Jones et al., 2000)

Figure 4: Example of beam coupled to halfspace subjected to moving loads, in (Sheng X. Jones C. J. and Petyt M., 1999)

- Study of the problem of coupling between a beam and a halfspace submitted to a very fast load. It was concluded that the vibrations in the “trans-Rayleigh” case are much bigger than in the subsonic case and that the displacement amplitudes at the points near the border of the cone don’t depend on the periodicity of the problem (Krylov, 1995; 1996; 1997; Krylov et al., 2000)

Figure 5: Schema of Krylov’s models (Krylov et al., 2000)

Advantages

These models make possible good representation of the linear behaviour of the track. Using semi- analytical methods is possible to study reasonable complex phenomena (as rail, sleepers and multi- layers interaction). Moreover these models are less expensive than finite elements methods.

Disadvantages

It is not possible to model non-homogeneous or non-linear track. For that, it is required numeric calculation (like finite elements) and more complex models which come closer to real track geometry.

1.2. GLOBAL RAILWAY TRACK MODELS

As said before, more detailed studies need more complex models which are able to simulate all the track components in a more realistic way, in order to solve harder problems, like the response in presence of non-linearities and non-homogeneities in the structure.

Thus, a global track model comes out after combining the different modelling hypothesis of the several track elements such as: rails, railpads, sleepers, base plates, ballast, sub-ballast and subsoil. Hence, there are multiple different types of track models found in the literature which can be divided mainly into two big families of models: - Global 1D models considering the infrastructure as a system of masses, springs and dampers - Global models that use solid elements, as elastic or viscoelastic halfspace, for ballast and/or subgrade modelling

Furthermore, global track models can be classified into discrete or continuous supported models whether sleepers are placed in a discrete manner or using homogeneous supports, where a continuous viscoelastic foundation and a continuous layer represent the sleepers. In this case, sleepers are modelled as rigid bodies or as beams with distributed mass and stiffness. Continuous support models are strictly valid only for calculation of the track’s dynamic response at frequencies lower than about 500 Hz. This is also the frequency range where shear deformation of the rail can be neglected as held by Knothe and Grassie (Knothe K. and Grassie S., 1993). Considering a simple model of a beam placed over Winkler foundations discrete or continuous, we can find out that the more flexible is the foundation, more differences may be found between the two models. However, while the tension distribution in the track is very different in these two cases, the displacements obtained are quite similar for the two.

1.2.1. GLOBAL 1D TRACK MODELS

An illustration of several types of 1D models, according to (Knothe K. and Grassie S., 1993; Nguyen, 2003), can be found in Table 1. Below, in Table 2 references to the different global 1D track models existing in the literature are also shown as well as their main characteristics.

7 1-Layer Models 2-Layer Models 2-Layer 3-Layer Models 3-Layer

Continuous support models Discrete support models

Table 1: Schema of global 1D track models with continuous or discrete support

Continuous Supports Discrete Supports 1 Layer 2 Layers Multiple 1 Layer 2 Layers Multiple Layers Layers Authors (Andersen (Jones et (Nguyen, (Belotserkovskiy, (Dahlberg T. (Sun Q. and L. and al., 2000) 2003) 1998) et al., 1991) Dhanasekar Nielsen S. M., 2002) et al., 2001) Periodicity 9 9 9 Global track 9 9 9 9 9 9 non-linearity Local ballast 9 9 non-linearity Friction between 9 9 blocks Parameters to 3 5 10 3 5 10 determine Table 2: Comparison between several types of 1D track models, in: (Nguyen, 2003)

8 As it can be seen, track components are modelled as masses/springs/dampers systems and the vehicle may also be modelled this way.

A very complete 1D model considers the following (Ishida M. and Miura S. et al., 1997; Sun Q. and Dhanasekar M., 2002):

- rail: Timoshenko beam fixed at both extremities

- sleepers, railpads, ballast and subgrade: multi-layer of masses, springs and dampers

- ballast: also includes horizontal springs to simulate the transversal forces within the ballast layer and the transmission of waves (transverse efforts) through the longitudinal direction of the track.

In these models it is very important to know how to estimate mass, spring and damping parameters. Methods to estimate the static stiffness of the supports, where established by (Kerr A., 2000); (Sun Q. and Dhanasekar M., 2002; Zhai W. and Cai Z., 1997; Zhai W. and Sun X., 1994).

Also, methods to estimate the dynamic stiffness of the supports where established by: (Dinkel J. and Grundmann H., 1999).

To study the vertical vibration of the vehicle and track system a finite element model was developed at the Chalmers University, DIFF (Dynamic Interaction between Train and Track) in the scope of the European project EUROBALT-2 (Meissonnier, 2000):

- vehicle: 1 bogie and 2 axles moving over 2 rails

- wheel/rail contact: non-linear Hertzian spring

- track: discrete blocks which represent the track section under the sleepers

- calculus length: 35 sleepers (or 28m)

- rail: divided in five elements between two adjacent sleepers and fixed in both extremities

- sleepers: divided in eight beam elements, in the perpendicular direction

- railpads: viscoelastic springs

It was concluded with this model that an equivalent stiffness can be found and introduced in a linear model, obtaining similar results to maximum values for the displacements and forces on the sleepers.

Advantages

Good results on the contact forces at the wheel/rail interface and on the track flexibility.

Demand small calculus volume even for non-linear dynamic problems.

9 Disadvantages

The considered system is very simplified (just enables the description of the vertical movements).

There are some difficulties in identifying the masses / springs / dampers system parameters.

1.2.2. GLOBAL HALFSPACE TRACK MODELS

These models are able to simulate track components in a even more realistic way. A schematic presentation of several types of global halfspace models are shown in Table 3 according to (Knothe K. and Grassie S., 1993; Nguyen, 2003). 2-Layer Models 3-Layer Models Models 1-Layer

Continuous halfspace models Discrete support continuous halfspace models

Table 3: Schema of global track halfspace models with continuous or discrete support

Within this type of models, various studies can be found in more recent literature, along with new computation capacities developments. Some examples of such models are presented here and also in the subsequent chapters 1.6 and 2.1:

Static Model RB3D, developed by CERM and SNCF (Alaoui A. and Naciri T., 1995) - Vehicle/rail interaction dynamic calculus of the contact force wheel/rail - Track structure is calculated with the signal of the force obtained

Module RB3DL model to estimate response to lateral charges is calculated by (Bodin, 2001)

10 LONG7 (EUROBALT-2, AEA Technology Rail) model to study linear dynamic interaction between the vehicle and the track. Quasi-static distribution of the charge used for: - calculate sleepers’ reactions - evaluate track settlement This model can take into account dancing sleepers. Settlement law joins the load on the sleepers to the ballast settlement.

To study the dynamic behaviour of a track laying over a halfspace or a Winkler viscoelastic foundation, Knothe and Wu (Knothe K. and Grassie S., 1993) have used a model where sleepers are discretely modelled and ballast is simulated trough viscoelastic rods.

Here it was concluded that for frequencies under 200 Hz, there are important differences between results obtained with the halfspace model and with the Winkler foundation. Above this value, on the contrary these differences are insignificant and the Winkler foundation model may be applied.

Savidis and Bode (Savidis and Bode, 2002) have established a model that links finite elements (rail- sleepers-ballast) with boundary elements, using Green functions obtained from the stiffness matrix of the multi-layered halfspace. It is an hybrid method combining FEM and methods based on fundamental solutions for example boundary element method (BEM). The calculations may be done either within the frequency domain as within the time domain.

Ekevid and Wiberg (Ekevid and Wiberg, 2001) have also established a model that links finite elements with boundary elements (Scaled boundary finite element method - SBFEM) in 3D and simulates non- linear elasto-plastic behaviour. It is a displacement-based method enabling the coupling between the unbounded domain and the finite element domain and considering a non-linear finite element iteration scheme using Lagrange multipliers. In comparison to BEM, the scaled boundary finite element method (SBFEM) does not require any fundamental solutions. This method is global in both space and time, meaning that large dense matrices are involved within the solutions. Therefore, these calculations demand huge computation effort and take much time carrying out, which makes the method expensive and having some limitations in its applicability.

Figure 6: Scaled boundary finite element model from (Ekevid and Wiberg, 2001)

Advantages

Detailed track structure (rail, sleepers, railpads, ballast and soil) may be represented with their non- linearities to solve problems in 3D. Indeed, it can be the best way to study the dynamic non-linear behaviour of railway tracks.

Disadvantages

These models demand important calculus volume and time. Validation processes are yet only within simple cases (comparison with analytic solutions to validate numeric schemes). At this moment, there is lack of real validations on real tracks.

1.3. SOLUTION TECHNIQUES: FREQUENCY AND TIME-DOMAIN

The dynamic response of the train / track system can be established in either the frequency or the time- domain. Both approaches are used to calculate the dynamic response of the railway track. In the frequency-domain technique it is necessary to find the appropriate transfer function for the system and chose the receptance method to use. Within this domain, it is possible to calculate the response of the vehicle/track system submitted to the excitation of a:

o stationary point load

o moving load

o moving mass

o moving irregularity

A survey of several authors which contributed with studies to obtain frequency-domain solutions may be found in (Knothe K. and Grassie S., 1993). This technique involves studies for calculation and application of receptances in moving load problems.

Below is presented a scheme for the solution of the moving load problem in the frequency-domain (based on (Knothe K. and Grassie S., 1993) and (Nguyen, 2003)).

12 Periodically varying moving load At each point in the frequency-domain

Formulation of the solution in a Fourier Transform differential equation in z in x,y,t moving coordinate system ↓ π w(s t)=W(s) e2i f t general solution in each layer ↓ Elastodinamic equations equilibrium condition at the surface differential equations system in x,y,z,t equilibrium condition at the interfaces infinite condition

Inverse Fourier ↓ Solution in space W(s) Transform Solution in the frequency-domain Steady-state solution w(s t) Figure 7: Scheme for the solution of the moving load problem in the frequency-domain

On the other hand, within the time-domain technique the main calculation methods applied are:

o modal analysis – in which semi-analytical methods are based

o time-stepping integration – numerical methods as finite-element procedures

Time-domain techniques, according to (Knothe K. and Grassie S., 1993) have been used to study, among others:

o dynamic effects of vehicles running on:

o rail joints (Jenkins H. et al., 1974)

o wheelflats and other irregularities on the wheel tread (Ahlbeck D.R. and Hadden J.A, 1985; Harrison H.D.et al., 1989; Meacham H.C. and Ahlbeck D.R., 1969; Newton S. and Clark R., 1979; Tunna J.M., 1988)

o corrugated rails (Clark R. et al., 1982; Nielsen J. and Abrahamsson T., 1992; Ripke B., 1993)

o randomly profiled track (Dahlberg T. et al., 1991)

o dynamic loads in sleepers (Clark R. et al., 1982; Dawn T., 1983)

o degradation of ballast due to dynamic loads (Schwab C.A. and Mauer L., 1989)

Likewise, a collection of several studies on time-domain solutions may be found in (Knothe K. and Grassie S., 1993), both in semi-analytical and numerical solutions.

In Table 4 are presented the main advantages and disadvantages of these two distinct solution techniques.

13 Solution Techniques Frequency-Domain Time-Domain

advantages disadvantages advantages disadvantages

o Short time calculation o Assume that a steady- o Analyses problems for o Demands for greater state solution exists which frequency-domain computational power o No difficulties with the

o Only for completely linear solutions are inappropriate boundaries condition o Greater time problems o Enables resolution of more calculation o Enables studying the o Only for simple complex systems, as importance of high geometries (homogeneity, irregular track structure, non- frequency dynamic loads periodicity) linearities and non- to noise, corrugation o Much yet to be done in homogeneities, (ex.: multi- formation taking into account layer track) irregularities

Table 4: Main advantages and disadvantages of the frequency and time domain techniques

1.4. CALCULATION METHODS: SEMI-ANALYTICAL AND NUMERICAL METHODS

Generally, two different approaches to assess the dynamic response of railway train / track can be identified: the semi-analytical approach often carried out in the frequency domain and the numerical approach applied in the time domain. Semi-analytical methods are based on continuous models and the solution is normally obtained within modal analysis, in frequency domain, using Fourier Transform methods. Numerical methods normally make use of finite-element procedures using time-stepping integration. Essentially, these two different calculation methods can treat either uni-dimensional models or 2D/3D models. In Table 5 are briefly presented the main characteristics of these two different methods.

14 Semi-analytical Methods Numerical Methods

Linear problems Non-Linear problems

Simple geometry More complex geometry

Often in frequency domain Time domain

Infinite model Finite model

Finite Element Method Time-step Integration Boundary conditions methods (BEM; SBFEM) Wave propagation problem Fixed System Axis Moving System Axis

No need to build a mesh Any structure (periodic or irregular) Homogeneous structure in No difficulties with the infinite Transitory and stationary solutions one direction condition Big mesh needed Stationary solutions The volume of calculus is much Behaviour law (written in the Smaller mesh less important normal version) Behaviour law (written in the Difficult to study structural Easier to introduce: moving referential) irregularities - non-linear behaviour laws - irregularities Very demanding and heavy calculus Table 5: Main characteristics of the semi-analytical and numerical methods

1.4.1. WAVE PROPAGATION PROBLEM – FINITE ELEMENT MODELS AND BOUNDARY CONDITION

METHODS

In their studies on wave propagation related to high-speed trains (Krylov, 1995) and (Sheng X. Jones C. J. and Petyt M., 1999) applied the semi-analytical approach. Nevertheless, due to the advances in computer technology, numerical methods based on discretization in space and suitable time-stepping schemes have become more attractive. Recently, high-speed induced ground vibrations have been simulated by several authors using numerical techniques: - (Andréasson, 1999) using the geo-engineering finite difference code FLAC - (Gardien et al., 1999) using the commercial finite element program LS-DYNA - (Hall, 2000) using the commercial finite element program ABAQUS

15 Thanks to these solution techniques is then possible to: - attain detailed modelling of track structure and subsoil - use unstructured spatial discretization and different element types - include non-linear effects However, using the finite element method makes the mesh to be restraint to a finite domain with imposed conditions at borders. This fact always entails difficulties in modelling correctly wave propagation due to wave reflection at boundaries, which may introduce undesirable effects in the response. To overcome this problem several solutions and recommendations can be found in the literature. To sum up, in Table 6 are presented possible options to attempt defeating these limitations (Nguyen, 2003).

Boundary Conditions – Wave Propagation Problem

Limitations Possible options to solve limitations Very onerous modelling Large calculation domain, allowing energy to damp Only applied to problems where the waves are before waves reach the boundaries quickly amortised by structure dampers Calculation in time domain are more expensive Use mixed methods that combine both finite than those in frequency domain element methods with methods of boundary elements, which may be used to solve dynamic problems in frequency and time domain. Radiation condition is already verified in the elementary solutions Method that demands a larger mesh, though it is Add an absorbing layer within which an important rather easy to put this type of elements in a damper is introduced, so that waves can enter calculation code without being reflected and all energies are absorbed before arriving to the borders Use springs and dampers at the borders (viscoelastic) so that dominant frequencies are damped Use special finite element models that consider exterior nodes being at the infinite and take into account waves that propagate to the infinite

Table 6: Boundary conditions: options to overcome limitations

16 1.5. RECOMMENDATIONS ON DYNAMIC MODELLING

In the early nineties, Knothe and Grassie (Knothe K. and Grassie S., 1993) alleged that the most complete and sophisticated train / track system model to be constructed should take into account the following:

VEHICLE: BODY, BOGIES, PRIMARY AND SECONDARY SUSPENSION AND ELASTIC

WHEELSET

WHEEL/RAIL CONTACT: FULL NON-LINEAR, NON-STEADY-STATE ANALYSIS HAD TO BE

UNDERTAKEN BOTH NORMALLY AND TANGENTIALLY

RAIL: MODELLED AS INFINITE, DISCRETELY-SUPPORTED COMBINATION OF INDIVIDUAL

PLATES OR BEAMS REPRESENTING THE HEAD, WEB AND FOOT, WITH SHEAR

DEFORMATION AND ROTATORY INERTIA INCLUDED

RAILPADS: MODELLED AS A SPRING IN SERIES WITH A SPRING AND DASHPOT IN

PARALLEL

SLEEPERS: REPRESENTED AS 3D BODIES WITH VARYING CROSS SECTIONAL

DIMENSIONS

BALLAST: REPRESENTED AS A LAYER WITH MASS AND WITH ELEMENTS OF STIFFNESS

AND DAMPING BETWEEN THE MASSIVE LAYER, THE SLEEPERS AND THE SUBGRADE.

HOWEVER, KNOTHE CONCLUDES TEN YEARS LATER (GERSTBERGER ET AL., 2003)

THAT MODELLING BALLAST AS UNCOUPLED BLOCK ELEMENT PRODUCES A

RESONANCE FREQUENCY (∼175HZ), NOT OBSERVED IN REAL MEASUREMENTS

SUBGRADE: REPRESENTED AS 3D HALFSPACE MEDIUM; ESSENTIALLY FOR

FREQUENCIES BELOW 200 HZ, MORE DIFFERENCES CAN BE FOUND BETWEEN

HALFSPACE MODELS AND WINKLER FOUNDATION MODELS

TRACK SUPPORT IRREGULARITIES: UNEVEN SLEEPERS’ SPACING, PRESENCE OF VOIDS

UNDER SLEEPERS AND MISSING RAILPADS, FOR INSTANCE

In Table 7 are presented several modelling recommendations associated to the problem whished to solve.

Problem to solve 1.1.1.1.1 How to Model – Recommendations

Deterioration of the track or components It is sufficient to represent: of the vehicle due to vertical dynamic - vehicle as a single unsprung mass loads - track as a infinite beam on a continuous support

Damage to sleepers Track model with flexible sleepers Predicting noise Finite element models of the wheelset and rail It is sufficient to model vertical forces and to represent the contact as an elastic spring Modelling rolling noise

1.1.1.2 Frequency-domain solution is enough It is necessary to include the non-linearity of unloading of the wheel/rail contact Modelling impact noise

1.1.1.3 Time-domain solution is necessary Consider normal and tangential forces Model of non-steady state tangential contact mechanics is Modelling wheel squeal required

1.1.1.4 Time-domain solution is necessary It is necessary to represent: - the discrete nature of the track support (low sleeper-passing and axle-passing frequencies are important to consider) - more than a single wheelset - the resilience of the sleeper support Predicting ground-borne vibrations It should be unnecessary to: - model the vehicle’s dynamic behaviour - include the resilience of railpads in the model It is satisfactory to represent only a finite length of track Frequency-domain solution is enough Analyse the effects of parameter It is desirable to use a l simple and computationally fast variation mode Irregularities in the track structure Finite element model is preferred

18 Problem to solve 1.1.1.1.1 How to Model – Recommendations

1.1.1.5 Time-domain solution is necessary

Non-linearities (ex.: unloading of the 1.1.1.6 Time-domain solution is necessary wheel/rail contact and stick-slip)

Modelling the development of short 1.1.1.7 It is necessary to model the track support wavelength corrugation by a mechanism discrete rather than continuous involving excitation of the pinned-pinned resonance

Table 7: Modelling recommendations, according to (Knothe K. and Grassie S., 1993)

1.6. COMPARISON BETWEEN SEVERAL DYNAMIC MODELS

In (Kruse and Popp, 2000) three models were investigated and compared. These models differed only in the representation of the ballast and subsoil: Model n. 1 ballast and subsoil ⇒ homogeneous viscoelastic foundation of the sleepers Model n. 2 ballast and subsoil ⇒ homogeneous viscoelastic halfspace Model n. 3 subsoil ⇒ homogeneous viscoelastic halfspace ballast ⇒ viscoelastic rod model

Compared with: Model n. 4 Model with Winkler foundation

The following conclusions were obtained: - Halfspace models provide strong damping even for low frequencies (< 50 Hz), due to propagating waves - Viscous damper set in parallel to the Winkler foundation cannot simulate this damping behaviour, neither a homogeneous viscoelastic foundation, as it leads to the suppression of the sleeper vibrations - Adding ballast to the halfspace model means further elasticity - For frequencies below 350 Hz:

Strong influence of the ballast and subsoil representation on track receptance, dynamic wheel/rail contact force and qualitative shape of FRF

19 Strong influence of ballast and subsoil parameters (on resonances and deviations in curves) - If subsoil is modelled as halfspace and if the sleeper coupling via the substructure is taken into account (n>10) ⇒ more realistic rail displacements. A coupling value of n=3 is enough for displacements in the vicinity of the loading point.

- Effects for v = v surface.subsoil (only noticed for n>10): ⇒ rapid increase of wheel/rail contact point displacements ⇒ rapid increase of sleeper vibrations

Similarly, in (Ruecker et al., 2003) a comparative study was done, as a benchmark test (coordinated by BAM), and arranged between different research german partners to proof and validate models and the different calculation procedures involved (1999-2001). Hence, it was essential to perform a comparison between several numerical results obtained from different track-subsoil model calculations. The main aim was to find the best modelling of the infinite underground and the complete system: train-track-subsoil. For that purpose, the several models in test represented the same railway system with 13 sleepers, railpads (Zw 687) and subsoil as linearly elastic or as a layered halfspace.

The following table (Table 8) presents and describes the several models studied within this project. Some of them are the same models already exposed previously.

TU Berlin BAM Berlin Ruhr-Uni TU Berlin Univ of Bochum Hannover Element (Savidis S. et al., (Baessler et (Knothe K. and (Friedrich et 2003) Ruecker, 2003) Grassie S., (Kruse and Schmid, 2003) 1993) Popp, 2003) (Gerstberger et al., 2003)

elast. beam finite elast. beam finite elast. beam finite elast. beam elast. beam rail infinite infinite spring-damper 1D-bar spring-damper spring- spring-damper railpad viscous damping hysteretic viscous damping damper viscous damping viscous damping damping elast. beam elast. beam elast. beam mass elem mass elem sleeper

non-relaxed non-relaxed non-relaxed relaxed relaxed contact

continuum solid continuum solid continuum BEM elast. bar + elast. bar + ballast FE FE hysteretic mass mass

20 TU Berlin BAM Berlin Ruhr-Uni TU Berlin Univ of Bochum Hannover Element (Savidis S. et al., (Baessler et (Knothe K. and (Friedrich et 2003) Ruecker, 2003) Grassie S., (Kruse and Schmid, 2003) 1993) Popp, 2003) (Gerstberger et al., 2003)

hysteretic hysteretic damping hysteretic hysteretic damping damping damping damping continuum solid continuum plate continuum BEM - beam on slabtrack FE and solid FE viscoelastic foundation thin layer thin and thick BE-full-space precalculated precalculated subsoil layer flexibility -TU flexibility -TU Berlin Berlin

program PUNCH PUNKT SSI3D SUBTRACK TTI

(thin layers for (thick layers for subsoil) subsoil)

ANSYS BAM SAP

Table 8: Several models studied within a german research programme (Ruecker et al., 2003)

THE FOLLOWING LIMITATIONS WERE FOUND (ALSO EXPOSED IN CHAPTER 2)

¾ Resonance around 120 Hz (1st bending mode of sleepers) only appears if the middle part of sleepers is not in contact with the ballast ¾ Comparing to homogeneous halfspace subsoil, layered halfspace subsoil have:

lower natural frequency of the complete system

reduced radiation damping

higher stiffness of the upper layer ¾ Modelling ballast as uncoupled block element (Knothe), produces a resonance frequency (∼175Hz), not observed in real measurements

Comparison between the numerical results of these different track models led to the following conclusions for the ballasted track:

¾ Number of sleepers: affects only marginally static flexibility

21 ¾ Type of ballast damping: no influence on static values; affects flexibility functions (F) with increasing frequency (viscous damping leads to smaller values of F than hysteretic damping) ¾ Coupling boundary condition between ballast and subsoil:

great importance for f < 50 Hz

uncoupling (relaxed boundary conditions) leads to 15% greater flexibilities ¾ Flexibility of the complete system is influenced mainly by:

way to calculate the F matrix of the subsoil

fineness of the discretization for the FE model part

choice of the FE itself ¾ Coupling between sleepers: analytical models which include the coupling trough the subsoil are suitable for the modelling of extended sleeper systems too

2. CRITICAL ANALYSIS ON DYNAMIC BEHAVIOUR EARLIER RESEARCH

2.1. FINDINGS RELATED TO DYNAMIC BEHAVIOUR In the following Table 9 is presented a review of some recent models studied within a research programme carried out in Germany (Popp and Schiehlen, 2003). The final objective of this project was to achieve a better understanding of the dynamic interaction of vehicle and track and the long-term behaviour of the components of the entire system. For this, settlement and deterioration of ballast and subgrade were examined. Non-linear behaviour of the ballast was investigated experimentally in laboratories and simulated by new material laws and the coupling of the track model and the subgrade was defined using several models. Six of these models are presented and described in Table 9 and come from the following authors and studies: Model c: (Kruse and Popp, 2003) Model d: (Augustin et al., 2003) Model e: (Savidis S. et al., 2003) Model f: (Gerstberger et al., 2003) Model g: (Baessler et Ruecker, 2003) Model h: (Müller-Borutau et al., 1998) Also, the main aim of this research programme was to discover what is the best way to model together the infinite underground and the complete system: train-track-subsoil.

22 Subsequently, is exposed in Table 9 that present a sum of the conclusions obtained within these models (Models c to g) in what concerns the influence of several parameters in track settlements, as:

Influence of increasing speed

Influence of imperfections / irregularities

Influence of frequency range

Influence of coupling sleepers, ballast, soil

Ballast deterioration

Presented next: Table 9: Limitations and description of several dynamic track models

23 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS

rail – Timoshenko beam, infinite length Main disadvantage of MD method: c railpad – massless, frequency dependent complex stiffness high stiffness is introduced to avoid (Kruse and Popp, 2003) sleepers – elastic interpenetration of particles, which implies rough ballast – viscoelastic rods consideration of particle deformation subsoil – layered halfspace, infinite extension require very short time-step ∆t vehicle – simple or complex vehicle-track model used in software contact wheel/rail – linear hertzian spring (due to this high stiffness)

enormous computational effort required TTI Train Track Interaction: DN – ballast damping ratio includes:

material damping due to stone deformations energy loss due to sound radiation and micro-slip in

contact zone

Output of the model:

sleeper forces sleeper displacements

mean velocity, migration, kinetic and potential energies, contact forces of ballast stones

system’s configuration is stored at equal ∆t

Basic steps of the algorithm of TTI:

24 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS

¾ Irregular settlements of model railway tracks d Model circular track (sugar≡ballast)

study: Importance of initial conditions

(Augustin et al., 2003)

¾ Long term behaviour of railroad ballast

- Laboratory tests (cyclic tests)

- Numerical train-tack model

University of Karlsruhe

Rail – Timoshenko beam Railpad – elastic spring Sleepers – rigid bodies Ballast – hypoelastic (non linear law) material with intergranular strain (ballast body divided in bi-axial elements, one per sleeper) Subsoil – elastic material with 3D-wave propagation and energy radiation

25 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS

Vehicle – 2 mass-spring-damper study: Influence of initial imperfections and increasing velocity

e Several 3D numerical models (implemented in ANSYS) Disadvantages of the substructure method developed to analyze dynamic soil-structure presented (Savidis S. et al., 2003) interaction (SSI):

¾ Track structure on surface frequency domain approach Further research should be done to incorporate time domain approach transient loads and non linear material properties TU Berlin for embedded structures by time domain ¾ Embedded structure (incorporate soil irregularities) approach frequency domain approach

3D-Simulation of dynamic interaction between track and To all models was applied the substructure method

layered subground Rail – Timoshenko beam Railpad – spring-damper (viscous)

All other elements – 3D solids, damping mode hysteretic Loading – 2 harmonic vertical loads

Frequency domain

¾ Vertical flexibilities of the rail where calculated and analyzed for:

different types of track (ballast, slab) ballast tracks with different soil stratifications

26 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS (homogeneous, soft-stiff, stiff-soft) ¾ Embedded structures = Track (FE model) + surrounding soil

Good to study the propagation of vibrations excited by

moving loads. Application: vibration isolation by a trench

Time domain Necessary to incorporate non-linearities Coupling of track+subsoil Application: rail pads with nonlinear material properties Shown displacements of track and soil for a moving wheel with supersonic speed V = 400km/h , wheel CR = 335 km/h . An uplift wave in front of the load can be observed

27 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS ¾ Combined model of vertical and lateral dynamics in ¾ Coupling between ballast rods is not taken into f frequency domain using: account (considered negligible) ⇒ units of the - receptance formulation of the subgrade. periodical structure are coupled via the rails and (Gerstberger et al., 2003) ¾ Models for vertical dynamics in time domain using subgrade differential equations based: SUBTRACK - on track receptances (fast model)

- on direct and transfer-receptances of the subgrade (general model) Time-domain model for coupled vertical and lateral dynamics including: the subgrade; symmetrical and antimetrical load cases

¾ Modelling of the subgrade:

- non-relaxed boundary conditions in the area of interaction

with the ballast (frequency and time-domain)

This model, developed in TU Berlin with DB support,

allows for parametrical studies on: Non-linear contact conditions Lift-off phenomena

Voided sleepers Out-of-round sleepers Variation of track stiffness Non-linear material law for ballast Dynamic behaviour of track represented by receptance of

rail: wr H rail (iΩ) = 1 Q ∆Q = ⋅ ∆z dyn 1 1 c + + H H (iΩ) H (iΩ) rail wheel

MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS

g Long term behaviour of ballasted track (2 year project)

¾ Studying how these several items influence (Baessler et Ruecker, 2003) vertical settlement of the track:

Influence of the low minimum load during cyclic BAM loading: Voided sleeper Lifting of sleeper in front of and behind wheel Unloading

Influence of temporary vibrations and impacts - additional deformation mechanisms: Jumping of particles at high acceleration level Ballast pushed aside

Influence of dynamic excitation Impacts of a voided sleeper Excitation from top (moving train) Excitation of the base (on bridges)

¾ Experimental research:

A. Large model (1/1 scale 4 sleepers model) B. Simplified test (1simple half sleeper)

29 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS ËThe long term behaviour can only be inferred in Different models were developed for different behaviour at a approximated and simplified manner h distinct sets of frequencies:

Low frequencies (<40 Hz) – excited by the axle Ë More exact long term results only possible (Müller-Borutau et al., 1998) charges supported and vehicle geometrical parameters disposing quantitative hypotheses for Medium frequencies (40 to 400 Hz) – excited mainly by out-of-round wheels, sleepers spacing, rail deterioration of all individual components undulations and geometrical track defects

vehicle-track model: Higher frequencies (> 400 Hz) - excited by rail corrugation, deterioration of the assembly wheel /rail Imb-Dynamik At this time, EUROBALT project was expected to The objective of the models is to study influences of track help to establish a degradation “law” for the ballast modifications over ballast layer, in the following Non linear effects: components: sleepers impact over ballast layer ⇒ needed Forces/pressures complementary studies Vibrations amplitudes displacement and sleeper impact over an unfilled Amplitude of potency or effective potency (energy by time unit: W/m3) zone ⇒ need more exact ballast and soil (platform) dynamic properties reproduction: ballast: continuous element able to vibrate Ë The results obtained enables to understand the longitudinally components behaviour in short term. platform/soil: elastic halfspace model random distribution of unfilled zones under

several sleepers ⇒ not taken into consideration To enable the definition for the deterioration behaviour of non geometric linearities ⇒ needed models Model validation : where can be admissible to consider the the track 4 deterioration zones were established: afterwards calculation to compare results and to linearization of the so called “point of work” confirm track modifications example: lack of linearity in the relation force / comparison with other calculus obtained with thickness of the rail pad other models, already validated:

30 MODEL DESCRIPTION LIMITATIONS Zimmermann formulae BT12 model of DB AG, H. Zacher Deterioration Zone Deterioration Measuring Entities 41 model of DB AG, NS, Dr. Ripke Rail pad / Rail pad / Intermediate pad Intermediate pad Damping Contact surface between Force / Energy at the sleepers and ballast support Ballast Effective potency in ballast* Speed of Vibration at a Platform superior level of the platform *important to calculate the damping

31 2.2. LIMITATIONS

In what concerns the validation of several models developed to better understand dynamic behaviour of the track, there are nonetheless some difficulties in obtaining the useful field measurements, mainly concerning velocities above 300 km/h. Very few measurements are done for these speeds and are not easily available. Indeed, for very high-speeds, above 350 km/h, there isn’t any data set measurements accessible at the moment.

In what involves assessing some parameters, there are still some difficulties in estimating the damping properties of the system (mainly ballast) and in its proper consideration in modelling. As well, there are some difficulties in identifying the masses / springs / dampers system parameters when using global 1D models.

In the same way, even today, is still unknown which is the correct formulation for boundary conditions between sleeper / ballast and ballast / subsoil and which is the best way to consider wave propagation inside the ballast layer.

Given that in reality the subgrade might have an almost infinite extension, is difficult to identify natural boundaries for the geometry to be studied. This fact always entails difficulties in modelling correctly wave propagation due to wave reflection at boundaries, which may introduce undesirable effects in the response. Nevertheless, using frequency-domain techniques makes easier to deal with the boundary conditions.

In relation to the comprehension of ballast long-term behaviour, more precisely ballast settlement behaviour, characteristics of ballast vibration which may cause track settlement are not so clearly understood to date and further study will be expected. As an example, it would be very helpful to include in the estimation of ballast settlement a parameter related to ballast vibrating acceleration.

2.3. RECOMMENDATIONS

With regard to a dynamic model of the railway track, it may be concluded that the most adequate way to: ¾ Study the wave propagation in the ground is: modelling ground as a layered visco-elastic half-space using numeric models

32 ¾ Consider ballast behaviour more correctly would be to model ballast shearing effects between adjacent ballast masses and its damping properties as well as its vibrating characteristics

As general recommendation, the model and solution technique to adopt shouldn’t be more sophisticated than what is necessary in relation to the main phenomenon of interest, where the most universal model for the track support and the excitation may be often a prudent choice. This leads usually to the preference for a general purpose finite element model of the vehicle/track system and time-domain solution technique. Besides, it would be very significant to identify how sensitive may be the vehicle and the track behaviour to: sophistications of modelling track supports: discrete or continuous different sleepers and sleeper spacing physical non-uniformities and irregularities excitation generated in the wheel-set moving over the track

In the same way, aiming to reduce the charges and dynamic effects applied on railway tracks (reduced levels of vibrations generated in ballast) and to reach a good dynamic behaviour at very high speeds, the following successful measures are presented : ¾ Using railpads with very small stiffness (less than 20kN/mm; Zw900-60), attaining more flexible track structures (stiffness of about 30 to 100 kN/mm) ¾ Reduction of the unsprung masses (lightening the unsprung mass is more effective than lightening the weight of the rolling stock) ¾ Placing a damper in parallel with the primary suspension is very useful. ¾ Installing resilient mats below the ballast ¾ Increasing the ballast depth (not attractive for economical reasons) ¾ Improve quality of rail geometry ¾ Using heavier sleepers ¾ Using sleeper pads ¾ Reduction of intermediate elastic layers

3. MOST RECENT DYNAMIC RAILWAY MODELS – APPLICATION TO

LONGITUDINAL STIFFNESS VARIATIONS

3.1. VIBRATIONS PRODUCED DURING RAILWAY JOURNEYS

The railway track is submitted to a very complex regimen of vibrations, during passage of vehicle charges on track, essentially, characterized by ground vibrations and reasonable intense noise. These vibrations have their main origin in rolling charges succession, in rail/wheel sliding phenomena and in irregularities within rolling contact and track. Therefore, several sources of track vibrations can be distinguished:

(i) Velocity effect of the train: especially in high-speed railway lines, where train velocities of 200km/h and higher are applied, the track response has a strong dynamic character that can result in significant track deterioration if no structural precautions are taken. This became very clear during the establishment of the 1955 world speed record of 331 km/h in France, involving severe track damage due to which the train came dangerously close to derailment, see Figure 8.

Figure 8: Severe track damage during the 1955 world speed record of 331 km/h in France

34 (ii) Irregularities at the wheel-rail contact Concerning this, there are different sources of vibrations that can be distinguished: ¾ Rail corrugation (short wavelength railhead irregularities of length λ<300 mm), see review of rail corrugation studies presented by (Sato et al., 2002) ¾ Long wavelength irregularities: irregularities of wavelength λ> 300 mm that may either be geometric irregularities in the track or on the wheels

¾ Out-of-round wheels (o-o-r wheels)

¾ Rail manufacturing ¾ Impact loads deriving from multiple singularities in wheel-rail-track:

¾ Wheel flats and other defects on the wheel tread

¾ Rail joints

¾ Switch crossings For more information on this see (Nielsen J. et al., 2003) and (Dahlberg T. et al., 1991)

(iii) Irregularities in the track structure, i.e. the sleeper spacing, the discrete nature of the ballast, differential settlements, stiffness variation of track support (ex.: at bridges and tunnels or ballast) and subgrade.

3.2. RECENT DYNAMIC MODELS – APPLICATION TO TRACK STIFFNESS VARIATIONS In the following Table 9 is presented a review of some recent existing dynamic models where the problem of track stiffness variations effect can be dynamically studied.

Dahlberg model (True Grid + LS-DYNA) et Lundqvist (2005)

35 DARTS

DYNAVOIE

ANSYS

A.C. Ribeiro, R. Calçada and R. Delgado; “Track-Train Dynamic Behaviour on Transition Zones of High Speed Railway Lines”, Civil-Comp,Malta 2007

36 3.3. CONTACT FORCES AS RESPONSE TO STIFFNESS VARIATIONS - LITERATURE REVIEW

In the following examples we may observe contact forces graphics obtained from calculations with their numerical dynamic models by several authors found in the available literature.

Effects of several types of longitudinal heterogeneities (voided sleepers, variations of track stiffness, rail irregularities) in the track may be observed through contact force responses.

Case of application of a charge of Q=107.5 kN :

Andreas Lundqvist, Rikard Larsson, and Tore Dahlberg; “Influence of railway track stiffness variations on Wheel/rail contact force”, Workshop Track for High-Speed Railways, Oct 2006, FEUP, Porto

LU Final Report - Numerical simulation of train-track dynamics, SUPERTRACK project, 2005

37 Case of application of a charge of Q=170/2 kN :

Figure 9: Dynamic component of Wheel / Rail interaction Force a) E2/E1=5; a) E2/E1=10

A.C. Ribeiro, R. Calçada and R. Delgado; “Track-Train Dynamic Behaviour on Transition Zones of High Speed Railway Lines”, Proceedings of the 11th International Conference on Civil, Structural and Environmental Engineering Computing, Malta 2007

Case of application of a charge of Q=100 kN :

Here the speed for the 100kN charge was of 140km/h.

Figure 10: Wheel / Rail contact Force

Joan Oscarsson, Dynamic Train-Track Interaction: Variability Attributable to Scatter in the Track Properties, Chalmers University of Technology, Vehicle System Dynamics, Vol. 37, 2002

38 Case of application of a charge of Q=85 kN :

This is the case of slab track and experimental measurements made with the Thalys train, in a track with irregularities (wave length = 12.5m). For a speed of 90m/s the maximum contact forces are 30% superior than the static value 85 kN.

Figure 11: Contact force at wheel 8

C. Esveld, A. Kok, Interaction between moving vehicles and railway track at high speed, TU Delft, The Netherlands

Case of application of a charge of Q=100 kN :

Charge applied at a speed of 170km/h on a track with irregularities, with numerical results showing large variations of the contact force of around 50 %.

T. Wu and D. Thompson, Wheel/Rail non-linear interaction with coupling between vertical and lateral directions, ISVR, Univ. Southampton, 2002

39 Case of application of a charge of Q=100 kN :

Practical important imperfections include wheel flat, rail corrugation and a sleeper lost its support by the ballast. Only the last type of imperfection is considered in this work. This imperfection is simulated by a reduction in the stiffness and viscous damping coefficients of the ballast for that specific sleeper.

40 Figure 12: The time history of the contact force between wheelset 1 and the rail of an imperfect track system. a: Perfect track system, b: Kb=8.8887x106 N/m/m, Cb=8.8887x103Ns/m/m, c: Kb=1.6667x 106 N/m/m, Cb=1.6667x103Ns/m/m. V=70 m/s.

Another Case

C.J. Bowe, and T.P. Mullarkey, Wheel-rail contact elements incorporating irregularities, National University of Ireland, Advances in Engineering Software, Vol. 36, Issues 11-12, 2005

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Reducción de las variaciones de rigidez vertical de la vía: Establecimiento de criterios de diseño, recepción y mantenimiento de las infraestructuras ferroviarias

Referencia: PT – 2006 – 046 – 17IAPM

Actividad 5: Evaluación económica

Julio 2008

CENIT

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Preparado para:

CEDEX (Centro de Experimentación de las Obras Públicas)

Preparado por:

CENIT, Centro de Innovación del Transporte TRANSyT, Centro de Investigación del Transporte

Contacto:

CENIT – Centro de Innovación del Transporte Jordi Girona, 29, 2º A, Edifici Nexus II 08034 – Barcelona, España

+34 93 413 76 67 [email protected]

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ÍNDICE DE CONTENIDOS

ÍNDICE DE CONTENIDOS ...... 2 ÍNDICE DE TABLAS...... 3 ÍNDICE DE FIGURAS ...... 4 INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO...... 5 1 EVALUACIÓN DEL IMPACTO ECONÓMICO ASOCIADO A LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ...... 6 1.1 MANTENIMIENTO DE VÍA...... 6 1.1.1 Infraestructura del mantenimiento en líneas de alta velocidad...... 7 1.1.2 Trabajos de mantenimiento en líneas de alta velocidad...... 16 1.1.3 Costes de mantenimiento en líneas de alta velocidad...... 17 1.2 IMPACTO ECONÓMICO DE LA VARIACIÓN DE LA RIGIDEZ VERTICAL DE LA VÍA ...... 21 1.2.1 Influencia de las obras de fábrica en las necesidades de mantenimiento de vía en tramos de alta velocidad ...... 21 1.2.2 Impacto de la variación de rigidez en los costes de mantenimiento en tramos de alta velocidad...... 26 1.3 SÍNTESIS Y CONCLUSIONES...... 35 REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...... 38

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ÍNDICE DE TABLAS

Tabla 1.1.1: Longitud de los tramos asociados a las bases de mantenimiento de diferentes líneas de alta velocidad en Europa. Fuente: Elaboración propia a partir de [1], [5], [4], [11], [12]. [14], [16]...... 9 Tabla 1.1.2: Horas medias de interrupción de la línea para el mantenimiento de la misma. Fuente: elaboración propia a partir de [11] y [13] ...... 12 Tabla 1.1.3: Distribución de secciones, distritos y brigadas en la LGV Nord. Fuente: Ubalde (2004) a partir de Thomas y Vallée (1992)...... 13 Tabla 1.1.4: Distribución de personal en la red de alta velocidad belga. Fuente: Goossens (2003)...... 14 Tabla 1.1.5: Características de la maquinaria con la que debe contar cada base de mantenimiento. Fuente: Ubalde (2004)...... 15 Tabla 1.1.6: Costes anuales de mantenimiento de superestructura de vía en las líneas de alta velocidad Madrid – Sevilla y París – Lyon. Fuente: Miarnau (1999, [6]). .. 19 Tabla 1.1.7: Costes de mantenimiento de vía por km de vía en infraestructuras ferroviarias de alta velocidad en Europa. Fuente: elaboración propia a partir de las fuentes citadas...... 20 Tabla 1.2.1: Índices relativos para la auscultación dinámica del periodo 1992 – 2002 y el periodo 2003 – 2006 de la línea Madrid – Sevilla...... 25 Tabla 1.2.2: Metodología seguida para el análisis del impacto de las variaciones de rigidez en los costes de mantenimiento de líneas de alta velocidad...... 27 Tabla 1.2.3: Relación de costes al variar la longitud de cada tipología estructural por separado en relación al coste medio de mantenimiento de la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla. Fuente: Elaboración propia...... 30 Tabla 1.2.4: Ahorros en el coste de mantenimiento por km de línea en el caso de la variación de la longitud de una tipología estructural. Fuente: Elaboración propia.32 Tabla 1.2.5: Principales resultados de los análisis realizados para los aparatos de vía y las grandes obras de fábrica de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla...... 35 Tabla 1.2.6: Principales resultados de los análisis realizados para las pequeñas obras de fábrica de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla...... 36

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ÍNDICE DE FIGURAS

Figura 1.1.1: Infraestructura del mantenimiento de la LGV Nord. Fuente: Ubalde (2004) a partir de Thomas y Vallée (1992)...... 10 Figura 1.1.2: Localización del Centro de gestión del mantenimiento (HQ Maintenance HSL) y de las bases de mantenimiento (Logistic centres) de la red de alta velocidad belga. Fuente: Goossens (2003)...... 11 Figura 1.1.3: Infraestructura del mantenimiento de la LAV Madrid - Sevilla. Fuente: RENFE – AVE (1992)...... 11 Figura 1.1.4: Costes de mantenimiento en líneas de alta velocidad en diferentes países europeos. Fuente: confidencial...... 18 Figura 1.2.1: Índices relativos, para el total de la línea Madrid – Sevilla, de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la dinámica y de las operaciones de mantenimiento para el periodo 1992-2007. Fuente: CENIT (2007)...... 23 Figura 1.2.2: Rango de costes de mantenimiento (euros/km de vía) asociado a las diferentes tipologías estructurales de la línea Madrid – Sevilla. Fuente: elaboración propia...... 29 Figura 1.2.3: Evolución del coste medio de mantenimiento por km de vía de la línea Madrid – Sevilla en función del porcentaje de grandes obras de fábrica (túnel, viaducto o puente)...... 30 Figura 1.2.4: Evolución del coste medio de mantenimiento por km de vía de la línea Madrid – Sevilla en función del porcentaje de pequeñas obras de fábrica (paso inferior, pontón, marco, alcantarilla o tubo o sifón)...... 31 Figura 1.2.5: Variabilidad de los costes unitarios de mantenimiento de vía para cada tipología estructural de la línea Madrid – Sevilla...... 33

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INTRODUCCIÓN AL DOCUMENTO

§ I.1 El presente documento corresponde al primer bloque de los tres pertenecientes a la Actividad 5 (Evaluación económica) del proyecto REVA – Reducción de las variaciones de la rigidez vertical de la vía.

§ I.2 En este primer bloque se lleva a cabo una evaluación del impacto económico asociado a las variadiones de rigidez vertical de la vía. A partir de la actividad 3 (Estudio de Casos) del presente proyecto, se realiza un análisis de la influencia de los elementos de una línea de alta velocidad, responsables de la variación de la rididez vertical de la vía, en los costes de mantenimiento.

§ I.3 El bloque se divide en dos grandes apartados: Mantenimiento de vía e Impacto económico de la variación de la rigidez vertical de la vía. El primer apartado incluye la descripción de la infraestructura del mantenimiento de vía para líneas de alta velocidad, las actividades de mantenimiento de vía que en ellas se realiza y los costes de este mantenimiento encontrados en bibliografia diversa. En el segundo apartado se analiza la influencia de las obras de fábrica, donde se procuden importantes variaciones de rigidez vertical de la vía en el sentido longitudinal de la línea, en las necesidades de mantenimiento para, posteriormente, estudiar el impoacto de la variación de la rigidez en los costes de mantenimiento de vía.

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1 EVALUACIÓN DEL IMPACTO ECONÓMICO ASOCIADO A LAS VARIACIONES DE RIGIDEZ

§ 1.1 La velocidad máxima de circulación con la que se proyectan y construyen las actuales nuevas líneas ferroviarias tiene especial relevancia en las exigencias técnicas de diseño. Una mayor calidad del trazado y, sobretodo, unos mayores índices de confort y seguridad han conllevado un aumento de las necesidades de mantenimiento de las nuevas líneas. En consecuencia, los costes derivados del mantenimiento de vía se han convertido en un factor relevante a tener en cuenta en el proyecto de las nuevas infraestructuras ferroviarias.

§ 1.2 En este sentido, la rigidez vertical de la vía se presenta como uno de los factores que mayor incidencia presenta en el mantenimiento de vía. De hecho, diferentes autores, como Teixeira (2003, [9]) o Dahlberg (2007, [2]) ponen de relieve la elevada incidencia de este parámetro en los costes de conservación de vía.

§ 1.3 En base a esta consideración, en este primer capítulo se lleva a cabo un análisis de la influencia de los elementos de las líneas de alta velocidad que son responsables de importantes variaciones de rigidez vertical a lo largo de la vía en los costes de mantenimiento. Se establece, pues, el coste económico asociado a las variaciones de rigidez vertical de la vía, debido a la necesidad de un mayor número de actuaciones de mantenimiento por las limitaciones que pueden suponer en su vida útil.

§ 1.4 Para ello, en un primer apartado se introduce el concepto de mantenimiento de vía, especificando su infraestructura básica y las principales tareas que se llevan a cabo, y se hace hincapié en sus divergencias según diferentes países europeos, poniendo de relieve la existencia de diferentes criterios y actuaciones y, por lo tanto, de diferentes modelos de organización del mantenimiento, lo que puede influir en los costes de mantenimiento.

§ 1.5 Asimismo, a partir de los resultados de la actividad 3 del presente proyecto, en el segundo apartado se analiza el impacto de las variaciones de rigidez vertical de la vía en las necesidades de mantenimiento y en los respectivos costes asociados. El punto de partida es la influencia de las obras de fábrica y de los aparatos de vía, principales responsables de las variaciones de rigidez vertical de la vía, en el deterioro de la misma y, por lo tanto, en las necesidades de mantenimiento.

§ 1.6 Finalmente, a partir de la influencia observada en las necesidades de mantenimiento de las diferentes tipologías estructurales de una línea y de los costes de mantenimiento recopilados se analiza el impacto de la variación de rigidez en los costes de conservación de vía.

1.1 Mantenimiento de vía

§ 1.7 El mantenimiento de la vía ferroviaria engloba el conjunto de acciones y tareas que se llevan a cabo para conservar o recuperar un estado determinado de una instalación a un coste global óptimo para prestar un cierto servicio a lo largo de su vida útil. En este sentido, el mantenimiento puede ser de dos tipos: mantenimiento correctivo o mantenimiento preventivo.

§ 1.8 En el caso del mantenimiento correctivo, base del mantenimiento realizado hasta mediados del siglo XX, se restablece el estado de funcionamiento de la instalación después de que se haya producido el fallo de la misma.

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§ 1.9 El mantenimiento preventivo, por el contrario, se basa en la actuación antes del fallo con el fin de evitarlo. Este tipo de mantenimiento puede llevarse a cabo de forma sistemática o de forma predictiva o condicional. En el primer caso, se estima previamente la duración de los elementos y componentes de la línea y se programan las tareas de mantenimiento en función de estas estimaciones. El segundo caso es el tipo de mantenimiento más extendido hoy en día y se basa en la predicción del comportamiento de los elementos y componentes de la vía mediante la auscultación de la vía a lo largo del tiempo, actuando al detectar la proximidad de un fallo. Este último caso es el que se conoce como mantenimiento según el estado de la vía.

§ 1.10 La conservación según estado precisa, esencialmente, de un conocimiento en tiempo real de las características y del estado de la vía. En este sentido, se hace necesario el empleo masivo de sistemas de auscultación y control que permitan un análisis exacto de los defectos de la vía. En base a las mediciones obtenidas se procede a una rápida corrección de los defectos con un uso ordenado y sistemático de la maquinaria pesada de mantenimiento.

§ 1.11 Sin embargo, las operaciones de mantenimiento de vía no se realizan bajo las mismas premisas ni mediante los mismos métodos en todos los países. Cada administración de infraestructura ferroviaria organiza y ejecuta el mantenimiento de sus líneas de forma diferente, basándose en su propia experiencia y en las características de sus redes. Estas diferencias en organización y asignación de recursos pueden suponer costes diferenciales del mantenimiento de vía. En este contexto, en el presente apartado se caracteriza para diferentes países la infraestructura del mantenimiento de vía, las operaciones de mantenimiento que se llevan a cabo en las líneas de alta velocidad y los costes asociados a las mismas.

1.1.1 Infraestructura del mantenimiento en líneas de alta velocidad

§ 1.12 La infraestructura del mantenimiento es esencial para el desarrollo de las tareas de conservación de vía. Su localización y su configuración depende de diferentes factores, como las características de la línea a mantener o la accesibilidad a la propia infraestructura. En este sentido, los criterios de diseño de las bases de mantenimiento determinan diferentes soluciones según el país que se analice.

§ 1.13 Sin embargo, si bien su organización difiere de un país a otro, la infraestructura de mantenimiento de líneas de alta velocidad está formada básicamente por tres elementos comunes, descritos a continuación:

• Las bases de mantenimiento, que son centros donde se almacenan los materiales y la maquinaria necesarios para llevar a cabo las operaciones de mantenimiento. La distancia de separación entre las bases de mantenimiento determinará la longitud de vía que se debe mantener y condicionará los trabajos a llevar a cabo.

• El personal especializado, que debe ser el mínimo necesario para poder efectuar las operaciones de mantenimiento en el menor tiempo posible, ya que en muchos casos el tiempo disponible para realizar el mantenimiento es limitado.

• Los medios materiales, que están formados por la maquinaria necesaria para llevar a cabo dichos trabajos, especialmente la destinada a la auscultación de la vía y a las operaciones de mantenimiento y reposición de los elementos de la vía.

§ 1.14 La caracterización de estos tres elementos para las líneas de alta velocidad de diferentes países permite constatar las diferencias existentes en cuanto a los criterios

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de actuaciones de mantenimiento, tanto en lo que se refiere a su organización como a los medios que se asignan. A continuación se lleva a cabo un análisis de estos elementos para líneas de alta velocidad francesas, belgas y españolas.

Bases de mantenimiento

§ 1.15 Una base de mantenimiento se puede definir como un centro logístico ferroviario ([1], Goossens, 2002) donde se dispone de almacenamiento de material y del equipo de trabajo normal y especializado. Las bases de mantenimiento han de estar conectadas tanto a la red ferroviaria como a la red viaria.

§ 1.16 La Unión Internacional de Ferrocarriles ([13], UIC, 1996) diferencia dos tipos de bases de mantenimiento: las bases ligeras y las bases pesadas. Las primeras ligeras ofrecen únicamente instalaciones de alojamiento y servicios al personal de mantenimiento y constituyen las bases de apoyo para la consevación de la vía.

§ 1.17 Por el contrario, las bases pesadas son las que ofrecen mayor cantidad de funciones. Incluyen diversas zonas y edificios como oficinas para tareas de gestión y programación, edificios para el servicio y alojamiento para el personal de la base y las brigadas de trabajo, garajes de vehículos y almacenamiento de herramientas y talleres de reparación, así como zonas de estacionamiento de la maquinaria pesada de vía como las bateadoras, los estabilizadores o las perfiladoras y el parque para el material auxiliar y para acopio de materiales. Se trata, pues, de las bases desde las cuales se lleva a cabo la gestión y la ejecución de las tareas de mantenimiento.

§ 1.18 La UIC señala también como deben ser las bases de mantenimiento pesadas. Establece que en ellas debe haber 3 vías alumbradas de 300 m de longitud entre piquetes para el aparcamiento y la formación de trenes de trabajo, así como también para el estacionamiento de una rama de balasto de reserva. Una de estas vías ha de ser no electrificada o, al menos, ha de permitir de forma fácil la supresión de la tensión. Esta vía ha de estar equipada con los siguientes elementos:

• Zanja de visita para el mantenimiento de la maquinaria pesada de vía (bateadoras, estabilizadores, perfiladoras).

• Estación de servicio con un depósito de 5000 l de gasoil de tracción.

• Andén alto y extremo para la carga y descarga de los trenes de trabajo.

§ 1.19 Estas bases se localizan a lo largo de la línea en función de varios criterios, los cuales dependen, asimismo, de cada administración ferroviaria. En parte, la localización de las mismas se elige en términos de mejor operabilidad para el mantenimiento de la línea. Para ello, se tiene en cuenta los siguientes aspectos:

• La base de mantenimiento debería ser accesible tanto por medio ferroviario (intersección con otras líneas convencionales) como por medio viario (intersección o proximidad a carreteras). El emplazamiento de las bases en bifurcaciones o intersecciones de líneas permite optimizar los recursos para mantenimiento, tanto materiales como humanos.

• Se trata de minimizar la distancia máxima a recorrer para mantener el tramo asociado a la base, reduciendo tanto el tiempo medio necesario para trasladar la maquinaria de mantenimiento a cualquier punto del tramo como el tiempo medio de reacción ante una situación de emergencia.

• En ocasiones, las bases de mantenimiento en la fase de explotación de la línea coinciden con las bases de montaje de vía dispuestas durante la fase de construcción de la misma.

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§ 1.20 La longitud de los tramos asociados a las bases de mantenimiento también varía según el país que se analice. En este sentido, en la Tabla 1.1.1 se recogen las longitudes medias de los tramos asociados a las bases de mantenimiento de diferentes líneas europeas de alta velocidad.

§ 1.21 De la tabla mencionada, es de destacar el hecho que en las líneas francesas y belgas se prevee que la longitud media de línea atendida por una base de mantenimiento es del orden de entre 50 y 80 km de longitud. De hecho, para la línia LGV Sud Europe Atlantique RFF establece que la capacidad y las medias de intervención de una base de mantenimiento deben atender las necesidades de una sección de línea nueva de alrededor de 80 a 100 km de longitud.

§ 1.22 En el caso español se observa una cierta tendencia a la longitud media francesa y belga. Las primeras líneas constuidas (Madrid – Sevilla y Madrid – Lleida) estan dotadas de bases de mantenimiento que atiende longitudes medias de línea de más de 100 km. El tramo Lleida – Barcelona en cambio dispone de bases de mantenimiento cada 60 km de media.

Tabla 1.1.1: Longitud de los tramos asociados a las bases de mantenimiento de diferentes líneas de alta velocidad en Europa. Fuente: Elaboración propia a partir de [1], [5], [4], [11], [12]. [14], [16]. Longitud media a Número de bases Línea de alta velocidad mantener por base de mantenimiento (km) LAV Madrid – Sevilla (España) 3 157 Paris – frontière française 3 52,5 LGV Nord (Fancia) Lille – Eurotunnel 3 57 LGV est (Bélgica) 1 78 LGV Nord (Bélgica) 1 63 LGV oest (Bélgica) 1 71

LAV Madrid – Madrid – Lleida 4 111,5 Barcelona (España) Lleida – Barcelona 3 60,3

§ 1.23 Las diferencias en la organización del mantenimiento se hacen patentes al analizar distintas líneas europeas de alta velocidad. En la línea francesa LGV Nord las bases de mantenimiento se encuentran dispuestas cada 50 - 60 km, lo que permite reducir en gran medida los tiempos de desplazamiento de las máquinas de trabajo a los tajos y mejorar la respuesta frente a cualquier emergencia o eventualidad.

§ 1.24 La localización de las bases para la LGV Nord coincide, en su mayoría, con la intersección con otras líneas de la red convencional de ferrocarriles, como se puede observar en la Figura 1.1.1. Es de destacar que debido a esta premisa algunas bases de mantenimiento no estan centradas en su tramo asociado, con lo que distancia máxima a recorrer para el mantenimiento del tramo no es minimizada.

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Figura 1.1.1: Infraestructura del mantenimiento de la LGV Nord. Fuente: Ubalde (2004) a partir de Thomas y Vallée (1992).

CALAIS LEYENDA 114 A BRUSELAS 37 Base de mantenimiento LILLE A LONDRES 75 5 Hangar para TGV

210 Nombre de sección ARRAS 195 LILLE

Límite de sección 156 10 P.k. de límite de sección 130 114 Nombre de distrito

ARRAS 90 Límite de distrito

P.k. de límite de distrito COMPIEGNE 195

51 Límite para brigadas de vía LOUVRE

15 P.k. de límite para brigadas 0 15

Línea de alta velocidad PARÍS 22

Línea convencional

Los puntos kilométricos se cuentan desde París en la línea París – Bruselas y desde las respectivas bifurcaciones en cada una de las ramas que salen de dicha línea

§ 1.25 La red belga de alta velocidad, por su parte, está formada por cuatro líneas de alta velocidad que parten de la capital hacia el norte, oeste y este, formando tres ramas distintas. El mantenimiento de la red de alta velocidad se hace de forma independiente a la red convencional. El mantenimiento de toda la red se supervisa de forma centralizada desde un Centro de Gestión situado en Bruselas. Sin embargo, los trabajos de mantenimiento son gestionados de forma autónoma, tanto en lo que se refiere a medios humanos como económicos y de seguridad, desde tres bases de mantenimiento (Logistic centres), una para cada rama de la red. La localización de cada una de estas bases es la representada en la Figura 1.1.2.

§ 1.26 Como se puede observar, las bases de mantenimiento situadas en Ath y Waremme se encuentran en un punto intermedio de cada una de las ramas de las que son responsables, localizándose asimismo en puntos de intersección con la red convencional. De esta forma se tiende a la minimización de la distancia que tiene que recorrer la maquinaria para llevar a cabo el mantenimiento en cualquier punto de la red.

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Figura 1.1.2: Localización del Centro de gestión del mantenimiento (HQ Maintenance HSL) y de las bases de mantenimiento (Logistic centres) de la red de alta velocidad belga. Fuente: Goossens (2003).

§ 1.27 En el caso de España, para el mantenimiento de la línea de alta velocidad entre Madrid y Sevilla se ha llevado a cabo una división de la infraestructura en en tres tramos distintos (Mora, Calatrava y Hornachuelos), cada uno de ellos dotado de una base de mantenimiento, accesible tanto por ferrocarril como por carretera. La localización de estas bases a lo largo de la línea está presentada en la Figura 1.1.3.

Figura 1.1.3: Infraestructura del mantenimiento de la LAV Madrid - Sevilla. Fuente: RENFE – AVE (1992).

Estación

Base de mantenimiento

Estación Estación

Estación

Base de mantenimiento

Estación

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§ 1.28 Las características de cada una de las base de mantenimiento de la línea Madrid – Sevilla son las que se presentan a continuación:

• Base de mantenimiento de Mora (Toledo): Situada en el P.K. 89, en el lado de la vía par (oeste), se ocupa del mantenimiento de la línea desde las toperas de la estación de Atocha hasta la cabecera norte de la estación de Ciudad Real (P.K. 170), de una longitud total de 170 km.

• Base de mantenimiento de Calatrava (Ciudad Real): Situada en el P.K. 196 de la línea, entre las estaciones de Ciudad Real y Puertollano, en el lado impar (este). Este tramo comprende desde la cabecera norte de la estación de Ciudad Real hasta la cabecera norte del puesto intermedio de banalización de Adamuz (P.K. 317). Este es el tramo de la línea más reducido en longitud (147 km), teniendo la peculiaridad de presentar una mayor dificultad orográfica. Debido a este hecho, la base de mantenimiento está ubicada en prácticamente uno de sus extremos, con lo que no se minimiza la distancia a recorrer para realizar el mantenimiento de todos los puntos del tramo.

• Base de mantenimiento de Hornachuelos (Córdoba): Se halla en el p.k. 388 de la línea, entre Córdoba y Sevilla, en el lado impar. A esta base corresponde el mantenimiento del tramo comprendido entre la cabecera norte del puesto intermedio de banalización de Adamuz hasta la estación de Sevilla – Santa Justa, de una longitud total de 154 km.

Personal especializado

§ 1.29 El personal a disponer para el mantenimiento de vía de las líneas debe ser el mínimo necesario para llevar a cabo las tareas de mantenimiento en el menor tiempo posible, afectando mínimamente la circulación normal de los trenes por la línea.

§ 1.30 En el caso de las líneas de alta velocidad, el uso intensivo que de ellas se hace limita el tiempo que se puede dedicar a las operaciones de mantenimiento, en especial durante las horas del día. Esta elevada intensidad de uso lleva a concentrar estas actividades en aquellas horas donde no existe circulación de trenes o su afectación no tiene elevadas consecuencias en la operación total de la línea. En la mayor parte de los países europeos este periodo de tiempo sin afectación al tráfico ferroviario se concentra en el horario nocturno, disponiendo de un total de entre 4,5 y 7 horas, dependiendo del país, tal y como se puede observar en la Tabla 1.1.2.

Tabla 1.1.2: Horas medias de interrupción de la línea para el mantenimiento de la misma. Fuente: elaboración propia a partir de [11] y [13] Interrupciones medias (en horas) Administración En los dos sentidos ferroviaria De día De noche de la línea 1 h (con tendencia a SNCF (Francia) 6 h 3 h 45 min) FS (Italia) - 4 h 30 min 1 h 20 min ADIF (España) - 4 h 30 min - SNCB (Bélgica) 1 h 30 min 5 h1 4 h DB (Alemania) 20 min entre trenes 7 h 3 h

1 Durante la noche el intervalo de interrupción puede ser reducido a 3 h 30 min entre trenes, siendo del orden de las 3h para las intervenciones. Para las intervenciones de gran envergadura (reeemplazamiento de piezas importantes de los aparatos de vía) se disponen de intervalos de 6 a 7 h.

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§ 1.31 La limitación del periodo de mantenimiento diario lleva asociada la necesidad de disponer de personal de mantenimiento suficiente para poder llevar a cabo todas las tareas de mantenimiento que se requieren. En todas las líneas de alta velocidad, el personal especializado para el mantenimiento de vía incluye diferentes agentes, tanto trabajadores de vía como responsables de la dirección del mantenimiento.

§ 1.32 En el caso de la línea española de alta velocidad entre Madrid y Sevilla, en cada base de mantenimiento hay personal adscrito a dos partes distintas: la Gerencia de Infraestructura y Vía de la Dirección de Infraestructura AVE y la empresa adjudicataria del mantenimiento. En lo que se refiere al personal de la primera, el Jefe de Base es el responsable del funcionamiento de la base de mantenimiento, con la asistencia de un Técnico. La empresa adjudicataria, por otro lado, debe dotar a la base, como mínimo, de un jefe de obra, un topógrafo y dos capataces, así como de personal de la maquinaria de vía y peones en número no inferior a 12.

§ 1.33 En total, en la línea Madrid – Sevilla las tres bases de mantenimiento específicas de vía disponen de un total de 30 agentes cada una, mientras que las dos bases específicas para el mantenimiento de aparatos de vía albergan 23 agentes cada una.

§ 1.34 En cuanto a las líneas francesas de alta velocidad los equipos de mantenimiento están bajo la supervisión de Direcciones Regionales. Estas Direcciones estan formadas por varios distritos, dotados cada uno de ellos de 2 brigadas de mantenimiento. El personal destinado a cada brigada está formado por un jefe de equipo, un técnico adjunto y entre 7 y 15 agentes. Por razones técnicas y de seguridad los agentes solo trabajan en la línea de alta velocidad a la que estan asignados, no interviniendo en ningún momento en el mantenimiento de la red convencional.

§ 1.35 En el caso de la línea de alta velocidad LGV Nord, la organización del personal es la indicada en la Tabla 1.1.3. Cada brigada de mantenimiento tiene entre 7 y 10 agentes, lo que supone una media de 0,26 agentes por km de vía.

Tabla 1.1.3: Distribución de secciones, distritos y brigadas en la LGV Nord. Fuente: Ubalde (2004) a partir de Thomas y Vallée (1992). Dirección Regional Distrito Brigada Goussainville Est 1 jefe de equipo de vía (CEV) + Louvres 1 adjunto + 10 agentes (73 km) Goussainville Nord Louvres 1 CEV+ 1 adjunto + 9 agentes (152 km) Longueil Compiegne 1 CEV+ 1 adjunto + 11 agentes (79 km) Chaulnes 1 CEV+ 1 adjunto + 10 agentes Arras Sud Arras 1 CEV+ 1 adjunto + 9 agentes (75 km) Arras Nord 1 CEV+ 1 adjunto + 10 agentes Lille Sud Lille Lille 1 CEV+ 1 adjunto + 7 agentes (204 km) (52 km) Lille Ouest 1 CEV+ 1 adjunto + 7 agentes Hazebrouck Calais 1 CEV+ 1 adjunto + 9 agentes (77 km) Calais 1 CEV+ 1 adjunto + 10 agentes

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§ 1.36 En cuanto a la red italiana, el mantenimiento se lleva a cabo de forma simultánea en las líneas convencionales y en las líneas de alta velocidad. En el caso de la línea Roma – Florencia el mantenimiento se lleva a cabo por secciones. Esta línea pertenece a 3 distritos de mantenimiento y cada sección dispone de 3 brigadas de mantenimiento. La línea disponía en 1996 de 0,15 agentes por km de vía.

§ 1.37 Finalmente, en la red belga de alta velocidad, como se ha descrito anteriormente, tiene un Centro de Gestión de Mantenimiento en Bruselas, del cual dependen tres bases de mantenimiento, una para cada una de las tres ramas que forman la red. En la Tabla 1.1.4 se detalla el personal destinada a cada una de las bases de mantenimiento, así como al Centro de Gestión de Bruselas.

Tabla 1.1.4: Distribución de personal en la red de alta velocidad belga. Fuente: Goossens (2003). Centro Personal Número de agentes Cuartel general de mantenimiento Personal técnico 9 de la red de alta velocidad Otros 6 Base Personal Número de agentes (km a mantener) Ingenieros 1 Vía 27 Base de mantenimiento en Ath Provisión de corriente y 11 (Línea Bruselas – frontera catenaria francesa) Telecomunicaciones y 8 (71 km) señalización Edificios y estructuras 3 Otros 6 Ingenieros 1 Vía 29 Base de mantenimiento en Provisión de corriente y 18 Waremme (Línea Bruselas – catenaria frontera alemana) Telecomunicaciones y 9 (78 km) señalización Edificios y estructuras 3 Otros 7 Ingenieros 1 Vía 24 Base de mantenimiento en Provisión de corriente y 10 Waremme (Línea Bruselas – catenaria frontera alemana) Telecomunicaciones y 7 (63 km) señalización Edificios y estructuras 3 Otros 7

Medios materiales

§ 1.38 Los medios materiales para el mantenimiento de vía están compuestos tanto por la maquinaria necesaria para llevar a cabo las distintas tareas necesarias (bateo, perfilado, estabilización dinámica…) como por el material necesario para la sustitución o renovación de los diferentes elementos de vía (balasto, carriles, traviesas, sujeciones…).

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§ 1.39 La cantidad de maquinaria y de material a disponer es función de la densidad de trabajos de mantenimiento a realizar así como de la distancia que, desde la base de mantenimiento, se tiene que recorrer. En el caso de la línea española de Alta Velocidad entre Madrid y Sevilla en cada base de mantenimiento se disponen, como mínimo, de una máquina de bateo contínuo, de una estabilizadora dinámica de vía, de una perfiladora y de una dresina o mini-tren, cuyas características son las especificadas en la Tabla 1.1.5.

Tabla 1.1.5: Características de la maquinaria con la que debe contar cada base de mantenimiento. Fuente: Ubalde (2004).

Maquinaria Requisitos Rendimiento horario de 1000 m/h. Tiempo máximo de preparación una vez llegado al tajo de 5 minutos. 9 Máquina de bateo continuo Interfono de comunicación entre las cabinas de conducción y control. Registradores gráficos de los parámetros geométricos de la vía. Campo de frecuencia de aplicación de cargas entre 25 Hz y 45 Hz. 9 Máquina estabilizadora Dispositivos de control de la carga vertical y de la dinámica de vía frecuencia aplicada. Equipo de registro de las cargas y de los asientos. Dispositivo de barrido compatible con el cable central LZB. 9 Máquina perfiladora de vía Rendimiento similar al de la bateadora. Tolva de regulación de balasto. Grúa de al menos 3 t de carga. Compartimento de carga para transporte de utillaje y 9 Dresina o mini-tren material al tajo. Cabina cerrada para el transporte de personal al tajo.

§ 1.40 En general, toda la maquinaría de vía tiene que tener una velocidad mímima de desplazamiento de 90 km/h, estar dotada de equipo tren-tierra y telefonía móvil y dispones de emisoras para comunicación entre varias máquinas.

§ 1.41 En cuanto a la red ferroviaria francesa, la maquinaria de mantenimiento se distribuye entre recursos propios de la SNCF y recursos contratados a empresas externas. Entre los primeros se incluye una bateadora de tercer nivel para cada línea, una dresina para transporte de personal y materiales por cada distrito y vehículos de carretera. Los recursos aportados por empresas privadas incluyen bateadoras de primer nivel con un rendimiento de trabajo superior a 1.500 m/h y con una velocidad de circulación de cómo mínimo 100 km/h, bateadoras de segundo nivel para aparatos de vía con un rendimiento de un desvío en menos de 4 horas y trenes esmeriladores capaces de realizar una pasada a los carriles con una velocidad de 7 km/h.

§ 1.42 En cuanto a la red de alta velocidad belga, los medios materiales se dividen también en dos categorías: los medios propios de cada base de mantenimiento y los medios provinientes de los contratos de servicio. En el primer caso, cada base de mantenimiento dispone de un vehículo EMV, vehículo multifunción para el mantenimiento de vía, y de un vehículo EMC, vehículo de base de inspección y de mantenimiento de catenarias, además de la pequeña maquinaria clasica y de un parque de automóviles. Los contratos de servicio, por su parte, estan acordados con la

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SNCB y otras empresas especializadas, las cuales aportan en su conjunto la maquinaria pesada para el mantenimiento de la vía y de los aparatos de vía, así como también la maquina de control por ultrasonidos y el control del desgaste ondulatoria, el desbroce o el mantenimiento de los taludes y la limpieza de fosos.

1.1.2 Trabajos de mantenimiento en líneas de alta velocidad

§ 1.43 En base a la infraestructura de mantenimiento descrita en el apartado anterior se llevan a cabo las tareas necesarias para satisfacer los requisitos de calidad imprescindibles para una circulación segura y confortable a alta velocidad. En este sentido, se llevan a cabo sobre los elementos de la línea diferentes trabajos para el mantenimiento de la infraestructura y superestructura en el nivel de calidad demandado.

§ 1.44 Como se ha indicado, el mantenimiento que se lleva a cabo mayoritariamente hoy en día en las líneas de alta velocidad se basa en la predicción del comportamiento de los diferentes elementos de la vía. En base al conocimiento del deterioro de los componentes de vía se actúa en aquellos puntos que están próximos al fallo. Para ello, es necesario llevar a cabo la auscultación de la vía antes de programar y realizar las tareas de mantenimiento.

§ 1.45 En la auscultación de la vía se cuantifica la calidad geométrica de la misma mediante unos parámetros que incluyen la nivelación longitudinal, la nivelación transversal, la alineación, el alabeo y la variación de peralte, entre otros.La comprobación de estos parámetros se realiza periódicamente y se apoya en dos técnicas de auscultación: los métodos directos o de auscultación geométrica y los métodos indirectos o de auscultación dinámica.

§ 1.46 Los métodos de auscultación geométrica consisten en medir de forma directa el estado geométrico de la vía. Los métodos de auscultación dinámica, en cambio, se basan en sistemas dinámicos que miden las aceleraciones percibidas en el vehículo. Estos últimos, al realizarse a velocidades de explotación, permiten medir los efectos de la calidad de la vía tal como los perciben los viajeros. Asimismo, al realizarse a la misma velocidad de circulación de los trenes no precisan de interrupción del servicio.

§ 1.47 Los trabajos de auscultación de vía se realizan de forma periódica, con unas frecuencias relativamente elevadas, sobretodo en el caso de la auscultación dinámica. Consecuentemente, se obtienen datos de forma relativamente continuada. En base a estos datos se conoce la tendencia del deterioro de vía y, por lo tanto, se puede predecir la evolución del mismo. De esta manera, se puede actuar en el momento oportuno antes de que se produzca el fallo.

§ 1.48 En base al conocimiento del deterioro de la vía a través de la auscultación de la misma, se programan y planifican las tareas de mantenimiento según el punto de la línea donde se necesiten. De hecho, las operaciones de mantenimiento de las vías de alta velocidad están encaminadas a corregir los defectos detectados relativos a la nivelación longitunal, al peralte, al alabeo y a la alineación.

§ 1.49 Para ello, las operaciones de mantenimiento de vía que se llevan a cabo con mayor frecuencia son las tres siguientes:

• Nivelación de vía que permite corregir los defectos de nivelación longitudinal, peralte y alabeo. La operación que se lleva a cabo consiste en la colocación del carril en su correcta posición vertical mediante el levante del carril y el emplazamiento del mismo en una cota superior. Estas correcciones se realizan mediante máquinas específicas llamadas niveladoras.

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• Alineación de vía que permite corregir los defectos de alineación. De forma parecida a la nivelación de vía, consiste en la colocación del carril en su correcta posición transversal mediante la sujeción del carril y el desplazamiento del mismo a ambos lados. Esta operación se realiza mediente una alineadora.

• Bateo de la vía, que debe realizarse siempre que se realice el desplazamiento del carril (tanto en las operaciones de alineación como de nivelación). Consiste en golpear el balasto para afianzar el asiento de las traviesas y contribuir a evitar los apelmazamientos del balasto que dificultan el drenaje de la vía. Esta operación se lleva a cabo mediante la bateadora.

§ 1.50 La compactación del balasto mediante el bateo de la vía debe realizarse siempre que se lleve a cabo el desplazamiento del carril, tanto en la nivelación como en la alienación de la vía. Para ello, las correcciones de la vía suelen hacer al mismo tiempo mediante una maquinaria que recibe el nombre de alineadora – niveladora – bateadora.

§ 1.51 Mediante las operaciones de bateo del balasto se lleva a cabo una ordenación de las partículas con el fin de facilitar el drenaje del agua. Sin embargo, la modificación de la posición de los áridos se reduce la resistencia lateral de la vía. Como consecuencia de ello, la circulación de los trenes justo después de batear tiene que ser a velocidades limitadas hasta que hayan pasado tal cantidad de trenes que la vía se asiente y queden las traviesas más confinadas en la capa de balasto, aumentándose de esta manera la resistencia lateral de la vía.

§ 1.52 Sin embargo, con el fin de recuperar la resistencia lateral de la vía para poder explotarla en condiciones normales, justo después de las operaciones de bateo de la misma se lleva a cabo una estabilización dinámica, consistente en una combinación simultánea de una vibración horizontal y de una carga vertical constante. Esta operación se realiza mediante unos estabilizadores dinámicos de vía.

§ 1.53 Asimismo, otra tarea que se puede considerar como mantenimiento de vía es la incorporación de balasto durante las operaciones de bateo y estabilizado. Para repartirlo y dotar a la banqueta de la vía de su sección, se utiliza una máquina que recibe el nombre de perfiladora.

§ 1.54 Otras tareas de mantenimiento de vía se llevan a cabo con menor frecuencia, como es el caso del amolado y del esmerilado del carril, así como la corrección puntual de elementos de vía (sustitución de traviesas y sujeciones, entre otras) o el mantenimiento de terraplenes.

1.1.3 Costes de mantenimiento en líneas de alta velocidad

§ 1.55 El diseño de las infraestructuras ferroviarias para la circulación de trenes a alta velocidad en unas condiciones de confort y seguridad elevadas se basa en unos criterios específicos en cuanto a las características geométricas, mecánicas y económicas. Las exigencias establecidas para asegurar ese grado de confort y de seguridad son más elevadas que las consideradas para las líneas convencionales. Consecuentemente, los costes económicos experimentan un incremento considerable, tanto en la fase de construcción como en la fase de explotación de la línea de alta velocidad.

§ 1.56 De hecho, el mantenimiento de una línea de altas prestaciones adquiere gran importancia a lo largo de la explotación de la misma, tanto desde el punto de vista del confort y de la seguridad de la circulación como desde el punto de vista económico. En este sentido, el estado de deterioro de los diferentes elementos que conforman la

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infraestructura y la superestructura de una línea es relevante para cumplir con los criterios que se exigen.

§ 1.57 En consecuencia, los recursos económicos destinados a la conservación de los estándares técnicos de los elementos de la línea seran función del deterioro que experiementan los diferentes elementos de la misma. En este sentido, se debe tener en cuenta que lo invertido en las infraestructuras ferroviarias para su mantenimiento no tiene el mismo sentido en las líneas convencionales que en las de alta velocidad. En las primeras, las restricciones presupuestarias a las que, en general, están sometidas implican que las necesidades de mantenimiento no se cubren con el gasto que se realiza, mientras que en las segundas las elevadas exigencias de circulación conllevan generalmente la dotación de los recursos suficientes para la correcta conservación de la infraestructura, sin restricciones en el presupuesto. Asimismo, la optimización del mantenimiento, no solo llevándose a cabo los trabajos en el punto donde se ha detectado un deterioro excesivo, sino por tramos más amplios, puede llevar a pensar que los gastos en mantenimiento en líneas de alta velocidad es superior a las necesidades de mantenimiento de la misma.

§ 1.58 De esta manera, la consideración de los gastos de mantenimiento de una línea ferroviaria como los costes que inducen los diferentes elementos para su conservación deja el análisis del lado de la seguridad.

§ 1.59 En este contexto, cabe resaltar que la conservación de los estándares técnicos de los elementos de la línea lleva a la dotación de mayores recursos para el mantenimiento de la infraestructura y la superestructura de la vía. Este hecho se pone de relieve en la Figura 1.1.4, donde del total de costes (incluyendo los relativos a la infraestructura, superestructura e instalaciones de señalización, electrificación y telecomunicaciones), los correspondientes a la infraestructura y superestructura de vía son los que presentan una mayor proporción, representando entre el 40% y 70% de los costes totales, dependiendo del país.

Figura 1.1.4: Costes de mantenimiento en líneas de alta velocidad en diferentes países europeos.

35000

30000

25000

20000

15000

10000 euros/km (condiciones económicas de 1999)

5000

0 Coste de infraestructura y costes de electrificación costes de señalización costes de costes totales vía telecomunicaciones RENFE - AVE SNCB SNCF - Gr. 3 SNCF - Gr.4 Valor promedio

§ 1.60 Asimismo, siempre teniendo en cuenta la correlación existente entre el deterioro de la superestructura y el de la infraestructura, el mayor coste de mantenimiento de vía se debe básicamente al mantenimiento de la superestructura (formada por el emparrillado de vía y la capa de balasto), En efecto, ya en la red convencional las diferencias existentes entre los costes de mantenimiento de la superestructura y de la

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infraestructura (donde se incluyen básicamente los túneles y las obras de fábrica) son evidentes. En el caso español, en 1994 RENFE (ver [14]) invirtió en mantenimiento de la superestructura 4 veces más que en la infraestructura. Asimismo, en 2005 una auditoria realizada para el conocimiento del estado de la red ferroviaria nacional francesa (ver [8]) puso también de manifiesto el mayor peso del mantenimiento de la superestructura con respecto del resto de los elementos de la línea.

§ 1.61 En cuanto a las líneas de alta velocidad, los costes de mantenimiento previstos para la línea Figueres – Perpignan (ver [17]), establecidos en base a las experiencias de las líneas francesas de alta velocidad LGV Atlantique y LGV Contournement de Lyon, indican que los trabajos en la superestructura, incluyendo la vía y los aparatos de vía, también tienen un coste económico del orden de 4 veces más que los trabajos en la infraestructura, incluyendo en estos los movimientos de tierra y el mantenimiento de las obras de fábrica y los túneles. Así pues, se puede pensar que, en general, la superestructura de vía en líneas de alta velocidad es la parte que requiere mayores necesidades de mantenimiento.

§ 1.62 En este contexto, el coste económico de las tareas de mantenimiento de la superestructura de vía es muy importante. Estas tareas estan destinadas a la conservación de los diferentes elementos de la vía en un estado tal que se cumplan las exigencias mínimas de confort y de seguridad y constituyen los trabajos de conservación de la geometría de la vía, mediante el bateo de la capa de balasto y su estabilizado, y el mantenimiento del emparrillado de vía, mediante el perfilado o amolado del carril. El mantenimiento del resto de elementos de la superestructura de vía, como las traviesas o el sistema sujeción – placa de asiento, se basa mayoritariamente en la sustitución de los mismos en el momento en que presentan deficiencias, por lo que en la mayor parte de las ocasiones se le podría considerar un trabajo de renovación de vía.

§ 1.63 De las tareas de mantenimiento de vía, las operaciones de bateo, estabilizado y perfilado parecen representar la mayor proporción de los costes totales de mantenimiento de la superestructura. En efecto, de los costes totales, incluyendo el mantenimiento de vía y de aparatos de vía, el mantenimiento de cierres, taludes y desherbización, el personal de dirección, de control y de vigilancia y el abastecimiento y mantenimiento del material y de las herramientas, los trabajos realizados sobre la capa de balasto representan del orden del 30% en la línea París – Lyon y del 50% en la Madrid - Sevilla, mientras que el amolado del carril, realizado más esporádicamente, es el 10 % en la línea francesa y el 1% en la española, tal y como se puede observar en la Tabla 1.1.6

Tabla 1.1.6: Costes anuales de mantenimiento de superestructura de vía en las líneas de alta velocidad Madrid – Sevilla y París – Lyon. Fuente: Miarnau (1999, [6]). Línea Línea Descripción de los trabajos Madrid – Sevilla París - Lyon Mantenimiento de vía 51,42% 39,12% Bateo, estabilizado perfilado 50,07% 28,91% Amolado de carril 1,36% 10,21% Mantenimiento de aparatos de vía 26,75% 33,55% Mantenimiento de cierres y taludes y 8,26% 7,43% desherbización Personal de dirección, de control y de vigilancia 9,69% 8,09% Abastecimiento y mantenimiento del material y de 3,88% 11,80% las herramientas

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§ 1.64 Así pues, se podría decir que teniendo en cuenta el mantenimiento de la infraestructura, de la superestructura y de las instalaciones de señalización, electrificación y telecomunicaciones, las operaciones de mantenimiento exclusivamente de vía (bateo, estabilizado, perfilado) representan entre un 10 y un 30% del total.

§ 1.65 En base a la distribución de los costes según los diferentes trabajos de conservación de vía, especialmente de las tareas de bateo, estabilizado y perfilado, y para el análisis del impacto de las variaciones de rigidez vertical de la vía en las necesidades de mantenimiento y en los respectivos costes asociados, es de interés el establecimiento del coste unitario del mantenimiento de vía de las líneas de alta velocidad.

§ 1.66 En este sentido, en la Tabla 1.1.7 se recogen los valores del coste por km de vía según diferentes fuentes. En base a estos datos, se puede establecer el coste medio de mantenimiento de la geometria de la vía, incluyendo el bateo, el estabilizado y el perfilado, en un rango entre los 2.500 euros/km de vía correspondientes a la línea Madrid - Sevilla y los 3.600 euros/km de vía de las líneas francesas.

Tabla 1.1.7: Costes de mantenimiento de vía por km de vía en infraestructuras ferroviarias de alta velocidad en Europa. Fuente: elaboración propia a partir de las fuentes citadas.

Coste por km de vía* (euros/km de vía) Coste medio de mantenimiento de la geometría de vía 2640,63 (bateo, estabilizado, perfilado) de la LAV Madrid – Sevilla1 Coste medio de mantenimiento de la geometría de vía 2699,47 (bateo, estabilizado, perfilado) de la LAV París – Lyon2 Costes de mantenimiento (bateo, enderezado, 3549,04 subcontratos) de las líneas francesas3

* Valor actualizado a diciembre de 2007 según Eurostat para cada país correspondiente. 1 Teixeira, P.F. (2003) de Miarnau, J. (1999) – Referencia [9]; 2 TIFSA (1999) – Referencia [10]; 3 Teixeira (2003) a partir de SEM (2000)– Referencia [9]

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1.2 Impacto económico de la variación de la rigidez vertical de la vía

§ 1.67 La adaptación de una línea ferroviaria al terreno por el que debe discurrir en base a los requisitos geométricos de la alta velocidad supone la construcción de diferentes tipologías estructurales. La superación de obstáculos naturales como montañas, ríos o torrentes, así como la necesidad de facilitar el drenaje del terreno circundante a través de una obra líneal como la infraestructura ferroviaria, hace necesaria la construcción de elementos tales como túneles, puentes, viaductos y pequeñas obras de fábrica, incluyendo estas últimas los pasos inferiores, los marcos, los pontones, las alcantarillas y los tubos o sifones.

§ 1.68 La presencia de estas obras de fábrica a lo largo de la línea introduce distorsiones en las características del trazado. Un parámetro que se ve fuertemente influenciado por estas tipologías estructurales es la rigidez vertical de la vía, que se define como la relación entre la carga aplicada sobre un carril y la deflexión producida en el mismo.

§ 1.69 La importancia de este parámetro radica en el hecho que es un condicionante de la velocidad de deterioro de la calidad geométrica de la vía y, por lo tanto, tiene una gran incidencia en los costes de mantenimiento de la vía. De hecho, la rigidez vertical de la vía destaca por ser uno de los parámetros que más influye en el comportamiento de la vía junto al movimiento de las traviesas y al asiento de las diferentas capas de la infraestructura. Su variación a lo largo de la línea tiene efectos en el desarrollo de los asientos diferenciales de la capa de balasto, produciéndose defectos de nivelación longitudinal de larga longitud de onda.

§ 1.70 En este contexto, la influencia de las diferentes obras de fábrica en el deterioro de la vía permite conocer el impacto de sus variaciones de rigidez vertical en las necesidades de mantenimiento de la línea. Asimismo, en base al valor medio unitario del coste de las tareas de mantenimiento de vía, el conocimiento del grado de deterioro en función de las diferentes tipologías estructurales da un orden de magnitud de los costes económicos asociados al mantenimiento según la variación de la rigidez vertical de la vía.

1.2.1 Influencia de las obras de fábrica en las necesidades de mantenimiento de vía en tramos de alta velocidad

§ 1.71 Las necesidades de mantenimiento en una línea de alta velocidad vienen condicionadas, como se ha comentado, por el deterioro que experimentan los diferentes elementos que forman la vía. En este sentido, la circulación de trenes a alta velocidad impone mayores restricciones en cuanto al deterioro asumible de los diferentes elementos en comparación con las líneas convencionales.

§ 1.72 La heterogeneidad estructural existente a lo largo de una línea, en especial de alta velocidad, supone un comportamiento diferencial de la vía en el sentido longitudinal. Estas diferencias se producen debido a diferentes factores, tales como la heterogeneidad del terreno o la presencia de ciertos elementos, como los aparatos de vía y las obras de fábrica. En este segundo caso, las diferentes tipologías estructurales se caracterizan por introducir en el trazado de la vía distorsiones en cuanto a su comportamiento, especialmente debido a la mayor rigidez que tienen en comparación con el terreno natural.

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§ 1.73 Las rigideces diferenciales en las zonas con desvíos y obras de fábrica se traducen en una variación del deterioro en el sentido longitudinal de la línea. En efecto, los aparatos de vía y las diferentes obras de fábrica, incluyendo los túneles, los puentes, los viaductos, las transiciones y las pequeñas obras de fábrica, influyen de manera especial en el deterioro de la infraestructura y de la superestructura de vía.

§ 1.74 En este sentido, Dahlberg (2007) pone de relieve este comportamiento especialmente en las transiciones entre terraplén y estructura y en los aparatos de vía. Los asientos diferenciales que tienen lugar en las zonas entre la plataforma natural y una obra de fábrica se traducen en grandes variaciones de la rigidez vertical de la vía. En el caso de los aparatos de vía, además, los cambios bruscos del valor de la masa y la rigidez en sus corazones inducen grandes variaciones de la rigidez vertical en comparación con los raíles adyacentes.

§ 1.75 De esta manera, las obras de fábrica, tanto los túneles, puentes y viaductos como las pequeñas onras de fábrica, introducen mayores rigideces en puntos concretos de la línea. Como consecuencia, existen variaciones puntuales de rigidez que afectan al deterioro de la vía.

§ 1.76 La influencia que tienen estas variaciones de la rigidez vertical de la vía a lo largo de una línea se puede analizar en base a los resultados obtenidos de los cálculos realizados en la actividad 3 (Estudio de casos) del presente proyecto. En ella se realizó un análisis del deterioro a partir de los registros de la auscultación geométrica, de la auscultación dinámica y de las actividades de mantenimiento (bateo, estabilizado y perfilado de vía) de la línea Madrid – Sevilla en el periodo 1992 – 2007.

§ 1.77 Para ello, a partir de diferentes registros se midió el deterioro mediante diferentes valores característicos:

• En la auscultación geométrica, el valor medio de la desviación estándar de la señal medida (defectos de nivelación longitudinal asociados a longitudes de onda comprendidas entre 3 y 25 m). • En la auscultación dinámica, la densidad de rebases de los umbrales de intervención de los valores de las aceleraciones verticales en la caja de grasa y en la caja del vehículo, definida como el número de rebases de los umbrales por km de vía y por número de auscultaciones. • En las actividades de mantenimiento, la densidad de trabajos de mantenimiento (bateo, estabilizado y perfilado de vía), definida como la longitud de vía intervenida por mes y por km de vía.

§ 1.78 En base a los cálculos realizados en la actividad 3 (Estudio de casos) se puede llevar a cabo, en función de las diferentes tipologías estructurales de una línea, un análisis del deterioro a través de los índices relativos, definidos como la relación entre la densidad (de la desviación estándar, de rebases de los umbrales de intervención o de los trabajos de mantenimiento, según corresponda) asociada a los tramos con la tipología estructural correspondiente y la densidad asociada a los tramos sin tipologías estructurales. Para el total de la línea, dichos índices relativos de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla para el periodo 1992 – 2007 son los representados en la Figura 1.2.2.

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Figura 1.2.1: Índices relativos, para el total de la línea Madrid – Sevilla, de los resultados de los análisis de los registros de la auscultación geométrica, de la dinámica y de las operaciones de mantenimiento para el periodo 1992-2007. Fuente: CENIT (2007).

700 1569 720 1143

600

500

400

300

200

de vía ni dilatación obrasdefábrica)de vía ni ni 100 Índice relativo (densidad en tramos con tipología estructuralrespectoaparatossin densidad en línea 0 avc avv

auscultación auscultación dinámica operaciones de geométrica mantenimiento

§ 1.79 Si bien los resultados para la auscultación geométrica dan una aproximación del deterioro que sufre la vía en función de la presencia de las diferentes tipologías estructurales, el hecho que las tareas de auscultación se lleven a cabo con una frecuencia anual pone de relieve las limitaciones del análisis al disponer de una corta serie de datos.

§ 1.80 En cuanto a la auscultación dinámica, en cambio, la mayor frecuendcia de toma de datos permite disponer de registros mayores y, por tanto, de una mayor fiabilidad del análisis de los resultados. En este sentido, los índices relativos de la Figura 1.2.1 correspondientes a la auscultación dinámica permiten conocer el grado de influencia de las diferentes tipologías estructurales en el deterioro de la vía, en comparación con los tramos sin aparatos de vía ni obras de fábrica. Los índices se han obtenido tanto para la aceleración vertical en la caja de grasa como para la aceleración vertical en la caja del vehículo. La primera de ellas está directamente relacionada con defectos que influyen en el movimiento de la masa no suspendida de los vehículos. Estos defectos son de pequeña longitud de onda, por lo que pemiten conocer el deterioro de la superestructura de vía. La segunda de las aceleraciones, en cambio, está ligada a los defectos relacionados con la masa suspendida de los vehículos. En consecuencia, se trata de defectos de gran longitud de onda, por lo que permite conocer el deterioro de la infraestructura de vía.

§ 1.81 En este contexto, los índices relativos correspondientes a las dos aceleraciones verticales proporcionan una aproximación a la influencia que tiene cada una de las tipologías estructurales en la infraestructura y en la superestructura de vía. De los resultados de la Figura 1.2.1 se constata que el deterioro de vía más significativo es el asociado a los tramos con presencia de aparatos de vía y transiciones de viaductos. Este mayor deterioro se produce como consecuencia de las variaciones significativas

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de la rigidez vertical de la vía, lo que se traduce en un aumento brusco de las solicitaciones verticales.

§ 1.82 En el caso de los aparatos de vía, la variación de rigidez vertical ejerce su influencia sobretodo en los valores de la aceleración vertical en la caja de grasa. Ciertamente, al ser elementos de la superestructura de la vía la influencia de los desvíos en el deterioro se presenta principalmente en forma de defectos de la pequeña longitud de onda. De esta manera, para los tramos con desvíos el deterioro observado en base a la aceleración vertical en la caja de grasa es más de 15 veces mayor al observado en los tramos sin aparatos de vía ni obras de fábrica.

§ 1.83 Por su parte, las transiciones entre los viaductos y el terreno natural son tipologías diseñadas y construidas con la finalidad de permitir una variación progresiva de la rigidez vertical de la vía entre las estructuras de los viaductos, con una elevada rigidez intrínseca, y el terreno natural, comparativamente más flexible. Como consecuencia, la significante variación de la rigidez vertical en estas zonas se traduce en un mayor deterioro de la vía en comparación con los tramos de línea sin aparatos de vía ni obras de fábrica. En efecto, en la Figura 1.2.1 se pone de relieve que el índice relativo de las aceleraciones verticales medidas en la auscultación dinámica para los tramos con transición de viaducto es unas 7 veces mayor en el caso de la caja de grasa y de 11 veces mayor en la caja del vehículo que para los tramos sin desvíos ni estructuras. Los resultados ponen de relieve que este tipo de estructuras tienen un mayor efecto relativo en el deterioro de la infraestructura de vía, lo que puede deberse a una la desnivelación de la capa de balasto inducida por el asiento de las capas de la infraestructura.

§ 1.84 En la misma figura también se pone de relieve la influencia del resto de obras de fábrica. En el caso de los tramos en túnel, si bien la rigidez vertical de la vía es mayor que en la línea sobre plataforma natural, el deterioro de vía, en cambio, presenta un valor inferior en comparación con el de la línea sin aparatos de vía ni obras de fábrica. Esta situación es parecida a la que se da en las propias estructuras de los puentes y los viaductos donde la rigidez vertical de la vía también es más elevada que en el terreno natural, pero el deterioro presenta valores relativos ligeramente mayores, no llegando a ser en ningún caso más del doble del deterioro en los tramos sin tipologías.

§ 1.85 Por otra parte, en las transiciones de los puentes la variación de la rigidez vertical de la vía que se da al pasar del terreno natural a la estructura no se traduce en un deterioro muy elevado de la vía, siendo también menor del doble que el deterioro de la línea sin desvíos ni obras de fábrica.

§ 1.86 Un aspecto a destacar de los tramos en viaducto, en puente y en transición de puente es que los mayores indices relativos se dan para la aceleración vertical en la caja del vehículo. Este hecho pone de relieve la predominancia en estas tipologías de los defectos de larga longitud de onda y, por lo tanto, del deterioro de la infraestructura de vía.

§ 1.87 Finalmente, las pequeñas obras de fábrica representan zonas puntuales distribuidas a lo largo de la línea en las que la rigidez vertical de la vía aumenta. Consecuentemente, en sus proximidades existen variaciones bruscas de rigidez. Los índices relativos de la Figura 1.2.1 asociados a las pequeñas obras de fábrica muestran que estas tipologías estructurales tienen cierta influencia en el deterioro de vía. En este caso, los mayores valores de los índices relativos se dan para la aceleración vertical en la caja del vehículo, lo que pone de manifiesto el mayor deterioro de la infraestructura de vía en los tramos con esta tipología.

§ 1.88 En este contexto, en comparación con la línea sin aparatos de vía ni obras de fábrica, el deterioro en los tramos con pequeñas obras de fábrica es entre 1 y 6 veces mayor. En el caso de los pasos inferiores la proporción es la mayor de todas, siendo del orden de 6 veces la de los tramos sin tipologías estructurales. Las siguientes con mayor deterioro relativo son las alcantarillas y los pontones, donda esta proporción es de alrededor de 5, y los tubos o sifones, de unas 3 veces. Los marcos son los que

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presentan un índice menor, siendo el deterioro en los tramos que los contienen solo de alrededor de un 60% mayor que la línea sin desvíos ni obras de fábrica.

§ 1.89 La influencia de las variaciones de rigidez vertical de la vía en las necesidades de mantenimiento se hace patente en el análisis realizado del deterioro en función de cada tipología estructural. Asimismo, el estudio de la evolución de dicho deterioro a lo largo del tiempo pone de relieve la influencia de los diferentes elementos estructurales a lo largo de la vida útil de una línea y su tendencia a lo largo del tiempo.

§ 1.90 En la Tabla 1.2.1 se recogen los índices relativos de la auscultación dinámica, tanto para la aceleración vertical en la caja de grasa como para la aceleración vertical en la caja del vehículo, correspondientes a las diferentes tipologías estructurales de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla para los periodos 1992 – 2002 y 2003 – 2006.

Tabla 1.2.1: Índices relativos para la auscultación dinámica del periodo 1992 – 2002 y el periodo 2003 – 2006 de la línea Madrid – Sevilla. Auscultación dinámica avc avv 1992-2002 2003-2006 1992-2002 2003-2006 Aparatos de vía 1558 1606 320 251 Túnel 23 172 2 0 Viaducto 102 79 130 235 Transición viaducto 874 176 1130 1194 Puente 120 239 161 234 Transición puente 54 19 244 60 Pasos inferiores 165 346 637 621 Pontones 150 20 485 514 Marcos 91 0 163 170 Alcantarillas 792 275 434 782 Tubo o sifón 126 151 302 202

Nota: avc – aceleración vertical en la caja de grasa avv – aceleración vertical en la caja del vehículo

§ 1.91 En base a estos índices se puede analizar la evolución del deterioro en los tramos con cada tipología estructural respecto al deterioro medio de la línea en cada periodo. De esta manera, la comparación de estos índices pone de relieve la tendencia relativa del deterioro de vía en función de la presencia de cada una de las tipologías estructurales y la evolución del mismo del periodo 2003 – 2007 en comparación con los primeros 10 años de explotación de la línea. En efecto, los valores de los índices relativos permiten conocer la evolución del peso del deterioro asociado a cada tipología en cada periodo respecto el deterioro respectivo en los tramos sin aparatos de vía ni obras de fábrica.

§ 1.92 En el caso de los aparatos de vía y de los túneles, los valores de los índices relativos de ambos periodos ponen de relieve un mayor deterioro de la superestructura de vía en el periodo de los últimos 4 años estudiados que en periodo 1992 – 2002. En el caso de la infraestructura de vía, en cambio, la incidencia de estas tipologías estructurales se reduce de un periodo a otro, hecho que se pone en evidencia al observar la reducción de los índices relativos asociados a estas tipologías estructurales del último periodo respecto al primero.

§ 1.93 En el caso de las grandes obras de fábrica, como los viaductos y los puentes, los índices relativos para la aceleración vertical de la caja de grasa disminuyen de un periodo a otro, lo que pone de relieve la tendencia a una menor influencia de estas tipologías en el deterioro medio de la superestructura de vía. En el caso de la aceleración vertical en la caja del vehículo, por el contrario, los índices de deterioro son

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mayores en el periodo 2003 – 2006 que en los 11 primeros años, lo que corrobora la mayor incidencia de estas tipologías en el deterioro de la infaestructura de vía.

§ 1.94 Sin embargo, en base a los datos de la Tabla 1.2.1 se observan dos excepciones a las tendencias citadas en relación a los puentes. En el caso de la superestructura de vía de los tramos en estructura de puente, el deterioro tiende a aumentar con el envejecimiento de la línea, siendo su tendencia parecida a la dada en los tramos en túnel. Asimismo, en la infraestructura de vía de los tramos en transición de puente, el deterioro de vía disminuye.

§ 1.95 Finalmente, las pequeñas obras de fábrica, como los pasos inferiores, los pontones, los marcos, las alcantarillas y los tubos o sifones, presentan evoluciones singulares del deterioro del primer periodo al segundo. En la mayoría de los casos, los mayores índices se presentan para la aceleración vertical en la caja del vehículo, siendo mayor su incidencia en el deterioro de la infraestructura de vía. Las diferencias de los valores de los índices en el periodo 2003 – 2006 en relación a los primeros 11 años confirman esta tendencia. En efecto, los índices relativos de la aceleración vertical en la caja del vehículo de los pontones, marcos y alcantarillas, representativos del deterioro de la infraestructura de vía, presentan unos valores mayores para los cuatro últimos años que en la primera década de explotación de la línea, mientras que los índices asociados a la aceleración vertical en la caja de grasa, representativos del deterioro de la superestructura de vía, son mayores en el primer periodo que en el segundo. Este hecho supone una reducción de la incidencia de estas tipologías en el deterioro de la superestructura de vía y una mayor relevancia en el deterioro de la infraestructura. En el caso de los pasos inferiores y de los tubos o sifones, se observa una disminución de los valores de los índices de deterioro de la infraestructura y una mayor incidencia de estas tipologías en el deterioro de la superestructura.

§ 1.96 En conclusión, la incidencia de las diferentes tipologías estructurales de la línea Madrid – Sevilla en el deterioro de la vía pone de relieve el impacto de las variaciones de rigidez vertical de la vía en las necesidades de mantenimiento. En el caso de los aparatos de vía, la variación de la rigidez vertical que en ellos tiene lugar incide de forma muy importante en el deterioro de la superestructura de vía, tendiendo incluso a aumentar de un periodo a otro.

§ 1.97 En el caso de los túneles, al no haber grandes variaciones de rigidez no presentan importantes deterioros ni en la superestructura ni en la infraestructura de vía, evolucionando del primer periodo al segundo a peor solamente la superestructura de vía. En cuanto a los puentes y viaductos, se diferencias dos zonas distintas. Por un lado, las propias estructuras no presentan grandes variaciones, por lo que no hay deterioro importante, aunque su calidad geométrica tiende a empeorar de un periodo a otro. Por el otro lado, en las transiciones, y sobretodo en las correspondientes a los viaductos, tiene lugar un gran deterioro de la infraestructura de vía debido a las grandes variaciones de rigidez que en ellas existen, precibiéndose un ligero empeoramiento de su calidad geométrica relativa.

§ 1.98 Finalmente, las pequeñas obras de fábrica presentan, en general, mayor deterioro en la infraestructura de vía, tendiendo la mayoría a un empeoramiento de su calidad geométrica relativa.

1.2.2 Impacto de la variación de rigidez en los costes de mantenimiento en tramos de alta velocidad

§ 1.99 Los índices asociados a las aceleraciones verticales tanto en la caja de grasa como en la caja del vehículo, analizados en el apartado anterior, ponen de manifiesto para la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla el deterioro relativo de vía en los tramos con diferentes tipologías estructurales respecto a aquella longitud de línea que no tiene ni

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aparatos de vía ni obras de fábrica. Este deterioro de vía se traduce en una pérdida de las características necesarias para la circulación de los trenes con un nivel mínimo de confort y de seguridad.

§ 1.100 En consecuencia, para la recuperación de las condiciones mínimas necesarias para esa circulación segura y confortable se llevan a cabo las diferentes actividades de mantenimiento de vía, incluyendo el bateo, el estabilizado o el perfilado, entre otros, en función del deterioro detectado mediante las labores de auscultación de vía.

§ 1.101 En este contexto, el deterioro de vía detectado a través de las medidas tomadas en la auscultación geométrica y la auscultación dinámica se traduce en unas necesidades de mantenimiento de la infraestructura y superestructura de vía. De esta manera, en base a los datos del deterioro relativo del apartado anterior en los tramos con presencia de las diferentes tipologías estructurales de la línea Madrid – Sevilla se puede analizar la influencia de las variaciones de rigidez vertical de la vía existentes en las necesidades de mantenimiento de vía y, por lo tanto, en sus costes asociados.

§ 1.102 Para llevar a cabo este análisis se han seguido los cuatro pasos descritos en la metodología de la Tabla 1.2.2.

Tabla 1.2.2: Metodología seguida para el análisis del impacto de las variaciones de rigidez en los costes de mantenimiento de líneas de alta velocidad. METODOLOGÍA SEGUIDA 1.- Establecimiento del coste medio de mantenimiento para una línea de alta velocidad 2.- Cálculo del coste medio de mantenimiento de vía para cada tipología estructural en base a la línea de alta velocidad Madrid Sevilla 3.- Cálculo del coste medio de mantenimiento de vía para diferentes escenarios de estudio 4.- Resultados. Análisis de la influencia de las obras de fábrica en el coste de mantenimiento de vía de una línea de alta velocidad

§ 1.103 En el primer paso, se ha establecido el coste medio de mantenimiento de la geometría de vía, incluyendo el bateo, el estabilizado y el perfilado, en base a los valores presentados en el apartado 1.1.3. Como se ha comentado en dicho apartado, los valores encontrados en la bibliografía corresponden a gastos en mantenimiento de vía. Sin embargo, las elevadas exigencias de conservación del confort y la seguridad en las líneas de alta velocidad y la optimización del mantenimiento de vía permiten estar en el lado de la seguridad al referirnos a los valores encontrados como costes de mantenimiento.

§ 1.104 En este contexto, el rango de costes económicos de mantenimiento que se puede considerar tiene como valor mínimo los 2.500 euros/km de vía y como valor máximo los 3.600 euros/km de vía. Se debe tener en cuenta que estos valores corresponden a costes medios en una línea, incluyendo los tamos con y sin tipología estructural.

§ 1.105 En el segundo paso de la metodología, en base a este rango de costes de mantenimiento se ha calculado el coste medio asociado a cada tipología estructural. Para ello, se ha considerado el análisis realizado en el apartado 1.2.1 en relación al deterioro de la vía en la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla. A partir de los índices relativos de deterioro de vía para las diferentes tipologías estructurales presentes (aparatos de vía, túneles, viaductos y sus transiciones, puentes y sus transiciones, pequeñas obras de fábrica) se han deducido las necesidades de mantenimiento de cada una de ellas. Consecuentemente, el análisis se basa en el hecho que un mayor deterioro de vía supone mayores necesidades de mantenimiento y, por lo tanto, induce mayores costes asociados.

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§ 1.106 De esta manera, el punto de partida del cálculo incluye dos elementos a tener en cuenta: el coste medio de mantenimiento de vía para toda la línea y los índices de deterioro asociados a cada tipología estructural.

§ 1.107 Estos últimos se pueden definir también como la cantidad de veces que el deterioro es mayor en los tramos con una cierta tipología estructural en relación a los tramos sin aparatos de vía ni obras de fábrica y, por lo tanto, permite definir el coste medio de mantenimiento para una cierta tipología estructural en función del coste medio para un tramo sin aparatos de vía ni obras de fábrica, tal como sigue:

CM j = IR j ⋅CM ste

siendo, # j: tipología estructural presente en el tramo (sin tipología estructural, con aparatos de vía, con túneles, con viaductos y sus transiciones, con puentes y sus transiciones, con pasos inferiores, con pontones, con marcos, con alcantarillas y con tubos o sifones) # CMj: coste medio de mantenimiento para la tipología estructura j # IRj: índice relativo correspondiente a los tramos con tipología j # CMste: coste medio de mantenimiento de vía de los tramos sin tipologías estructurales

§ 1.108 En base a esta definición, y considerando que el coste medio de mantenimiento de la línea es el resultado de la suma ponderada, en función de las longitudes respectivas, de los costes medios de mantenimiento asociados a cada tipología estructural se ha obtenido el coste mínimo y máximo de mantenimiento (CMmáx y CMmín, respectivamente) para aquellos tramos que no tienen presencia de desvíos ni de obras de fábrica mediante la siguiente expresión:

100 ⋅CM línea ⋅ Llínea CM ste = ∑ IR j ⋅ L j j siendo, # CMlínea,i: coste medio de mantenimiento de vía de toda la línea # IRj: índice relativo correspondiente a los tramos con tipología j (sin tipología estructural, con aparatos de vía, con túneles, con viaductos y sus transiciones, con puentes y sus transiciones, con pasos inferiores, con pontones, con marcos, con alcantarillas y con tubos o sifones) # Lj: Longitud del tramo con tipología j # CMste: coste medio de mantenimiento de vía de los tramos sin tipologías estructurales

§ 1.109 El cálculo definido se ha llevado a cabo para los dos valores extremos del rango de costes de mantenimiento definido en el primer paso. Consecuentemente, los resultados obtenidos corresponden para el tramo sin tipologías estructurales al valor mínimo, que resulta de multiplicar el extremo inferior del rango de costes con el menor de los cuatro índices previamente definidos (auscultación geométrica, auscultación dinámica y operaciones de mantenimiento), y al valor máximo, que resulta de multiplicar el extremo superior de la horquilla de costes con el mayor de los cuatro índices previamente definidos, del coste medio de mantenimiento. Para el caso de los tramos con el resto de tipologías estructurales se utiliza la primera expresión definida.

§ 1.110 Los resultados del dicho cálculo para cada tipología estructural en base al deterioro de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla son recogidos en la Figura 1.2.2.

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Figura 1.2.2: Rango de costes de mantenimiento (euros/km de vía) asociado a las diferentes tipologías estructurales de la línea Madrid – Sevilla. Fuente: elaboración propia.

3644,41 No hay desvíos ni obras de fábrica 1639,82 8281,79 Hay tubo o sifón 2157,71 16000,87 Hay alcantarillas 2342,21 8773,59 Hay marcos 1163,41 14367,77 Hay pontones 1984,16 18574,63 Hay pasos inferiores 2737,58 6118,70 Hay transición de puente 752,79 9785,92 Hay puente 2400,91 33475,38 Hay transición de viaducto 2343,37 4965,48 Hay viaducto 1589,79 3372,78 Hay túnel 35,85 37047,3 Hay desvíos 3468,94

0 2000 4000 6000 8000 10000 12000 14000 16000 18000 200 Mínimo Máximo

····· Coste unitario máximo de los tramos sin desvíos ni obras de fábrica ····· Coste unitario mínimo de los tramos sin desvíos ni obras de fábrica

§ 1.111 En el tercer paso de la metodología, en base a los resultados obtenidos en el paso anterior, se ha llevado a cabo un análisis del impacto de la variación de la presencia de las diferentes tipologías estructurales de la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla en los costes medios de mantenimiento de vía.

§ 1.112 De esta manera, el interés de este análisis se centra en la determinación del posible ahorro en los costes medios de mantenimiento de vía de una línea de alta velocidad como la Madrid – Sevilla al variar la presencia de sus diferentes tipologías estructurales. Para ello, se han calculado los costes medios de la línea que se obtendrían al variar de forma independiente la longitud de cada tipología estructural.

§ 1.113 El cálculo se ha realizado en base a los valores relativos a la auscultación dinámica, tanto de la aceleración vertical en la caja de grasa como en la caja del vehículo, por ser los registros de datos que dan una mayor representatividad de las necesidades de mantenimiento de la vía. Se debe tener en cuenta que la primera aceleración es representativa de las necesidades de mantenimiento en la superestructura de vía, mientras que la segunda lo es de las necesidades en la infraestructura de vía.

§ 1.114 En este contexto, el análisis se ha centrado en el valor del coste medio de mantenimiento de vía de toda la línea al variar la longitud de una tipología estructural respecto al coste medio de mantenimiento de la línea actual. Asimismo, se debe tener en cuenta que el coste medio de mantenimiento es directamente proporcional a la longitud y, por lo tanto, la variación del coste respecto a la longitud de tipología es lineal. Por esta razón, el cálculo se ha centrado solo en los valores extremos, siendo el mínimo el resultante de eliminar la tipología estructural de la línea y el máximo el de duplicar su presencia en la misma.

§ 1.115 Los resultados de dicho cálculo son los recogidos en la Tabla 1.2.3. Los valores corresponden a la relación entre el coste medio de la línea al eliminar y duplicar, respectivamente, cada tipología estructural de la línea Madrid – Sevilla y el coste medio de mantenimiento de la misma línea mantenimiendo las actuales longitudes de cada tipología estructural.

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Tabla 1.2.3: Relación de costes al variar la longitud de cada tipología estructural por separado en relación al coste medio de mantenimiento de la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla. Fuente: Elaboración propia.

Longitud (km) en la 0% de su longitud 200% de su longitud

LAV Madrid - Sevilla avc avv avc avv Aparatos de vía 15,38 68,54 94,51 131,46 105,49 Túneles 15,11 100,93 102,57 99,07 97,43 Viaductos y 9,45 98,47 96,08 101,53 103,92 transiciones Puentes y 3,10 100,01 99,51 99,99 100,49 transiciones Pasos inferiores 2,59 99,62 97,61 100,38 102,39 Pontones 4,38 99,87 97,05 100,13 102,95 Marcos* 0,27 100,01 99,97 99,99 100,03 Alcantarillas 1,47 98,82 98,98 101,18 101,02 Tubo o sifón 15,48 99,32 95,11 100,68 104,89

Nota: avc – aceleración vertical en la caja de grasa; avv – aceleración vertical en la caja del vehículo * Los resultados referentes a los marcos son poco representativos, al tener poca presencia a lo largo de la línea, todos ellos concentrados en el tramo de Calatrava

§ 1.116 Los datos de la Tabla 1.2.3 ponen de manifiesto la influencia diferencial de cada una de las tipologías en el coste de mantenimiento de vía. En efecto, en el caso de las grandes obras de fábrica las diferencias existentes en la evolución de los costes medios al variar su presencia en la línea se presentan en las gráficas de la Figura 1.2.3. Dicha variación es más acusada al considerar la aceleración vertical en la caja del vehículo, lo que pone de relieve la mayor influencia de estas tipologías en las necesidades de mantenimiento de la infraestructura de vía. Asimismo, es de destacar la reducción de los costes medios al aumentar la presencia de túneles, en contraposición con su aumento al incrementar el porcentaje de las otras dos grandes obras de fábrica, siendo notable el experimentado en el caso de los viaductos y sus transiciones.

Figura 1.2.3: Evolución del coste medio de mantenimiento por km de vía de la línea Madrid – Sevilla en función del porcentaje de grandes obras de fábrica (túnel, viaducto o puente).

3000 3000 2900 2900 2800 2800 2700 2700 2600 2600 2500 2500 2400 2400 2300 2300 euros por km de vía km euros por

euros de por vía km 2200 2200 2100 2100 2000 2000 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% % de túneles en el total de la línea % de viaductos en el total de la línea Lineal (avc) Lineal (avv) Lineal (avc) Lineal (avv) 3000 2900 2800 2700 2600 2500 2400 2300

euros por km de vía km por euros 2200 2100 2000 Nota: 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% avc – aceleración vertical en la caja de grasa % de puentes en el total de la línea avv – aceleración vertical en la caja del vehículo Lineal (avc) Lineal (avv)

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§ 1.117 En el caso de las pequeñas obras de fábrica, la variación del coste medio en función de la presencia de dichas tipologías se presenta en las gráficas de la Figura 1.2.4. Como en los tramos en túnel, viaducto y puente, en la mayoría de las pequeñas obras de fábrica la variación de los costes es más acusada al considerar la aceleración vertical en la caja del vehículo, poniéndose también de relieve la mayor influencia de estas tipologías en el deterioro de la infraestructura de vía. La única excepción es el caso de las alcantarillas que, junto con los aparatos de vía, presentan mayores variaciones del coste medio en el valor correspondiente a la aceleración vertical en la caja del vehículo. Este hecho pone de manifiesto la mayor influencia de estas dos tipologías en las necesidades de mantenimiento de la superestructura de vía.

Figura 1.2.4: Evolución del coste medio de mantenimiento por km de vía de la línea Madrid – Sevilla en función del porcentaje de pequeñas obras de fábrica (paso inferior, pontón, marco, alcantarilla o tubo o sifón).

4000 4000 3800 3800 3600 3600 3400 3400 3200 3200 3000 3000 2800 2800 2600 2600 euros por por km de vía euros 2400 euros por km de vía 2400 2200 2200 2000 2000 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% % de pasos inferiores en el total de la línea % de pontones en el total de la línea Lineal (avc) Lineal (avv) Lineal (avc) Lineal (avv)

4000 4000 3800 3800 3600 3600 3400 3400 3200 3200 3000 3000 2800 2800 2600 2600 euros por kmdevía 2400 euros por km de vía 2400 2200 2200 2000 2000 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% 0% 1% 2% 3% 4% 5% 6% 7% 8% 9% 10% % de alcantarillas en el total de la línea % de tubos o sifones en el total de la línea Lineal (avc) Lineal (avv) Lineal (avc) Lineal (avv)

Nota: avc – aceleración vertical en la caja de grasa; avv – aveleración vertical en la caja del vehículo

§ 1.118 En base a estas observaciones, se puede realizar un análisis del ahorro económico alcanzable al variar la longitud de las diferentes tipologías estructurales. Para la obtención de los valores de ahorro se ha tenido en cuenta, por un lado, el rango de los costes unitarios de mantenimiento de vía encontrado en la bibliografía, siendo el valor mínimo de 2.500 euros/km de vía y el valor máximo de 3.600 euros/km de vía. Por otro lado, se han considerado también las variaciones máximas y mínimas del coste medio de mantenimiento de vía en los diferentes casos de la Tabla 1.2.3.

§ 1.119 En estas condiciones, los ahorros calculados para cada una de las tipologías estructurales de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla son los recogidos en la Tabla 1.2.4. Los valores para el mayor ahorro resultan de considerar el máximo valor del rango de costes medios de mantenimiento de vía y la mayor variación de coste para cada tipología estructural. Los valores correspondientes del menor ahorro resultan de tener en cuenta el mínimo valor del rango de costes y la menor variación de coste para cada tipología.

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Tabla 1.2.4: Ahorros en el coste de mantenimiento por km de línea en el caso de la variación de la longitud de una tipología estructural. Fuente: Elaboración propia.

Menor ahorro Mayor ahorro

Aparatos de vía 137,25 1132,56 Túneles 23,25 92,52 Viaductos y transiciones 38,25 141,12 Puentes y transiciones 0,25 17,64 Pasos inferiores 9,5 86,04 Pontones 3,25 106,2 Marcos* 0,25 1,08 Alcantarillas 25,5 42,48 Tubo o sifón 17 176,04

* Los resultados referentes a los marcos son poco representativos, al tener poca presencia a lo largo de la línea, todos ellos concentrados en el tramo de Calatrava

§ 1.120 A partir de estos valores se aprecian los ahorros diferenciales en función de la tipología estructural que se varie. Asimismo, en base a las observaciones anteriormente comentadas, los ahorros de coste de mantenimiento se pueden clasificar según la influencia predominante de las tipologías en el deterioro de la vía, según sea en la infraestructura o en la superestructura.

§ 1.121 En este contexto, en primer lugar se podría afirmar que el mayor ahorro en mantenimiento se da en la superestructura de vía, siendo el máximo posible de unos 1130 euros por km de vía en el caso de eliminar la presencia de los aparatos de vía. En el caso de la infraestructura de vía, en cambio, el mayor ahorro en costes de mantenimiento se daría al eliminar la presencia de los tubos y sifones y de los viaductos y sus transiciones, siendo del orden de entre 140 y 180 euros por km de vía, respectivamente.

§ 1.122 En el resto de casos, como se ha comentado, a excepción de las alcantarillas, la influencia de la tipología es mayor en el deterioro de la infraestructura. En cuanto a ahorro en el coste de mantenimiento se observa una cierto ahorro importante al reducir la presencia de los pontones y de los pasos inferiores, en los que su eliminación supondría una disminución del coste medio de mantenimiento de entre 85 y 110 euros por km de vía.

§ 1.123 Por otro lado, el menor ahorro en se daría en el caso de la reducción de los marcos y de los puentes y transiciones. Este hecho coincidiría, por otra parte, con la observación realizada en el apartado anterior en la que se comprobaba el menor deterioro de vía que se presentaba en dichas tipologías. En dichos resultados se tiene que tener en cuenta que la presencia de marcos es muy reducida, concentrada solamente en el tramo de Calatrava, y, por lo tanto, sus resultados no son representativos.

§ 1.124 Un caso destacable a tener en cuenta es el de los tramos en túnel. Los resultados obtenidos para la línea en estudio ponen de manifiesto que a mayor presencia de estas tipologías estructurales, menor es el coste de mantenimiento de vía. En efecto, el aumento de la longitud de túneles en la línea supone una disminución de los costes medios de mantenimiento de la línea, siendo del orden de 93 euros por km de línea en el caso de duplicar dicha longitud. Así pues, en relación a los costes de mantenimiento, este hecho pone de relevancia la influencia favorable de la construcción de mayores longitudes de túnel en una línea de alta velocidad como la Madrid – Sevilla.

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§ 1.125 Si bien los máximos ahorros destacan por una gran variabilidad en función de la tipología estructural que se considere, en la Figura 1.2.5 también se pone de relieve los amplios rangos de valores del coste medio en cada una de ellas.

Figura 1.2.5: Variabilidad del ahorro en los costes unitarios de mantenimiento de vía para cada tipología estructural de la línea Madrid – Sevilla al variar su porcentaje.

15 (% respecto coste medio de la línea)

Variación del coste medio de mantenimiento por km de coste por km del vía de mantenimiento Variación medio 5

0 Aparatos de Túneles Viaductos y Puentes y Pasos Pontones Marcos Alcantarillas Tubo o sifón vía transiciones transiciones inferiores NOTA: Los resultados referentes a los marcos son poco representativos, al tener poca presencia a lo largo de la línea, todos ellos concentrados en el tramo de Calatrava

§ 1.126 Estas diferencias en el ahorro del coste medio de mantenimiento de vía constituyen un factor a tener en cuenta al analizar las posibles implicaciones económicas que tiene el aumento o la reducción de la presencia de las tipologías.

§ 1.127 En efecto, la longitud de no todas las tipologías estructurales de una línea de alta velocidad se puede reducir o aumentar de la misma forma. Así, por ejemplo, si bien la eliminación de los aparatos de vía supone una acción muy efectiva en la reducción de los costes medios de mantenimiento de vía, esta medida no se puede llevar a cabo al extremo por ser los desvíos elementos necesarios para la normal explotación de la línea.

§ 1.128 La presencia de otros elementos, en cambio, podría reducirse de forma importante, pudiéndose alcanzar sus máximos valores de ahorro de coste, como es el caso de los viaductos o los puentes al reducir la cota de la línea ferroviaria. Sin embargo, en este caso la reducción de la longitud de dichas tipologías estructurales supone el aumento de la presencia de otras tipologías, como podrían ser los túneles para la adecuación de la línea al mismo terreno. Como se ha observado, es ese supuesto, tanto la reducción de los puentes o los viaductos como el aumento de túneles favorecen la reducción del coste medio de mantenimiento de vía y podría ser una medida efectiva para el ahorro económico.

§ 1.129 Finalmente, un escenario susceptible de análisis es aquel en el cual se combina la reducción o aumento de la presencia de las diferentes obras de fábrica con variaciones brucas de la rigidez vertical de la vía. En este sentido, dichas obras de fábrica incluyen las transiciones de puentes, las transiciones de viaductos y las pequeñas obras de fábrica, como los pasos inferiores, los pontones, los marcos, las alcantarillas y los tubos o sifones.

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§ 1.130 En la Tabla 1.2.5, se recogen las relaciones de cada una de estas obras de fábrica respecto al coste medio de mantenimiento de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla. Asimismo, se incluye el resultado correspondiente al coste de mantenimiento en esta misma línea al variar la longitud de todos los tramos con dichas obras de fábrica respecto el coste medio de mantenimiento de la misma.

Tabla 1.2.5: Relación de costes al variar la longitud de cada tipología estructural con variación de rigidez vertical de la vía en relación al coste medio de mantenimiento de la línea de alta velocidad Madrid - Sevilla. Fuente: Elaboración propia.

Longitud (km) en la 0% de su longitud 200% de su longitud

LAV Madrid - Sevilla avc avv avc avv Transiciones de 1,81 98,44 96,74 101,56 103,26 viaducto Transiciones de 1,53 100,12 99,71 99,88 100,29 puente Pasos inferiores 2,59 99,62 97,61 100,38 102,39 Pontones 4,38 99,87 97,05 100,13 102,95 Marcos* 0,27 100,01 99,97 99,99 100,03 Alcantarillas 1,47 98,82 98,98 101,18 101,02 Tubo o sifón 15,48 99,32 95,11 100,68 104,89 Tramos con variaciones de 27,53 96,20 85,17 103,80 114,83 rigidez

* Los resultados referentes a los marcos son poco representativos, al tener poca presencia a lo largo de la línea, todos ellos concentrados en el tramo de Calatrava

§ 1.131 Como se puede ver en la tabla, la reducción de la presencia de las obras de fábrica con variaciones bruscas de rigidez de la vía supone una disminución del coste medio de mantenimiento de la línea, siendo para el caso de la infraestructura de vía de cerca de un 15% el posible ahorro máximo al eliminar totalmente las variaciones de rigidez vertical existentes.

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1.3 Síntesis y conclusiones

§ 1.132 El objetivo principal del presente documento se centra en la evaluación del impacto económico asociado a las variaciones de rigidez vertical de la vía. Para ello, se ha caracterizado un caso de estudio para la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla y se ha llevado a cabo un análisis de la influencia en los costes de mantenimiento de aquellos elementos de la línea que introducen dichas variaciones.

§ 1.133 En primer lugar, se han definido las variaciones de rigidez vertical de la vía que tienen lugar en las diferentes tipologías estructurales consideradas de la línea Madrid – Sevilla. En segundo lugar, se ha analizado la influencia relativa de cada una de ellas en el deterioro de vía de la línea. Finalmente, se ha determinado el ahorro en el coste medio de mantenimiento de vía que supone la reducción o aumento de la presencia de cada tipología en esa misma línea. Se debe tener en cuenta que los valores de ahorro máximo corresponden a la cota superior de un rango muy amplio de valores.

§ 1.134 Los principales resultados obtenidos se resumen en la Tabla 1.3.1 para el caso de los aparatos de vía y las grandes obras de fábrica y en la Tabla 1.3.2 para las pequeñas obras de fábrica.

Tabla 1.3.1: Principales resultados de los análisis realizados para los aparatos de vía y las grandes obras de fábrica de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla.

Variaciones de la rigidez Ahorro en los costes de Deterioro de la vía vertical de la vía mantenimiento de vía Elevada variación de la Gran influencia en el Elevado ahorro al rigidez vertical de la vía, deterioro de la disminuir su presencia en sobretodo en el corazón superestructura de vía la línea

vía del desvío Deterioro 16 veces mayor Ahorro máximo posible que los tramos sin superior a 1.130 €/km de Aparatos de Aparatos tipologías estructurales vía al eliminar los desvíos Variación de rigidez no No tiene influencia Ahorro al aumentar su destacable al haber negativa en el deterioro presencia en la línea plataforma rígida a lo de la vía Ahorro máximo del orden largo de los túneles Menor deterioro de vía de 90 €/km de vía al

Túneles respecto a los tramos sin duplicar la longitud tipologías estructurales Elevada variación de la Gran influencia en el Elevado ahorro al rigidez vertical de la vía, deterioro de la vía, disminuir su presencia sobretodo en las zonas sobretodo en la Ahorro máximo del orden de transición, infraestructura de 140 €/km de vía al especialmente junto al Deterioro 11 veces mayor eliminar los viaductos y estribo en transición de viaducto sus transiciones Viaductos y Viaductos transiciones transiciones que en tramos sin tipologías estructurales Elevada variación de la Relativa influencia en el En la infraestructura, rigidez vertical de la vía, deterioro de la ahorro máximo de unos sobretodo en las zonas infraestructura de vía 20 €/km de vía al eliminar de transición Deterioro entre 1,7 y 2 los puentes y sus veces mayor que los transiciones tramos sin tipologías En la superestructura, Puentes y Puentes

transiciones transiciones estructurales ligero aumento del coste medio de la línea al disminuir su presencia

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Tabla 1.3.2: Principales resultados de los análisis realizados para las pequeñas obras de fábrica de la línea de alta velocidad Madrid – Sevilla.

Variaciones de la rigidez Ahorro en los costes de 2 Deterioro de la vía vertical de la vía mantenimiento de vía Existencia puntual de Elevada influencia en el Ahorro máximo del orden variación de la rigidez deterioro de la de 85 €/km de vía de vía vertical de la vía infraestructura de vía. al eliminar los pasos Deterioro 6 veces mayor inferiores Pasos

inferiores que los tramos sin tipologías estructurales Existencia puntual de Elevada influencia en el Ahorro máximo del orden variación de la rigidez deterioro de la de 105 €/km de vía al vertical de la vía infraestructura de vía. eliminar los pontones Deterioro 5 veces mayor

Pontones Pontones que los tramos sin tipologías estructurales Existencia puntual de Influencia relativa en el En la infraestructura, variación de la rigidez deterioro de la ahorro máximo de solo 1 vertical de la vía infraestructura de vía. €/km de vía al eliminar Deterioro un 60% mayor los marcos que en los tramos sin En la superestructura, Marcos tipologías estructurales ligero aumento del coste medio de la línea al disminuir su presencia Existencia puntual de Elevada influencia en el Ahorro relativo al variación de la rigidez deterioro de vía, mayor en disminuir su presencia vertical de la vía superestructura que en Ahorro máximo del orden infraestructura. de 40 €/km de vía al Deterioro 6,5 veces eliminar las alcantarillas mayor en superestructura y 5 veces mayor en Alcantarillas infraestructura que los tramos sin tipologías estructurales Existencia puntual de Cierta influencia en el Elevado ahorro al variación de la rigidez deterioro de la disminuir su presencia vertical de la vía infraestructura de vía. Ahorro máximo del orden Deterioro cerca de 3 de 175 €/km de vía al veces mayor que los eliminar los tubos o

Tubo o sifón Tubo o sifón tramos sin tipologías sifones estructurales

§ 1.135 Las conclusiones que se pueden extraer de los análisis realizados en el presente documento son las siguientes:

• La eliminación de la elevada variación de la rigidez vertical de la vía en los aparatos de vía podría suponer un elevado ahorro de los costes de mantenimiento de vía en la línea Madrid – Sevilla.

Efectivamente, la eliminación de los aparatos de vía en la línea Madrid – Sevilla puede llegar a suponer una reducción máxima de un tercio de los costes de mantenimiento de vía, sobretodo en relación a la superestructura. Sin embargo, se

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debe tener en cuenta que la eliminación total de estas tipologías estructurales no es posible al ser unas tipologías necesarias para la explotación normal de la línea.

• La reducción de las variaciones de la rigidez vertical de la vía en tramos con ciertas tipologías podría suponer un ahorro en los costes de mantenimiento de vía de la línea Madrid – Sevilla.

En el caso de estudio de la línea española se ha comprobado que la reducción de la presencia de las principales obras de fábrica supone ahorros de diferente magnitud en el coste de mantenimiento de vía, sobretodo en relación a la infraestructura de vía. Las tipologías cuya reducción aporta mayores ahorros son los viaductos, especialmente sus transiciones, los tubos o sifones, los pontones y los pasos inferiores.

• La reducción de la presencia de ciertas tipologías estructurales de la línea Madrid - Sevilla puede incluso llegar a ser desfavorable y suponer un aumento del coste medio.

En efecto, contrariamente a lo observado en el resto de tipologías estructurales, el aumento de la presencia de tramos en túnel en la línea supone una reducción del coste medio de mantenimiento de vía. Asimismo, si bien una mayor presencia de puentes supone una ligera reducción del coste de mantenimiento atendiendo al valor correspondiente a la aceleración vertical en la caja del vehículo, en el caso de la superestructura de vía ese aumento de su presencia puede ser ligeramente desfavorable.

• La combinación de acciones de reducción y aumento de la presencia de diferentes tipologías estructurales en la línea Madrid – Sevilla puede ser muy positiva para la reducción del coste medio de mantenimiento de vía.

La combinación de las diferentes acciones estudiadas de variación de la presencia de las tipologías estructurales de la línea es lineal, por lo que varias acciones favorables al ahorro, suponen un mayor ahorro. Asimismo, la combinación, por ejemplo, de una reducción de los puentes y los viaductos y un aumento de la longitud de túnel supondría un doble ahorro, al combinarse una disminución del coste debido a la reducción de la presencia de los puentes y viaductos y otra disminución del coste debido al aumento de la presencia de túnel.

• La eliminación de las variaciones de rigidez vertical de la vía en la línea Madrid – Sevilla puede suponoer un ahorro máximo de un 15% de los costes de mantenimiento de vía,

§ 1.136 Se debe tener en cuenta las conclusiones extraídas des caso de estudio estan relacionadas con la propia naturaleza de la línea y su generalización depende en gran medida de las características propias de la misma y de la frecuencia de aparición de las diferentes tipologías estructurales.

§ 1.137 Asimismo se debe destacar que las conclusiones aquí presentadas seran utilizadas para un futuro estudio económico que se llevará a cabo dentro del marco de la presente actividad 5 (Evaluación económica) del proyecto REVA – Reducción de las variaciones de la rigidez vertical de la vía.

§ 1.138 En conclusión, el caso de estudio analizado en el presente documento sugiere para los posteriores análisis el interés de centrar la atención en las tipologías estructurales que mayor influencia tienen en los costes medio de mantenimiento, como son los aparatos de vía, las transiciones de viaductos, algunas obras de fábrica como los tubos y sifones, los pasos inferiores y los pontones, así como también las tipologías cuya presencia es favorable al coste medio como es el caso de los túneles.

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